劉繼良， 王寶民， 羅玉萍， 安 寧， 張鵬飛， 初明進(jìn)

(1 大連理工大學(xué)土木工程學(xué)院， 大連 116024； 2 煙臺(tái)大學(xué)土木工程學(xué)院， 煙臺(tái) 264005；3 北京建筑大學(xué)北京未來(lái)城市設(shè)計(jì)高精尖創(chuàng)新中心， 北京 100044；4 山東艾科福建筑科技有限公司， 煙臺(tái) 264006)

0 引言

連接接縫技術(shù)是裝配整體式剪力墻結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵技術(shù)，接縫構(gòu)造不僅決定了墻體的受力性能，還會(huì)對(duì)墻板的生產(chǎn)、運(yùn)輸和安裝等環(huán)節(jié)產(chǎn)生較大影響[1-2]。當(dāng)前水平連接技術(shù)中，以后澆帶連接技術(shù)為代表，其通過(guò)預(yù)制墻板外伸鋼筋的搭接或增加鋼筋環(huán)實(shí)現(xiàn)了水平鋼筋的連接；墻板側(cè)邊設(shè)置粗糙面或鍵槽，以提高新舊混凝土結(jié)合面的整體性。

因預(yù)制墻板側(cè)邊設(shè)置外伸鋼筋，需對(duì)側(cè)模進(jìn)行開(kāi)槽處理，開(kāi)槽位置易產(chǎn)生漏漿等不良現(xiàn)象，影響施工質(zhì)量；而在運(yùn)輸和安裝過(guò)程中，外伸鋼筋易于發(fā)生彎折，影響施工效率。雖然《裝配式混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 1—2014)[3]建議預(yù)制墻板側(cè)邊可設(shè)置粗糙面或鍵槽，但并未明確具體處理方式和評(píng)價(jià)方法，導(dǎo)致標(biāo)準(zhǔn)不統(tǒng)一，對(duì)新舊混凝土結(jié)合面的受力性能影響較大[4-7]。

榫卯連接技術(shù)[8-10]是一種基于榫卯構(gòu)造的新型連接技術(shù)，其通過(guò)在預(yù)制墻板側(cè)邊間隔設(shè)置橫向凹槽，靠近側(cè)邊位置設(shè)置與橫向凹槽相交的縱向孔洞。施工時(shí)，將預(yù)制墻板榫卯構(gòu)造相對(duì)布置，在橫向凹槽內(nèi)放置水平鋼筋環(huán)，縱向孔洞內(nèi)穿插縱向鋼筋，澆筑混凝土后形成榫卯接縫，可用于裝配單元在水平方向的連接。采用榫卯連接技術(shù)的預(yù)制墻板側(cè)邊無(wú)外伸鋼筋，可采用立模生產(chǎn)，有利于提高施工質(zhì)量和生產(chǎn)、運(yùn)輸、安裝效率；新舊混凝土通過(guò)榫卯構(gòu)造相互咬合、連接在一起，無(wú)需設(shè)置鍵槽或粗糙面，標(biāo)準(zhǔn)易于統(tǒng)一。

文獻(xiàn)[11]對(duì)3個(gè)不同榫卯構(gòu)造的試件開(kāi)展了雙縫直剪試驗(yàn)，結(jié)果表明，當(dāng)榫卯接縫縱向孔洞內(nèi)側(cè)與橫向凹槽底部在同一平面時(shí)，增大縱向孔洞截面對(duì)承載力影響較小。文獻(xiàn)[12]通過(guò)3個(gè)剪力墻試件研究了榫卯板構(gòu)造對(duì)剪跨比為1.5的榫卯剪力墻抗震性能的影響，指出榫卯接縫能夠保證墻體整體性，榫卯板構(gòu)造對(duì)墻體承載力基本無(wú)影響，但縱向孔洞內(nèi)側(cè)與橫向凹槽底部的平齊構(gòu)造可延緩榫卯接縫破壞，有助于提高墻體的剛度和耗能能力。

為進(jìn)一步研究榫卯接縫的受力性能，設(shè)計(jì)了3個(gè)剪跨比為2.0的剪力墻試件，通過(guò)開(kāi)展擬靜力試驗(yàn)，研究了不同構(gòu)造接縫的裝配整體式剪力墻的破壞過(guò)程，明晰榫卯接縫的連接性能，為后期推廣應(yīng)用提供技術(shù)參考。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

按照“強(qiáng)剪弱彎”的原則設(shè)計(jì)了3個(gè)剪力墻試件，分別為現(xiàn)澆剪力墻試件PSW0、后澆帶連接的預(yù)制剪力墻試件PSW02、榫卯接縫裝配整體式剪力墻(簡(jiǎn)稱榫卯剪力墻)試件PSW1。試件截面尺寸及配筋如圖1所示，其中試件PSW02，PSW1中填充部分為現(xiàn)澆混凝土。截面尺寸為1 400mm(寬度)×200mm(厚度)。

圖1 試件截面尺寸及配筋狀況

試件PSW0由兩側(cè)邊緣構(gòu)件和中部墻板組成，邊緣構(gòu)件長(zhǎng)度為400mm，配置縱向鋼筋為614，箍筋為8@200；中部墻板內(nèi)配置水平分布鋼筋和縱向分布鋼筋，分別為8@170/230和8@150，其中水平分布鋼筋伸入邊緣構(gòu)件，如圖1(a)所示。

試件PSW02包括兩塊預(yù)制墻板和中間后澆帶(圖1(b)中的陰影區(qū)域)，預(yù)制墻板截面尺寸為500mm×200mm，包括墻體邊緣構(gòu)件，其配筋與試件PSW0相同，如圖1(b)所示，后澆帶構(gòu)造依照《裝配式混凝土結(jié)構(gòu)連接節(jié)點(diǎn)構(gòu)造》(G310-2)[13]。預(yù)制墻板水平分布鋼筋伸出墻板側(cè)邊175mm，呈U形；施工時(shí)，將預(yù)制墻板相對(duì)布置，在U形閉合筋上部放置箍筋，箍筋角部穿插豎向鋼筋，然后澆筑混凝土形成后澆帶，后澆帶寬度400mm。

榫卯剪力墻試件PSW1由兩塊榫卯板和豎向接縫組成。榫卯板截面尺寸為690mm×200mm，板內(nèi)預(yù)制邊緣構(gòu)件配筋與試件PSW0相同；此外還在靠近榫卯構(gòu)造側(cè)邊設(shè)置18豎向分布鋼筋。榫卯板側(cè)邊設(shè)置榫卯構(gòu)造，如圖1(c)所示，榫卯構(gòu)造由間隔設(shè)置的橫向凹槽及縱向孔洞組成，其中橫向凹槽間距為400mm，由板面方向看橫向凹槽為直角梯形，直角邊長(zhǎng)度為120mm，長(zhǎng)邊尺寸為200mm，短邊尺寸為168mm，斜邊尺寸為124mm；縱向孔洞截面尺寸為120mm(板厚方向)×100mm(板寬方向)，縱向孔洞內(nèi)側(cè)邊與橫向凹槽底面在同一豎向平面內(nèi)[11-12]。施工時(shí)，將榫卯板相對(duì)布置，間距20mm，然后在橫向凹槽內(nèi)布置水平鋼筋環(huán)，水平鋼筋環(huán)與縱向孔洞內(nèi)穿插的豎向鋼筋綁扎在一起，澆筑混凝土形成榫卯接縫。豎向鋼筋伸入地梁內(nèi)進(jìn)行錨固，錨固長(zhǎng)度為520mm。墻體高度為2 800mm，剪跨比為2.0；試件PSW0，PSW01，PSW1的試驗(yàn)軸壓比均為0.15，對(duì)應(yīng)軸向荷載分別為1 018，1 040，1 200kN。

各試件邊緣構(gòu)件縱向鋼筋、縱向分布鋼筋及豎向孔洞內(nèi)的豎向鋼筋均預(yù)埋至地梁內(nèi)，地梁澆筑混凝土后形成了水平接縫，作為試件的嵌固端。

1.2 材料強(qiáng)度

1.2.1 鋼筋

預(yù)留同批次鋼筋試樣，試驗(yàn)前測(cè)得鋼筋屈服強(qiáng)度平均值fy、極限強(qiáng)度平均值fu及伸長(zhǎng)率平均值δ如表1所示。

1.2.2 混凝土

澆筑混凝土?xí)r預(yù)留尺寸為150mm×150mm×150mm的標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊，與試件同條件養(yǎng)護(hù)，試驗(yàn)前一天測(cè)得立方體抗壓強(qiáng)度如表2所示。

鋼筋力學(xué)性能 表1

混凝土力學(xué)性能 表2

2 加載方案及測(cè)點(diǎn)布置

2.1 加載方案

加載裝置如圖2所示。試驗(yàn)為恒定軸向荷載作用下的擬靜力試驗(yàn)，首先通過(guò)3 000kN豎向千斤頂施加軸向荷載，豎向千斤頂通過(guò)球鉸與試件頂部的分配梁直接接觸，二者未相連；豎向千斤頂與反力梁之間通過(guò)滑動(dòng)小車進(jìn)行連接，能夠?qū)崿F(xiàn)試件產(chǎn)生水平位移時(shí)的滑動(dòng)變形，保證軸向加載，待軸向荷載穩(wěn)定后在試驗(yàn)過(guò)程中保持不變。采用1 500kN水平作動(dòng)器施加往復(fù)水平荷載，規(guī)定推為正，加載方向?yàn)橛蓶|向西；拉為負(fù)，加載方向?yàn)橛晌飨驏|。

圖2 加載裝置

水平荷載采用荷載-位移混合控制，初始階段采用荷載控制，加載級(jí)差為150kN，每一控制荷載循環(huán)1次；待最外側(cè)邊緣構(gòu)件縱向鋼筋受拉屈服后，采用該級(jí)荷載對(duì)應(yīng)的位移作為屈服位移，該荷載對(duì)應(yīng)的狀態(tài)點(diǎn)即為屈服點(diǎn)，進(jìn)行位移控制加載，以屈服位移的整數(shù)倍為控制位移，每一控制位移循環(huán)2次，加載至位移角為1/40左右或試件喪失承載力時(shí)試驗(yàn)結(jié)束。

2.2 測(cè)點(diǎn)布置

試驗(yàn)中量測(cè)了荷載、位移、變形和鋼筋應(yīng)變，試件PSW01,PSW1測(cè)點(diǎn)布置如圖3所示。采用荷載傳感器量測(cè)軸向荷載和水平荷載。采用位移傳感器測(cè)量位移，測(cè)點(diǎn)MD1測(cè)量加載點(diǎn)水平位移；測(cè)點(diǎn)HD1，VD1分別測(cè)量接縫位置水平張開(kāi)相對(duì)變形和豎向錯(cuò)動(dòng)相對(duì)變形；采用鋼筋應(yīng)變片測(cè)量不同位置鋼筋應(yīng)變，測(cè)點(diǎn)EH2，WH2用于測(cè)量接縫連接鋼筋應(yīng)變；測(cè)點(diǎn)EH02，WH02用于測(cè)量與連接鋼筋對(duì)應(yīng)位置處水平分布鋼筋應(yīng)變；測(cè)點(diǎn)ES1～ES3，WS1～WS3用于測(cè)量不同邊緣構(gòu)件縱向鋼筋應(yīng)變；測(cè)點(diǎn)EV1，EV2，WV1，WV2分別用于測(cè)量豎向分布鋼筋或豎向接縫內(nèi)縱向鋼筋應(yīng)變。

圖3 測(cè)點(diǎn)布置

試驗(yàn)數(shù)據(jù)均采用DH3816N應(yīng)變采集系統(tǒng)通過(guò)計(jì)算機(jī)實(shí)時(shí)獲取。

3 試件破壞過(guò)程

各試件在邊緣構(gòu)件縱筋屈服、峰值狀態(tài)和極限狀態(tài)時(shí)的裂縫開(kāi)展和破壞形態(tài)如圖4～6所示，極限狀態(tài)為骨架曲線上水平荷載下降至峰值荷載85%時(shí)對(duì)應(yīng)的狀態(tài)。

3.1 試件PSW0

水平荷載為+150，-220kN時(shí)，試件東、西兩側(cè)根部出現(xiàn)細(xì)微水平裂縫；水平荷載為+279，-410kN時(shí)，試件兩側(cè)邊緣構(gòu)件出現(xiàn)水平裂縫；隨后邊緣構(gòu)件水平裂縫向墻體中部發(fā)展，并延伸形成斜裂縫，斜裂縫與水平軸夾角約為60°。水平荷載為+480kN時(shí)，墻體西側(cè)邊緣構(gòu)件根部出現(xiàn)受壓豎向裂縫；水平荷載為+520，-584kN時(shí)，對(duì)應(yīng)的位移角分別為+1/104，-1/304，邊緣構(gòu)件最外側(cè)縱向鋼筋受拉屈服，如圖4(a)所示。水平荷載為+600，-600kN時(shí)，對(duì)應(yīng)的位移角分別為+1/95，-1/274，此時(shí)邊緣構(gòu)件水平裂縫發(fā)展至距墻底1 800mm高度處，墻體東側(cè)裂縫數(shù)量明顯多于西側(cè)，隨后進(jìn)入位移控制階段。

位移角為+1/70時(shí)，東側(cè)邊緣構(gòu)件角部混凝土出現(xiàn)輕微壓潰現(xiàn)象，墻體達(dá)到峰值荷載+521kN；反向加載至位移角為-1/93時(shí)，邊緣構(gòu)件水平裂縫發(fā)展至距墻底1 600mm高度位置處，墻體兩側(cè)裂縫基本呈對(duì)稱分布。位移角為+1/56時(shí)，墻體東側(cè)邊緣構(gòu)件根部混凝土壓潰面積有所增加，西側(cè)邊緣構(gòu)件根部出現(xiàn)混凝土壓潰現(xiàn)象(圖4(b))，此時(shí)水平荷載達(dá)到峰值荷載為-731kN。

位移角為+1/42時(shí)，墻體東側(cè)根部混凝土壓潰區(qū)域突然增大，并延伸至中部位置(圖4(c))，墻體無(wú)法保持豎向承載力，試驗(yàn)結(jié)束。

圖4 試件PSW0裂縫開(kāi)展?fàn)顩r

3.2 試件PSW02

水平荷載為+180，-170kN時(shí)，試件東、西兩側(cè)根部出現(xiàn)細(xì)微水平裂縫；水平荷載為+260，-250kN時(shí)，對(duì)應(yīng)的位移角分別為+1/757，-1/1 120，試件東、西兩側(cè)新舊混凝土結(jié)合面開(kāi)裂。水平荷載為+295，-302kN時(shí)，邊緣構(gòu)件出現(xiàn)水平裂縫，隨后水平裂縫向墻體中部發(fā)展，并延伸形成斜裂縫。水平荷載為+327，-377kN時(shí)，對(duì)應(yīng)的位移角分別為+1/424，-1/363，邊緣構(gòu)件最外側(cè)縱向鋼筋受拉屈服。水平荷載為+450，-450kN時(shí)，對(duì)應(yīng)的位移角分別為+1/363，-1/424，此時(shí)，新舊混凝土結(jié)合面處豎向裂縫上下連通，東，西兩側(cè)墻體錯(cuò)動(dòng)變形明顯；距墻底400mm高度范圍內(nèi)，中部現(xiàn)澆混凝土區(qū)域出現(xiàn)多條斜裂縫；沿豎向裂縫，中部現(xiàn)澆混凝土區(qū)域兩側(cè)邊出現(xiàn)短細(xì)水平裂縫(圖5(a))；隨后進(jìn)入位移控制階段。

位移角為±1/93時(shí)，豎向裂縫多處位置出現(xiàn)混凝土起皮、掉渣現(xiàn)象，主要集中于水平鋼筋位置；中部現(xiàn)澆混凝土區(qū)域斜裂縫數(shù)量增多，墻體西側(cè)下部以豎向裂縫為對(duì)稱軸出現(xiàn)“八”字形斜裂縫(圖5(b))；西側(cè)預(yù)制墻板上部出現(xiàn)多條水平裂縫，水平裂縫由西側(cè)豎向裂縫向墻體西側(cè)邊發(fā)展、延伸；墻體東、西兩側(cè)角部混凝土受壓出現(xiàn)短細(xì)豎向裂縫，墻體達(dá)到峰值荷載+468，-520kN，此時(shí)豎向裂縫兩側(cè)墻體豎向錯(cuò)動(dòng)相對(duì)變形達(dá)到3.9mm；水平張開(kāi)相對(duì)變形達(dá)到1.1mm。

圖5 試件PSW02裂縫開(kāi)展?fàn)顩r

位移角為+1/56時(shí)，墻體角部受壓出現(xiàn)混凝土剝落現(xiàn)象；位移角為±1/43時(shí)，水平鋼筋穿過(guò)豎向裂縫位置均出現(xiàn)混凝土剝落現(xiàn)象，局部混凝土剝落面積較大，水平鋼筋出現(xiàn)可見(jiàn)變形，與混凝土間上下摩擦跡象明顯(圖5(c))，墻體角部混凝土剝落面積增大，西側(cè)邊緣構(gòu)件根部混凝土保護(hù)層剝落，豎向裂縫兩側(cè)墻體豎向錯(cuò)動(dòng)和水平張開(kāi)相對(duì)變形進(jìn)一步加大，其中豎向錯(cuò)動(dòng)相對(duì)變形達(dá)到8.9mm；水平張開(kāi)相對(duì)變形達(dá)到2.2mm，此時(shí)水平荷載下降至峰值荷載的87%。位移角為±1/35時(shí)，墻體西側(cè)角部混凝土壓潰面積達(dá)到300mm(高度)×200mm(寬度)，邊緣縱筋壓屈變形嚴(yán)重，墻體東側(cè)豎向裂縫根部混凝土壓潰跡象明顯，此時(shí)水平荷載下降至峰值荷載的71%，試驗(yàn)結(jié)束。

3.3 試件PSW1

水平荷載為+165，-206kN時(shí)，墻體東、西兩側(cè)根部出現(xiàn)細(xì)微水平裂縫。水平荷載為+264，-218kN時(shí)，邊緣構(gòu)件出現(xiàn)水平裂縫。水平荷載為+274kN時(shí)，東側(cè)預(yù)制墻板距墻底600，1 000mm高度位置處橫向凹槽底部新舊混凝土結(jié)合面出現(xiàn)豎向裂縫C1，C2(圖6(a))，此豎向裂縫向上下兩端橫向凸起根部延伸；距墻底800，1 600mm高度位置處，橫向凸起根部均出現(xiàn)短細(xì)斜裂縫D1，D2(圖6(a))，此時(shí)位移角為+1/933。水平荷載為+287kN時(shí)，位移角為+1/800，距墻體1 200mm高度位置處橫向凸起端部新舊混凝土結(jié)合面出現(xiàn)豎向裂縫C3(圖6(a))。

圖6 試件PSW1裂縫開(kāi)展?fàn)顩r

水平荷載為+365kN時(shí)，豎向接縫后澆混凝土區(qū)域出現(xiàn)斜裂縫D3(圖6(a))，此斜裂縫由橫向凸起前端角部發(fā)展形成。水平荷載為+375kN時(shí)，西側(cè)預(yù)制墻板距墻底1 000mm高度位置處出現(xiàn)豎向裂縫C4(圖6(a))，此豎向裂縫向下部橫向凸起根部延伸。水平荷載為+400，-318kN時(shí)，邊緣構(gòu)件水平裂縫向墻體中部發(fā)展、延伸，形成斜裂縫，斜裂縫與水平軸夾角較小。水平荷載為-420kN、位移角為-1/264時(shí)，距墻底1 200mm高度位置處橫向凸起根部出現(xiàn)短細(xì)斜裂縫D4(圖6(a))。水平荷載為+458，-431kN時(shí)，對(duì)應(yīng)位移角分別為+1/225，-1/250，此時(shí)最外側(cè)邊緣構(gòu)件縱向鋼筋受拉屈服。水平荷載為+500，-500kN時(shí)，豎向接縫兩側(cè)橫向凹槽底部新舊混凝土結(jié)合面均開(kāi)裂，橫向凸起根部均出現(xiàn)短細(xì)斜裂縫或由凹槽底部豎向裂縫發(fā)展形成的豎向裂縫；豎向接縫后澆混凝土區(qū)域出現(xiàn)多條斜裂縫，斜裂縫主要由橫向凸起前端角部發(fā)展形成，此時(shí)位移角為+1/187。隨后進(jìn)入位移控制階段。

位移角為±1/93時(shí)，邊緣構(gòu)件水平裂縫發(fā)展至距墻底1 600mm高度位置處，由東側(cè)墻板發(fā)展形成的斜裂縫延伸至橫向凹槽底部截面，豎向接縫位置的斜裂縫和豎向裂縫分布較為分散，但已發(fā)展至墻體頂部；橫向凹槽底部與橫向凸起端部開(kāi)始出現(xiàn)混凝土起皮、掉渣現(xiàn)象。位移角為±1/62時(shí)，水平荷載達(dá)到峰值荷載+633，-697kN，此時(shí)墻體裂縫主要集中于豎向接縫位置，裂縫主要包括：橫向凸起根部短細(xì)斜裂縫、橫向凹槽底部豎向裂縫及延伸裂縫、橫向凸起端部豎向裂縫及延伸裂縫、后澆混凝土斜裂縫；裂縫分布較為分散，相互間并未連通；兩側(cè)預(yù)制墻板橫向凹槽角部形成向兩方向延伸的斜裂縫(圖6(b))，但斜裂縫數(shù)量較少；墻體角部混凝土出現(xiàn)輕微壓潰現(xiàn)象；豎向接縫兩側(cè)墻體豎向錯(cuò)動(dòng)相對(duì)變形為1.2mm；水平張開(kāi)相對(duì)變形為1.9mm。

位移角為±1/47時(shí)，豎向接縫處出現(xiàn)混凝土輕微剝落現(xiàn)象，剝落位置主要集中于橫向凸起根部和橫向凹槽角部，前者為橫向凹槽底部豎向裂縫發(fā)展、延伸位置，此位置出現(xiàn)預(yù)制混凝土剝落現(xiàn)象；后者區(qū)域均出現(xiàn)預(yù)制混凝土和后澆混凝土剝落現(xiàn)象；當(dāng)剝落區(qū)域與橫向凹槽新舊混凝土結(jié)合面的豎向裂縫相連，形成上下連通的豎向裂縫時(shí)，水平荷載下降至峰值荷載的96%左右。位移角為±1/37時(shí)，豎向接縫橫向凸起根部均出現(xiàn)預(yù)制混凝土剝落現(xiàn)象(圖6(c))，部分位置水平鋼筋露出，豎向裂縫兩側(cè)墻體相對(duì)變形顯著，水平鋼筋出現(xiàn)可見(jiàn)變形，角部混凝土壓潰區(qū)域略有增大，此時(shí)水平荷載下降至峰值荷載的78%。位移角為±1/31時(shí)，距墻底800mm高度位置處，橫向凸起處出現(xiàn)預(yù)制混凝土大面積剝落現(xiàn)象，內(nèi)部現(xiàn)澆混凝土露出，但保持較為完好，露出的水平鋼筋與混凝土間摩擦痕跡明顯，角部混凝土壓潰面積達(dá)到200mm×200mm，此時(shí)水平荷載下降至峰值荷載的70%。位移角為±1/26時(shí)，橫向凸起處預(yù)制混凝土剝落區(qū)域發(fā)展至距墻底1 200mm高度位置處，角部混凝土壓潰區(qū)域較上一循環(huán)并未增加，此時(shí)水平荷載下降至峰值荷載的59%，試驗(yàn)結(jié)束。

3.4 試件破壞狀態(tài)對(duì)比

各試件裂縫開(kāi)展過(guò)程和墻體破壞形態(tài)差異性較為顯著，通過(guò)對(duì)比可以看出：

(1) 各試件均發(fā)生彎曲破壞，前期以彎曲裂縫為主，之后水平裂縫向內(nèi)發(fā)展為斜裂縫；試件PSW0的斜裂縫與水平軸所成角度約為45°，明顯大于試件PSW02，PSW1；角部混凝土壓潰區(qū)域也大于試件PSW02，PSW1。

(2) 試件PSW02的豎向裂縫形成于峰值荷載前，開(kāi)裂較快，峰值荷載時(shí)試件豎向錯(cuò)動(dòng)相對(duì)變形達(dá)到3.9mm；試件PSW1的豎向裂縫形成于峰值荷載后，開(kāi)展過(guò)程較為緩慢，對(duì)墻體裂縫開(kāi)展影響較小。

(3) 試件PSW02的混凝土破壞區(qū)域僅集中于水平鋼筋位置，混凝土剝落面積較??；試件PSW1豎向接縫位置裂縫分布較為分散，混凝土剝落區(qū)域集中于橫向凸起根部和橫向凹槽角部，剝落面積較大。

(4) 峰值荷載后，試件PSW0根部混凝土壓潰區(qū)域迅速增大，墻體突然喪失豎向承載力；而試件PSW1根部混凝土壓潰區(qū)域較小，水平荷載下降至峰值荷載62%時(shí)，墻體依然保持較好的豎向承載力。

4 試驗(yàn)結(jié)果及分析

4.1 水平荷載-位移關(guān)系曲線

圖7、圖8分別為各試件水平荷載-位移滯回曲線、骨架曲線。通過(guò)對(duì)比分析可以看出：

圖7 各試件水平荷載-位移滯回曲線

圖8 各試件水平荷載-位移骨架曲線

(1) 試驗(yàn)初始階段，墻體變形較小，滯回曲線表現(xiàn)為直線，無(wú)殘余變形；隨著水平荷載增加，墻體變形逐漸增大，裂縫數(shù)量增多，寬度增大，殘余變形逐步增加，滯回曲線包圍面積增加。

(2) 與試件PSW0相比，試件PSW02，PSW1峰值荷載后依然具有較好的承載力，骨架曲線下降段顯著，未出現(xiàn)因根部混凝土突然壓潰而喪失承載力的現(xiàn)象。

(3) 試件PSW1滯回曲線比試件PSW02飽滿，通過(guò)裂縫開(kāi)展?fàn)顩r可以看出，試件PSW1裂縫區(qū)域較為分散，除預(yù)制墻板的水平裂縫以外，豎向接縫位置處的裂縫開(kāi)展也較為充分；而試件PSW02的裂縫區(qū)域主要集中于兩側(cè)預(yù)制墻板，豎向接縫位置裂縫較少。

(4) 試件PSW02的峰值荷載和剛度明顯低于試件PSW0，而試件PSW1與試件PSW0基本相當(dāng)，表明榫卯接縫整體性良好。

4.2 承載力對(duì)比

各試件屈服荷載、峰值荷載如表3所示，其中屈服點(diǎn)采用幾何作圖法確定；極限點(diǎn)為骨架曲線水平荷載下降至峰值荷載的85%時(shí)對(duì)應(yīng)的狀態(tài)點(diǎn)。通過(guò)對(duì)比可以看出：

(1) 與試件PSW0相比，試件PSW1的屈服荷載提高了7.1%；而試件PSW02的屈服荷載降低了11.3%，降幅較為明顯，這是由于試件PSW02在屈服荷載前豎向裂縫已經(jīng)形成，對(duì)屈服荷載影響較大；而試件PSW1榫卯接縫處豎向裂縫形成于峰值荷載后，對(duì)屈服荷載影響較小。

(2) 試件PSW1峰值荷載比試件PSW0提高了5.1%，表明榫卯接縫能夠保證墻體整體性，對(duì)承載力無(wú)不利影響；而試件PSW02在屈服荷載時(shí)出現(xiàn)了沿新舊混凝土結(jié)合面的豎向裂縫，墻體整體性降低，承載力降低了25.7%，降幅較大。

4.3 延性

各試件屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)和極限點(diǎn)對(duì)應(yīng)的荷載、位移、位移角及位移延性系數(shù)如表3所示，其中位移延性系數(shù)μ為極限位移Δu與屈服位移Δy的比值。通過(guò)對(duì)比可以看出：1)各試件位移延性系數(shù)均大于5.0，具有較好的延性；2)試件PSW1的屈服位移角、峰值位移角和極限位移角均大于試件PSW0，說(shuō)明試件PSW1變形能力較好；3) 試件PSW1的屈服位移角、極限位移角、位移延性系數(shù)與試件PSW02基本相當(dāng)，但峰值位移角較大，變形性能優(yōu)于試件PSW02。

各試件特征點(diǎn)對(duì)應(yīng)的荷載、位移、位移角及位移延性系數(shù) 表3

5 結(jié)論

按照“強(qiáng)剪弱彎”的原則設(shè)計(jì)了1個(gè)現(xiàn)澆剪力墻試件和2個(gè)預(yù)制剪力墻試件，其中預(yù)制剪力墻試件分別采用后澆帶接縫和榫卯接縫兩種連接方式。通過(guò)對(duì)比分析，主要結(jié)論如下：

(1)榫卯接縫連接性能較好，能夠保證墻體整體性。

(2) 榫卯剪力墻的屈服荷載、承載力與鋼筋混凝土剪力墻基本相當(dāng)，表明榫卯接縫對(duì)墻體承載力無(wú)不利影響；后澆帶接縫預(yù)制剪力墻由于豎向裂縫的出現(xiàn)，其屈服荷載和承載力顯著下降。

(3) 后澆帶接縫預(yù)制剪力墻在屈服荷載前開(kāi)裂，且裂縫發(fā)展較快，對(duì)墻體受力性能產(chǎn)生不利影響；榫卯接縫預(yù)制剪力墻在峰值荷載后形成豎向裂縫，改善了墻體的變形能力；連接性能明顯優(yōu)于后澆帶接縫。

(4) 峰值荷載后，現(xiàn)澆剪力墻根部混凝土壓潰區(qū)域迅速增加，墻體突然喪失豎向承載力；而榫卯剪力墻根部混凝土壓潰區(qū)域較小，水平荷載下降至峰值荷載的62%時(shí)，墻體依然保持較好的豎向承載力。