目前國內(nèi)使用的190mm單排孔混凝土砌塊墻，其熱阻值約為0.21(m2?K)/W,保溫隔熱性能僅相當(dāng)于150mm厚實(shí)心黏土磚墻，距節(jié)能墻體的要求有較大的差距[1]。因此，為了解決墻體保溫問題，空腔墻體應(yīng)運(yùn)而生。在北美、北歐等國家，將巖棉等輕質(zhì)材料夾于兩片墻體之間，并在內(nèi)、外葉墻體之間設(shè)置拉接筋，形成夾芯復(fù)合墻。我國北方地區(qū)通常的做法為外葉90mm厚自承重空心砌塊墻，內(nèi)葉為190mm厚承重砌塊墻，中間50mm-100mm空腔填充保溫材料（笨板等）[2]。
　　混凝土砌塊空腔墻體的抗震性能，一直是設(shè)計(jì)師所關(guān)注和擔(dān)心的。近幾年翟希梅、唐岱新[2、3]試驗(yàn)研究了空腔墻的抗震性能，試件尺寸為2000mmX1400mm。他們認(rèn)為空腔墻的內(nèi)、外葉墻之間由于拉筋的作用，在一定程度上能共同工作，使墻體的抗失穩(wěn)與抗倒塌能力增強(qiáng)；多遇地震作用下對(duì)10層配筋砌體（8度設(shè)防烈度）的時(shí)程分析結(jié)果表明，該結(jié)構(gòu)有良好的抗震性能。李宏男、張景緯[4]等用尺寸為2520mmX1500mm的墻體進(jìn)行抗震試驗(yàn)研究，認(rèn)為鋼筋拉接件的作用在于協(xié)調(diào)內(nèi)、外葉墻變形，為內(nèi)葉墻提供支撐，提高內(nèi)葉墻的承載能力；同時(shí)，鋼筋拉接件可有效地防止大變形情況下外葉墻的失穩(wěn)，并可防止已開裂的墻體在地震作用下脫落坍塌。
　　由于太大的墻體試驗(yàn)比較難做，以往對(duì)砌塊墻體所做的試驗(yàn)研究，多數(shù)是用了縮尺模型，本試驗(yàn)采用足尺實(shí)際大開間建筑底層墻體來研究砌塊空腔墻體的抗震性能，尋求內(nèi)、外葉墻之間更好的連接方式，希望能為砌塊建筑的設(shè)計(jì)提供試驗(yàn)數(shù)據(jù)，為進(jìn)一步的分析和推廣應(yīng)用提供技術(shù)依據(jù)。
　　2 試驗(yàn)概況
　　2.1 試件設(shè)計(jì)和施工
　　圖1 墻體形式圖
　　2片墻體具體形式見圖1，每處墻體均設(shè)置7根芯柱。為了保證試驗(yàn)的可靠性和真實(shí)性，試件采用實(shí)際墻體，尺寸為3000mmX2800mmX190mm，內(nèi)葉墻所用砌塊的基本尺寸為390mmX190mmX190mm，副塊尺寸為190mmX190mmX190mm，外葉墻所用砌塊的基本尺寸為390mmX190mmX190mm，副塊尺寸為190mmX190mmX90mm，均為北京金陽新建材有限公司生產(chǎn)的單排孔砌塊，強(qiáng)度等級(jí)為MU10；砌筑砂漿采用中國建材研究院生產(chǎn)的干拌專用砌筑砂漿，型號(hào)為DM10-P。O，按照使用說明，干拌砂漿加21%的水拌勻即可使用，砂漿標(biāo)號(hào)為Mb10。圈梁混凝土設(shè)計(jì)強(qiáng)度等級(jí)為C30，使用商品混凝土；芯柱混凝土設(shè)計(jì)強(qiáng)度等級(jí)是C20，橫截面尺寸約為140mmX130mm，采用自拌混凝土。芯柱配筋為Ф12，拉接筋為Ф8，鋼絲網(wǎng)片為Ф4冷拔鋼絲。芯柱鋼筋深入圈梁并與圈梁鋼筋綁扎連接。
　　試驗(yàn)墻體均按一般施工條件加工制作和砌筑，所有墻體的砌筑均由同一班工人完成，墻體砌筑完畢養(yǎng)護(hù)5d后澆注芯柱和圈梁混凝土。為防止?jié)沧⒒炷習(xí)r漏漿，對(duì)圈梁模板采取了穿梁螺栓緊固的措施。W-1墻片用專門加工的拉接鋼筋連接內(nèi)、外葉墻，施工昔每砌完兩皮，安放拉接筋。拉接筋插入外葉墻的中間孔洞后用砂漿填滿，并適當(dāng)搗幾下使砂漿飽滿，內(nèi)葉墻的拉接筋在沒有芯柱的孔洞中用一些廢棄物等漿孔洞堵死防止漏漿，再用C20自拌混凝土填實(shí)孔洞不用填實(shí)，澆注芯柱混凝土?xí)r自填實(shí)。拉接筋砌筑如圖2所示。完成后的墻體在試驗(yàn)室條件下進(jìn)行自然養(yǎng)護(hù)，養(yǎng)護(hù)齡期為28天。W-2墻片的內(nèi)、外葉墻用水平鋼絲網(wǎng)片連接。
　　圖3是W-2墻體鋼筋及芯柱測(cè)點(diǎn)布置圖，拉接筋的測(cè)點(diǎn)布置如圖4所示，試件的主要參數(shù)見表1。
　　表 1 試件的主要參數(shù)
　　試件編號(hào)
　　類型
　　試件尺寸(mm)
　　豎向壓應(yīng)力(MPa)
　　芯柱截面(mm)
　　W-1
　　每?jī)善び娩摻钸B接
　　3000*2800
　　0.9
　　140*130
　　W-2
　　每?jī)善ぜ铀戒摻z網(wǎng)
　　3000*2800
　　0.9
　　140*130
　　2.2 試驗(yàn)方案和加載制度
　　墻片加載如圖5所示。試件就位固定好以后，首先在墻片單元加載梁上面用兩個(gè)豎向壓力千斤頂，并通過分配梁施加恒定四點(diǎn)集中垂起碼荷載。該試驗(yàn)墻體模擬的是7層樓房底層承重墻，豎向荷載經(jīng)實(shí)際計(jì)算取0.9MPa，然后在墻片單元上端加載梁的豎向中間位置，用拉壓千斤頂施加低周反復(fù)水平荷載。垂直千斤頂和反力大梁之間用滾軸裝置連接。試驗(yàn)中分兩個(gè)階段施加水平荷載：首先按荷載控制，以100kN為級(jí)差遞增加載,每級(jí)荷載循環(huán)一次直至試件出現(xiàn)第一條微裂縫，然后改用25kN為荷載級(jí)差遞增加載，直到試件接近極限荷載為止。之后按位移控制，變形值取開裂時(shí)試件頂點(diǎn)的最大位移值為基準(zhǔn)，以該位移值的整倍數(shù)為級(jí)差控制加載，至水平荷載下降到85%極限荷載時(shí)結(jié)束試驗(yàn)。
　　2.3 測(cè)點(diǎn)布置
　　在墻片頂部加載梁的中部?jī)蓚?cè)分別固定兩節(jié)向外突出的鋼筋，在墻體底部?jī)蓚?cè)四個(gè)角部，分別固定兩個(gè)大位移計(jì)和兩個(gè)小位移計(jì)，這四個(gè)位移計(jì)用鋼絲和墻片頂部外突的鋼筋連接并繃緊，通過角度換算測(cè)得墻片頂端中部與底座之間的相對(duì)位移，這樣避開加載時(shí)底座位移的影響。大位移計(jì)和小位移計(jì)量程分別為±100mm和±50mm，并在加載過程中監(jiān)測(cè)墻片兩側(cè)位移計(jì)差值變化，以調(diào)整水平加載點(diǎn)位置，避免試件在加載過程中發(fā)生扭轉(zhuǎn)。墻片測(cè)點(diǎn)布置如圖3和圖4所示。
　　3 結(jié)果及分析
　　3.1 破壞形態(tài)描述
　　試件在開裂前可近似認(rèn)為試件處于彈性階段，荷載和位移基本呈線性關(guān)系。當(dāng)水平荷載（“正”表示推力，“負(fù)”表示拉力，以下同）加至極限承載力80%左右時(shí)，試件開始進(jìn)入彈塑性階段，荷載 和位移呈曲線變化，試件剛度明顯減小，裂縫逐漸向墻體兩角端發(fā)展，形成階梯踏步狀斜裂縫。達(dá)到極限荷載后，主裂縫貫通，裂縫增多，總體形狀為“X”形，呈剪切破壞形式。隨著位移的增加,承載力下降,裂縫更加明顯,破壞程度加劇,荷載下降至極限荷載85%以后,位移發(fā)展較快,部分砌塊已破碎,可以認(rèn)為試件喪失承載能力.下面再對(duì)2個(gè)墻片的破壞形式分別加以描述。
　　3.1.1 W-1墻片
　　墻體開裂前具有較大的剛度，側(cè)移很小，滯回曲線為直線，試件處于彈性階段；水平荷載達(dá)到350kN，內(nèi)、外葉墻根部最底層砂漿出現(xiàn)裂縫，力——變形曲線由近似的一條直線開始出現(xiàn)變曲，滯回環(huán)面積開始增大。隨著荷載的增加，直到荷載達(dá)到極限承載力480kN，墻體裂縫越來越多，并逐漸形成階梯狀。此后滯回環(huán)面積開始明顯增大，裂縫開始明顯發(fā)展；最終形成“X”形的斜裂縫，墻體破壞。破壞時(shí)墻體的裂縫數(shù)量較多，發(fā)展比較充分，部分砌塊也出現(xiàn)裂縫，墻體的角端45o剪切破壞比較明顯。外葉墻的破壞過程與內(nèi)葉墻差不多，墻體破壞時(shí)最終也是形成開“X”形的斜裂縫。但外葉墻裂縫發(fā)展比較集中，就是兩條主斜裂縫，砌塊本身沒有出現(xiàn)裂縫。整個(gè)加載過程中內(nèi)、外葉墻能成為一個(gè)整體而較好的共同工作。最終墻體破壞圖和滯回曲線如圖6-9所示。
　　3.1.2 W-2墻片
　　當(dāng)水平荷載加到350kN時(shí)，在內(nèi)葉墻體根部最底層砂漿部位開始出現(xiàn)水平方向微裂縫，隨后的一個(gè)循環(huán)在墻體右側(cè)同樣的部位也出現(xiàn)了微裂縫。荷載加到400kN時(shí)砌塊本身開始破裂，墻體有了水平方向的裂縫，形成了部分階梯狀。以后的循環(huán)裂縫在不斷的延伸和擴(kuò)展，并有新裂縫持續(xù)出現(xiàn)，滯回環(huán)面積不斷加大，達(dá)到極限承載力460kN時(shí)形成了貫通的“X”形斜裂縫，隨后的一個(gè)循環(huán)墻體承載力迅速下降，位移急劇增加，可認(rèn)為墻體失去承載力。外葉墻在開裂后沿墻體的根部最底層砂漿出現(xiàn)水平通縫，以后的幾個(gè)循環(huán)裂縫在原來的基礎(chǔ)上不斷加寬，并沒有出現(xiàn)新的裂縫，當(dāng)加載至極限荷載460kN時(shí)在第4皮灰縫出現(xiàn)一條較寬的裂縫，裂縫沿水平方向發(fā)展2m后沿階梯狀直到墻體根部。隨后的一個(gè)循環(huán)，形成了“X”形的斜裂縫，出現(xiàn)兩條45o方向斜裂縫。從破壞過程看這片墻的整體性沒有W-1墻片好。最終墻體破壞圖和滯回曲線如圖10-13所示。
　　3.2 承載力與延性
　　表2 試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比
　　編號(hào)
　　試件尺寸
　　邊框
　　拉筋情況
　　豎向力(MPa）
　　開裂荷載Fc(kN)
　　極限荷載Fu(kN)
　　文獻(xiàn)[5]
　　計(jì)算(kN)
　　Δ
　　(mm)
　　Δc/h
　　Δu
　　(mm)
　　Δc/h
　　μ
　　W-1
　　3000*2800
　　芯柱
　　鋼筋
　　0.9
　　352
　　457
　　283
　　0.76
　　1/3684
　　8.06
　　1/347
　　10.6
　　W-2
　　3000*2800
　　芯柱
　　鋼絲網(wǎng)片
　　0.9
　　350
　　447
　　305
　　0.77
　　1/3636
　　5.15
　　1/544
　　6.7
　　XQK-5
　　2000*1400
　　芯柱
　　400*500
　　0.5
　　221
　　277
　　231
　　0.46
　　1/3043
　　1.15
　　1/1217
　　2.5
　　XQK-1
　　2000*1400
　　構(gòu)造柱
　　400*500
　　0.5
　　300
　　331
　　--
　　0.48
　　1/2917
　　1.19
　　1/1176
　　2.5
　　注：XQK-1，系指文獻(xiàn)[2]中的試驗(yàn)墻片編號(hào)。
　　表2中，F(xiàn)c為試件開裂水平荷載，均指首次加載開裂時(shí)的荷載；Fu為試件極限荷載。因?yàn)樵嚰茐闹澳┏霈F(xiàn)平面外扭曲現(xiàn)象，其正兩個(gè)方向的開裂荷載比較接近。表中Fu取了正負(fù)兩向(絕對(duì)值)的均值。Δc為與Fu取了正負(fù)兩向（絕對(duì)值）的均值。Δc為與Fu對(duì)應(yīng)的開裂位移，Δc/h為墻片的開裂位移角；Δu為與極限荷載Fu對(duì)應(yīng)的位移，Δu/h為墻片的極限位移角；μ=Δu/Δc是墻片的延性系數(shù)，它是反映墻片變形能力和安全儲(chǔ)備的主要參數(shù)之一。表中列出了正負(fù)兩向延性系數(shù)的均值。
　　從表中看出兩墻片的開裂荷載基本一樣，W-1比W-2極限荷載高10kN，但延性系數(shù)約高58.6%，說明新的拉接筋連接內(nèi)、外葉墻的效果比用鋼絲網(wǎng)片更好，可以有效地提高墻體的延性。承載力也有所加強(qiáng)，整體性更好。墻片的開裂位移只有0.7mm多，即墻片在有較小的變形后就會(huì)開裂，但此時(shí)墻體并沒有達(dá)到其極限強(qiáng)度。為了減小墻體的水平側(cè)移，可以在墻體兩端設(shè)構(gòu)造柱，通過提高墻體的剛度抑制墻體的開裂。試驗(yàn)中墻體的延性系數(shù)比國內(nèi)一些砌塊縮尺模型試驗(yàn)要高一些，主要原因是試驗(yàn)手忙腳亂試件是實(shí)際尺寸的墻體，它的極限位移比縮尺模型試驗(yàn)測(cè)得的數(shù)據(jù)要大許多，而開裂位移卻差不多，由此看來，縮尺墻片試驗(yàn)有可能低估墻體的延性。
　　3.3 試件剛度退化曲線
　　試件的剛度可用割線剛度來表示，割線剛度應(yīng)按下式計(jì)算：
　　式中：Fi—第i次峰點(diǎn)水平荷載值
　　Xi—第i次峰點(diǎn)水平位移
　　從圖14墻體的剛度退化曲線看出墻片的初始剛度均較大，隨著墻片水平位移的增加而逐步退化，剛度退化趨勢(shì)大致相同。墻片在開裂前基本處于彈性狀態(tài)，由于加載過程中墻片出現(xiàn)少量的微裂縫使得剛度退化較緩慢；墻片在開裂后剛度迅速退化，當(dāng)墻片的裂縫貫通后剛度退化比較緩慢而且趨于穩(wěn)定。退化階段比較長(zhǎng)，說明墻片有足夠的變形發(fā)展時(shí)間，不會(huì)發(fā)生突然倒塌。
　　從圖14剛度退化曲線可以看到復(fù)合墻的內(nèi)外葉墻變形基本一致，因此可以對(duì)曲線進(jìn)行數(shù)據(jù)擬合。用數(shù)據(jù)分析軟件Origin7.5進(jìn)行非線性最小平方擬合K=1/(a+bΔ), Δ為墻片頂點(diǎn)水平位移，擬合后的剛度退化曲線公式為：
　　K=1/(0.00081+0.002Δ) (2)
　　3.4 骨架曲線的對(duì)比分析
　　在低周反復(fù)荷載試驗(yàn)中，如果把每一級(jí)荷載或位移下的滯回曲線峰值點(diǎn)連接起來，就得到骨架曲線。骨架曲線能反映墻體的關(guān)鍵力學(xué)特征，如試件的開裂強(qiáng)度(對(duì)應(yīng)于開裂荷載)、極限強(qiáng)度(對(duì)應(yīng)于極限荷載)等。圖15中可以看出：在加載的初始階段，力—位移基本是直線關(guān)系，試件處于彈性階段；墻體在開裂后，曲線的斜率明顯減小、偏離力軸，墻體進(jìn)入彈塑性階段，隨著荷載的增大，墻體側(cè)移加大。曲線的下降段長(zhǎng)而平緩，荷載退化比較緩慢，說明墻體有良好的延性；隨著荷載的增加，裂縫發(fā)展也比較緩慢，墻體變形能力相對(duì)較好。值得注意的是，圖15中骨架曲線對(duì)于坐標(biāo)原點(diǎn)是不完全對(duì)稱的，這與復(fù)合墻體的拉構(gòu)造有密切關(guān)系。盡管推、拉時(shí)的初始剛度差別不是很大，但屈服特征和極限變形還是有較大差異的。當(dāng)一個(gè)方向發(fā)生大變形破壞以后，另一個(gè)方向的極限位移就難以測(cè)量了。
　　3.5 鋼筋應(yīng)力分析
　　圖16和圖17給出了測(cè)點(diǎn)A、B、C、D、E上的鋼筋應(yīng)變，測(cè)點(diǎn)位置見圖3、圖4，其中C、D、E都是墻體第6皮磚縫處的應(yīng)變?？梢钥闯鰤ζ_裂前鋼筋的應(yīng)變變化幅度比較小，荷載主要由砌塊和砂漿承受，墻體開裂后鋼筋的應(yīng)變?cè)絹碓酱?，承受的荷載也就越來越大，在墻體破壞時(shí)，芯柱鋼筋的應(yīng)變達(dá)到1911，拉接筋個(gè)別已經(jīng)屈服，充分發(fā)揮了鋼筋的作用。上下端A、B兩個(gè)測(cè)點(diǎn)的鋼筋應(yīng)變方向是相反的，A點(diǎn)的應(yīng)變要比B點(diǎn)大一些，這是因?yàn)榛A(chǔ)梁的剛度大于頂梁，使A點(diǎn)處的鋼筋承擔(dān)更大的軸力。
　　圖17表明：W-2墻片鋼筋變化趨勢(shì)與W-1大致相同，墻片開裂后，鋼筋發(fā)揮的作用越來越大。而鋼絲網(wǎng)片的應(yīng)變最大就是1170，遠(yuǎn)比W-1拉接筋小，而且外葉墻內(nèi)的鋼絲(曲線F)基本變化比較小，說明內(nèi)、外葉墻變形還是有不協(xié)調(diào)的趨勢(shì)，外葉墻并沒有承受較大的荷載，這與目前的承載力設(shè)計(jì)僅考慮內(nèi)葉墻承重也是相符的。從圖16、圖17得到墻體開裂前變形小，拉接筋應(yīng)變也就較小，內(nèi)、外葉墻由圈梁連接而共同工作，隨著荷載的加大，內(nèi)、外葉墻變形開始不協(xié)調(diào)，這樣，拉接筋逐步起到協(xié)調(diào)作用，特別是裂縫較大時(shí)，保證墻體變形一致，共同工作。比較圖16和圖17中的實(shí)測(cè)曲線，W-1墻片中的拉接鋼筋在受拉和受壓時(shí)都能起作用，盡管受拉時(shí)的應(yīng)變大于受壓時(shí)的值；W-2墻片中的鋼筋則只在受壓時(shí)才起作用。拉接鋼筋在拉壓狀態(tài)下的不同作用，可能是是導(dǎo)致圖15是骨架曲線不對(duì)稱的重要原因。
　　4 對(duì)比分析
　　為對(duì)混凝土砌塊空腔墻體抗震性能作更詳細(xì)的分析，參考不同的試驗(yàn)數(shù)據(jù)列于表2。其中墻片XQK-1、XQK-5是引用文獻(xiàn)[2]的試驗(yàn)結(jié)果，這2個(gè)試驗(yàn)均采用了小墻片，嚴(yán)格意義上并不是1/2的縮尺模型。表2中的數(shù)據(jù)均是試驗(yàn)實(shí)際測(cè)得的，數(shù)據(jù)雖然有較大的離散性，但也能說明一些問題。
　　4.1 強(qiáng)度分析
　　設(shè)置芯柱的墻體在垂直壓力和側(cè)向力共同作用下，呈剪切摩擦破壞。芯柱在墻體中發(fā)揮銷鍵作用，阻止和延緩裂縫的發(fā)展和貫通，使墻體的裂縫更分散，從而減輕了墻體在反復(fù)荷載作用下的破壞程度，也就提高了墻體的開裂荷載與極限荷載。鑒于目前國內(nèi)施工質(zhì)量難于控制的情況，邊框可以優(yōu)先考慮使用構(gòu)造柱，在墻體中分散布置芯柱增加墻體的抗剪性能，充分發(fā)揮構(gòu)造柱和芯柱各自的優(yōu)勢(shì)，增加墻體的抗震性能。
　　參照文獻(xiàn)[2]計(jì)算墻體的受剪承載力見表2，其中墻片XQK-5芯柱按C20混凝土、砌塊MU10、砂漿Mb10計(jì)算。大墻片的開裂荷載均大于計(jì)算的荷載值，墻片XQK-5略小于計(jì)算值，極限荷載均大于計(jì)算值。極限荷載與計(jì)算的比值分別是1.61、1.46、1.20，可以說明墻體是偏于安全的。這3片墻的結(jié)構(gòu)形式比較接近，雖然小墻片試驗(yàn)可以說明問題，但有條件時(shí)最好做大尺寸墻片試驗(yàn)，這樣更能準(zhǔn)確的說明墻體的實(shí)際情況。
　　4.2 變形分析
　　從表2實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)中可以看到墻體的開裂位移一般不到1mm，此時(shí)墻體尚末達(dá)到極限承載力。這些裂縫不會(huì)使墻體承載力下降很多，也不影響墻體正常工作。本文中的試驗(yàn)由于采用了實(shí)際尺寸的大墻片試件，測(cè)得的極限位移要比小尺寸模型試驗(yàn)大，而開裂位移與小尺寸模型試驗(yàn)測(cè)得的數(shù)據(jù)差不多，因此測(cè)得的墻體延性比較大。墻體開裂后有較大的延性，說明墻體的抗震性能比較好，有較高的安全儲(chǔ)備，對(duì)于墻體過早出現(xiàn)的微裂縫，不會(huì)引起墻體承載力的明顯下降。試驗(yàn)中所加豎向力的大小對(duì)墻體的承載力、變形能力、抗震性能有較大影響，因?yàn)樨Q向力可以約束墻體的豎向變形，限制墻體豎向位移的發(fā)展，在豎向力的作用下，墻體的幾何剛度增加，所有墻體的水平承載力在一定程序內(nèi)隨著豎向力的增加有所提高。
　　大墻體大變形時(shí)，外葉墻有外閃的趨勢(shì)，因此拉接筋起到協(xié)調(diào)內(nèi)、外葉墻變形的作用，使墻體的整體性加強(qiáng)，防止外葉墻失穩(wěn)，保證已開裂墻體不致脫落、倒塌。拉接筋對(duì)改善墻體的變形能力，提高墻體的承載力，限制墻體的開裂，作用并不大。
　　5 結(jié)論
　　通過對(duì)不同連接形式的混凝土砌塊空腔墻片的試驗(yàn)分析和對(duì)比研究，可以得到如下結(jié)論：
　　1)芯柱約束混凝土砌塊空腔墻體具有良好的承載能力和延性,墻體變形能力強(qiáng),抗震性能較好。
　　2)墻體的初始剛度均較大，隨著墻體水平位移的增加而逐步退化，剛度退化趨勢(shì)大致相同。墻體裂縫貫通后變形的發(fā)展比較緩慢，在單調(diào)力作用下尚能維持一段時(shí)間。
　　3)混凝土砌塊空腔墻體比較容易開裂，墻體尚末達(dá)到極限強(qiáng)度，裂縫比較小，不會(huì)影響墻體正常的承載力。
　　4)拉接筋的協(xié)調(diào)變形作用使混凝土砌塊空腔墻體整體性較好，內(nèi)、外葉墻基本上能較好的協(xié)同工作，從而能防止墻體大變形時(shí)外葉墻失穩(wěn)倒塌。
　　5)鋼筋連接內(nèi)、外葉墻比用鋼絲網(wǎng)片連接其延性有較大的提高，承載力也有所增強(qiáng)，內(nèi)、外葉墻能更好的協(xié)同工作，整體性相對(duì)更好一些，但其施工更麻煩一些。在實(shí)際工程中，拉接筋可僅在芯柱處設(shè)置，施工時(shí)可用砂漿將外葉墻內(nèi)的拉接筋固定就行，內(nèi)葉墻內(nèi)的拉接筋在澆注芯柱混凝土?xí)r自然就固定好了。
　　6)芯柱和構(gòu)造柱都能在一事實(shí)上程度上提高墻體的承載力.必要時(shí)還可以將構(gòu)造柱與芯柱共同使用,這樣墻體的承載力及抗震性能將大大提高,而且內(nèi)、外葉墻之間的整體性也將有所增強(qiáng)。
　　7)本試驗(yàn)墻體實(shí)際測(cè)的水平力與文獻(xiàn)[5]計(jì)算值比值都大于1.4，這說明采用規(guī)范值是偏于安全的，當(dāng)然這是在試驗(yàn)條件下得到的結(jié)果，比現(xiàn)場(chǎng)的施工條件要優(yōu)越一些。
　　8)小墻片試驗(yàn)也能反映墻體抗側(cè)力能力，但是在條件許可時(shí)建議盡量做大墻片試驗(yàn)，使試驗(yàn)結(jié)果更吻合實(shí)際情況。