集中配筋連接預制剪力墻抗震性能試驗研究

肖揚，盧謙，羅小勇,2，陳林松，程俊峰,2，張璧瑋

(1.中南大學 土木工程學院，湖南 長沙，410075；2.湖南省裝配式建筑工程技術研究中心，湖南 長沙，410075；3.中交第二航務工程局有限公司技術中心，湖北 武漢，430014)

裝配式混凝土(PC)結構因具有施工周期短、節能環保和節省人力等優點而得到廣泛應用。PC剪力墻結構作為PC結構體系中的主要組成部分之一，契合“住宅產業化”的政策導向，在我國得到了廣泛發展與應用[1-3]。PC剪力墻結構體系中存在大量的水平和豎向接縫，接縫的連接形式是影響其整體性和抗震性能的關鍵因素之一。目前，PC剪力墻接縫的連接形式主要有后澆帶連接、套筒灌漿連接、預留孔漿錨搭接、螺栓連接、后張預應力連接、鍵槽連接等[4]。錢稼茹等[5]對豎向鋼筋采用不同的連接方式的預制剪力墻進行了擬靜力試驗，發現利用普通混凝土現澆帶連接的預制剪力墻試件的抗震性能和延性相對較差，而利用套筒灌漿連接能有效傳遞墻體豎向應力。陳云鋼等[6-7]通過預留孔漿錨搭接剪力墻試驗發現預留孔漿錨搭接連接剪力墻的抗震性能與現澆墻的抗震性能相近。BRIAN等[8-9]對采用普通鋼筋和后張法預應力鋼絞線連接的預制剪力墻混合接縫進行試驗，發現普通鋼筋屈服耗能，而預應力鋼絞線能使結構具有足夠承載力和側向位移的延性。眾多研究表明，目前采用的裝配式剪力墻連接方法基本上能獲得較好的連接效果，裝配試件與現澆試件的抗震性能相當，但這些連接方法大多存在施工精度要求高、容錯率低以及施工難度大等困難。一些學者提出采用豎向連接方式施工。張微敬等[10]對4片設置現澆邊緣構件的單片預制圓孔板剪力墻進行了擬靜力試驗，發現預留圓孔鋼筋漿錨搭接可以實現應力的有效傳遞，預制剪力墻和現澆剪力墻的抗剪承載力和延性相近。周劍等[11]開展了預制混凝土空心模剪力墻抗震性能試驗，發現采用插筋連接可以有效傳遞鋼筋應力，且雙排插筋空心模剪力墻的整體抗震性能略好于采用單排插筋的墻的整體抗震性能。上述插筋連接解決了套筒灌漿連接和預留孔漿錨搭接施工困難等問題，但其預制剪力墻邊緣構件現澆且連接鋼筋布置較多(孔洞率高)，仍然存在濕作業量大以及錨固長度過長等不足。因此，將剪力墻的邊緣構件預制、連接鋼筋在大間距的通長圓孔內集中布置，并在搭接處使用高強高韌材料——超高性能混凝土(UHPC)[12-15]，能減少濕作業和錨固長度，同時能夠保證連接段強度。為此，本文作者在預制空心模剪力墻和預制圓孔板剪力墻插筋連接的基礎上，提出一種施工便捷、濕作業較少以及鋼筋錨固長度較短的豎向連接技術——集中配筋連接，并通過擬靜力試驗，研究試件的破壞和裂縫發展機理以及極限承載力、延性、耗能能力、剛度退化、鋼筋應變以及豎縫等對試件抗震性能的影響，利用數值模擬驗證試驗結果，并對參數進行分析，評價采用集中配筋連接的裝配式剪力墻的抗震性能。

1 預制剪力墻集中配筋連接試驗

1.1 集中配筋連接工藝

預制剪力墻的集中配筋連接如圖1所示。在大間距集中布置的通長圓孔內，通過間接搭接[16-18]大直徑鋼筋、搭接段后澆UHPC來實現有效連接，從而傳遞應力。相較于預留孔漿錨搭接，集中配筋連接的主要受力鋼筋顯著減少，而UHPC具有強度高、與鋼筋黏結性好、自密實以及能減小鋼筋錨固長度等特點，可以滿足集中配筋連接技術在搭接段對于高性能材料的需求。

圖1 集中配筋連接示意圖Fig.1 Illustration of concentrated reinforcement

集中配筋連接技術是通過下部基礎(墻體)的出筋插入上部預制剪力墻預留的通長圓孔內，從上部墻體頂端圓孔插入豎向連接鋼筋，與下部基礎(墻體)的出筋在圓孔內實現間接搭接，隨后在搭接段和非搭接段分別灌注UHPC和普通混凝土，從而將上下墻連成一個整體。設計時?？梢愿鶕嶋H情況對連接鋼筋的直徑以及圓孔的位置、直徑進行相應調整，以滿足實際工程中對結構設防烈度和結構承載力的不同需求，從而為集中配筋連接的預制剪力墻在實際工程中的應用提供技術支撐。

1.2 試件設計

試驗設計了4片足尺剪力墻試件，其中，SW1為現澆剪力墻試件，PW1-PW3為采用不同接縫形式的集中配筋連接預制剪力墻試件。預制剪力墻試件由預制剪力墻與預制基礎梁組成，基礎梁長×寬×高為2 500 mm×1 300 mm×500 mm。剪力墻高×寬×厚為3 000 mm×2 000 mm×200 mm，高寬比為1.5，軸壓比為0.1。水平接縫設置在墻體底部，豎向接縫設置在墻體中部，水平接縫和豎向接縫寬度均為20 mm。各試件編號及主要變化參數如表1所示。

表1 試件編號及主要變化參數Table 1 Specimen number and main parameters

所有試件墻體的混凝土強度等級為C30，基礎梁的混凝土強度等級為C40，所用鋼筋的等級均為HRB400。試件SW1按二級抗震[19]剪力墻設計，其墻體分布鋼筋雙層布置，用梅花式點布的拉筋拉結成一個整體，墻體兩端360 mm范圍內設置暗柱，其墻身鋼筋與基礎梁鋼筋綁扎為一體，整體澆筑，豎向受力鋼筋總面積為2 788.8 mm2；試件PW1、PW2和PW3墻身豎向鋼筋在水平接縫處斷開，不與基礎梁連接，每片墻內另外設置822(總面積為3 041 mm2)的連接鋼筋與基礎梁間接搭接，使預制墻和現澆墻主要受力鋼筋的面積基本一致，以達到不降低預制墻受壓承載力的目的[20]，此時，預制試件的集中配筋率(即預制墻集中布置的連接鋼筋面積與現澆豎向受力鋼筋面積之比)為109%(即3 041.0/2 788.8)。試件的幾何尺寸及配筋見圖2，接縫構造見圖3。

圖3 接縫構造Fig.3 Seam construction

預制墻中預留的通長圓孔直徑為120 mm，圓孔中心距均為500 mm，端部圓孔中心距離墻邊250 mm。預制墻的每個圓孔中插入2根直徑為22 mm的通長連接鋼筋，預制基礎梁內預埋4根直徑為22 mm的U形鋼筋，伸出基礎梁頂面400 mm。預制墻安裝到位后，從墻頂部圓孔處澆筑UHPC灌滿搭接段，非搭接段隨后澆筑混凝土，搭接長度為400 mm，大于12.6d[21](其中，d為搭接鋼筋直徑，12.6d即277.2 mm)。

1.3 材料性能

UHPC中鋼纖維的直徑為0.12 mm，平直鍍銅纖維長為8 mm，鋼纖維拌合比為2%，水灰比為0.092。試驗測得邊長為100 mm的UHPC立方體試塊平均抗壓強度，其中，預留孔平均抗壓強度為135 MPa、豎縫平均抗壓強度為150.1 MPa；邊長為150 mm的混凝土立方體試塊平均抗壓強度為31.5 MPa；邊長為70.7 mm的座漿料立方體試塊平均抗壓強度為48.5 MPa；長×寬×高為40 mm×40 mm×160 mm的灌漿料長方體試塊平均抗壓強度為101.0 MPa。HRB400鋼筋的力學性能實測值見表2。

表2 鋼筋HRB400的力學性能Table 2 Mechanical properties of HRB400 steel bar

1.4 加載和測試方案

本試驗在中南大學高速鐵路建造技術國家工程研究中心進行，使用20 MN級重載多功能結構實驗系統。試驗時，軸向壓力由豎向作動頭施加，軸壓比為0.1，通過鋼分配梁將荷載均勻分布到剪力墻頂部，保持試件軸壓力在試驗過程中恒定。剪力墻水平荷載使用FCS電液伺服加載系統施加，水平推力由量程為1 MN的水平作動器直接施加，水平拉力由4根直徑為35 mm的精軋螺紋鋼與厚鋼板組成的加載體系間接施加；在螺紋鋼下設置夾具，防止剪力墻發生扭轉；底座兩側用量程為1 MN的千斤頂頂緊，防止試件產生滑移，試驗加載裝置[22-24]如圖4所示。

圖4 試驗加載裝置Fig.4 Test loading device

試驗正式加載前先預加載1次，在消除初始非彈性變形的同時保證整個試件的加載裝置連接可靠，正式加載時的水平荷載由力控制加載，加載級差為100 kN。每級荷載往復加載1次。試件屈服后由位移控制加載，加載級差為1倍屈服位移，每級加載循環2次，當水平荷載降至峰值荷載的85%時停止試驗。試驗時，水平作動器先推后拉，規定推力為正，拉力為負。

1.5 觀測內容和測點布置

試驗中測量了墻體的水平荷載、位移和鋼筋應變。水平荷載通過作動器上的荷載傳感器直接讀取。試件PW2的位移測點布置如圖5所示。在D1處測量基礎梁的水平滑移，在D2至D5處測量墻體不同高度處的水平位移，在D7和D8處測量墻角抬高，在D9和D11處測量豎縫的水平張裂，在D10和D12處測量豎縫的豎向錯動。試件PW2的鋼筋應變測點布置如圖6所示。圖6中，S1～S18為豎向構造鋼筋應變片所在位置，S19～S34為連接鋼筋應變片所在位置。其他試件的位移和鋼筋應變測點布置與試件PW2的基本相同。試驗時，所有試驗數據通過數據采集系統采集并實時監控，加載時，記錄試驗數據并同時測繪裂縫分布。

圖5 位移測點布置Fig.5 Layout of displacement measurement points

圖6 鋼筋應變片布置Fig.6 Layout of steel bar strain gauges

2 試驗現象及破壞形態

各試件在加載過程中具有相近的破壞規律，均經歷了墻身混凝土開裂、受拉鋼筋屈服、墻腳混凝土壓潰、承載力下降等幾個主要階段，試件最終的破壞模式均為彎剪破壞，最終破壞形態為墻腳混凝土壓潰破壞。預制試件破壞后，豎縫界面的張裂和錯動較小，預留孔底部UHPC出現少量裂縫，但連接鋼筋在UHPC中仍錨固良好。

2.1 試件SW1

當試件SW1的水平荷載加載到280 kN時，在墻體根部出現第1條水平裂縫，長度為30 mm，試件開裂。當水平荷載達到480 kN時，墻體根部處水平裂縫貫通，縫寬為0.1 mm，此時，剪力墻加載點水平位移為5.9 mm，試件邊緣暗柱的縱筋屈服，隨后轉為位移控制加載。當水平位移達到12.16 mm時，裂縫大量出現，墻體高度1.6 m內新增3條45°斜裂縫，裂縫延伸至墻體中間部分。當水平位移達到29.97 mm時，原有裂縫不斷延伸拓寬，最長斜裂縫延伸至受壓區墻角，此時，墻身斜裂縫最大寬度為1.6 mm，受壓區混凝土出現受壓裂縫。當水平位移達到66.25 mm時，兩側墻角混凝土大面積剝落，分布鋼筋外露、縱筋鼓曲，墻角抬高12.87 mm，水平荷載降低至峰值的81.2%，試件被破壞，試件SW1的整體破壞形態和裂縫分布見圖7(a)和圖7(b)。

圖7 試件整體破壞形態和裂縫分布Fig.7 Overall failure pattern and crack distribution of specimen

2.2 試件PW1

試件PW1整體破壞形態和裂縫分布如圖7(c)和圖7(d)所示。當試件PW1的水平荷載加載到240 kN時，墻體與鍵槽接觸面開裂，裂縫長度為200 mm；當水平荷載達到320 kN時，基礎梁與鍵槽接觸面出現裂縫；當水平荷載達到400 kN時，鍵槽處水平裂縫貫通，剪力墻開始出現滑移現象；當水平荷載達到450 kN時，端部預留孔內連接鋼筋受拉屈服，隨后轉為位移控制加載，此時，剪力墻加載點水平位移為4.97 mm，墻體受拉區0.9 m和1.1 m高度處出現2條新的水平裂縫，縫寬為0.1 mm；當水平位移達到10.21 mm時，裂縫大量出現，墻體高度1.8 m處出現超長斜裂縫延伸至受壓區鍵槽座漿層，座漿層裂縫最大寬度達3.2 mm，受拉側墻角開始出現抬升現象，原水平裂縫開始向斜向發展，中間預留孔孔壁位置出現交叉斜裂縫；當水平位移達到55.31 mm時，墻角抬高25.48 mm，受壓區墻角混凝土大面積壓潰，水平荷載降低至峰值的75%，試件被破壞，此時，預留孔下端UHPC出現少量裂縫，但連接鋼筋在UHPC中仍錨固良好(連接鋼筋的錨固狀態見圖8)。

圖8 連接鋼筋錨固狀態Fig.8 Anchoring conditions of connecting steel bar

2.3 試件PW2

試件PW2在開裂和屈服階段的裂縫發展規律與試件PW1的裂縫發展規律基本相似，只在峰值和破壞階段略有不同。當水平位移達到9.54 mm時，墻端產生的5條水平裂縫，經邊緣預留孔后45°斜向下發展，一直延伸到豎縫區域，此時，墻體豎縫區0.4 m高度處出現水平裂縫，中間預留孔孔壁位置出現交叉斜裂縫。當水平位移達到14.43 mm時，邊緣預留孔的孔壁位置內出現交叉斜裂縫。隨著水平位移不斷增大，原有裂縫不斷延伸拓寬，交叉斜裂縫沿孔壁不斷向墻體頂部發展，但始終沒有超長貫穿斜裂縫。當水平位移達到55.23 mm時，墻角抬高29.1 mm，受壓區墻角混凝土壓潰，水平荷載降低至峰值的79%，試件被破壞。連接鋼筋錨固狀態與試件PW1的錨固狀態相似，在整個加載過程中，豎縫的豎向錯動最大值接近0.3 mm，水平張裂最大值為1.0 mm。整體破壞形態和裂縫分布見圖7(e)和圖7(f)，豎向接縫兩側墻體的變形(δ)相對墻體水平位移(Δ)變化曲線見圖9(a)。

圖9 豎向接縫兩側墻體的相對位移變化曲線Fig.9 Relative displacement curves of walls on both sides of vertical joints

2.4 試件PW3

試件PW3在加載過程中的破壞規律與試件PW2的破壞規律基本相似。由于加載時試件PW3的負向剛度比正向剛度略小，即在相同荷載作用下，反向拉力加載對試件PW3產生的變形比正向加載更大，因此，在實際加載過程中，以負向拉力加載時連接鋼筋受拉屈服的剪力墻加載點水平位移為屈服位移，即當水平荷載加載到-480 kN時，鋼筋受拉受拉屈服，轉為位移控制加載。當水平位移達到43.73 mm和-54.57 mm時，受壓區墻角混凝土大面積剝落，暗柱箍筋外露，正、負向荷載分別下降至峰值荷載的81.8%和81.4%，墻角抬高19.89 mm，試件被破壞。預留孔內鋼筋錨固狀態與試件PW1的錨固狀態相似，在整個加載過程中，豎縫的豎向錯動最大值接近2 mm，水平張裂最大值為4.5 mm。整體破壞形態和裂縫分布見圖7(g)和圖7(h)，豎向接縫兩側墻體的變形(δ)相對墻體水平位移(Δ)的變化曲線見圖9(b)。

對比圖7中4片試件的裂縫分布可知：現澆試件相對預制試件的裂縫發展更充分，具體表現在貫穿斜裂縫更多、裂縫發展的高度更高、密度更大，但預制試件預留孔壁處存在交叉斜裂縫(推測是預留孔壁處混凝土較薄所致)，且預制墻體在鍵槽水平接縫貫穿后相對基礎梁存在滑移現象，滑移和交叉斜裂縫的生成都會消耗一部分能量，故預制試件的裂縫發展整體上沒有像現澆試件裂縫那樣發展充分。對比圖7中試件PW1與PW2、PW3的裂縫分布可知：豎縫的存在使預制試件貫穿斜裂縫減少，裂縫分布密度降低，鍵槽座漿層貫穿破壞程度降低，這是因為豎縫所用UHPC和灌漿料均為高強材料，能有效抑制裂縫的產生和發展。對比試件PW2和PW3的試驗現象可知：試件PW3相對試件PW2的裂縫發展更充分，表明豎縫形式為U形鍵槽的剪力墻試件具有更強的耗能能力。由圖9可知：試件PW2豎縫兩側墻體的變形比PW3的變形更小，表明豎縫形式為UHPC出筋搭接的剪力墻具有更好的整體性。

3 試驗結果及分析

3.1 滯回曲線

各試件加載點水平荷載(F)-位移(Δ)曲線(滯回曲線)如圖10所示。從圖10可見：4個試件的滯回曲線變化趨勢基本相同，形狀較飽滿，大體上為“弓形”，表明4個試件的耗能能力均較強；4個試件的滯回曲線均存在一定的捏縮現象，這主要是因為鋼筋和混凝土界面存在黏結滑移，而預制試件的捏縮程度明顯比試件SW1的高，這主要是鍵槽座漿層貫通后剪力墻的滑移所致。試驗時，因試件PW3正負向剛度略有差異，導致其曲線不對稱。由圖10可知：試件SW1滯回曲線包絡圖面積最大，預制試件中PW1滯回曲線包絡圖面積最大，說明現澆墻的耗能能力最強，整墻的耗能能力比設有豎縫墻體的耗能能力更強。

圖10 各試件滯回曲線Fig.10 Hysteresis curves of each specimen

3.2 骨架曲線

各試件骨架曲線的對比見圖11。由圖11可知：4個試件骨架曲線的走勢基本一致，均經歷了彈性、屈服、強化、破壞4個階段；彈性階段直線斜率基本相同，說明4個試件初始剛度接近；4個試件均經歷了較長的屈服臺階才進入破壞階段，表明試件均具有良好的延性。對比4條骨架曲線可知：試件SW1強化階段后的骨架曲線基本在試件PW1、PW2和PW3的上方，表明現澆剪力墻的承載力比預制剪力墻的高；各階段試件PW2和PW3的骨架曲線基本上與試件PW1的骨架曲線重合，表明豎縫對剪力墻承載力的影響并不大，其中，試件PW3的正向剛度比負向剛度略大，導致其正向骨架曲線經過屈服平臺后相對負向下降較快。

圖11 各試件骨架曲線Fig.11 Skeleton curves of each specimen

3.3 承載力、變形能力和延性

試件各特征點的荷載和位移、試件的位移角以及延性系數見表3。從表3可知：預制試件的開裂荷載和屈服荷載比SW1的略小，表明在試驗加載前期，不同接縫形式的集中配筋連接預制剪力墻抵抗外部荷載的能力與現澆墻相比偏弱；試件PW1的峰值荷載相比SW1僅小5.6%，表明在相同軸壓下，不同接縫形式的集中配筋連接預制剪力墻的承載力與現澆墻的承載力相近。表3中預制試件的極限位移角均在1/50左右，大于1/120[25]，說明本類型的預制墻有較強的變形能力。預制試件的延性系數均大于8，屈服后變形能力大，這是因為鍵槽接縫貫通后墻身位移較大，連接鋼筋得以充分變形?？傮w來說，各個試件的彈塑性變形能力均滿足規范要求。

表3 試件不同階段時的水平力和位移Table 3 Horizontal forces and displacements at different stages of specimen

3.4 剛度

4個試件的剛度(K)-位移(Δ)曲線(剛度退化曲線)見圖12[26]。由圖12可知4個試件的剛度退化趨勢基本一致：試件開裂后剛度急劇下降，屈服階段剛度下降速率變緩，峰值點過后剛度基本持平。試件在各特征點的割線剛度見表4。從表4可知：整體上，試件PW1、PW2和PW3的特征點剛度與試件SW1的特征點剛度十分接近，表明集中配筋剪力墻抵抗變形的能力與現澆墻抵抗變形的能力相近；試件PW3在4個特征點的割線剛度均比其他3個試件的大，說明豎縫形式為U形鍵槽的集中配筋剪力墻具有更大的抗側剛度。

表4 試件各特征點割線剛度Table 4 Secant stiffness for each feature point of specimenkN·mm-1

圖12 剛度退化曲線Fig.12 Stiffness degradation curves

3.5 耗能能力

利用能量耗散系數E[25]來評定試件的耗能能力。根據試驗數據繪制的能量耗散系數(E)-位移(Δ)曲線(耗能曲線)如圖13所示。由圖13可知：4個試件耗能能力的整體變化趨勢一致，開裂后，試件的耗能能力迅速下降，在屈服階段達到最低點，隨后試件進入彈塑性狀態；隨著往復荷載不斷施加，滯回曲線越來越飽滿，耗能能力不斷增強。對比4個試件各階段能量耗散系數-位移曲線變化趨勢可知：在試驗加載初期，現澆墻的能量耗散系數與預制墻的能量耗散系數接近；但在彈塑性階段，現澆墻的能量耗散系數明顯比預制墻的高。對比預制墻的曲線變化趨勢可知，試件PW1的曲線始終在PW2和PW3上方，說明試件PW1的耗能能力比PW2和PW3的耗能能力強，即豎縫對剪力墻的耗能能力有一定的削弱作用。

圖13 耗能曲線Fig.13 Energy consumption curves

3.6 鋼筋應變

試件豎向鋼筋的應變(ε)-位置(X)變化曲線如圖14所示，其中位置X=0處為墻體中心，位置X=±1 000 mm處分別為墻體的左右兩端。由圖14可知：4個試件豎向鋼筋應變-位置曲線的變化規律基本相同；在試件屈服前，在同一荷載水平下，墻體豎向鋼筋應變隨位置的變化基本呈1條直線，端部鋼筋應變大于中部鋼筋應變，符合受彎構件應力分布特征，滿足平截面假定；當荷載為400 kN時，試件SW1端部鋼筋應變接近2 000με，而預制試件端部鋼筋應變均低于500με，證明現澆試件端部縱筋為主要受力鋼筋，而同一位置的鋼筋在預制墻中僅起構造作用。

圖14 豎向鋼筋應變-位置曲線Fig.14 Strain-position curves of vertical reinforcement

預制試件預留孔內連接鋼筋的應變(ε)-荷載(F)曲線如圖15所示。從圖15可見：整體上，3個試件應變-荷載曲線的變化規律基本一致；在同一荷載下，邊孔內連接鋼筋的應變大于中孔內連接鋼筋的應變，符合受彎構件應力分布特征。結合圖14和圖15可知：當荷載為400 kN時，墻身豎向鋼筋應變均在500με以下，而端部預留孔內搭接段下端連接鋼筋的應變基本達到1 500με，且搭接段上端鋼筋應變小于搭接段下端鋼筋應變，證明預留孔內的連接鋼筋為主要受力鋼筋，且400 mm的UHPC搭接段可以實現鋼筋應力的有效傳遞。試件接近峰值點時預留孔內鋼筋應變迅速上升，部分鋼筋應變超過6 000με。試件被破壞時，預留圓孔底部UHPC僅產生少量裂縫，表明連接鋼筋搭接區域黏結性能良好，集中配筋這一連接方式具有良好的受力性能。

圖15 連接鋼筋荷載-應變曲線Fig.15 Load-strain curves of connecting reinforcement

4 有限元分析

4.1 模型建立

利用有限元軟件ABAQUS對試件PW1進行建模分析。模型中的混凝土部分和搭接段的UHPC均采用實體單元C3D8R，鋼筋采用T3D2桁架單元?；炷梁蚒HPC的本構模型采用混凝土損傷塑性模型，鋼筋本構模型采用簡化后的“雙折線模型”。采用embedded的方式將鋼筋嵌入混凝土中，由于試驗中連接鋼筋在UHPC中錨固良好，故連接鋼筋也采用embedded的方式嵌入UHPC中。建模時，將U形鍵槽水平接縫簡化為平直接縫，預留孔孔壁和后澆混凝土、UHPC采用tie接觸。

4.2 分析結果對比

4.2.1 試驗結果

通過有限元分析得到的試件PW1混凝土的拉伸損傷和壓縮損傷分布云圖分別如圖16(a)和圖16(b)所示。對比圖16(a)和圖7(b)可知：模型的受拉損傷分布與試件PW1的裂縫分布基本吻合(模型中預留孔孔壁和后澆混凝土采用tie接觸，故拉伸損傷云圖中并沒有交叉斜裂縫對應的損傷分布)。由圖16(b)可知：混凝土壓縮損傷主要集中在剪力墻兩側墻角處，墻中連接鋼筋底部區域有輕微損傷，墻體其他部位未出現明顯的壓縮損傷。試驗時，試件PW1墻角混凝土壓潰嚴重，剪力墻預留圓孔底部區域有少量裂縫，如圖16(c)和圖16(d)所示。對比圖16(b)～16(d)可知混凝土壓縮損傷分布與試件的破壞形態基本吻合。

圖16 試驗現象對比Fig.16 Comparison of experimental phenomena

4.2.2 滯回曲線

將試驗和有限元模擬得到的滯回曲線進行對比，結果如圖17所示。由圖17可知：有限元模擬結果與試驗結果基本吻合；整體上，模擬所得滯回曲線和試驗所得滯回曲線的走勢基本一致，模擬得到的峰值荷載為595 kN，試驗得到的峰值荷載為615 kN，兩者僅相差3.4%；在加載初始階段，模型墻體的剛度略低于試驗墻體的剛度；而在位移較大時，模型墻體與試驗墻體的剛度相近，這是因為模擬時將U形鍵槽水平接縫簡化為平直接縫，且未考慮基礎梁水平凹槽兩端對剪力墻的約束作用。

圖17 試驗滯回曲線和模擬滯回曲線對比Fig.17 Comparison of experimental and simulated hysteresis curves

4.3 參數分析

4.3.1 軸壓比對結構剛度和承載力的影響

以試件PW1的有限元模型為基礎，保持其他參數不變，分別建立軸壓比為0.05～0.30的有限元模型并進行分析，得到不同軸壓比下模型的滯回曲線和骨架曲線，如圖18和圖19(a)所示。軸壓比與峰值荷載的關系曲線見圖19(b)。由圖18和圖19可知：增大軸壓比，滯回曲線所圍成的面積逐漸增大，同時呈現出越來越強的捏縮特性，模型的承載力和剛度不斷增加；當軸壓比從0.05提升至0.10時，模型承載力和剛度的增加最顯著；當軸壓比從0.10提升至0.30時，承載力和剛度的增幅較小。對圖19中數據進行計算可知，模型峰值荷載的增幅在軸壓比為0.05～0.10時最大，為54.03 kN；當軸壓比在0.10～0.30之間時，軸壓比每提升0.05，承載力平均僅增加26.59 kN。

圖18 不同軸壓比下模型的滯回曲線Fig.18 Hysteresis curves of model for different axial pressure ratios

圖19 不同軸壓比下模型的骨架曲線和峰值荷載Fig.19 Skeleton curves and peak load of model with different coaxial-pressure ratios

4.3.2 集中配筋率對承載力、剛度、耗能和墻角抬角的影響

圖20 不同集中配筋率下模型的滯回曲線Fig.20 Hysteretic curves of model with different central reinforcement ratio

圖21 不同集中配筋率下模型的骨架曲線、峰值荷載和墻角抬高Fig.21 Skeleton curves, peak load and corner elevation of model with different central reinforcement ratio

5 結論

1) 集中配筋連接預制剪力墻的破壞規律與現澆剪力墻的破壞規律相同，均為彎剪破壞，且兩者的抗彎承載力和抗震性能相近。在軸壓比為0.10時，集中配筋連接預制剪力墻的延性系數和極限位移角均較大，遠高于規范對于剪力墻彈塑性變形能力的要求。試件加載前期，試件PW3具有較好的受力性能，其開裂荷載和屈服荷載均與現澆試件SW1的相近；試件加載后期，試件PW1和PW2具有相近的峰值荷載和破壞荷載。

2) 當UHPC強度為135 MPa、鋼筋搭接長度為400 mm時，UHPC能夠確保預制混凝土剪力墻間接搭接段的強度；當豎縫形式為出筋搭接和U形鍵槽時，UHPC和高強灌漿料能夠確保預制混凝土剪力墻的整體性，使用UHPC的集中配筋連接預制剪力墻具有良好的抗震性能。

3) 集中配筋連接預制剪力墻的裂縫發展沒有現澆剪力墻的裂縫發展充分，但其存在獨有的試驗現象，即交叉斜裂縫(預留孔壁處)和水平接縫座漿層貫穿破壞，其中，水平接縫座漿層貫穿破壞后剪力墻的滑移導致預制試件滯回曲線具有更明顯的捏縮特征。

4) 豎縫對預制剪力墻承載力的影響不大，但對墻體的延性和耗能能力有一定的削弱作用。2種豎縫形式的預制剪力墻均有較好的抗震性能，豎縫形式采用UHPC出筋搭接能有效抑制墻體裂縫的開展，墻體具有更好的整體性；豎向接縫采用U形鍵槽可提升墻體的剛度，且豎縫形式采用U形鍵槽的預制墻具有更好的耗能性能。

5) 試件PW1的有限元模擬結果和試驗結果較吻合。當軸壓比在0.05～0.30之內時，隨著軸壓比增加，模型的剛度和承載力不斷增加，滯回曲線的捏縮程度逐漸增大；當軸壓比從0.05增加到0.10時，峰值荷載的增幅達到最大；隨著集中配筋率增加，模型的剛度基本不變，承載力和耗能不斷增加，墻角抬高不斷減小，當模型的集中配筋率保持在90%～110%時，其抗彎承載力和墻角抬高量處于最佳狀態。