不同連接的暗柱預制空心剪力墻抗震性能

張錫治 ，馬相 ，劉岳陽 ，章少華 ，李磊 ，于敬海

（1.天津大學建筑設計規劃研究總院有限公司，天津 300072；2.天津大學 建筑工程學院，天津 300072；3.天津大學 濱海土木工程結構與安全教育部重點實驗室，天津 300072）

預制空心板質量輕、地震作用下反應小、生產工藝成熟、標準化程度高，適合在低層、多層建筑中推廣應用，符合綠色、低碳的發展理念.預制墻板上下層連接直接影響結構的整體性，是結構安全的關鍵所在.國內外學者圍繞連接上下層預制墻板的鋼筋套筒灌漿［1］、齒槽連接［2-3］、漿錨搭接［4-5］、螺栓連接［6］、套筒擠壓連接［7-8］、混合連接［9-10］和豎向分布鋼筋不連接［11］等豎向鋼筋連接形式展開了大量試驗研究.研究表明，上述豎向鋼筋連接方式基本可滿足“等同現澆”的抗震性能.

針對預制空心剪力墻及其連接技術，張國偉等［12］通過4 個空心剪力墻擬靜力試驗，研究了不同軸壓比與剪跨比對試件抗震性能的影響.張微敬等［13-14］通過4 個單片和4 個雙片帶現澆暗柱空心墻試驗，研究了空心墻抗震性能和軸壓性能，結果表明圓孔空心板可用于抗震建筑.韓文龍等［15］針對3 個上下層與同層墻板采用鋼筋間接搭接的EVE預制空心剪力墻進行試驗研究，驗證了鋼筋間接搭接，水平、豎向接縫構造的可靠性.此外，胡文博等［16］提出空心墻作為填充墻與剪力墻肢一體化預制，該類型墻板相比無填充墻、砌體填充墻，抗震性能有較大提升.上述研究多采用現澆暗柱，而暗柱與空心墻板一體化預制，可保證暗柱與空心墻體協同工作性能、提升裝配效率，但目前對帶預制暗柱的空心剪力墻抗震性能及其連接方式的研究較少.

在課題組復合齒槽U形筋搭接研究的基礎上［3］，針對暗柱預制的空心剪力墻提出了3 種水平縫連接方式：預制暗柱孔內設附加鋼筋貫通，混凝土灌孔（方式1）；預制暗柱孔內設U 形鋼筋與上下層鋼筋暗柱間接搭接（方式2）；上下暗柱主筋通過鋼節點連接（方式3）.3 種連接方式的上下層預制空心墻板豎向分布鋼筋均不連接，僅在中間孔加設U 形鋼筋連接上下層墻板以提高試件抗剪能力.

為明確采用上述連接方式的暗柱預制空心剪力墻的抗震性能，開展了3 個不同連接方式的帶暗柱預制空心剪力墻和1 個現澆空心剪力墻的擬靜力試驗，研究了各試件的抗震性能與水平縫工作性能，驗證了規范計算方法的適用性并提出了考慮水平縫影響的抗彎承載力計算方法.

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

試驗設計1 塊現澆空心剪力墻CHW1 和3 塊預制空心剪力墻：PCHW1（方式1）、PCHW2（方式2）和PCHW3（方式3）.方式1 以貫穿鋼筋作為受力鋼筋，預制空心板暗柱縱筋僅作為構造鋼筋，設計時不考慮其對墻體受力的貢獻；方式2 為間接搭接，預制空心板暗柱縱筋作為受力鋼筋，可減少鋼筋用量，提高空心板安裝效率，如圖1 所示.采用足尺試件，來源于共計5層的空心剪力墻住宅結構的第3層，地震烈度為8 度（0.2g），場地類別為Ⅲ類.試件試驗軸壓比為0.12，施加豎向軸力為760 kN.4個墻板試件的寬、高和厚分別為1 500 mm、2 750 mm 和200 mm，分布鋼筋、暗柱縱筋均相同.其中，墻體水平分布鋼筋為8@200，豎向分布鋼筋為?8@160，水平拉結鋼筋為?8，最大間距為400 mm.暗柱箍筋為8@150，加密區為8@75，CHW1 和PCHW1、PCHW3 的暗柱均采用普通箍筋；為加強暗柱間接搭接區的約束，PCHW2 試件的間接搭接區采用螺旋箍筋，體積配箍率為1.83%.試件的具體尺寸、配筋等主要參數見圖2 與表1.其中，鋼筋J1 按與暗柱4 根12 縱筋等強原則設計，按照與豎向分布鋼筋同型號等面積的原則在中部設置抗剪鋼筋J2，U 形鋼筋J1 搭接長度依據《混凝土結構設計規范》（GB 50010―2010）［17］不考慮端部彎折有利影響，按受拉鋼筋計算，U 形鋼筋J2搭接長度參考NZS 3101 計算［18-19］，其具體尺寸及基礎中連接鋼筋、錨栓具體錨固長度和形式見圖2.

表1 試件主要參數Tab.1 Design parameters of specimens

圖1 試件連接方式示意圖Fig.1 Schematic diagram of the connection of specimens

圖2 試件尺寸及配筋圖Fig.2 Specimen dimensions and reinforcement layout

試件制作過程如下：3 個預制試件均先支模、綁扎鋼筋，分別澆筑地梁及預制試件的墻板；待混凝土達到規定強度后，將地梁頂面及預制墻板底面鑿毛，凹凸不小于6 mm；地梁上層坐漿，安裝預制墻板.試件PCHW1、PCHW2 的連接鋼筋放置在預制暗柱孔道內，混凝土灌孔，完成制作；試件PCHW3預制暗柱直接采用螺栓連接，完成制作；試件CHW1 在預制地梁上支模、綁扎鋼筋，澆筑墻板混凝土成型.

1.2 材料性能

墻板、加載梁和地梁的混凝土設計強度等級為C30，灌孔混凝土設計強度等級為C35.采用邊長150 mm 的標準立方體試塊，與試件同條件養護，試驗當天測試其抗壓強度，測得C30、C35 混凝土抗壓強度均值分別為35.7 MPa、36.7 MPa.由于研究面向低層、多層建筑，基于成本考慮，坐漿材料采用水泥砂漿，實測抗壓強度為39.7 MPa.按標準拉伸試驗［20］，實測鋼筋屈服強度fy和抗拉強度fu等力學性能指標見表2.鋼筋屈服應變εy=fy/Es，彈性模量取Es=2.0×105MPa.

表2 鋼筋力學性能Tab.2 Mechanical properties of reinforcements

1.3 加載與測試方案

試驗在濱海土木工程結構與安全教育部重點實驗室進行.加載裝置分兩部分：豎向加載裝置和水平加載裝置.豎向采用液壓千斤頂施加軸壓，水平方向將2 000 kN 液壓千斤頂一端固定在反力墻上，另一端固定在加載梁上，施加低周反復水平力，加載裝置見圖3.加載時首先施加豎向荷載，大小為760 kN.水平加載采用荷載和位移混合控制，屈服前采用水平力控制加載，分別為40 kN、80 kN、120 kN 和160 kN，每級循環1 次；試件屈服后，采用位移控制，以屈服位移Δy的整數倍，按Δy、2Δy、3Δy、4Δy、…分級遞增加載，每級循環2次.

圖3 加載裝置示意圖Fig.3 Schematic diagram of the loading device

主要測試內容包括水平力、試件不同位置的位移與變形、鋼筋應變等.各試件位移計布置相同，具體見圖4，共10 個位移計.沿側面自上向下共布置5個位移計，最高處位移計布置在加載梁端中線處.墻板底布置2 個位移計以測量墻與地梁相對豎向位移.地梁共布置3 個位移計以測量地梁水平位移及兩端轉動.

圖4 位移計布置（單位：mm）Fig.4 Layout of measurements（unit：mm）

2 破壞過程和破壞形態

對于現澆試件CHW1，當水平力為100 kN 時，右側暗柱600 mm 高處出現水平裂縫，隨水平荷載增加，暗柱新增多條水平裂縫，且原有裂縫繼續向內部延伸.當頂點水平位移Δ=10 mm 時，出現斜向45°裂縫.當Δ=20 mm 時，墻體下半部分出現大量裂縫，水平裂縫斜向發展，并延伸相交.當Δ=30 mm 時，斜向發展裂縫延伸至對側暗柱，且底部出現水平裂縫貫通的現象.當頂點水平位移達到45 mm 時，基本無新裂縫出現.當水平位移達到65 mm 時，暗柱底部混凝土被壓碎，縱筋受壓鼓曲斷裂，停止加載.

對于試件PCHW1，當水平力為80 kN 時，右側暗柱出現細微水平裂縫.當Δ=10 mm時，兩側暗柱水平裂縫向墻體延伸，并沿45°斜向發展，且墻體與地梁出現微小水平縫.當Δ=20 mm 時，暗柱底部坐漿出現明顯損傷，墻體出現微小的水平滑移.當水平荷載達到峰值時，裂縫基本不再繼續發展.試驗結束時，坐漿層裂縫貫通明顯，兩側暗柱底部部分混凝土出現壓潰脫落，暗柱縱筋屈服.

試件PCHW2 與PCHW3 的破壞規律基本相似，具體破壞特征略有不同.試件PCHW2 和試件PCHW3 分別在水平力為100 kN 和120 kN 時，在暗柱邊緣出現第一條裂縫.隨著水平荷載增加，水平裂縫數量不斷增加.至Δ=15 mm 時，墻體上部仍不斷出現新的裂縫，多條水平裂縫沿斜向45°發展延伸.當Δ=25 mm 時，兩塊墻體上半部分均出現多條短斜裂縫.當試件PCHW2、PCHW3 水平位移分別增加至45 mm 和40 mm 時，暗柱混凝土被壓潰、暗柱縱筋受壓屈服，試件不適合繼續承載，試驗結束.

試件最終的裂縫分布與破壞形態見圖5.各試件均出現不同程度的暗柱底部混凝土壓碎、縱筋屈服，呈現明顯的壓彎破壞特征.其中，致使試件PCHW1裂縫發展不充分、主要集中在墻體底部的原因為：①由于制作精度問題，坐漿層較厚，約30 mm，大于文獻［14］中推薦的20 mm，坐漿層太厚易出現厚度不均勻和骨料咬合問題，使得接縫處出現較明顯的滑移；②連接鋼筋貫穿暗柱，致使暗柱縱筋配筋率提升，導致墻體上部裂縫較少.其他3 個試件裂縫發展均較充分，現澆試件CHW1 裂縫發展最充分，試件PCHW2、PCHW3 由于分布鋼筋豎向不貫通，鋼筋塑性發展相對集中，致使墻體裂縫發展稍弱于試件CHW1，混凝土局部剝落明顯.

圖5 試件最終破壞形態Fig.5 Failure pattern of specimens

3 試驗結果及分析

3.1 滯回曲線和骨架曲線

各試件滯回曲線如圖6所示，骨架曲線如圖7所示.以推為正（+），拉為負（-），位移Δ為墻頂加載點水平位移，墻高2 625 mm，位移角θ=Δ/2 625.

圖6 試件滯回曲線Fig.6 Hysteretic loops of specimens

圖7 試件骨架曲線Fig.7 Skeleton curves of specimens

由圖6 可見：1）開裂前，滯回曲線呈梭形，滯回環面積小.開裂后，滯回曲線有捏縮，殘余變形增大，反映了混凝土開裂、壓碎等損傷特性.2）隨著地梁與墻體之間開裂與裂縫發展，各試件均出現不同程度的滑移，滯回捏縮逐漸明顯，試件屈服后，承載力仍出現一定幅度的提升.3）峰值以后，采用鋼節點連接的試件PCHW3 相比預制暗柱灌孔試件PCHW1、PCHW2承載力退化趨勢更明顯.

由圖7 可見：1）各試件加載初期，骨架曲線基本呈線性，說明各試件基本處于彈性階段.2）各試件開裂后，骨架曲線偏離直線，試件呈現彈塑性特征.3）峰值荷載后，各試件骨架曲線較為平緩，承載力未出現顯著下降，試件PCHW3承載力下降速度相對較快.

3.2 承載力

各試件的開裂荷載Fcr、屈服荷載Fy、極限荷載Fu實測值見表3.其中，屈服點是一個極為關鍵的性能點，是衡量構件延性等性能指標的前提.屈服點定義可參照兩個基準［21］：①所定義構件全部或部分進入屈服；② 在安全性與適用性方面，應作為正常使用的上限.本文部分試件荷載-位移曲線存在明顯拐點，是構件塑性發展、構件性能變化的關鍵位置，可作為構件屈服點.圖8 給出了采用幾何作圖法、等能量法、Park 法和最遠點法等［21］確定的試件CHW1 的名義屈服點.由圖8 可見，等能量法和Park 法確定的屈服點遠高于拐點，顯然不合理.幾何作圖法、最遠點法確定的屈服點與拐點位置接近，但由于幾何作圖法是以構件初始剛度為基礎的，然而受安裝誤差、邊界條件的影響，裝配式構件初始剛度往往會表現出一定的離散性.文獻［21］指出，在具有雙線性的構件中由最遠點法確定的屈服點可取到合理值，且在其他類型構件中能與幾何作圖法、等能量法等屈服點確定方法表現出一致的精確性，因此，本文采用最遠點法確定的名義屈服點作為試件屈服點.

表3 試件特征點的水平力Tab.3 Lateral load at characteristic points of specimens of specimens

圖8 屈服點定義方法Fig.8 Yield point definition method

由表3 可知，兩個預制暗柱灌孔連接試件PCHW1 與PCHW2 開裂荷載基本一致，現澆試件CHW1 開裂荷載略低于兩個灌孔試件，這是因為試件CHW1 暗柱中無連接鋼筋，暗柱底部配筋率低于兩個灌孔連接試件.PCHW3 開裂荷載最低，主要由于鋼節點與暗柱混凝土存在結合面，造成裂縫較早開展.3 個預制試件PCHW1、PCHW2、PCHW3 的極限荷載分別比現澆試件CHW1 提高18.5%、41.9%、42.5%，主要原因如下：①3 個預制試件由于鋼筋搭接或鋼節點錨固，在暗柱底部配筋率普遍高于現澆構件，且配置了抗滑移構造.② 試件PCHW3 的暗柱與底座之間采用2 根20 高強螺桿連接形成強連接，且鋼節點在連接處的水平接縫位置無錯動，有效地限制了底部接縫薄弱層的滑移，其承載能力比預制灌孔試件PCHW1、PCHW2 有所提高.③相比試件PCHW2、PCHW3，試件PCHW1 坐漿層水平縫出現一定程度損傷［見圖5（b）］，結合第2 節試件PCHW1水平縫破壞的試驗現象，說明試件PCHW1 呈現滑移-壓彎耦合損傷，使得試件PCHW1 的承載力低于試件PCHW2、PCHW3.

3.3 位移與延性

表4 列出了主要特征點的試件變形.Δcr為開裂位移，Δy為屈服位移，Δu為極限位移，位移角θ=Δ/H，H為加載點至墻底距離，μ為延性系數，μ=Δu/Δy.

表4 試件水平位移、位移角及位移延性系數Tab.4 Lateral displacement，drift ratio and ductility coefficient of specimens

由表4 可知：①現澆試件CHW1 的極限位移角分別比預制試件PCHW1、PCHW2、PCHW3 高30.4%、36.1%、41.7%.② 試件PCHW1～PCHW3 的極限位移角在1/67～1/56之間，延性系數在4左右，低于現澆試件CHW1 的延性系數6.46，但是極限位移角遠大于規范規定的剪力墻的極限位移角限值1/120，說明預制試件具有良好的彈塑性變形能力.

3.4 剛度退化

用割線剛度分析試件在低周往復荷載作用下的剛度退化特性，表達式為：

式中：Fi為第i循環最大水平力；Δi為第i循環最大水平力對應的水平位移.

各試件歸一化割線剛度退化曲線見圖9.試件各特征點割線剛度對比見表5.

表5 試件在各特征點的剛度KTab.5 Stiffness at each characteristic point

圖9 歸一化剛度退化曲線Fig.9 Normalized stiffness degradation curves

由表5 和圖9 可知：①隨著水平位移的增大，各試件剛度逐漸減小，且剛度退化趨勢基本一致.② 各預制試件屈服剛度下降較多，約為初始剛度的30.68%～33.99%；峰值時，各試件割線剛度為初始剛度的11.83%～18.47%；峰值后各試件剛度變化不大.③現澆試件各階段剛度均小于預制試件，主要由于現澆試件的水平縫滑移出現較早且較明顯.

3.5 耗能能力

試件耗能能力采用滯回曲線所包圍的總面積即累計耗能E衡量.試件在低周往復荷載作用下累計耗能E與頂點水平位移Δ的關系曲線見圖10.

圖10 試件累計耗能-頂點水平位移關系曲線Fig.10 E-Δ curves of specimens

由圖10 可知，①隨水平位移增大，各試件累計耗能不斷增加，且后期增速較快、增幅顯著；② 在相同位移下，灌孔連接預制試件PCHW1、PCHW2 累計耗能略大于現澆試件CHW1；③預制試件PCHW1、PCHW2 最終累計耗能基本一致，約為現澆試件CHW1累計耗能的75%，CHW1累計耗能較高的主要原因是現澆試件與地梁間存在施工縫，使得現澆試件滑移幅度顯著，在豎向鋼筋銷栓作用下，穩定承載，消耗較多能量；④ 鋼節點連接預制試件PCHW3累計耗能與其他試件存在一定差距，主要由于鋼節點除上部4 根連接錨固鋼筋外其他與混凝土接觸面并無錨栓等錨固措施，使得損傷集中在鋼連接與混凝土界面處（圖5），承載力退化快，相比其他構件滯回圈數減少，造成耗能能力差.

3.6 鋼筋應變

圖11 為3 個預制試件1 個應變測點的水平位移-暗柱連接縱筋應變關系曲線；圖12 為預制試件的水平位移-抗剪鋼筋應變關系曲線，測點均位于距離試件底部150 mm位置處.圖中εy為鋼筋屈服應變.

圖11 水平位移-暗柱連接縱筋應變關系曲線Fig.11 Lateral displacement-longitudinal reinforcement strain curves

圖12 水平位移-抗剪鋼筋J2應變關系曲線Fig.12 Lateral displacement-shear reinforcement J2 strain curves

由圖11 和圖12 的滯回曲線可知：①峰值前，各試件暗柱連接縱筋均達到拉、壓屈服，與壓彎破壞的破壞形態一致；② 各試件中部U 形抗剪鋼筋基本屈服，塑性變形發展較充分；③施加水平力初期，抗剪鋼筋即發揮作用.

3.7 水平接縫變形

現澆試件的水平施工縫與預制試件的坐漿層等水平接縫，破壞過程特殊，然而相關研究較少［22］.圖13為各試件底部水平縫滑移-位移角關系曲線.

圖13 底部水平縫相對滑移-位移角曲線Fig.13 Horizontal slip deformation-drift ratio curves

由圖13可知：①當位移角θ<1/200時，各試件水平滑移Δs發展緩慢，隨位移角不斷增大，試件水平滑移幅度增大，速度加快，破壞階段，兩個水平滑移較大試件CHW1、PCHW1 的滑移增幅與增速均變緩；② 各階段現澆試件CHW1滑移最大，主要原因為墻體與地梁間存在新舊混凝土黏結的施工縫，文獻［23］系統地研究了施工縫對剪力墻的影響，并指出軸壓比越小對試件滑移和承載力影響越顯著，另一方面，預制構件抗剪鋼筋按照與現澆試件CHW1 分布鋼筋同型號等面積配置，但是由于CHW1 的分布鋼筋受拉側并不能起到很好的銷栓作用，而預制試件所有抗剪鋼筋集中在試件中部，抗剪效果更好，因此現澆試件CHW1 相比其他試件出現了更大的滑移；③峰值時，各試件水平滑移均不超過總水平位移的10%；④ 預制試件PCHW1～PCHW3 最大水平滑移量分別為5.88 mm、3.21 mm、2.81 mm，依據文獻［24］，鋼筋銷栓作用在相對滑移量至鋼筋直徑的57.5%時達到峰值，本文抗剪鋼筋直徑為20 mm，故預制試件滑移量小于此限值，水平抗剪構造可滿足水平縫抗剪需求.

4 抗彎承載力計算分析

4.1 計算模型分析

圖14 為各試件抗彎承載力計算簡圖.表6 結合預制空心剪力墻連接特點，給出了依據計算簡圖進行抗彎承載力計算時，所采用的受拉、受壓鋼筋面積情況說明.試件PCHW1、PCHW2 的As、A's按鋼筋J1計算，是因為鋼筋J1是連接處的主要傳力鋼筋，且依據圖11（a）（b），兩個試件在破壞時鋼筋J1已發生拉、壓屈服；計算試件PCHW3 的As、A's時選擇暗柱縱筋的原因是，試件PCHW3 破壞時連接處高強螺桿完好，暗柱縱筋發生屈服，見圖11（c）.

表6 抗彎承載力計算模型的鋼筋面積說明Tab.6 Explanation of rebar area in flexural capacity calculation model

圖14 抗彎承載力計算簡圖Fig.14 Calculation diagram of flexural capacity

4.2 考慮滑移影響的鋼筋強度折減

不同類型的裝配式剪力墻在水平接縫處的水平滑移會對剪力墻承載力產生不利影響.參考文獻［24］，按公式（2）計算連接鋼筋剪應力，采用Von Mises 屈服準則來考慮因鋼筋受剪對連接鋼筋強度的不利影響.

式中：V參考規范按剪力墻斜截面抗剪承載力計算；N為剪力墻豎向軸壓力；τ為水平縫截面縱筋剪應力平均值；ρs為水平接縫截面所有縱向鋼筋配筋率分別為暗柱縱筋和墻體縱向分布鋼筋的屈服強度分別為暗柱縱筋和墻體縱向分布鋼筋的折減后屈服強度.

4.3 計算結果對比分析

現澆試件CHW1 考慮縱向分布鋼筋貢獻，依據《高層建筑混凝土結構技術規程》（JGJ 3—2010）［25］，按公式（5）進行抗彎承載力計算；預制試件PCHW1～PCHW3 不考慮墻體中部抗剪鋼筋的抗拉，依據《混凝土結構設計規范》（GB 50010—2010）［17］，按公式（6）進行抗彎承載力計算.混凝土抗壓強度取0.76fcu，鋼筋強度取實測屈服強度fy.

式中：N為軸向壓力；x為受壓區高度；fc為混凝土軸心抗壓強度；f'y為鋼筋抗壓強度；fyw為豎向分布鋼筋屈服強度；h0為受拉側暗柱鋼筋合力點至混凝土受壓區邊緣的距離；b為墻體厚度分別為受拉、受壓鋼筋截面面積，對應的鋼筋類型見表分別為受拉側暗柱鋼筋合力點、受壓側暗柱鋼筋合力點至截面近邊的距離；ρw為豎向分布鋼筋配筋率；α1為等效矩形應力圖系數，α1及其他符號取值見《混凝土結構設計規范》（GB 50010—2010）［17］.

基于纖維法，采用XTRACT 軟件，分別計算考慮中部抗剪鋼筋（對試件CHW1 指豎向分布鋼筋）抗拉作用、鋼筋強度不折減的承載力F1，考慮中部抗剪鋼筋抗拉作用、鋼筋強度折減的承載力F2，不考慮中部抗剪鋼筋抗拉作用、鋼筋強度不折減的承載力F3，鋼筋強度折減方法參考4.2節.計算中各類鋼筋的選擇情況參考表6.

表7 列出了按現澆試件參考規范［17，25］計算的各試件抗彎承載力對應的水平力計算值Fm.由表7 可知，試件CHW1 實測值與基于規范的計算值的比值為0.97，其他試件的比值為1.35～1.65.表明雖然試件滑移會降低試件承載力，但在豎向分布鋼筋或抗剪鋼筋銷栓作用下均呈現壓彎破壞特征.由于規范不考慮箍筋約束效應，試件承載力采用現行規范計算仍具有一定的安全裕度.

表7 抗彎承載力計算結果Tab.7 Calculation results of flexural capacity

由表7 可知，采用纖維法，不考慮中部抗剪鋼筋抗拉作用，鋼筋強度不折減計算的承載力F3，與基于規范的計算結果Fm基本一致，但是計算結果偏于保守；試件CHW1 考慮中部豎向分布鋼筋抗拉作用，鋼筋強度不折減計算的承載力F1大于試驗值，偏于不安全；考慮中部抗剪鋼筋抗拉作用，同時對鋼筋強度折減計算的承載力F2精度良好，現澆試件CHW1 計算值與試驗值基本一致，預制試件試驗值與計算值比值為1.20～1.45，計算精度優于規范方法.

5 結論

通過4 個墻體試件的擬靜力試驗，研究了基于不同連接方式的暗柱預制空心剪力墻的抗震性能和水平縫工作性能，提出了考慮水平縫影響的抗彎承載力計算方法，主要結論如下：

1）各試件滑移變形較小，對墻體承載力影響有限，各空心剪力墻試件呈現壓彎破壞特征，暗柱縱筋屈服，混凝土被壓潰，實現了預期的強剪弱彎目標.

2）預制試件的延性系數在4 左右，相比現澆試件，各預制試件耗能能力與變形能力稍弱，預制試件極限位移角為1/56～1/67，彈塑性變形能力滿足現行規范1/120的要求.

3）預制試件最大水平滑移量均小于抗剪鋼筋直徑57.5%的限值，水平抗剪構造可滿足水平縫抗剪需求.

4）各試件正截面抗彎承載力的試驗值均大于規范計算值，故所提出的不同連接方式的預制暗柱試件可按現澆偏心受壓空心剪力墻的抗彎承載力進行計算，且具有一定的安全裕度.

5）采用纖維法，考慮抗剪鋼筋抗拉作用，基于Von Mises 屈服準則對鋼筋強度折減，所建立的抗彎承載力計算方法精度優于規范方法，預制試件試驗值與計算值比值約為1.20～1.45.

6）通過3 種連接構造對比，連接方式2 形式簡單，滑移量較小，其承載力、延性、耗能能力等抗震性能指標具有明顯的優勢，在低層、多層預制空心剪力墻結構中具有良好的適用性；針對方式2，建議按照與分布鋼筋同型號等面積的原則在中部設置抗剪鋼筋，暗柱連接鋼筋按照等強度原則設計，U 形鋼筋搭接長度參考相關規范按受拉鋼筋搭接計算.