現(xiàn)澆邊緣構件的裝配整體式齒槽剪力墻抗震性能試驗研究

初明進，熊賅博，劉繼良，李祥賓，曹春利

(1.北京建筑大學北京未來城市設計高精尖創(chuàng)新中心，北京 100044；2.大連理工大學土木工程學院，遼寧，大連 116024)

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

裝配整體式剪力墻接縫連接構造是影響受力性能的重要因素，也是影響預制墻板制作、運輸、安裝性能的關鍵因素[3-4]。灌漿套筒連接大板剪力墻豎向接縫處預制墻板伸出的連接鋼筋顯著降低生產效率，在運輸、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、舊混凝土結合面彌散在全墻面，對結構整體性有不利影響。

初明進[8]提出了橫向盲孔剪力墻結構，其預制墻板設置豎向通孔和橫向不貫通孔以設置連接鋼筋。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；所采用的預制墻板構造如圖1(a)，墻板除了設置豎向通孔和橫向不貫通孔外，側面還設有豎向凹槽，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、舊混凝土結合面大大增加，對結構整體性有不利影響。

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

為進一步減少場內工作量，方便鋼筋連接，通過改進橫向盲孔剪力墻構造，提出一種裝配整體式齒槽剪力墻結構，其預制墻板包括榫卯預制墻[11]和盲孔預制墻。盲孔預制墻的構造如圖1(b)所示：內部設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，墻板底面設有水平槽道，深度為一般75 mm。相鄰墻板密拼連接時，首先在一側墻板橫向槽孔中放入連接鋼筋，盲孔預制墻就位后，移動置于接縫一側橫向槽孔中的連接鋼筋，使連接鋼筋在每側墻體的錨固長度為0.6laE，并從豎向槽孔插入2 根鋼筋并置于連接鋼筋內，隨后向孔洞內澆筑混凝土完成連接；墻板與現(xiàn)澆邊緣構件連接時，在每個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，在墻板豎向槽孔設置2 根豎向鋼筋并置于連接鋼筋內，共同形成鋼筋骨架，隨后支設模板、澆筑邊緣構件及空腔內混凝土完成連接。

與現(xiàn)有體系相比，齒槽剪力墻結構具有以下優(yōu)勢：① 孔洞率小，盲孔預制墻孔洞率僅為25%左右，構成的剪力墻結構預制率可達到70%；② 構件側面不出筋，可有效提升運輸、安裝效率；③ 標準化程度高，極大降低側模攤銷、節(jié)約生產成本，有利于立模生產，提高生產效率；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)點鋼筋安裝效率比現(xiàn)有體系提高5 倍以上。

目前已有關于榫卯預制墻的研究[12-13]，而有關盲孔預制墻的研究較少。為研究盲孔預制墻為裝配單元的裝配整體式齒槽剪力墻受力性能，設計制作了1 片現(xiàn)澆剪力墻和3 片裝配式齒槽剪力墻進行擬靜力試驗，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)對墻體性能的影響；同時對墻體性能進行數(shù)值模擬，研究了橫向槽孔構造的影響，為實際工程應用提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

4 個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

墻體邊緣構件長為400 mm。齒槽剪力墻由中部盲孔預制墻及兩側現(xiàn)澆邊緣構件組成。盲孔預制墻如圖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 盲孔預制墻構造 /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，邊緣構件箍筋為 8@100；每個橫向槽孔內布置一個“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”型筋伸入盲孔預制墻插筋孔內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

各試件設計參數(shù)如表1 所示，軸壓比取值滿足《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》[14]的限值規(guī)定；結合規(guī)程要求和試驗條件，剪跨比取值為2.0。

表1 試件設計參數(shù)Table 1 Design parameters of specimens

試件混凝土強度等級為C30，試件澆筑時預留標準立方體試塊同條件養(yǎng)護，試驗前測得立方體抗壓強度平均值fcu,m，見表2；預留同批次鋼筋，并測得鋼筋的屈服強度fy、抗拉強度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 鋼筋的力學性能Table 3 Mechanical properties of reinforcement

1.2 加載方案

試驗為恒定軸力作用下的擬靜力試驗，加載裝置設置如圖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有滑動支座，可使豎向千斤頂沿水平方向移動，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，并在試驗過程中保持恒定；采用1500 kN 水平千斤頂施加水平往復荷載，試驗中先推后拉，規(guī)定推為負，拉為正。水平加載過程采用位移控制，加載點控制位移角θ 預定為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，每級位移往復1 次；θ≥1/500，每級位移往復3 次，直至位移角θ 達到1/30 或試件喪失豎向承載力。

圖6 試驗加載裝置Fig.6 Test loading device

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

1.3 測量方案

試件CW-01 位移計測點布置如圖8(a)所示，試件FCW-2.0 的測點布置如圖8(b)所示，其余裝配式齒槽剪力墻測點布置與FCW-2.0 相似。MD1E、MD1W 測量試件加載點水平位移；MD9 測量地梁的平動位移；EV1、WV1 測量地梁轉動位移；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 測量豎向錯動變形。

圖8 位移計測點布置Fig.8 Arrangement of displacement meters

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

圖9 應變測點布置Fig.9 Arrangement of strain gauges

2 試驗結果

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 左右時屈服。試驗過程中，墻體首先在根部水平開裂，隨后兩側邊緣構件自下而上出現(xiàn)水平裂縫，穿過邊緣構件后斜向下發(fā)展，在墻板中部交叉，基本對稱分布；峰值荷載時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，西側墻體根部出現(xiàn)水平裂縫，隨后兩側邊緣構件出現(xiàn)多條水平裂縫，斜向墻體中部延伸；θ 為-1/325、+1/222 時，東、西側邊緣構件最外側縱筋屈服，裂縫分布見圖10(a)。峰值荷載時水平裂縫分布區(qū)域上升到墻體2/3 高度，下部裂縫較為密集見圖11(a)。最外側一根邊緣縱筋在位移角達到1/50 時斷裂，試件破壞時混凝土的壓潰區(qū)域在高度400 mm、寬度350 mm 范圍內，見圖12(a)。

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

圖12 試件極限時破壞形態(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，邊緣構件最外側縱筋屈服，裂縫分布見圖10(b)。θ 為-1/206 時，東側接縫在高度200 mm～700 mm 范圍內開裂，200 mm 處出現(xiàn)起皮、掉渣；θ 在-1/192時，西側接縫在高度200 mm～400 mm 范圍內開裂。θ 為+1/100 時，東側豎縫上升到高度2100 mm處，見圖11(b)。峰值荷載后，位移角θ 為1/75 時墻角高200 mm、寬200 mm 區(qū)域內混凝土逐漸剝落，邊緣縱筋露出，見圖12(b)；θ 為 1/40 時東側最外一根邊緣縱筋被拉斷，試驗停止。

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，兩側豎向接縫局部開裂的位移角為1/320，邊緣縱筋屈服時θ 為1/300 左右，此外θ 為1/200 時，墻體沿插筋孔處出現(xiàn)密集短細斜裂縫構成宏觀豎向裂縫，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)短細斜裂縫。墻體豎向裂縫開展延緩了墻角混凝土壓潰，破壞時，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，峰值荷載時基本遍布全墻板，主要區(qū)域有邊緣構件、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 兩側豎向接縫開裂，早于FCW-2.0，并且分布于接縫全高度范圍內。θ 為1/320 左右時，邊緣縱筋屈服，墻體插筋孔和豎向槽孔處均出現(xiàn)明顯的短細斜裂縫。隨后短細斜裂縫逐漸密集，形成3 條宏觀豎向裂縫，破壞時墻角混凝土剝落最為嚴重，見圖12(d)；θ 為1/40 時，最外側一根邊緣縱筋被拉斷，試驗停止。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墻肢，實際剪跨比有所提高，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 頂點水平力-位移曲線與骨架曲線

圖13 為試件的頂點水平力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、峰值點的荷載和位移，Δu為破壞點的位移。墻體的屈服點采用能量法[15]確定；骨架曲線上荷載下降至峰值荷載85%時所對應的點定義為破壞點[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。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、峰值點、破壞點的特征值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，都遠大于《建筑抗震設計規(guī)范》[17]規(guī)定的剪力墻結構彈塑性限值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 時的剛度特征值如圖15 所示。試件FCW-2.0 三個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 試件剛度對比Fig.15 Stiffness comparison of specimens

2.6 接縫性能

軸壓比和剪跨比對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，出現(xiàn)0.01 mm 的張開變形；達到峰值荷載時，張開變形為0.50 mm。試件FCW-2.0N 在位移角為1/777 時，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，張開變形為0.75 mm。試件FCW-1.5 在位移角為1/552時，出現(xiàn)0.05 mm 的張開變形；峰值荷載時，張開變形為0.37 mm。位移角為1/120 時，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的位移角都小于觀察到接縫開裂時的位移角，采用本試驗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為接縫豎向錯動變形。位移角為1/1000 時，各試件豎向接縫均未發(fā)生錯動變形。試件FCW-2.0 在位移角為1/192 時，出現(xiàn)0.07 mm 錯動變形；達到峰值荷載時，錯動變形為0.34 mm。試件FCW-2.0N 在位移角為1/342 時，出現(xiàn)0.08 mm 錯動變形；峰值荷載時，錯動變形為1.24 mm。試件FCW-1.5 在位移角為1/307 時，出現(xiàn)0.06 mm 錯動變形；峰值荷載時，錯動變形為1.61 mm。相同位移角下，試件FCW-2.0N 和FCW-1.5 的豎向錯動變形均大于FCW-2.0。

圖17 θ-δy 曲線Fig.17 θ-δy curve

齒槽剪力墻接縫豎向錯動變形基本發(fā)生于縱筋屈服后，破壞前錯動變形很小，結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)后的累計耗能能力E如圖18 所示。隨著加載點位移增大，墻體裂縫發(fā)展，E逐漸增加，位移角小于1/200 時，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 試件耗能對比Fig.18 Energy consumption comparison of specimens

2.8 水平鋼筋應變

圖19 為各試件水平連接鋼筋和邊緣箍筋的應變-荷載的曲線對比。由圖19 可以看出，峰值荷載前所有試件的水平鋼筋應變增長緩慢，且均未達到屈服，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變顯著增大，表明新、舊混凝土間相對變形增大，各試件連接鋼筋和水平箍筋應變增長趨勢和量級基本保持同步，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 各試件水平鋼筋應變-荷載曲線Fig.19 Horizontal reinforcement strain-load curve of specimens

2.9 邊緣縱向鋼筋應變

圖20 為各試件邊緣縱向鋼筋的應變-荷載曲線對比。由圖可以看出，峰值荷載前所有試件的邊緣縱筋均已達到屈服，說明墻體呈現(xiàn)彎曲破壞形態(tài)；峰值荷載后鋼筋受拉應變顯著增大，說明邊緣構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，部分混凝土已經退出工作。

圖20 各試件縱筋應變-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，此外橫向槽孔構造也是影響齒槽剪力墻建造和受力性能的關鍵因素。為探究上述參數(shù)及構造對墻體性能的影響，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造和截面尺寸對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，墻體網格尺寸為50 mm，加載梁、地梁網格尺寸為100 mm；鋼筋采用T3D2 桁架單元，鋼筋網格尺寸為50 mm。不考慮鋼筋與混凝土之間的滑移，鋼筋通過內置區(qū)域(embedded region)約束關系嵌入到混凝土中。

混凝土采用損傷塑性模型，應力-應變曲線取《混凝土結構設計規(guī)范》[18]建議公式；邊緣構件區(qū)域混凝土采用劉立軍[19]提出的約束混凝土本構關系模型；鋼筋采用雙折線模型[20]，屈服后的切線模量取0.01Es。

新、舊混凝土結合面采用庫侖摩擦-內聚力混合模型進行模擬[21]，未處理結合面的摩擦系數(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(c、μ為界面類型系數(shù)，fctd為混凝土抗拉強度設計值，N為界面法向作用力)，計算得出界面切向峰值應力=2.14 MPa，根據(jù)新舊混凝土粘結強度公式σ=0.58ft(ft為混凝土抗拉強度設計值)[25]，計算得出界面法向峰值應力=1.45 MPa。

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

3.2 有限元模型驗證

3.2.1 荷載-位移曲線

模型的荷載-位移曲線與試驗骨架曲線對比如圖21 所示。

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

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

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 及其對應有限元模型在峰值荷載時的破壞形態(tài)對比。有限元模型的破壞形態(tài)通過最大主塑性應變(PE, Max.Principal)來表示。

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

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

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

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

3.2.3 豎向接縫相對變形

提取各模型峰值狀態(tài)時距墻底650 mm 高度位置接縫兩側的水平張開變形和豎向錯動變形，與試驗對比如表5 所示。

表5 接縫位置相對變形Table 5 Relative deformation of joint position

由表可知，模型接縫處的豎向錯動變形比水平張開變形更大；與試驗試件相比，模型接縫處的水平變形略小于試驗試件，豎向變形相差不大，計算結果準確。

有限元分析結果表明，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，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《建筑抗震設計規(guī)范》的限值要求。總體而言，軸壓比提高，墻體更早達到峰值，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，研究剪跨比對齒槽剪力墻抗震性能的影響。

圖26 為不同剪跨比模型頂點水平荷載-位移骨架曲線對比，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)對比Fig.27 Failure mode of model FCW-1.0

3.3.3 變橫向槽孔尺寸

試驗研究中，橫向槽孔截面為100 mm×100 mm，間距200 mm，每一槽孔內設置1 個橫向鋼筋；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，可方便預制墻板制作、易于后澆混凝土密實。為探究橫向槽孔尺寸對墻體性能的影響，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；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%?？梢?，將橫向槽孔截面高度由100 mm 變化到150 mm～300 mm 對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 變橫向槽孔構造

橫向槽孔截面尺寸由外而內逐漸變小有利于成孔模具拆除。為研究槽孔構造對墻體性能的影響，建立模型FCW-2.0T，其橫向槽孔外側截面寬度為100 mm，內側縮小到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

頂點水平荷載-位移骨架曲線對比如圖31 所示。峰值荷載前，兩條曲線基本重合，改變橫孔構造對墻體性能沒有影響；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，縮小橫向槽孔內側尺寸對模型的承載力和變形能力影響不大。

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

4 結論

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

(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)豎向錯動變形時位移角大于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豎縫兩側相對變形發(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 軟件計算墻體受力性能，計算結果與試驗結果吻合較好。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、減小橫向槽孔內側尺寸對墻體性能基本無影響。