外套整體式加固砌體結構抗震性能試驗研究

王嘯霆，陳 曦，王 濤，潘 鵬，李文峰，苗啟松

(1.中國地震局工程力學研究所，中國地震局地震工程與工程振動重點實驗室，黑龍江，哈爾濱 150080；2.北京市建筑設計研究院有限公司，北京 100045；3.清華大學土木工程系，北京 100084)

北京地區目前存留的約5000 萬平方米砌體結構多層住宅主要采用北京市建筑設計研究院有限公司編制的73 年乙系列、76 年1 類等住宅標準圖進行設計，此類標準結構多為采用橫墻承重方案的非約束砌體結構，不能滿足現行抗震設防要求。

由于砌體結構縱墻常被視為非承重墻，厚度較薄，開洞較多，在水平地震作用下更易受損。劉岸雄等[1]對汶川地震后都江堰市的砌體結構開展了震害調查，發現由于縱墻開洞多、缺少構造柱、以及預制樓屋蓋缺少有效錨固，導致了多層砌體結構教學樓的倒塌。王威等[2]在總結砌體結構在汶川地震中的震害經驗時指出，非承重縱墻出現交叉斜裂縫或者貫穿的X 型裂縫是普遍現象，裂縫集中在窗間墻和窗下墻位置，裂縫寬度一般超過1 mm；破壞時砂漿松動、墻體壓酥；由于連接鋼筋有限，預制樓板易發生倒懸、掉落等嚴重破壞。曲哲等[3]在對蘆山地震中砌體結構震害調研后指出，在中低烈度區，縱墻窗間墻交叉裂縫的表面寬度不超過3 mm，多處于輕微或中等損傷，對結構整體安全不構成威脅；而在高烈度區，縱橫墻都會出現嚴重破壞，甚至引起局部倒塌；預制板樓蓋對結構整體性的貢獻非常有限。

目前，針對多層砌體結構的整體抗震加固方法主要有以下幾種：外加圈梁-鋼筋混凝土柱加固法[4]、水泥砂漿和鋼筋網砂漿面層加固法[5]、高延性混凝土面層加固法[6]、鋼絞線網-聚合物砂漿面層加固法[7]、板墻加固法[8]、基礎隔震加固法[9]、鋼板條帶加固法[10]等。上述方法在實施過程中多存在以下問題：施工周期長、需入戶施工，對住戶生活影響顯著，增加了經濟和社會負擔；需要較大的施工場地，影響社區正常運轉；現場濕作業較多，施工質量控制難度大，部分方法高消耗、低環保。針對北京中心城區老舊住宅加固的特殊需求：1)盡量避免入戶施工；2)適量增加房屋套內使用面積；3)減少現場濕作業量、節能減排，本文提出了裝配式RC 外套加固方案。

本文以足尺試驗模型制作為基礎，梳理外套加固技術的工藝流程；重點介紹縱墻加載方向的試驗現象和分析結果，并采用基于變形的性能評估方法對試驗模型縱墻方向在震前和震后的抗側性能進行評估。

1 試驗模型設計

加固目標工程為北京市朝陽區的某5 層磚混結構居民樓，縱向非承重外墻為370 mm 磚墻，橫向承重墻和縱向內隔墻均為240 mm 磚墻，首、三層設有加筋磚圈梁，無RC 圈梁構造柱，其典型開間如圖1 所示。建筑服役時間臨近設計使用壽命，材料已出現不同程度的劣化。依據《建筑抗震鑒定標準》(GB 50023-2009)[11]判定為后續使用年限30 年的A 類磚混結構，抗震性能不滿足規范要求。

圖1 典型老舊砌體住宅平面圖/mmFig.1 Layout of typical old residential masonry building

采用外套加固的五層足尺磚砌體結構模型的平面布置如圖2 所示，其中X向為縱墻方向。試驗體首層層高3.0 m，其余各層均2.8 m。第一、三層設置配筋磚圈梁，第五層設置現澆混凝土圈梁。B、C、D 軸縱墻的開洞率分別為32%、23%和40%。

圖2 試驗模型平面圖/mmFig.2 Layout of experimental model

砌體材料的強度等級依據實際工程現場實測結果確定：燒結普通磚強度為MU10，砂漿強度分別為M2.5(首層)、M1.8(二、三層)、M1.0(四、五層)和M5.0(加筋磚圈梁)。樓、屋蓋分別采用130 mm 和180 mm 厚的預制鋼筋混凝土空心板，板間縫隙采用C30 細石混凝土填實。

外套加固部分預制構件材料強度C30 普通混凝土；內置型鋼采用Q235B 級鋼材；水平、豎向分布筋、拉結鋼筋采用HRB335 級鋼筋；后澆帶及縱橫墻交接處混凝土構造柱采用C35 細石混凝土，板縫填充C30 級CSA 無縫自流平灌漿料。

2 預制墻片外套加固工藝

預制墻片外套加固是一種整體加固策略，通過在原結構的外圍設置混凝土墻體，構成鋼筋混凝土外套，數值模擬結果說明此方案可以有效轉移大部分地震作用至加固結構部分[12]。

如圖2 所示，外套加固墻板包括3 種類型，分別為縱墻方向的鋼筋混凝土貼墻墻片[13]、橫墻方向的鋼骨剪力墻[14]和鋼筋混凝土陽臺板，三者通過后澆帶組成一個“外套單元”，外套單元之間采用位于樓層后澆帶內的型鋼抗剪鍵進行連接，外套單元與原砌體結構則依靠后錨固化學植筋形成有效連接。屋蓋位置的鋼筋混凝土梁和各層樓板下側的對拉螺桿拉結兩側的外套單元，形成空間體系對原砌體結構形成整體外套約束。以足尺試驗模型的加固過程為基礎，外套加固方法的工藝流程可分解為6 個步驟。

2.1 作業面準備

拆除砌體住宅外墻外表面的裝飾、保溫等；檢查磚砌體墻現狀并做相應處理，例如圖3(a)中①所示剔除墻體中的松散砂漿后用水泥砂漿勾縫，避免后澆帶澆筑時灌漿料滲入室內。

圖3 外套整體式加固工藝流程Fig.3 Process of jacket-retrofitting technology

2.2 連接構造制作

外套單元與原砌體結構通過配筋后澆帶進行連接，須首先在砌體墻表面對應區域內均勻設置抗剪槽和化學錨筋。本模型加固過程中，依據原結構開間和層高，在每層外縱墻表面設置9 個抗剪槽，如圖3(a)中②所示。門洞上方抗剪槽尺寸為180 mm(長)×180 mm(寬)×120 mm(深)，并設置有4 根 6 的縱筋及 6@60 的箍筋，縱筋長度同抗剪槽深度，保護層厚度為18 mm。縱橫墻交接處抗剪槽尺寸為150 mm(長)×150 mm(寬)×30 mm(深)，槽內不設置鋼筋。結構每層縱向墻體外邊緣及縱橫墻交界處等間距進行化學植筋。植筋孔深度300 mm，間距600 mm，植筋孔內配置一根 10鋼筋，植入深度為300 mm，孔外預留100 mm。

2.3 外套單元吊裝、就位

吊裝預制混凝土墻板至預定位置，經垂直度校正后進行臨時定位。本模型加固時，利用實驗室橋式起重機，以單層單面墻的所有加固構件為基本單位，依次吊裝120 mm 厚鋼筋混凝土貼墻墻片、200 mm 厚鋼骨混凝土剪力墻和預制陽臺板。需要注意的是：1)貼墻墻片與原結構外墻外表面間預留20 mm 后澆灌漿縫，并采用有機條封堵(含上側，防止上部構件施工時雜物墜入影響連接質量，灌漿時局部打開)(圖3(a)③)；2)墻片下側預埋件與下層墻片頂面的預埋端板焊接，如圖3(a)③、④所示；3)為確保外套單元保持穩定，須在單元內設置適量臨時支撐，如圖3(a)⑤所示。

2.4 設置通長鋼拉桿

在外套單元水平后澆帶高度處，沿橫墻方向設置通長鋼拉桿。設置間距不宜超過《建筑抗震設計規范》(GB 50011-2010)對多層砌體房屋抗震橫墻間距的要求。本試驗中，鋼拉桿布置在1、4 軸線上，間距6 m。鋼拉桿兩端須伸入預制鋼骨剪力墻的后澆帶內不少于600 mm，并與預留型鋼焊接。最后旋緊鋼拉桿花籃螺栓，如圖3(a)⑥所示。

2.5 各層現澆作業

各層需進行現澆作業的區域主要包括：門洞上方的現澆鋼筋混凝土過梁(圖3(a)⑦)、預制構件之間的后澆帶(圖3(a)⑧)、外套單元與原結構之間的預留縫和構造柱(圖3(a)⑨)。所有預制構件側面的胡須筋在后澆帶內綁扎連接。過梁縱筋與貼墻墻片預留鋼筋綁扎連接。現澆順序為過梁、后澆帶、構造柱區域的混凝土和預留縫內的灌漿料。在本試驗中，過梁內配置4 層8 6 的縱筋和 6@90的箍筋。貼墻墻片間的后澆帶內沿縱墻方向布置2 根 12 通長鋼筋，縱筋之間用 8@200 的S 形單支箍相連，并與原砌體結構植筋以及鋼骨混凝土剪力墻外露胡須筋進行綁扎。鋼骨剪力墻間后澆帶內置4 8 的縱筋和 8@200 的箍筋。外套單元和原結構之間的構造柱內沿層高方向設置1 根 16通長縱筋。

2.6 頂部附加大梁澆筑

結構頂部設置現澆鋼筋混凝土連系梁，如圖3(a)⑩所示結構頂部設置現澆鋼筋混凝土梁5 層結構加固施工完畢后，現澆頂層混凝土大梁。梁底面距原砌體結構頂面200 mm，梁高700 mm，橫向與縱向梁體內均配置20 根直徑25 mm 的通長鋼筋，上下各5 根，其余在兩側均勻布置成腰筋，并配置4 8@150 的箍筋。每根橫向大梁預留2 個直徑為60 mm 的水平預應力孔道，每個孔道穿入5 束強度等級為1860 MPa、公稱直徑為15.2 mm的預應力鋼絞線，試驗前將預應力鋼絞線拉緊，防止加載過程中混凝土構件受拉。

3 試驗方案

本試驗在中國地震局工程力學研究所地震工程與工程振動實驗室進行。考慮試驗模型在縱向的高寬比遠超原型結構，為降低傾覆彎矩影響，在第三層頂板標高位置沿縱墻軸線布置3 臺±100 T及電液伺服作動器，如圖4 所示。

圖4 加載方式Fig.4 Loading setup

3.1 豎向荷載

為使試驗模型的墻體軸壓比與原型結構保持一致，根據《建筑結構荷載規范》(GB 50009-2012)[15]在各層樓(屋)蓋上(包含新增陽臺板區域)共計增加95 t 配重，試驗模型各層質量如表1 所示。

表1 試驗模型各層質量分布Table 1 Mass distribution of each story

3.2 擬動力加載方案

3.2.1 簡化動力模型

考慮加載點位于試驗體第三層頂板位置和實驗室加載能力，將試驗體簡化為單自由度體系(圖5)。模型一階振型的有效質量1Me由式(1)計算得到：

圖5 簡化動力學模型Fig.5 Simplified dynamic mass-spring model

式中：1β 為一階振型的模態參與系數；m為集中質量矩陣；1u為歸一化后的一階振型向量；1為單位向量。

試驗模型可近似看作多排連跨聯肢剪力墻，僅考慮墻體剪切剛度，窗間墻的抗側剛度為邊跨墻體的2.0 倍，如圖6 所示。實際上試驗體的配重質量為三個開間的完全配重，但剛度卻只有實際剛度的2/3。因此，考慮對試驗體的有效質量1Me進行1/3 折減，即356.35 t。

圖6 X 向試驗體簡化示意圖Fig.6 Simplified model of X-directional test structure

3.2.2 地震動選擇及PGA 調幅

《建筑工程抗震性態設計通則(試用)》[16]中推薦Ⅱ類場地上的短周期結構(0.0 s～0.50 s)，宜選用El-Centro 波作為結構的設計地震動。原砌體結構位于8 度抗震設防地區Ⅱ類場地，設防地震加速度峰值為0.20g。為使加固結構在后續使用年限(T1=30 a)內與原設計(T0=50 a)具有相同的概率保證，參考周錫元等[17]提出的簡化計算方法調整試驗用強震動記錄的加速度峰值，地震動調幅結果如表2 所示。為了全面檢驗加固效果，本試驗增加了加速度峰值0.40g的加載工況。

表2 試驗用地震動峰值加速度Table 2 Scaling of peak ground acceleration

3.3 加載履歷

本試驗共進行3 輪加載，第1 輪、3 輪為擬靜力加載，第2 輪為4 組擬動力加載，加載履歷如圖7所示(圖中省略各幅值動力加載結束后的自由振動過程)。擬靜力加載各幅值下循環3 次，以B、C、D 軸墻體在三層頂板位置發生相同的水平位移為控制條件。第1 輪擬靜力加載(SL-X-1 加載階段)的目的是測試相關儀器、設備的工作性能，獲取試驗體初始抗側剛度；第2 輪擬動力加載(SL-X-2加載階段)的目的是檢驗加固后試驗體在各級地震作用下的抗震性能及損傷程度；最后一輪擬靜力加載的目的是考察加固后試驗體縱向的極限抗側能力和破壞模式。

圖7 加載履歷Fig.7 Loading history

3.4 測量方案

在第1 層～3 層樓板位置，沿縱墻軸線方向共布設9 個拉線位移計，測量試驗模型的縱向側移，如圖8 所示。

圖8 測量方案Fig.8 Measurement scheme

4 試驗結果分析

加固前、后采用白噪聲激振法測定試驗模型縱墻方向第一振型的自振頻率分別為2.46 Hz 和3.88 Hz，加固后結構的剛度明顯提升。圖9 所示為擬靜力加載第1 階段的整體位移角-基底剪力滯回關系曲線，圖中整體位移角θ 和基底剪力V分別采用屈服位移角θy1和對應的屈服荷載Vy1進行歸一化處理。基于數值模擬結果[12]，采用“最遠點法”[18]確定加固結構的屈服位移角θy1=0.28%和屈服荷載Vy1=1505.79 kN。該階段試驗模型的最大位移幅值為0.5θy1，相應的最大基底剪力約為0.5Vy1。加固結構縱墻初始剛度為121.26 kN·mm-1(正向)和112.03 kN·mm-1(負向)。

圖9 SL-X-1 加載階段滯回曲線Fig.9 Hysteretic curves in longitudinal direction during the SL-X-1 loading phase

在該階段中，當整體位移達到9.0 mm(整體位移角θ=0.10%)時，首層PC 貼墻墻片出現水平裂縫，最大裂縫寬度為0.05 mm；當位移到達12 mm(整體位移角θ=0.14%)時，前述水平裂縫小幅延伸，未出現新的水平裂縫，首層PC 陽臺板底部后澆帶內出現微小裂縫，卸載后所有裂縫完全閉合。依據《建(構)筑物地震破壞等級劃分》(GB/T 24335-2009)[19]對裂縫程度的定義，上述裂縫屬于輕微裂縫和細微裂縫，對構件承載力不產生明顯影響。

4.1 不同強度地震作用下的抗震性能

圖10 給出了SD-X 加載階段試驗模型的整體位移角-基底剪力滯回曲線。試驗模型在不同強度地震作用下的累積滯回耗能隨時間變化情況則如圖11 所示。試驗模型的位移峰值響應、荷載峰值響應、累積滯回耗能峰值隨地震動加速度峰值變化的趨勢分別如圖12(a)～圖12(d)所示。圖10～圖12均采用屈服位移角θy1、屈服荷載Vy1和屈服耗能Ey1=(0.5θy1Vy1)進行歸一化處理。

圖10 縱向擬動力加載滯回曲線Fig.10 Hysteretic curves in longitudinal direction during the SD-X loading phase

圖11 試驗模型累積滯回耗能Fig.11 Hysteretic energy-dissipation of test model

圖12 試驗模型主要地震響應隨PGA 變化的趨勢Fig.12 Responses variation of test model corresponding to PGA

DL-X-1 加載階段：首、二層PC 貼墻墻板和PC 陽臺板已有裂縫重新張開，但并未延伸，也沒有新裂縫產生。加載結束后，裂縫完全閉合；原砌體結構墻體未出現裂縫。DL-X-2 加載階段：既有裂縫出現延伸，但延伸長度較小。DL-X-3 加載階段：門洞上方混凝土后澆帶沿冷縫出現寬度1.0 mm的裂縫。DL-X-4 加載階段：首、二層PC 貼墻墻片和PC 陽臺板上已有裂縫明顯延伸，部分裂縫長度達到1.0 m；C 軸磚墻沒有明顯裂縫。

圖13 所示為不同強度地震作用下，加固結構各層在正負方向上經歷的最大層間位移角。最大層間變形均發生在試驗模型第二層，分別為0.025% rad(0.0525g)、0.063% rad(0.15g)、0.126% rad(0.30g)和0.160% rad(0.40g)。對于加固后的結構模型，由于砌體結構部分承擔了大部分豎向荷載，是實現大震不倒設計目標的關鍵因素，因此，以表3所列國內外部分學者針對砌體結構層損傷狀態提出的層間位移角限值為依據，判斷加固結構所處的損傷狀態并判定其是否滿足預期的性能目標。其中，文獻[28]針對有圈梁無構造柱的磚砌體結構，更加適用于本文的無構造柱砌體結構。據此，可以判斷加固后的砌體結構在不同地震水準下分別處于完好、基本完好、輕微破壞和中等破壞狀態，滿足“小震不壞、中震可修、大震不倒”的三水準設防目標。

圖13 SD-X 加載階段層間位移角峰值Fig.13 Peak values of inter-story drift ratio in the SD-X loading phase

表3 砌體結構各損傷狀態對應層間位移角限值的比較Table 3 Comparison of inter-story drift angle limits associated with damage states of masonry structures

4.2 震后受損結構的性能評估

SL-X-2 加載階段：整體位移δ 達到9 mm(θ=0.10%)時，首層貼墻墻片的底部出現水平受彎裂縫(圖14(b))。整體位移δ達到80 mm(θ=0.93%)后，C 軸磚墻出現剪切斜裂縫。在此之前，原砌體結構部分未見裂縫開閉，可以推斷加固結構的塑性耗能主要由PC“外套單元”承擔；而在此之后，試驗體承載力開始下降，直至試驗結束。導致試驗模型最終失效的破壞主要集中于后澆帶冷縫位置：門洞上方后澆圈梁根部混凝土壓潰，部分圈梁的根部鋼筋露出(圖14(a))；首層預制鋼砼貼墻墻片與底部后澆帶之間形成水平貫通裂縫，后澆帶部分保護層混凝土剝落(圖14(b))；預制鋼砼陽臺板沿后澆帶截面形成通縫，削弱了PC“外套”的整體性(圖14(c))；C 軸砌體墻于2、3 軸間位置出現斜裂縫，豎向貫穿約12 皮磚(圖14(d))。

圖14 試驗模型損傷情況(SL-X-2 加載階段)Fig.14 Damage of test model (SL-X-2 loading phase)

圖15 為SL-X-2 加載階段的標準化滯回曲線，同樣根據“最遠點法”獲得試驗模型震后的屈服點，分別為(-0.46% rad，-1524.38 kN)和(0.41% rad，1550.36 kN)，與數值模擬結果相比，屈服荷載幾乎無變化，而屈服位移則增長為θy1的1.57 倍左右。震后試驗模型的峰值承載力為1816.76 kN(正向)、-1741.77 kN(負向)，僅約為數值模型的屈服承載力的1.15 倍，相比于數值模型的峰值承載力2174.77 kN，下降了約18.2%。

圖15 SL-X-2 加載階段滯回曲線和骨架線Fig.15 Hysteretic loops and envelop curve in the SL-X-2 loading phase

如圖16 所示，與SL-X-1 擬靜力加載階段相比，試驗模型的初始剛度發生顯著下降，降幅約為55%。與震前(SL-X-1 加載階段終點)相比，試驗模型在正、負向分別出現35.1%和29.3%的降幅。試驗模型在SL-X-1 和SL-X-2 擬靜力加載階段各幅值下的強度退化情況如圖17 所示，承載力下降幅度始終保持在7%以內，比較穩定。

圖16 SL-X-2 加載階段割線剛度退化Fig.16 The degradation of secant stiffness in the SL-X-2 loading phase

圖17 SL-X-2 加載階段承載力退化Fig.17 The degradation of bearing capacity in the SL-X-2 loading phase

結合表4 和圖18 所示的對比內容可以發現，震后加固試驗體的骨架線呈現出屈服點外移和峰值點內縮的趨勢，延性系數μ也由4.14 降低至約2.65。雖然模擬地震作用(SD-X 加載階段)未對結構造成嚴重破壞，但其性能依然出現全方位下降。

圖18 試驗模型與數值模型骨架線對比Fig.18 Comparison of envelop curves between test model and simulated model

表4 SL-X-2 加載階段力學特征Table 4 Mechanical characteristics of test model in the SL-X-2 loading phase

為量化試驗模型在震后(SD-X 擬動力加載階段)的整體抗側性能，以SL-X-2 正向加載的基底剪力-整體位移骨架曲線為基礎，采用ATC40[29]推薦的能力譜方法(Capacity Spectrum Method，CSM)估算震損試驗模型在各級地震作用下的整體變形峰值響應。

為此，將SL-X-2 正向加載骨架曲線轉化為能力譜曲線，并繪制在譜位移(Sd)-譜加速度(Sa)坐標系中。再將《建筑抗震設計規范》(GB 50011-2010)[30]提供的5%阻尼比反應譜轉化為彈性能力譜，以此為基礎，考慮需求譜曲線所包絡的能力譜曲線部分的塑性耗能性能，通過調整反應譜的等效粘滯阻尼比，獲得對應于不同強度地震作用的彈塑性需求譜曲線。如圖19 所示，能力譜曲線與彈塑性需求譜曲線的交點即為性能點，對應的譜位移分別為5.28 mm (0.0525g)、15.77 mm (0.15g)、26.63 mm (0.30g)和32.78 mm (0.40g)，據此估計震損試驗模型在不同強度地震作用下可能經歷的最大整體位移角分別為0.08% (0.0525g)、0.23%(0.15g)、0.39% (0.30g)和0.47% (0.40g)。可以發現，即使在PGA=0.4g地震作用下，震后的外套加固結構也只是剛剛進入屈服狀態。

圖19 能力-需求譜分析結果Fig.19 Results of capacity-demand spectrum analysis

目前尚未見關于加固后的鋼筋混凝土剪力墻-砌體混合結構在不同地震水準下的變形限值規定，可供參考的結構整體變形要求為表5 所列為《民用建筑可靠性鑒定標準》(GB 50292-2015)[31]中針對多層鋼筋混凝土結構房屋和砌體結構房屋頂點側移的規定。需要說明的是，對比文獻[30 -31]中多層鋼筋混凝土結構彈性/彈塑性層間位移角的限值可以發現，兩者對于結構在小震作用下的變形要求是基本一致的，而對于結構在大震作用下的變形，鑒定標準采用了更為嚴格的標準。總而言之，我國規范體系尚未給出適用判斷混合結構的變形限值標準。

表5 地震強度對應的頂點變形限值Table 5 Demands on roof deformation corresponding to earthquake fortification levels

其基本思路是依據表6 所示的譜位移特征點將結構損傷狀態劃分為完好、輕微破壞、中度破壞、嚴重破壞和完全破壞5 個等級。同時，提供相應的對數正態分布模型參數，進而獲取結構的易損性曲線和加權平均損傷指數DSm。將此方法應用于采用PC 墻板外套加固的砌體結構，得到如表6 所示的對數正態分布模型參數(分布模型的均值μ轉化為試驗模型頂點變形δ)。由此獲得適用于預估震損試驗模型性能水準的易損性曲線，如圖20所示。

圖20 震損試驗模型的易損性曲線Fig.20 Fragility curves of damaged test model

表6 對數正態分布模型參數Table 6 Parameters of lognormal distribution model

由此可知，當整體側移達到性能點時，震損加固結構處于不同損傷狀態的概率。如表7 所示，震損加固結構經歷小震和中震后，有90%以上的概率保持完好；經歷大震后，有60%以上的概率處于輕微破壞或完好狀態；而在經歷PGA=0.4g地震作用后，結構達到中度或嚴重破壞的概率增加，但仍有40%以上的概率處于更輕的損傷狀態中。總體而言，震損加固結構的抗震性能仍有充足的冗余度，可達到 “中震不壞、大震可修”的性能水準，超越現行“三水準”設防要求。

表7 性能點對應的各損傷狀態的發生概率Table 7 Probabilities for each damage states corresponding to performance characteristics associated with different earthquake fortification levels

5 結論

本文提出一種適用于城市核心區域老舊砌體結構住宅抗震加固、基于鋼筋混凝土剪力墻裝配技術的外套整體加固方法。為考察該加固技術的可操作性和抗震性能，對一棟5 層砌體結構住宅足尺模型實施了外套加固，并開展了多輪擬靜力和擬動力試驗加載。本文重點關注加固后砌體結構在縱墻方向的抗震性能，采用基于變形的性能化方法對加固模型在震前、震后的抗震能力進行了評估。主要結論如下：

(1)通過對足尺模型加固過程的梳理，提出砌體結構外套加固的標準工藝流程。該加固方案的優勢在于可避免入戶施工，提高加固方案的可實施性。其重點是確保三個層次(預制外套、砌體墻與預制RC 貼墻墻片、鋼拉桿與預制外套)的連接性能，實現加固結構的協同工作。結合試驗結果，發現該方法的實施難點在于控制預制墻片預埋件的加工精度和現場施工冷縫的質量。

(2)預制外套與原砌體結構縱墻主要通過后錨固進行連接，試驗過程中未見兩者出現明顯的相對滑動。加固結構的損傷發展和分布情況顯示外套加固部分始終發揮著塑性耗能作用，直至原砌體結構墻出現受剪破壞，豎向承載力受到明顯削弱。同時，需要注意的是，外套部分的損傷主要集中于后澆冷縫位置，尚須加強連接性能，改變外套部分在大變形下的破壞模式，使其更加接近現澆剪力墻的工作性能。

(3)采用外套加固后的砌體結構在縱墻方向具有很強的抗震能力，評估結果證明外套加固結構可以有效抵御地震作用。即使在遭遇超大震作用后，受損的加固結構依然可以抵御新一輪的超大震作用，并有較大概率仍然處于較低的損傷狀態，甚至可達“中震不壞、大震可修”的性能水準。