帶豎向接縫的空心模剪力墻受剪性能試驗研究及承載力計算

初明進，劉繼良，侯建群，任寶雙

(1.北京建筑大學北京未來城市設(shè)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，大連116000；3.清華大學建筑設(shè)計研究院有限公司，北京100084)

2016 年初印發(fā)的《中共中央國務(wù)院關(guān)于進一步加強城市規(guī)劃建設(shè)管理工作的若干意見》，提出大力推廣裝配式建筑，力爭用10年左右時間，使裝配式建筑占新建建筑的比例達到30%，為裝配式建筑的發(fā)展提供了強力的政策保障。預制混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)作為裝配式建筑的重要形式，具有優(yōu)越的抗震性[1-2]，是我國發(fā)展裝配式建筑的重要技術(shù)手段。

預制構(gòu)件間的連接技術(shù)是預制混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵[3]。預制剪力墻的鋼筋連接技術(shù)有直接連接和間接連接，直接連接中連接鋼筋與被連接鋼筋直接連接在一起，鋼筋應(yīng)力直接傳遞，主要有套筒擠壓連接技術(shù)[4]、搭接連接技術(shù)[5]、U型套箍連接技術(shù)[6]、U型閉合筋連接技術(shù)[7]、環(huán)筋扣合錨連技術(shù)[8]、接縫連接梁連接技術(shù)[9]以及整體箍筋插銷連接技術(shù)[10]等；間接連接是鋼筋間依靠混凝土或灌漿料作為傳力介質(zhì)傳遞鋼筋應(yīng)力，主要有插入式預留孔灌漿連接技術(shù)[11]、套筒漿錨連接技術(shù)[12]、間接搭接技術(shù)[13]、波紋管漿錨連接技術(shù)[14-15]、螺栓連接技術(shù)[16]等。研究表明，構(gòu)造合理的直接連接和間接連接技術(shù)均能有效傳遞應(yīng)力，保證預制構(gòu)件間的整體性。

空心模剪力墻結(jié)構(gòu)在豎直方向采用間接連接技術(shù)；水平裝配單元間通過穿插水平鋼筋，實現(xiàn)了直接連接。周劍等[17]對空心模剪力墻結(jié)構(gòu)豎向連接位置處的豎向插筋進行了試驗研究，結(jié)果表明豎向插筋能夠傳遞鋼筋應(yīng)力，滿足墻體的受力要求。劉繼良等[18]研究了空心模剪力墻結(jié)構(gòu)豎向接縫在彎曲破壞時的連接性能，結(jié)果表明，豎向接縫能夠保證不同裝配單元水平連接的整體性。Xiong等[19]對空心模剪力墻的受剪承載力進行了對比分析，提出了能夠預測空心模剪力墻受剪承載力的計算模型。初明進等[20]按照強彎弱剪的原則設(shè)計了4個帶豎向接縫的空心模剪力墻試驗，研究了剪切破壞時不同構(gòu)造豎向接縫的連接性能，結(jié)果表明寬度為20 mm的豎向接縫構(gòu)造合理，能夠保證墻體在發(fā)生剪切破壞時預制構(gòu)件間的有效連接。以上研究主要針對空心模剪力墻的受力性能或接縫的構(gòu)造形式，而軸壓比、剪跨比、空心模內(nèi)水平分布鋼筋等參數(shù)對帶豎向接縫的空心模剪力墻影響缺乏研究。

本文按照強彎弱剪的原則設(shè)計了5個帶豎向接縫的空心模剪力墻試件(圖1)，進行恒定軸力作用下的擬靜力試驗，對墻體的滯回性能、承載力、變形能力、剛度以及接縫連接性能等指標進行對比分析，以期為該結(jié)構(gòu)的推廣應(yīng)用提供理論參考。

圖1 預制混凝土空心模Fig.1 Precast two-way hollow slab

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

設(shè)計了5個剪力墻試件，分別為試件DW1、DW2-N、DW3-L1、DW4-L2和DW5-H，幾何尺寸及配筋如圖2所示。試件由加載梁、墻體和地梁三部分組成；墻體為矩形截面，截面尺寸為1440 mm×180 mm，包括邊緣構(gòu)件、豎向接縫、空心模以及澆筑于空心模內(nèi)的后澆混凝土；邊緣構(gòu)件長度為200 mm，豎向接縫寬度為20 mm，豎向接縫兩側(cè)的空心模寬度皆為510 mm；加載梁截面尺寸為280 mm×280 mm，地梁截面尺寸為500 mm×600 mm。

各試件參數(shù)如表1所示。為保證墻體發(fā)生剪切破壞，墻體基準剪跨比為1.5。試件DW1為基準試件，剪跨比為1.5，墻體高度為2160 mm，試驗軸壓比為0.15，空心模內(nèi)水平分布鋼筋為雙層φ8@200；試件DW2-N的軸壓比變化為0.25；試件DW3-L1和試件DW4-L2的剪跨比分別為1.0和2.0，對應(yīng)的墻體高度分別為1440 mm和2880 mm(圖2(b)、圖2(c))；試件DW5-H的水平分布鋼筋變化為雙層φ10@200。

圖2 試件幾何尺寸及配筋情況(陰影部分為預制混凝土)Fig.2 Dimension and reinforcement layout of specimens(the shadow part is precast concrete)

表1 試件參數(shù)Table 1 Parameters of specimens

1.2 試件制作

工廠制作的空心模尺寸為2700 mm(長度)×1180 mm(寬度)×180 mm(厚度)，如圖3所示，水平孔洞直徑89 mm，間距200 mm；豎向孔洞直徑140 mm，間距180 mm。空心模內(nèi)水平分布鋼筋為雙層φ8@200或φ10@200(用于試件DW5-H)，豎向分布鋼筋為雙層φ8@180。

為模擬實際工程中的豎向接縫，試件制作時將空心模沿縱向中軸線剖開，安裝時使兩原始縱向側(cè)邊相對。此外，將空心模剖切面鑿除寬度為80 mm的預制混凝土(圖4)，露出的水平分布鋼筋伸入邊緣構(gòu)件內(nèi)；同時，鑿除空心模頂部長度為120 mm的預制混凝土，露出的豎向分布鋼筋伸入加載梁內(nèi)。

制作剪力墻試件時，首先制作地梁，地梁內(nèi)預埋邊緣構(gòu)件縱向鋼筋和豎向插筋，豎向插筋為C12，空心模每一豎向孔洞內(nèi)設(shè)置1根，伸入孔洞內(nèi)的長度為410 mm；待地梁達到預定強度后，將其與上部墻體相交處的混凝土鑿毛；然后安裝空心模，空心模底部距地梁上表面20 mm；在水平孔洞內(nèi)穿插水平連接鋼筋，隨后支護模板；最后在邊緣構(gòu)件、空心模水平孔洞和豎向孔洞、豎向接縫以及加載梁內(nèi)澆筑混凝土，形成剪力墻試件?，F(xiàn)澆混凝土為摻加微膨脹劑的自密實混凝土。

1.3 材料強度

制作空心模和剪力墻試件時預留標準立方體試塊，與試件同條件養(yǎng)護；試驗前一天測得混凝土立方體抗壓強度平均值fcu,m如表2所示。每種類型鋼筋預留一組試樣，測得鋼筋屈服強度fy,m、抗拉強度fu,m和伸長率δ如表3所示。

圖3 空心模幾何尺寸及配筋圖Fig.3 Dimension and reinforcement layout of precast two-way hollow slab

圖4 空心模鑿邊處理Fig.4 Edge chiseling of precast two-way hollow slab

表2 混凝土實測抗壓強度Table 2 Tested compressive strength of concrete

表3 鋼筋實測強度Table 3 Tested strength of reinforcements

1.4 加載和測量方案

試驗為恒定軸力作用下的擬靜力試驗。試驗時，先通過豎向千斤頂施加軸向荷載，在試驗過程中保持恒定，然后采用拉壓千斤頂施加水平荷載。

水平荷載采用荷載-位移混合控制，剪跨比為1.0、1.5和2.0試件的加載級差分別為300 kN、250 kN和200 kN，每級荷載反復加載1次；當試件出現(xiàn)斜裂縫后改用位移控制，以斜裂縫出現(xiàn)時的荷載級對應(yīng)的位移為初始位移，以初始位移的倍數(shù)作為控制位移進行加載，每級控制位移反復加載2次，直至試件頂點水平位移角達到1/40左右，試驗結(jié)束。

試驗中測量了墻體的荷載、位移和鋼筋應(yīng)變。采用力傳感器量測豎向荷載和水平荷載；在加載梁側(cè)面中心設(shè)置位移計測量頂點水平位移；在墻體兩側(cè)各設(shè)置3～5個位移計測量墻體不同高度處水平位移，并設(shè)置豎向位移計測量相鄰水平位移測點之間的相對變形；在墻體豎向接縫、空心模與邊緣構(gòu)件相交處以及空心模豎向孔洞位置處各設(shè)置4組相對變形測量裝置，測量豎向相對變形和水平相對變形；在墻體與地梁相交處設(shè)置5個位移計測量墻體與地梁間的豎向張開變形，設(shè)置1個位移計測量墻底水平滑移變形。在邊緣構(gòu)件縱向鋼筋、豎向插筋和空心模水平分布鋼筋上設(shè)置電阻應(yīng)變片，用于測量鋼筋應(yīng)變。剪跨比為1.5的試件測點布置如圖5所示。

圖5 剪跨比為1.5的試件的測點布置圖Fig.5 Layout of measurement points of specimens with shear span ratio 1.5

2 破壞過程與破壞形態(tài)

峰值荷載時，各墻體邊緣構(gòu)件縱向鋼筋處于彈性階段，邊緣構(gòu)件根部混凝土基本完好，空心模內(nèi)配置的水平分布鋼筋受拉屈服，墻體未發(fā)生受彎破壞，達到受剪承載力。

2.1 基準試件DW1

當水平荷載達到-310 kN/+350 kN(千斤頂先推后拉，推為“負”，拉為“正”)時，試件頂點水平位移角為-1/1213/+1/1785，墻體與地梁相交位置出現(xiàn)細微水平裂縫；當水平荷載達到-376 kN/+350 kN時(位移角為-1/964/+1/1785)，豎向接縫位置處出現(xiàn)短細斜裂縫，兩方向短細斜裂縫交叉，如圖6(a)所示；當水平荷載達到-550 kN/+597 kN(水平位移角為-1/558/+1/452)時，距墻底400 mm～600 mm高度范圍內(nèi)出現(xiàn)斜裂縫，墻體進入位移控制階段。

當頂點水平位移角達到-1/315/+1/403時，距墻體西側(cè)邊緣約400 mm位置處空心模豎向孔洞位置出現(xiàn)多條短細斜裂縫，兩方向斜裂縫交叉，交叉點位于空心模預制混凝土最薄處，構(gòu)成宏觀豎向裂縫(見圖6(b))；隨著控制位移的增加，空心模各豎向孔洞位置處均出現(xiàn)宏觀豎向裂縫。當控制位移角達到1/138時，宏觀豎向裂縫處預制混凝土起皮、掉渣，兩側(cè)預制混凝土間的相對變形(包括豎向錯動和水平張開相對變形)突然增大，空心模內(nèi)配置的水平分布鋼筋屈服，墻體達到峰值承載力-751 kN/+804 kN；此時豎向接縫處混凝土輕微剝落，邊緣構(gòu)件縱向鋼筋依然處于彈性階段，根部混凝土基本完好，未出現(xiàn)明顯壓潰現(xiàn)象，如圖6(b)所示。

圖6 試件DW1破壞過程和破壞形態(tài)Fig.6 Failure process and pattern of specimen DW1

峰值荷載后，宏觀豎向裂縫處預制混凝土剝落發(fā)展為豎向裂縫；豎向接縫和豎向裂縫兩側(cè)預制混凝土間的相對變形增大，墻體被分割為多個墻柱，邊緣構(gòu)件縱向鋼筋應(yīng)變、墻體根部水平裂縫寬度逐漸減小，演變?yōu)閴χM合體；當水平荷載下降至峰值荷載的85%時，水平位移角為1/72，如圖6(c)所示；繼續(xù)加載至水平位移角達到1/36時停止試驗，此時墻體根部混凝土基本完好，豎向裂縫處的預制混凝土破壞較為嚴重，但墻體依然保持良好的豎向承載力，如圖6(d)所示。

2.2 變化參數(shù)試件

各試件在破壞點和試驗結(jié)束時的裂縫開展情況如圖7、圖8所示；破壞點為骨架曲線上水平荷載下降至峰值荷載85%時所對應(yīng)的狀態(tài)點[15]。

荷載作用下，各墻體相繼出現(xiàn)根部水平裂縫、豎向接縫處短細斜裂縫、空心模豎向孔洞位置處宏觀豎向裂縫，最后宏觀豎向裂縫發(fā)展為豎向裂縫。墻體參數(shù)不同，破壞形態(tài)存在差異。

2.2.1 變化軸壓比試件DW2-N

試件DW2-N的試驗軸壓比為0.25，墻體的裂縫出現(xiàn)荷載顯著提高，裂縫寬度明顯減?。焊克搅芽p的出現(xiàn)荷載為-476 kN和+568 kN，比試件DW1分別提高了53.5%和62.2%；豎向接縫處短細斜裂縫的出現(xiàn)荷載以及宏觀豎向裂縫的構(gòu)成荷載比試件DW1分別提高了69.9%和27.4%。

2.2.2 變化剪跨比試件DW3-L1、DW4-L2

與基準試件DW1相比，試件DW3-L1的裂縫出現(xiàn)荷載較高；出現(xiàn)了從墻體左下角到右上角的整體對角斜裂縫，與水平軸約呈45°；另一方向未形成整體斜裂縫，而是在左半部分空心模出現(xiàn)右下部到左上部的斜裂縫，與水平軸約呈60°；試件DW3-L1的斜裂縫數(shù)量明顯多于其他試件，斜裂縫將預制混凝土分割為多個大小不一的菱形區(qū)塊；當水平荷載達到峰值荷載時，菱形混凝土區(qū)塊發(fā)生剝落；水平位移角達到1/37時，預制混凝土剝落嚴重，但墻體依然保持良好的豎向承載力，如圖8(b)所示。

圖7 各試件在破壞點時裂縫開展情況Fig.7 Crack development situation of specimens at the failure point

圖8 各試件在試驗結(jié)束時裂縫開展情況Fig.8 Crack development situation of specimens at off-test

試件DW4-L2的裂縫出現(xiàn)順序與試件DW1略有差異，其出現(xiàn)根部水平裂縫后，相繼出現(xiàn)斜裂縫、豎向接縫處短細斜裂縫以及豎向孔洞處短細斜裂縫；裂縫的出現(xiàn)荷載明顯小于試件DW1。由于試件DW4-L2空心模豎向孔洞內(nèi)和豎向接縫處的現(xiàn)澆混凝土存在澆筑不密實的現(xiàn)象，因此豎向接縫處現(xiàn)澆混凝土破壞較快，豎向接縫下部的斜裂縫開展較大；墻體水平位移角達到1/40時，豎向接縫下部斜裂縫相交處混凝土壓潰而停止試驗，如圖8(c)所示。

2.2.3 變化水平分布鋼筋試件DW5-H

試件DW5-H的空心模內(nèi)水平分布鋼筋為雙層φ10@200，在豎向接縫處斷開。試件DW5-H的裂縫開展過程與試件DW1基本相同，但斜裂縫寬度明顯減少。

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 頂點水平力-位移角滯回曲線

圖9為各試件頂點水平力-位移角滯回曲線，其中縱軸是剪壓比P/fcbh0，P為試件所受水平荷載，b為墻體截面厚度，h0為墻體截面有效高度；位移角是頂點水平位移Δ與墻體高度H的比值。通過滯回曲線的對比可以發(fā)現(xiàn)：試驗加載初期，滯回曲線基本表現(xiàn)為直線，殘余變形很小，試件基本處于彈性狀態(tài)；隨著水平位移的增加，裂縫數(shù)量增多、寬度增大，墻體剛度退化，卸載后殘余變形增大，承載力減小；提高剪跨比和水平分布鋼筋配筋量可減緩承載力退化；峰值荷載后，各試件滯回曲線捏攏現(xiàn)象明顯增加。

圖9 頂點水平力-位移滯回曲線Fig.9 Top lateral force-displacement hysteretic loops

3.2 骨架曲線和延性

圖10為各試件頂點水平力-位移角骨架曲線，表4為各試件名義屈服點、峰值荷載點、破壞點等特征點對應(yīng)的荷載、位移特征值及位移延性系數(shù)。試件的名義屈服點采用幾何作圖法確定[15]。位移延性系數(shù)μΔ為破壞點位移Δu與名義屈服點位移Δy的比值。由圖10和表4可知：

1) 提高軸壓比，墻體的受剪承載力提高，峰值位移角減小，峰值荷載后承載力退化速率加快。試件DW2-N 受剪承載力比試件DW1提高了11.8%，峰值位移角減小了22.5%。

2) 隨著剪跨比的提高，墻體受剪承載力降低，峰值位移增加，承載力退化速率減緩。與試件DW1相比，試件DW3-L1的受剪承載力提高了19.2%，試件DW4-L2降低了17.0%；試件DW4-L2在峰值位移角達到1/57時的前后骨架曲線基本接近水平，承載力比較穩(wěn)定。

3) 增加空心模內(nèi)水平分布鋼筋配筋量可提高墻體的受剪承載力和峰值位移角。空心模內(nèi)水平分布鋼筋雖然在豎向接縫處斷開，但提高該部分鋼筋配筋量，可提高墻體的峰值荷載和峰值位移角。試件DW5-H的受剪承載力比試件DW1提高了11%；峰值位移角為1/94，遠大于試件DW1的1/138。

4) 空心模剪力墻試件具有良好的延性。雖然試件未發(fā)生彎曲破壞，但除試件DW2-N的延性系數(shù)接近5.0外，其余試件(包括剪跨比1.0的試件DW3-L1)的延性系數(shù)均大于6.0?？招哪＜袅杀苊獯嘈云茐?；且在位移角超過1/40時，墻體依然具有良好的豎向承載力。

3.3 豎向接縫處的相對變形

在往復荷載作用下，豎向接縫處現(xiàn)澆混凝土先出現(xiàn)兩方向相互交叉的短細斜裂縫，然后豎向接縫兩側(cè)墻體出現(xiàn)相對變形，使墻體逐漸演變?yōu)榉挚p墻。

豎向接縫兩側(cè)墻體的相對變形如圖11所示。試驗加載初期，豎向接縫兩側(cè)未發(fā)生相對變形，墻體整體性良好。隨著水平荷載的增加，水平和豎向相對變形逐漸增大，墻體整體性降低，實際剪跨比提高；峰值荷載時，各試件豎向接縫兩側(cè)墻體的水平相對變形為0.23 mm～1.86 mm，豎向相對變形為1.53 m～8.27 m。峰值荷載后，相對變形持續(xù)增加，豎向接縫處的現(xiàn)澆混凝土被擠出墻面。提高軸壓比可減小相對變形；而隨著剪跨比的提高，相對變形隨之顯著增大。

圖10 頂點水平荷載-水平位移骨架曲線Fig.10 Top lateral force-displacement skeleton curves of walls

表4 屈服點、峰值點和破壞點荷載-位移特征值Table 4 Characteristic of yield point, peak point and ultimate point of load and displacement

3.4 受剪承載力計算

由前述試驗現(xiàn)象可知，峰值荷載時沿墻體豎向接縫以及邊緣構(gòu)件與空心模相交位置形成的新、舊混凝土結(jié)合面均出現(xiàn)開裂現(xiàn)象，使墻體進入分縫墻工作階段。因此，基于該現(xiàn)象以豎向接縫和邊緣構(gòu)件與空心模相交位置為界限提出了針對帶豎向接縫的空心模剪力墻的四單元計算模型，用于預測帶豎向接縫的空心模剪力墻的受剪承載力。

3.4.1 計算模型

計算帶豎向接縫的空心模剪力墻的受剪承載力時，根據(jù)墻體的破壞過程和破壞狀態(tài)，對四單元計算模型進行了以下4項基本假設(shè)：

1) 在整個墻片達到峰值承載力前，每個混凝土墻片條帶的頂部截面與底部截面分別達到截面的峰值抗彎承載力；

2) 墻肢構(gòu)件達到峰值承載力時，豎向裂縫滑移區(qū)提供的總剪力達到最大值；

圖11 豎向接縫兩側(cè)墻體相對變形Fig.11 Relative deformation at vertical joint of walls

3) 墻體中部的破壞狀況明顯大于其頂部和底部，因此假設(shè)滑移量在墻片中間高度處最大，在條帶頂部和底部滑移量為0；

4) 不同條帶承擔的豎向荷載與其截面面積成正比，并且軸力作用于每個混凝土條帶的軸心處。

表5為各試件峰值荷載時，宏觀豎向裂縫、豎向接縫以及邊緣構(gòu)件與空心模相交位置處新、舊混凝土結(jié)合面的豎向相對變形。通過數(shù)據(jù)對比可以看出，宏觀豎向裂縫處的滑移變形非常小，墻體滑移變形主要集中于豎向接縫處和空心模與邊緣構(gòu)件相交位置處。文獻[21]中指出，界面處的相對滑移量是影響界面剪應(yīng)力的主要因素之一。因此在進行受剪承載力計算時，可將各試件劃分為4個計算單元，如圖12所示；各單元簡化計算模型如圖13所示，因界面處的正應(yīng)力疊加之和為0，對墻體受剪承載力無影響，故在圖13中未予表示。根據(jù)彎矩平衡可以得到各單元的受剪承載力計算公式：

式中：Ti為單元界面總剪力；li為單元截面寬度；Mi、為單元上、下端部承擔最大彎矩；Hw為單元高度。

表5 峰值荷載時不同位置處的相對滑移Table 5 Relative slip deformation of different direction at peak-loading

3.4.2 界面總剪力

為便于計算剪切滑移產(chǎn)生的總剪力，文獻[19]對滑移界面處的剪應(yīng)力進行了簡化計算，認為各界面處的剪應(yīng)力τ相同。由圖12可以看出滑移界面1、4的構(gòu)造與滑移界面2、3顯著不同，且兩種情況的界面均包括現(xiàn)澆界面和新、舊混凝土界面，因此結(jié)合文獻[21]提出的剪應(yīng)力計算方法，采用式(2)求取界面處最大平均剪應(yīng)力：

式中：τci為界面處現(xiàn)澆混凝土產(chǎn)生的界面剪應(yīng)力；τc,pi為界面處新、舊混凝土結(jié)合面產(chǎn)生的界面剪應(yīng)力；Aci為滑移界面處現(xiàn)澆混凝土截面面積，如圖12界面虛線位置所示；Ac,pi為滑移界面處新、舊混凝土結(jié)合面截面面積，如圖12界面實線位置所示；Ai為滑移界面截面面積，取A=bw·Hw；αi為剪應(yīng)力界面系數(shù)。

圖12 截面劃分示意圖Fig.12 Schematic of the division of section

計算得到的界面剪應(yīng)力如表6所示。基于假設(shè)3)，本文提出了剪應(yīng)力界面系數(shù)α，對兩種不同界面的剪應(yīng)力界面系數(shù)進行了計算，由此可采用式(3)求取界面處的最大總剪力，計算結(jié)果見表6。

圖13 計算模型示意圖Fig.13 Schematic of the computational model

表6 各試件界面剪應(yīng)力、界面系數(shù)以及最大總剪力Table 6 Shear stress of specimens, factor and total shear of the interface

3.4.3 端部彎矩求取

式(1)中提出需要考慮端部彎矩對墻體受剪承載力的貢獻。各單元的端部彎矩除受配筋、截面以及混凝土強度的影響外，還受軸向荷載的影響。在進行上部彎矩求取時，僅需按照假設(shè)4)求取軸向荷載即可；而求取下部彎矩時，還應(yīng)考慮界面最大總剪力以及單元自重對軸向荷載的作用。本文采用XTRACT軟件對各單元端部彎矩進行計算，計算結(jié)果如表7所示。根據(jù)式(1)計算得到各單元的受剪承載力，并將其進行疊加計算，計算結(jié)果如表7所示。圖14為計算結(jié)果與試驗結(jié)果的對比分析，可以看出，計算結(jié)果較為保守，均小于試驗結(jié)果，這是由于上部加載梁和下部地梁對各單元的約束作用，使得各單元的實際高度Hw小于計算高度。由此表明本文建立的墻體計算模型適用于帶豎向接縫模剪力墻受剪承載力的預測。

圖14 受剪承載力對比Fig.14 Comparison of shear capacity

表7 端部彎矩及受剪承載力計算結(jié)果Table 7 Result of flexural strengths of the end section and shear capacity

4 結(jié)論

本文按照強彎弱剪的原則設(shè)計了5個帶豎向接縫的空心模剪力墻試件，進行了恒定軸力作用下的擬靜力試驗，研究了軸壓比、剪跨比、水平分布鋼筋配筋量等關(guān)鍵參數(shù)對豎向接縫連接性能和墻體受力性能的影響，主要結(jié)論如下：

1) 豎向接縫和空心模豎向孔洞內(nèi)新、舊混凝土結(jié)合面對墻體破壞過程和破壞形態(tài)影響顯著。在荷載作用下，墻體沿豎向接縫以及空心模豎向孔洞處開裂、發(fā)生相對變形，顯著提高了墻體的變形能力，除試件DW2-N的延性系數(shù)接近5.0外，其余試件的延性系數(shù)均大于6.0。

2) 提高軸壓比可提高墻體的受剪承載力，減小峰值位移角，降低延性系數(shù)；隨著剪跨比的提高，墻體受剪承載力降低，峰值荷載穩(wěn)定性和墻體變形能力增強。

3) 空心模內(nèi)水平分布鋼筋在豎向接縫處不連續(xù)，但提高其配筋量依然可提高墻體的受剪承載力、延性，減小裂縫寬度。

4) 豎向接縫構(gòu)造合理，滿足墻體受力要求。

5) 本文提出的四單元計算模型充分了考慮界面構(gòu)造差異性，適用于計算帶豎向接縫的空心模剪力墻受剪承載力，計算結(jié)果表明該模型計算結(jié)果保守，可用于預測帶豎向接縫的空心模剪力墻的受剪承載力。