初明進(jìn)，熊賅博，劉繼良，李祥賓，曹春利

(1.北京建筑大學(xué)北京未來城市設(shè)計(jì)高精尖創(chuàng)新中心，北京 100044；2.大連理工大學(xué)土木工程學(xué)院，遼寧，大連 116024)

裝配式鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)具有建造質(zhì)量高、生產(chǎn)速度快、保護(hù)環(huán)境、節(jié)約資源等優(yōu)勢[1]，裝配整體式剪力墻結(jié)構(gòu)是廣泛使用的一種結(jié)構(gòu)形式[2]。

裝配整體式剪力墻接縫連接構(gòu)造是影響受力性能的重要因素，也是影響預(yù)制墻板制作、運(yùn)輸、安裝性能的關(guān)鍵因素[3-4]。灌漿套筒連接大板剪力墻豎向接縫處預(yù)制墻板伸出的連接鋼筋顯著降低生產(chǎn)效率，在運(yùn)輸、安裝過程中易發(fā)生碰撞變形[5]。軟索連接剪力墻[6]在制作、安裝階段“隱藏”連接筋提升了效率，不過豎向接縫整體性不足，一般用于多層建筑。疊合板剪力墻預(yù)制墻板不出筋，工業(yè)化程度較高，但是加工工藝要求較高[7]，后澆混凝土量超過50%，特別是新、舊混凝土結(jié)合面彌散在全墻面，對(duì)結(jié)構(gòu)整體性有不利影響。

初明進(jìn)[8]提出了橫向盲孔剪力墻結(jié)構(gòu)，其預(yù)制墻板設(shè)置豎向通孔和橫向不貫通孔以設(shè)置連接鋼筋。張微敬等[9-10]的研究表明，剪力墻受力性能良好，接縫整體性滿足要求；所采用的預(yù)制墻板構(gòu)造如圖1(a)，墻板除了設(shè)置豎向通孔和橫向不貫通孔外，側(cè)面還設(shè)有豎向凹槽，豎向接縫處后澆混凝土面積60%左右，顯著提升接縫整體性；但是其水平連接鋼筋伸入墻板橫向孔洞不小于1.0laE，并且墻板孔洞率接近50%，后澆混凝土量較大；此外豎向凹槽和大尺寸豎孔使新、舊混凝土結(jié)合面大大增加，對(duì)結(jié)構(gòu)整體性有不利影響。

圖1 橫向盲孔剪力墻的預(yù)制墻板Fig.1 Panels of precast shear wall with covert holes

為進(jìn)一步減少場內(nèi)工作量，方便鋼筋連接，通過改進(jìn)橫向盲孔剪力墻構(gòu)造，提出一種裝配整體式齒槽剪力墻結(jié)構(gòu)，其預(yù)制墻板包括榫卯預(yù)制墻[11]和盲孔預(yù)制墻。盲孔預(yù)制墻的構(gòu)造如圖1(b)所示：內(nèi)部設(shè)置豎向貫通孔以及橫向不貫通槽孔，豎向貫通孔包括與橫向槽孔連通的豎向槽孔和墻板中部插筋孔；豎向貫通孔間隔一般300 mm，橫向槽孔間隔一般200 mm，墻板底面設(shè)有水平槽道，深度為一般75 mm。相鄰墻板密拼連接時(shí)，首先在一側(cè)墻板橫向槽孔中放入連接鋼筋，盲孔預(yù)制墻就位后，移動(dòng)置于接縫一側(cè)橫向槽孔中的連接鋼筋，使連接鋼筋在每側(cè)墻體的錨固長度為0.6laE，并從豎向槽孔插入2 根鋼筋并置于連接鋼筋內(nèi)，隨后向孔洞內(nèi)澆筑混凝土完成連接；墻板與現(xiàn)澆邊緣構(gòu)件連接時(shí)，在每個(gè)橫向槽孔中放入連接鋼筋，連接鋼筋端部伸入橫向槽孔長度為0.6laE，尾部與邊緣縱筋綁扎，在墻板豎向槽孔設(shè)置2 根豎向鋼筋并置于連接鋼筋內(nèi)，共同形成鋼筋骨架，隨后支設(shè)模板、澆筑邊緣構(gòu)件及空腔內(nèi)混凝土完成連接。

與現(xiàn)有體系相比，齒槽剪力墻結(jié)構(gòu)具有以下優(yōu)勢：① 孔洞率小，盲孔預(yù)制墻孔洞率僅為25%左右，構(gòu)成的剪力墻結(jié)構(gòu)預(yù)制率可達(dá)到70%；② 構(gòu)件側(cè)面不出筋，可有效提升運(yùn)輸、安裝效率；③ 標(biāo)準(zhǔn)化程度高，極大降低側(cè)模攤銷、節(jié)約生產(chǎn)成本，有利于立模生產(chǎn)，提高生產(chǎn)效率；④ 裝配效率高，齒槽剪力墻現(xiàn)場后澆混凝土量大幅降低，節(jié)點(diǎn)鋼筋安裝效率比現(xiàn)有體系提高5 倍以上。

目前已有關(guān)于榫卯預(yù)制墻的研究[12-13]，而有關(guān)盲孔預(yù)制墻的研究較少。為研究盲孔預(yù)制墻為裝配單元的裝配整體式齒槽剪力墻受力性能，設(shè)計(jì)制作了1 片現(xiàn)澆剪力墻和3 片裝配式齒槽剪力墻進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，研究接縫的連接性能和墻體的抗震性能，以及軸壓比、剪跨比等參數(shù)對(duì)墻體性能的影響；同時(shí)對(duì)墻體性能進(jìn)行數(shù)值模擬，研究了橫向槽孔構(gòu)造的影響，為實(shí)際工程應(yīng)用提供參考。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)與制作

4 個(gè)剪力墻試件分別為鋼筋混凝土剪力墻試件CW-01，裝配式齒槽剪力墻試件FCW-2.0、FCW-2.0N、FCW-1.5，變化參數(shù)為剪跨比和試驗(yàn)軸壓比。試件由加載梁、墻體和地梁組成，墻體截面尺寸均為200 mm×1500 mm，試件FCW-1.5墻高為2250 mm，其余試件為3000 mm，具體如圖2 所示。

圖2 試件尺寸 /mmFig.2 Specimen size

墻體邊緣構(gòu)件長為400 mm。齒槽剪力墻由中部盲孔預(yù)制墻及兩側(cè)現(xiàn)澆邊緣構(gòu)件組成。盲孔預(yù)制墻如圖3 所示，橫向槽孔為截面尺寸100 mm×100 mm 的方孔，深度為200 mm，間隔200 mm；豎向槽孔為截面尺寸100 mm×100 mm 的方孔，板中部豎向插筋孔為直徑100 mm 的圓孔。

圖3 盲孔預(yù)制墻構(gòu)造 /mmFig.3 Structure of precast shear wall with covert holes

試件CW-01 配筋如圖4 所示，邊緣構(gòu)件縱筋為6 14，箍筋為 8@100，豎向和水平分布筋為8@200。試件FCW-2.0、FCW-2.0N、FCW-1.5 的配筋如圖5 所示，邊緣構(gòu)件縱筋為6 14，底部伸出墻體435 mm 錨固在地梁中，頂部伸出250 mm 錨固在加載梁中，邊緣構(gòu)件箍筋為 8@100；每個(gè)橫向槽孔內(nèi)布置一個(gè)“幾”字形連接鋼筋，長390 mm，寬70 mm，底部向外彎折45 mm，端部伸入橫向槽孔200 mm，通過豎向槽孔插入豎向鋼筋，尾部與邊緣縱筋綁扎；豎向分布鋼筋為兩層5 8；水平分布鋼筋為 8@200；地梁伸出 8 倒 “U”型筋伸入盲孔預(yù)制墻插筋孔內(nèi)430 mm。

圖4 試件CW-01 配筋 /mmFig.4 Reinforcement of specimen CW-01

圖5 齒槽剪力墻試件配筋 /mmFig.5 Reinforcement of the serrate-edges monolithic wall

各試件設(shè)計(jì)參數(shù)如表1 所示，軸壓比取值滿足《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》[14]的限值規(guī)定；結(jié)合規(guī)程要求和試驗(yàn)條件，剪跨比取值為2.0。

表1 試件設(shè)計(jì)參數(shù)Table 1 Design parameters of specimens

試件混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C30，試件澆筑時(shí)預(yù)留標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊同條件養(yǎng)護(hù)，試驗(yàn)前測得立方體抗壓強(qiáng)度平均值fcu,m，見表2；預(yù)留同批次鋼筋，并測得鋼筋的屈服強(qiáng)度fy、抗拉強(qiáng)度fu和伸長率δ，見表3。

表2 混凝土的材料性能Table 2 Material properties of concrete

表3 鋼筋的力學(xué)性能Table 3 Mechanical properties of reinforcement

1.2 加載方案

試驗(yàn)為恒定軸力作用下的擬靜力試驗(yàn)，加載裝置設(shè)置如圖6、圖7 所示。采用3000 kN 豎向千斤頂施加軸向荷載，豎向千斤頂與上部橫梁間設(shè)有滑動(dòng)支座，可使豎向千斤頂沿水平方向移動(dòng)，保證軸向荷載沿試件軸線方向，施加水平荷載前首先施加軸向荷載，并在試驗(yàn)過程中保持恒定；采用1500 kN 水平千斤頂施加水平往復(fù)荷載，試驗(yàn)中先推后拉，規(guī)定推為負(fù)，拉為正。水平加載過程采用位移控制，加載點(diǎn)控制位移角θ 預(yù)定為1/2000、1/1000、1/660、1/500、1/300、1/200、1/150、1/100、1/75、1/60、1/40、1/30。θ<1/500，每級(jí)位移往復(fù)1 次；θ≥1/500，每級(jí)位移往復(fù)3 次，直至位移角θ 達(dá)到1/30 或試件喪失豎向承載力。

圖6 試驗(yàn)加載裝置Fig.6 Test loading device

圖7 試驗(yàn)加載裝置示意圖Fig.7 Test loading device schematic diagram

1.3 測量方案

試件CW-01 位移計(jì)測點(diǎn)布置如圖8(a)所示，試件FCW-2.0 的測點(diǎn)布置如圖8(b)所示，其余裝配式齒槽剪力墻測點(diǎn)布置與FCW-2.0 相似。MD1E、MD1W 測量試件加載點(diǎn)水平位移；MD9 測量地梁的平動(dòng)位移；EV1、WV1 測量地梁轉(zhuǎn)動(dòng)位移；VD9～VD12 測量墻體根部豎向張開變形。HD1～HD8 測量齒槽剪力墻豎向接縫處的水平張開變形，VD1～VD8 測量豎向錯(cuò)動(dòng)變形。

圖8 位移計(jì)測點(diǎn)布置Fig.8 Arrangement of displacement meters

試件CW-01 鋼筋應(yīng)變片布置如圖9(a)所示，包括邊緣構(gòu)件縱筋應(yīng)變(ES、WS 系列)，邊緣構(gòu)件箍筋應(yīng)變(EH2、EH4、WH2、WH4)，豎向分布筋應(yīng)變(EV、WV 系列)，水平分布筋應(yīng)變(EH1、WH1、H01、EH3、WH3、H03)。裝配式齒槽剪力墻試件鋼筋應(yīng)變片布置如圖9(b)所示，除邊緣箍筋、邊緣縱筋、豎向分布筋外，測量了豎向槽孔內(nèi)插筋應(yīng)變(MS11、MS21)，水平分布筋應(yīng)變(EH6、WH6)，連接鋼筋應(yīng)變(EH1、EH3、 EH5、WH1、WH3、WH5)。

圖9 應(yīng)變測點(diǎn)布置Fig.9 Arrangement of strain gauges

2 試驗(yàn)結(jié)果

2.1 破壞過程及破壞特征

4 片墻體均發(fā)生彎曲破壞，邊緣縱筋在位移角θ 為1/300 左右時(shí)屈服。試驗(yàn)過程中，墻體首先在根部水平開裂，隨后兩側(cè)邊緣構(gòu)件自下而上出現(xiàn)水平裂縫，穿過邊緣構(gòu)件后斜向下發(fā)展，在墻板中部交叉，基本對(duì)稱分布；峰值荷載時(shí)墻體根部混凝土輕微剝落。試件的破壞過程和破壞形態(tài)如圖10～圖12 所示。

圖10 試件屈服時(shí)破壞形態(tài)Fig.10 Failure mode of specimens at yield point

試件CW-01，位移角θ 為+1/1190 時(shí)，西側(cè)墻體根部出現(xiàn)水平裂縫，隨后兩側(cè)邊緣構(gòu)件出現(xiàn)多條水平裂縫，斜向墻體中部延伸；θ 為-1/325、+1/222 時(shí)，東、西側(cè)邊緣構(gòu)件最外側(cè)縱筋屈服，裂縫分布見圖10(a)。峰值荷載時(shí)水平裂縫分布區(qū)域上升到墻體2/3 高度，下部裂縫較為密集見圖11(a)。最外側(cè)一根邊緣縱筋在位移角達(dá)到1/50 時(shí)斷裂，試件破壞時(shí)混凝土的壓潰區(qū)域在高度400 mm、寬度350 mm 范圍內(nèi)，見圖12(a)。

圖11 試件峰值時(shí)破壞形態(tài)Fig.11 Failure mode of specimens at peak point

圖12 試件極限時(shí)破壞形態(tài)Fig.12 Failure mode of specimens at ultimate point

試件FCW-2.0 的水平裂縫和斜裂縫開展過程與現(xiàn)澆墻基本一致。位移角θ 為1/300 時(shí)，邊緣構(gòu)件最外側(cè)縱筋屈服，裂縫分布見圖10(b)。θ 為-1/206 時(shí)，東側(cè)接縫在高度200 mm～700 mm 范圍內(nèi)開裂，200 mm 處出現(xiàn)起皮、掉渣；θ 在-1/192時(shí)，西側(cè)接縫在高度200 mm～400 mm 范圍內(nèi)開裂。θ 為+1/100 時(shí)，東側(cè)豎縫上升到高度2100 mm處，見圖11(b)。峰值荷載后，位移角θ 為1/75 時(shí)墻角高200 mm、寬200 mm 區(qū)域內(nèi)混凝土逐漸剝落，邊緣縱筋露出，見圖12(b)；θ 為 1/40 時(shí)東側(cè)最外一根邊緣縱筋被拉斷，試驗(yàn)停止。

變化軸壓比的試件FCW-2.0N 豎向接縫開裂在邊緣縱筋屈服之前，兩側(cè)豎向接縫局部開裂的位移角為1/320，邊緣縱筋屈服時(shí)θ 為1/300 左右，此外θ 為1/200 時(shí)，墻體沿插筋孔處出現(xiàn)密集短細(xì)斜裂縫構(gòu)成宏觀豎向裂縫，見圖10(c)、圖11(c)。峰值荷載后宏觀豎向裂縫區(qū)域混凝土剝落形成豎向裂縫，豎向槽孔處出現(xiàn)短細(xì)斜裂縫。墻體豎向裂縫開展延緩了墻角混凝土壓潰，破壞時(shí)，試件FCW-2.0N 墻角混凝土壓潰區(qū)域明顯小于FCW-2.0，見圖12(c)。提高軸壓比加速了墻體中部豎向孔洞與豎向接縫處裂縫發(fā)展，峰值后形成宏觀裂縫區(qū)域，使墻體仍保持有一定的變形能力及延性，避免發(fā)生脆性破壞。以上表明，軸壓比對(duì)齒槽剪力墻破壞形態(tài)的影響不同于鋼筋混凝土剪力墻。

低剪跨比試件FCW-1.5 裂縫出現(xiàn)早、數(shù)量多，峰值荷載時(shí)基本遍布全墻板，主要區(qū)域有邊緣構(gòu)件、墻體中部、豎向接縫及插筋孔等位置，見圖11(d)。位移角為+1/509 和-1/365 兩側(cè)豎向接縫開裂，早于FCW-2.0，并且分布于接縫全高度范圍內(nèi)。θ 為1/320 左右時(shí)，邊緣縱筋屈服，墻體插筋孔和豎向槽孔處均出現(xiàn)明顯的短細(xì)斜裂縫。隨后短細(xì)斜裂縫逐漸密集，形成3 條宏觀豎向裂縫，破壞時(shí)墻角混凝土剝落最為嚴(yán)重，見圖12(d)；θ 為1/40 時(shí)，最外側(cè)一根邊緣縱筋被拉斷，試驗(yàn)停止。降低剪跨比加快了墻體豎向孔洞和豎向接縫處的裂縫發(fā)展，形成宏觀裂縫后墻體被分為多個(gè)墻肢，實(shí)際剪跨比有所提高，有效避免墻體發(fā)生脆性剪切破壞，齒槽剪力墻表現(xiàn)出較好的變形能力。

2.2 頂點(diǎn)水平力-位移曲線與骨架曲線

圖13 為試件的頂點(diǎn)水平力P-水平位移Δ滯回曲線，圖14 為試件的骨架曲線。

圖14 骨架曲線Fig.14 Skeleton curve

對(duì)比曲線可以得出：各試件滯回曲線較為飽滿，加載前期滯回曲線基本為直線；隨著位移增加，墻體進(jìn)入塑性變形階段，滯回環(huán)面積增大。峰值荷載之前，同一控制位移3 次循環(huán)的滯回環(huán)基本重合，說明墻體性能基本沒有退化。齒槽剪力墻試件FCW-2.0 的骨架曲線與現(xiàn)澆試件CW-01基本重合，承載力基本相同，滿足等同現(xiàn)澆性能需求。高軸壓比試件FCW-2.0N 滯回曲線捏攏現(xiàn)象較小，峰值承載力提高，但峰值后承載力下降較快。低剪跨比試件FCW-1.5 承載力顯著提高，滯回曲線捏攏現(xiàn)象較為明顯，峰值點(diǎn)位移角減小。

2.3 承載力

試件荷載和位移特征值見表4，Py、Δy、Pm、Δm分別為屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)的荷載和位移，Δu為破壞點(diǎn)的位移。墻體的屈服點(diǎn)采用能量法[15]確定；骨架曲線上荷載下降至峰值荷載85%時(shí)所對(duì)應(yīng)的點(diǎn)定義為破壞點(diǎn)[16]。試件FCW-2.0 峰值承載力僅比試件CW-01 低2.7%，齒槽剪力墻承載能力和現(xiàn)澆剪力墻基本相當(dāng)。與試件FCW-2.0 相比，試件FCW-2.0N 的軸壓比由0.15 提高到0.25，承載力提高了21.8%；試件FCW-1.5 剪跨比減少到1.5，承載力提高了31.4%。軸壓比、剪跨比對(duì)裝配式齒槽剪力墻的承載力影響顯著，與現(xiàn)澆剪力墻類似。

表4 試件屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)、破壞點(diǎn)的特征值Table 4 Characteristic values of yield, peak and failure point of specimens

2.4 變形及延性

所有墻體位移延性系數(shù)μ(μ=Δu/Δy)均大于5，具有良好的變形能力，隨著軸壓比的提高，齒槽剪力墻的變形能力及延性有所降低。預(yù)制墻體的屈服位移角大于現(xiàn)澆墻體；極限位移角與現(xiàn)澆墻體接近，都遠(yuǎn)大于《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[17]規(guī)定的剪力墻結(jié)構(gòu)彈塑性限值1/120。

2.5 剛度

取試件加載初期(位移角θ=1/2000)的剛度定為K0，將試件的割線剛度Ki與初期剛度K0的比值定義為剛度特征值，各試件在位移角1/1000、1/300、1/100 時(shí)的剛度特征值如圖15 所示。試件FCW-2.0 三個(gè)位移角下的剛度特征值分別比試件CW-01 高2.5%、9.7%、6.2%，表明齒槽剪力墻正常使用階段剛度與現(xiàn)澆剪力墻基本相同，滿足等同現(xiàn)澆的性能需求，屈服后剛度大于現(xiàn)澆剪力墻。

圖15 試件剛度對(duì)比Fig.15 Stiffness comparison of specimens

2.6 接縫性能

軸壓比和剪跨比對(duì)齒槽剪力墻接縫性能影響較大。提高軸壓比和降低剪跨比，豎向接縫更早出現(xiàn)水平和豎向變形。

圖16 為齒槽剪力墻的θ-δx曲線，δx為接縫水平張開變形。齒槽剪力墻接縫開裂位移角遠(yuǎn)大于1/1000，正常使用性能滿足等同現(xiàn)澆的需求。試件FCW-2.0 在位移角為1/487 時(shí)，出現(xiàn)0.01 mm 的張開變形；達(dá)到峰值荷載時(shí)，張開變形為0.50 mm。試件FCW-2.0N 在位移角為1/777 時(shí)，出現(xiàn)0.01 mm的張開變形，相同位移角下，試件FCW-2.0N 的張開變形大于試件FCW-2.0；峰值荷載時(shí)，張開變形為0.75 mm。試件FCW-1.5 在位移角為1/552時(shí)，出現(xiàn)0.05 mm 的張開變形；峰值荷載時(shí)，張開變形為0.37 mm。位移角為1/120 時(shí)，各試件水平張開變形不超過0.34 mm。各試件測量到水平張開變形時(shí)的位移角都小于觀察到接縫開裂時(shí)的位移角，采用本試驗(yàn)接縫變形測量方案可以較好地監(jiān)控墻體接縫處裂縫開展。

圖16 θ-δx 曲線Fig.16 θ-δx curve

圖17 為齒槽剪力墻的θ-δy曲線，δy為接縫豎向錯(cuò)動(dòng)變形。位移角為1/1000 時(shí)，各試件豎向接縫均未發(fā)生錯(cuò)動(dòng)變形。試件FCW-2.0 在位移角為1/192 時(shí)，出現(xiàn)0.07 mm 錯(cuò)動(dòng)變形；達(dá)到峰值荷載時(shí)，錯(cuò)動(dòng)變形為0.34 mm。試件FCW-2.0N 在位移角為1/342 時(shí)，出現(xiàn)0.08 mm 錯(cuò)動(dòng)變形；峰值荷載時(shí)，錯(cuò)動(dòng)變形為1.24 mm。試件FCW-1.5 在位移角為1/307 時(shí)，出現(xiàn)0.06 mm 錯(cuò)動(dòng)變形；峰值荷載時(shí)，錯(cuò)動(dòng)變形為1.61 mm。相同位移角下，試件FCW-2.0N 和FCW-1.5 的豎向錯(cuò)動(dòng)變形均大于FCW-2.0。

圖17 θ-δy 曲線Fig.17 θ-δy curve

齒槽剪力墻接縫豎向錯(cuò)動(dòng)變形基本發(fā)生于縱筋屈服后，破壞前錯(cuò)動(dòng)變形很小，結(jié)合前文墻體承載力和剛度性能的分析，表明齒槽剪力墻接縫整體性良好，齒槽剪力墻性能等同于現(xiàn)澆剪力墻。

2.7 耗能能力

用滯回曲線所包圍的面積來表示耗能能力，每次循環(huán)后的累計(jì)耗能能力E如圖18 所示。隨著加載點(diǎn)位移增大，墻體裂縫發(fā)展，E逐漸增加，位移角小于1/200 時(shí)，各試件的耗能能力基本相同；位移角超過1/100 之后，裂縫充分發(fā)展，各試件的耗能能力體現(xiàn)出差異性。相同位移角下，現(xiàn)澆試件的耗能能力優(yōu)于預(yù)制試件；加載前中期，試件FCW-2.0N 的耗能能力與試件FCW-2.0 相近，加載后期試件FCW-2.0 的耗能能力優(yōu)于試件FCW-2.0N；試件FCW-1.5 的耗能能力全過程低于試件FCW-2.0，表明齒槽剪力墻耗能能力隨剪跨比的降低而減小。

圖18 試件耗能對(duì)比Fig.18 Energy consumption comparison of specimens

2.8 水平鋼筋應(yīng)變

圖19 為各試件水平連接鋼筋和邊緣箍筋的應(yīng)變-荷載的曲線對(duì)比。由圖19 可以看出，峰值荷載前所有試件的水平鋼筋應(yīng)變?cè)鲩L緩慢，且均未達(dá)到屈服，說明墻體未出現(xiàn)剪切破壞形態(tài)，水平連接鋼筋和箍筋的應(yīng)變基本接近，表明此階段混凝土和鋼筋協(xié)同工作，齒槽剪力墻接縫處未出現(xiàn)明顯變形；峰值荷載后鋼筋受拉應(yīng)變顯著增大，表明新、舊混凝土間相對(duì)變形增大，各試件連接鋼筋和水平箍筋應(yīng)變?cè)鲩L趨勢和量級(jí)基本保持同步，說明在墻體裂縫充分發(fā)展后，水平鋼筋間仍保持了良好的傳力性能。

圖19 各試件水平鋼筋應(yīng)變-荷載曲線Fig.19 Horizontal reinforcement strain-load curve of specimens

2.9 邊緣縱向鋼筋應(yīng)變

圖20 為各試件邊緣縱向鋼筋的應(yīng)變-荷載曲線對(duì)比。由圖可以看出，峰值荷載前所有試件的邊緣縱筋均已達(dá)到屈服，說明墻體呈現(xiàn)彎曲破壞形態(tài)；峰值荷載后鋼筋受拉應(yīng)變顯著增大，說明邊緣構(gòu)件處水平裂縫充分發(fā)展，墻角混凝土出現(xiàn)壓潰剝落現(xiàn)象，部分混凝土已經(jīng)退出工作。

圖20 各試件縱筋應(yīng)變-荷載曲線Fig.20 Longitudinal reinforcement strain-load curve of specimens

3 齒槽剪力墻數(shù)值模擬及參數(shù)分析

通過上述試驗(yàn)可以得出，軸壓比、剪跨比是影響齒槽剪力墻抗震性能的重要因素，此外橫向槽孔構(gòu)造也是影響齒槽剪力墻建造和受力性能的關(guān)鍵因素。為探究上述參數(shù)及構(gòu)造對(duì)墻體性能的影響，采用ABAQUS 有限元軟件，建立齒槽剪力墻有限元模型，研究軸壓比、剪跨比及橫向槽孔構(gòu)造和截面尺寸對(duì)齒槽剪力墻受彎性能的影響。

3.1 有限元模型建立

混凝土采用C3D8R 六面體單元，墻體網(wǎng)格尺寸為50 mm，加載梁、地梁網(wǎng)格尺寸為100 mm；鋼筋采用T3D2 桁架單元，鋼筋網(wǎng)格尺寸為50 mm。不考慮鋼筋與混凝土之間的滑移，鋼筋通過內(nèi)置區(qū)域(embedded region)約束關(guān)系嵌入到混凝土中。

混凝土采用損傷塑性模型，應(yīng)力-應(yīng)變曲線取《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》[18]建議公式；邊緣構(gòu)件區(qū)域混凝土采用劉立軍[19]提出的約束混凝土本構(gòu)關(guān)系模型；鋼筋采用雙折線模型[20]，屈服后的切線模量取0.01Es。

新、舊混凝土結(jié)合面采用庫侖摩擦-內(nèi)聚力混合模型進(jìn)行模擬[21]，未處理結(jié)合面的摩擦系數(shù)μ取0.6[22]；界面法向剛度理論趨近于無限大[23]，取界面法向剛度Knn=1×105MPa/mm，界面切向剛度Kss=Ktt= 1 MPa/mm；根據(jù)Eurocode 2[24]，無界面鋼筋的界面受剪承載力公式為Vu=c fctdAc+μN(yùn)(c、μ為界面類型系數(shù)，fctd為混凝土抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值，N為界面法向作用力)，計(jì)算得出界面切向峰值應(yīng)力=2.14 MPa，根據(jù)新舊混凝土粘結(jié)強(qiáng)度公式σ=0.58ft(ft為混凝土抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值)[25]，計(jì)算得出界面法向峰值應(yīng)力=1.45 MPa。

地梁、加載梁與墻體之間采用綁定(tied)的約束關(guān)系進(jìn)行連接；為地梁添加固定端約束，防止地梁出現(xiàn)平動(dòng)和轉(zhuǎn)動(dòng)；加載梁的頂面和側(cè)面耦合(coupled)到附近參考點(diǎn)上，在參考點(diǎn)上分別添加豎向荷載和水平位移完成模型的加載。

3.2 有限元模型驗(yàn)證

3.2.1 荷載-位移曲線

模型的荷載-位移曲線與試驗(yàn)骨架曲線對(duì)比如圖21 所示。

圖21 荷載-位移曲線Fig.21 Load-displacement curve

由圖可以看出，有限元計(jì)算曲線與試驗(yàn)曲線接近，模型的峰值承載力與試件峰值承載力基本相當(dāng)；加載后期，曲線下降段變化趨勢一致；數(shù)值模擬結(jié)果和試驗(yàn)結(jié)果整體吻合良好。

3.2.2 破壞形態(tài)分析

圖22、圖23、圖24 分別為試件FCW-2.0、FCW-2.0N、FCW-1.5 及其對(duì)應(yīng)有限元模型在峰值荷載時(shí)的破壞形態(tài)對(duì)比。有限元模型的破壞形態(tài)通過最大主塑性應(yīng)變(PE, Max.Principal)來表示。

圖22 模型FCW-2.0 破壞形態(tài)對(duì)比Fig.22 Failure mode comparison of model FCW-2.0

圖23 模型FCW-2.0N 破壞形態(tài)對(duì)比Fig.23 Failure mode comparison of model FCW-2.0N

圖24 模型FCW-1.5 破壞形態(tài)對(duì)比Fig.24 Failure mode comparison of model FCW-1.5

由圖可以看出，三個(gè)模型的破壞特征均與試驗(yàn)結(jié)果較為吻合。峰值荷載時(shí)，模型FCW-2.0N和FCW-1.5 受拉側(cè)邊緣構(gòu)件、插筋孔以及豎向槽孔處的塑性應(yīng)變較大，其墻體中部形成3 條宏觀塑性應(yīng)變區(qū)域，模型FCW-2.0 墻體中部未出現(xiàn)塑性應(yīng)變，與試驗(yàn)結(jié)果一致。

3.2.3 豎向接縫相對(duì)變形

提取各模型峰值狀態(tài)時(shí)距墻底650 mm 高度位置接縫兩側(cè)的水平張開變形和豎向錯(cuò)動(dòng)變形，與試驗(yàn)對(duì)比如表5 所示。

表5 接縫位置相對(duì)變形Table 5 Relative deformation of joint position

由表可知，模型接縫處的豎向錯(cuò)動(dòng)變形比水平張開變形更大；與試驗(yàn)試件相比，模型接縫處的水平變形略小于試驗(yàn)試件，豎向變形相差不大，計(jì)算結(jié)果準(zhǔn)確。

有限元分析結(jié)果表明，上述有限元模型可用于參數(shù)分析。

3.3 參數(shù)分析

3.3.1 軸壓比

建立模型FCW-2.0N0.3、FCW-2.0N0.4、FCW-2.0N0.5、FCW-2.0N0.6、FCW-2.0N0.7，軸壓比分別為0.30、0.40、0.50、0.60、0.70，參數(shù)設(shè)置均與模型FCW-2.0 相同，各模型的荷載-位移曲線如圖25 所示。

圖25 不同軸壓比模型的荷載-位移曲線Fig.25 Load-displacement curves of models with different axial compression ratio

各曲線在加載初期幾乎重合，與模型FCW-2.0相比，模型FCW-2.0N0.3、FCW-2.0N0.4、FCW-2.0N0.5、FCW-2.0N0.6、FCW-2.0N0.7 峰 值 承 載力分別提高了35.3%、52.4%、66.3%，77.0%，85.1%，隨著軸壓比的提高，墻體承載力提高，但增長速率逐漸放緩，且墻體更快達(dá)到峰值荷載。峰值過后，高軸壓比模型的承載力快速退化，曲線下降段陡峭，變形能力降低；軸壓比為0.7 時(shí)，模型的極限位移角為1/103，延性系數(shù)降低到3.21，仍能滿足《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》的限值要求。總體而言，軸壓比提高，墻體更早達(dá)到峰值，承載能力明顯增大，但變形能力下降，齒槽剪力墻軸壓比的建議限值為0.7。

3.3.2 剪跨比

建立有限元模型FCW-1.0，剪跨比為1.0，研究剪跨比對(duì)齒槽剪力墻抗震性能的影響。

圖26 為不同剪跨比模型頂點(diǎn)水平荷載-位移骨架曲線對(duì)比，由圖可知，剪跨比降低，墻體的承載能力顯著提高，但峰值后下降速率增加，變形能力和延性略有降低。圖27 為模型FCW-1.0 峰值荷載時(shí)的破壞形態(tài)，模型沿豎向孔洞發(fā)生開裂，形成宏觀豎向裂縫，避免出現(xiàn)脆性破壞，具有較好的抗震性能。

圖26 不同剪跨比模型的荷載-位移曲線Fig.26 Load-displacement curves of models with different shear span ratio

圖27 模型FCW-1.0 破壞形態(tài)對(duì)比Fig.27 Failure mode of model FCW-1.0

3.3.3 變橫向槽孔尺寸

試驗(yàn)研究中，橫向槽孔截面為100 mm×100 mm，間距200 mm，每一槽孔內(nèi)設(shè)置1 個(gè)橫向鋼筋；增加橫向槽孔截面高度和間距，以及每一槽孔橫向鋼筋數(shù)量，可方便預(yù)制墻板制作、易于后澆混凝土密實(shí)。為探究橫向槽孔尺寸對(duì)墻體性能的影響，將橫向槽孔高度分別增大為150 mm、200 mm、250 mm 和300 mm，如圖28 所示，分別建立有限元模型FCW-2.0K1、FCW-2.0K2、FCW-2.0K3 和FCW-2.0K4。模型參數(shù)設(shè)置與模型FCW-2.0 相同。

圖28 模型FCW-2.0K 系列示意圖 /mmFig.28 Model FCW-2.0K series

各模型荷載-位移骨架曲線如圖29 所示。在峰值荷載前，各模型曲線基本重合，峰值承載力相當(dāng)；峰值后承載力退化性能稍有差異，相同位移角下模型FCW-2.0K4 的承載力最大，但與模型FCW-2.0 的承載力差值最大不超過8.0%。可見，將橫向槽孔截面高度由100 mm 變化到150 mm～300 mm 對(duì)墻體承載力和變形能力基本沒有影響。

圖29 不同橫向槽孔尺寸模型的荷載-位移曲線Fig.29 Load-displacement curves of models with different transverse groove size

3.3.4 變橫向槽孔構(gòu)造

橫向槽孔截面尺寸由外而內(nèi)逐漸變小有利于成孔模具拆除。為研究槽孔構(gòu)造對(duì)墻體性能的影響，建立模型FCW-2.0T，其橫向槽孔外側(cè)截面寬度為100 mm，內(nèi)側(cè)縮小到80 mm，與之相通的豎向槽孔尺寸變?yōu)?0 mm×100 mm，如圖30 所示。

圖30 模型FCW-2.0T 截面圖 /mmFig.30 Model FCW-2.0T section diagram

頂點(diǎn)水平荷載-位移骨架曲線對(duì)比如圖31 所示。峰值荷載前，兩條曲線基本重合，改變橫孔構(gòu)造對(duì)墻體性能沒有影響；峰值后，同位移角下模型FCW-2.0T 的承載力略大于模型FCW-2.0，最大不超過6.7%。因此，縮小橫向槽孔內(nèi)側(cè)尺寸對(duì)模型的承載力和變形能力影響不大。

圖31 不同橫向槽孔構(gòu)造模型的荷載-位移曲線Fig.31 Load-displacement curves of models with different transverse groove structure

4 結(jié)論

通過4 片剪力墻試件的擬靜力試驗(yàn)，研究了現(xiàn)澆邊緣構(gòu)件的裝配整體式齒槽剪力墻的抗震性能和接縫性能，并運(yùn)用ABAQUS 軟件對(duì)墻體進(jìn)行了參數(shù)分析，主要結(jié)論如下：

(1) 裝配整體式齒槽剪力墻裂縫發(fā)展和破壞形態(tài)與現(xiàn)澆剪力墻類似；高軸壓比和低剪跨比齒槽剪力墻的破壞更集中在接縫和豎向孔洞區(qū)域，低剪跨比的齒槽剪力墻仍發(fā)生彎曲破壞。

(2) 裝配整體式齒槽剪力墻具有良好的抗震性能和接縫性能，承載能力比現(xiàn)澆剪力墻低2.7%，剛度和變形能力相近，滿足“等同現(xiàn)澆”的性能需求；在正常使用階段接縫保持整體，出現(xiàn)豎向錯(cuò)動(dòng)變形時(shí)位移角大于1/500，邊緣縱筋基本屈服；提高軸壓比、降低剪跨比，加速豎向接縫開裂并促進(jìn)豎縫兩側(cè)相對(duì)變形發(fā)展。

(3) 軸壓比和剪跨比是影響裝配整體式齒槽剪力墻的重要因素。提高軸壓比、降低剪跨比，墻體的承載能力提高，變形能力下降；較高軸壓力作用下，墻體破壞集中于豎向插筋孔區(qū)域形成豎向裂縫，墻角壓潰區(qū)域減小。

(4) 采用ABAQUS 軟件計(jì)算墻體受力性能，計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果吻合較好。軸壓比提高到0.7 或剪跨比降低到1.0，齒槽剪力墻仍能保持較好的受力性能；增大橫向槽孔截面尺寸、減小橫向槽孔內(nèi)側(cè)尺寸對(duì)墻體性能基本無影響。