疊合板式綜合管廊側墻連接節點面外抗震性能試驗研究

鐘紫藍，李廣帆，石少華，趙 密，杜修力

(北京工業大學城市與工程安全減災教育部重點實驗室，北京 100124)

綜合管廊是建設在城市地下，用于集中敷設電力、通信、廣播電視、給水等市政管線的公共隧道[1-3]。綜合管廊的建設使得市政管線統一規劃，加強城市防災、減災能力，提高城市韌性，是保障基礎建設的重要設施和支撐城市發展的重要生命線工程[4-6]。

綜合管廊興起于19 世紀德國，后推廣于世界各國，經過一個多世紀的發展，在系統日趨完善的同時其規模越來越大，建造方式也呈現多元化?，F行的綜合管廊建造方式主要包括：現澆式綜合管廊、節段式綜合管廊、預制拼裝式綜合管廊和疊合板式綜合管廊[7-10]。其中，疊合板式綜合管廊屬于一種新型半裝配式結構，由預制疊合墻板、底板以及后澆混凝土夾層組成(圖1)。疊合板式綜合管廊充分結合了現澆和裝配式結構的優點：預制疊合墻板降低模板使用量和現場澆筑量，后澆混凝土夾層降低接縫數量提高抗滲性能[11-13]。疊合板式綜合管廊采用板式預制構件，運輸和拼裝便利，技術要求相對較低，適用于多艙、大截面綜合管廊。

圖1 疊合板式綜合管廊Fig.1 Assembly of the composite tube gallery

疊合板式剪力墻按預制疊合墻板的材料一般分為疊合鋼板剪力墻和疊合混凝土板剪力墻兩種形式。

疊合鋼板剪力墻一般多應用于地上結構或特殊建筑結構中。李小軍等[14]研究疊合鋼板剪力墻用于核電工程中，表明鋼板厚度和豎向荷載都對雙鋼板混凝土組合剪力墻試件的抗震性能有較大影響，而混凝土強度對其影響不明顯。VARMA等[15-16]對疊合鋼板式剪力墻展開研究，結果表明：該種疊合墻體可用于中高層建筑結構，同時能夠抵抗爆炸沖擊用于特殊建筑結構中。SENER等[17-18]針對疊合鋼板式剪力墻的面外彎曲和剪切承載力展開研究，將試驗所得的抗彎與抗剪承載力結果與日本、韓國、美國設計規范中公式計算的標準強度進行比較，結果表明：設計規范方程對墻體的強度估算是相對保守的，具有合理的精度。RAFIEI 等[19]研究了由兩層壓型鋼板和填充混凝土組成的組合剪力墻體系在面內單調荷載作用下的受力性能，建立了復合墻體承載力分析模型，最終研究結果表明復合墻體的抗震性能試驗與分析結果吻合較好。

疊合混凝土板剪力墻近些年來開始在地下結構或低層建筑結構中逐步推廣。田子玄[20]開展疊合板式管廊節點和整體結構單調靜力試驗，重點分析了不同的配筋方式、不同加腋高度、不同節點位置等參數的影響，并基于試驗結果證明了疊合板式管廊與現澆綜合管廊相近的受力性能。趙作周等[21]開展疊合板式剪力墻的低周水平往復加載試驗，分析軸壓比、邊緣構件形式與底部搭接區縱筋插筋面積增加率(0%、25%與 33%)對該類剪力墻抗震性能的影響。胡翔等[12]也開展了鋼筋插接連接的疊合板式綜合管廊底部邊節點和中節點的抗震性能研究，研究表明：疊合板式節點與現澆節點的破壞形態基本一致，疊合板式節點的承載力略高于現澆節點，4 個節點均具有較好的延性，疊合板式節點與現澆節點的剛度退化規律相近，但耗能能力相對較低。

綜上所述，在綜合管廊建設中采用疊合混凝土板式結構(以下簡稱疊合板式結構)，具有拼接縫少，防水性能好；重量輕，運輸效率高；模板工程量低，現場澆筑量少等顯著優勢。綜合管廊作為典型的長線性地下結構，側墻在設計建造過程中面內抗側剛度遠超面外，從而使得地震荷載作用下的破壞以面外失效為主，因此主要針對管廊側墻面外性能展開研究。針對疊合板式剪力墻抗震性能的研究中，其連接方式多為插接和鋼筋搭接連接，然而對于地震等典型往復荷載作用下裝配式結構常用的灌漿套筒連接和漿錨搭接連接方式應用到疊合板式結構連接中的力學性能及破壞機理尚未展開深入的研究[22-25]。

本文中通過改變連接方式，研究其對疊合板式側墻抗震性能的影響，以北京某一淺埋地下綜合管廊為研究對象，設計了3 個足尺模型(現澆側墻、灌漿套筒連接和漿錨搭接連接的疊合板式側墻)的面外低周反復荷載試驗，對比研究采用不同側墻-底板連接方式的疊合板式綜合管廊側墻試件的承載力、變形、耗能和剛度退化等力學性能及破壞機理，為疊合板式側墻式綜合管廊結構抗震設計和應用，同時為發揮裝配式剪力墻的裝配效率與經濟效益提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設計

根據《裝配式混凝土建筑技術標準》(GB/T 51231-2016)[26]和《混凝土結構設計規范》(GB 50010-2010)[27]中規定的抗震設防烈度8 度，抗震等級一級的剪力墻結構，設計了3 個足尺模型，1 個現澆側墻(RC1)、1 個灌漿套筒連接的疊合板式側墻(GS2)及1 個漿錨搭接連接的疊合板式側墻(RL3)，試件配筋參數基本一致，具體如表1 所示，尺寸詳圖如圖2 所示。疊合板式試件設計符合《裝配式混凝土建筑技術標準》(GB/T 51231-2016)[26]中的規定，如圖2 所示，側墻試件整體高為2250 mm，厚度為450 mm(其中預制疊合板板厚為100 mm，后澆混凝土厚度為250 mm)，側墻拼接縫的高度距底板頂面150 mm，拼接高度宜為20 mm。灌漿套筒采用半灌漿套筒(鋼材為球墨鑄鐵，高強材料的一種)[28]，漿錨鋼筋搭接長度ll=la(ll為鋼筋搭接長度，la為鋼筋錨固長度)[29-30]?，F澆試件按北京某一淺埋綜合管廊結構施工流程，腋角處預留施工縫。

表1 剪力墻試件參數Table 1 Parameters of shear wall specimens

圖2 試件尺寸詳圖Fig.2 Detail drawing of specimen size

側墻試件制作流程如圖3 所示。疊合板式試件由基礎、預制疊合墻板和后澆混凝土三部分組成。首先，綁扎試件鋼筋籠(圖3(a))，綁扎完成后支模，澆筑底座和預制疊合墻板。當底座和預制疊合墻板養護至一定強度后，進行試件拼裝澆筑灌漿料(圖3(b))。當灌漿料達到預定強度后，支側模板以及分配梁模板(圖3(c))。最后，澆筑后澆混凝土以及分配梁，開展后期養護(圖3(d))。

圖3 試件制作與拼裝流程Fig.3 Casting and assembling of specimens

1.2 材料力學性能

試件三次澆筑混凝土均采用C40 混凝土，基于混凝土立方體試塊標準抗壓強度試驗，三組試塊測得的立方體抗壓強度試驗值分別為44.07 MPa、46.51 MPa 和46.14 MPa，均符合C40 混凝土的強度要求。三組側墻構件均采用HRB400 鋼筋，基于不同直徑鋼筋的拉拔試驗，測得鋼筋具有明顯的彈性和屈服階段，具體鋼筋和套筒的力學性能指標，如表2 所示。

表2 鋼筋力學性能Table 2 Mechanical properties of reinforcement

1.3 加載方案

試驗采用平面外低周反復加載，其加載裝置如圖4 所示。試驗采用2000 kN 的豎向作動器施加穩定的豎向力，水平方向采用1000 kN 的水平作動器施加往復循環的水平力，水平作動器向右推(管廊內側受拉)為正向加載，向左拉(管廊內側受壓)為負向加載。豎向作動器加載時連接穩壓器，確保軸力在加載過程中保持穩定。

圖4 試驗加載裝置Fig.4 Test setup

加載方案：首先對試件施加軸力N(N=ndfcA，其中nd為設計軸壓比，A為墻體截面面積，fc為墻體混凝土軸心抗壓強度設計值)。當構件軸壓比達到預設值后，開始施加水平往復力，加載制度如圖5 所示。水平荷載按照我國建筑抗震試驗規程(JGJ/T 101-2015)[31]中規定的荷載-位移協同控制施加，具體操作為：1)試件屈服前由荷載控制加載，每級循環1 次；2)試件屈服后改為由位移控制，按照屈服位移大小成倍增長，每級循環2 次；3)加載后期，承載力達到峰值荷載后開始下降，當試件承載力下降至極限荷載的85%或構件出現嚴重破壞時，認為試件失效，停止加載。

圖5 試件加載制度Fig.5 Specimen loading system

2 試驗現象及破壞形態

試件破壞以側墻角部破壞為主，其中疊合板式試件座漿層壓潰脫落(圖6(a))且結合面處的豎向裂縫貫穿并存在明顯滑移(圖6(b))。該現象說明疊合板式試件拼接高度20 mm 處所受組合內力較大，導致后澆的座漿層發生較嚴重破壞，不利于結構的整體抗震性能。

圖6 試件局部形態Fig.6 Local failure mode of specimens

試件破壞具體現象如圖7 所示，現澆試件以水平裂縫為主，疊合板式試件以斜裂縫為主，側視圖左側裂縫為正向加載引起的裂縫，右側裂縫為負向加載引起的裂縫。疊合板式試件的裂縫發展規律一致，不同于現澆試件，水平裂縫和斜裂縫分別分布在預制疊合墻板和后澆區域?，F澆試件的裂縫數量較少，破壞形態較輕，裂縫主要集中在距墻底800 mm 的范圍內；疊合板式試件的裂縫數量較多，裂縫主要分布在距墻底600 mm 和1100 mm～1300 mm 范圍內。

圖7 裂縫發展及試件破壞形態Fig.7 Crack patterns failure modes

針對試件RC1：當θ=1/1300 時，墻體無明顯裂縫；當θ=1/1000 時，墻體出現第一條裂縫，長度約為150 mm，位于施工縫處；當θ=1/330 時，第一條裂縫全面貫通，沿墻高產生多條細小的水平裂縫；當θ=1/160 時，水平裂縫增多，斜裂縫產生并不斷延伸；當θ=1/100 時，距墻底800 mm 處新增水平裂縫，底部斜裂縫不斷延伸，在距墻底400 mm和600 mm 處斜裂縫貫通；當θ=1/80～1/23 時，無新增裂縫，斜裂縫不斷延伸，裂縫寬度增加并在主裂縫周圍延伸出現細微裂縫，墻體表面鼓起；當θ=1/16 時，混凝土角部壓潰，出現混凝土脫落，鋼筋屈曲，墻體接縫處最大裂縫寬度達到12 mm。

針對試件GS2：當θ=1/1000 時，墻體未開裂表面無明顯現象；當θ=1/870 時，拼接縫處出現水平裂縫，長度約為100 mm；當θ=1/670～1/160 時，水平裂縫沿預制疊合墻板向上開展，后澆混凝土表面無裂縫產生，混凝土結合面處產生豎向裂縫并向上延伸；當θ=1/100～1/65 時，在后澆混凝土區域內出現斜裂縫并不斷延伸，混凝土結合面處的豎向裂縫向上延伸至墻體頂部，同時墻體頂部區域出現受壓裂縫；當θ=1/48～1/32 時，斜裂縫不斷發展并貫通，混凝土結合面處開始出現滑移約1 mm 左右，墻體底部混凝土鼓起掉灰，底部斜裂縫主要出現在距墻體底部600 mm 范圍內；當θ=1/23～1/16 時，墻體頂部在豎向裂縫附近產生斜裂縫，墻體底部混凝土出現脫落，鋼筋屈曲，最大裂縫寬度為9 mm。

針對試件RL3：當θ=1/1100 時，墻體表面未開裂表面無明顯現象；當θ=1/900 時，接縫處出現水平裂縫，長度約為150 mm；當θ=1/670～1/160時，混凝土結合面處的豎向裂縫由底部向上延伸，水平裂縫在預制疊合墻板上不斷發展，拼接縫處的水平裂縫完全貫通；當θ=1/100 時，斜裂縫在墻體底部的后澆混凝土上發展延伸，豎向裂縫繼續向上延伸達到距底部1100 mm 處；當θ=1/65～1/48時，豎向裂縫延伸至墻體頂部，墻體頂部出現受壓裂縫，底部斜裂縫貫通，并在主裂縫上延伸處許多細微斜裂縫；當θ=1/32 時，裂縫數量不再增多，裂縫寬度增加，混凝土結合面出現錯動滑移約1.5 mm；當θ=1/23～1/16 時，墻體頂部的受壓裂縫數目增多，墻體角部混凝土壓潰，出現脫落，鋼筋屈曲，最大裂縫寬度為15 mm。

3 試驗結果及分析討論

3.1 滯回曲線

根據試件頂部的水平荷載和位移，繪制了3 個試件的滯回曲線如圖8 所示。

圖8 試件水平荷載-位移滯回曲線Fig.8 Horizontal load-displacement hysteretic curves of specimens

由圖8 分析可知：

1) 3 個試件的滯回曲線特征基本吻合，荷載存在明顯特征點：開裂、屈服、峰值、極限。試件屈服前，滯回圈狹長面積小，處于彈性階段。屈服后滯回圈形狀相對飽滿，墻體的彎曲裂縫不斷發展，尤其是拼接縫處的裂縫發展迅速，使得墻體剛度退化，卸載后出現殘余變形，同一加載制度下強度出現退化。達到峰值荷載后，由于混凝土開裂嚴重，角部混凝土剝落，滯回圈均出現不同程度的捏攏。疊合板式試件墻體二次澆筑的狀況，使得其捏攏現象較現澆試件更加突出。

2)由試件的滯回曲線對比可知，RL3 與RC1試件的滯回曲線相近，滯回環更加飽滿；GS2 試件的滯回曲線捏攏以及強度退化較為明顯，這主要由于GS2 試件的剪切變形過大所導致的。

3.2 骨架曲線

基于滯回曲線選擇其外包絡圖，得到試件的頂部水平荷載-位移骨架曲線如圖9 所示。根據現行標準《混凝土結構設計規范》(GB 50010-2010)[27]和《裝配整體式疊合剪力墻結構技術規程》(DG/T J08-2266-2018)[32]相關計算規定，按矩形偏心受壓剪力墻的正截面抗彎承載力公式計算，側墻峰值承載力為606.91 kN，如圖9 虛線所示，側墻計算承載力與試驗承載力對比如表3 所示。

表3 計算承載力與試驗承載力對比Table 3 Comparison of computed and tested capacity of the RC wall

圖9 試件水平荷載-位移骨架曲線Fig.9 Horizontal load-displacement skeleton curves of specimens

由圖9 分析可知：

1)彈性階段3 個試件的曲線基本重合一致；GS2 試件的正向峰值承載力是RC1 試件的1.07 倍，負向承載力是RC1 的1.07 倍；GS2 試件的正向峰值承載力是RC1 試件的0.95 倍，負向承載力是RC1的1.03 倍；GS2 試件的正向峰值承載力是RL3 試件的1.13 倍，負向承載力是RL3 的1.04 倍。

2) GS2 和RL3 試件的峰值荷載均高于RC1 試件基，但GS2 和RL3 試件在峰值荷載后的荷載下降速率快，這主要與疊合裝配式試件內部配置斜拉鋼筋有關使得墻體的側向剛度較高，又因為加載后期混凝土結合面存在剪切滑移使得變形過大，剛度承載力下降速率加快。

由表3 整體分析可知，僅RL3 試件的正向峰值荷載略小于依照現行規范公式計算的設計值(約為設計值的0.97)，其余試件雙向抗側承載力均高于現行規范公式計算的理論值，在1.01～1.10，由此可見試件極限抗側承載能力具有一定的安全冗余度。采用灌漿套筒連接方式的極限抗側承載能力，明顯優于采用漿錨搭接連接方式，可見以球墨鑄鐵為材料的灌漿套筒的抗側性能良好。

3.3 累積滯回耗能

試件的耗能能力是衡量試件抗震性能的重要指標之一，本文采用累積滯回耗能E來評定試件耗能能力[33]，計算方法按式(1)所示，Ei為每級加載的耗能大小，不同加載位移下的累積耗能如圖10 所示。

圖10 累積滯回耗能曲線Fig.10 Cumulative energy dissipation curves

由圖10 分析可知：試件耗能隨著加載的不斷進行逐漸增大，加載初期試件耗能基本一致，但隨著位移的不斷增大疊合板試件的耗能逐漸高于現澆試件；對于疊合板式試件來說，GS2 試件的累積滯回耗能相對于RC1 試件提高了9.3%，RL3試件的累積滯回耗能相對于RC1 試件提高了5.4%，由此可見GS2 試件耗能性能最優越。

3.4 延性與變形能力

表4 中為試件屈服荷載Fy、峰值荷載Fp、極限荷載Fu以及相對應的屈服位移Δy、峰值位移Δp、極限位移Δu和位移延性系數μ，圖11 所示為各特征點示意圖。其中屈服位移通過等能量法確定此時的荷載為屈服荷載[34]，峰值荷載是試件加載時最大荷載此時位移被稱為峰值位移，極限荷載是荷載下降到峰值荷載的85%時的取值此時的位移被稱為極限位移。位移延性系數μ是極限位移Δu與屈服位移Δy的比值[35-37]。

表4 試件延性系數和特征點處荷載與位移Table 4 Ductility coefficient of specimens and load and displacement at characteristic points

圖11 特征點示意圖Fig.11 Definition of feature points

由表4 分析可知，3 個試件的延性系數在6.5～9.0，表明試件均具有良好的延性，即結構在強震作用下可以承受較大的塑性變形而不會發生倒塌破壞，滿足我國規范中規定的罕遇地震作用下變形要求；GS2 試件延性系數小于RC1 試件，而RL3 試件由于拼接處上下鋼筋搭接長度足夠長以及螺旋箍筋約束核心混凝土的膨脹作用，使得延性系數大于RC1 試件；試件正向加載的延性系數均高于負向加載，這一現象是因為側墻腋角中布置的斜拉鋼筋提高了試件的正向延性。

3.5 剛度退化

剛度退化是結構或構件在加載循環中損傷體現，在構件循環往復加載過程中，每級加載構件變形隨著循環次數的增加而增大，從而使得構件剛度隨著循環次數和位移的增大而減小，圖12 中給出了抗側剛度K隨試件頂點位移Δ的退化曲線。

圖12 試件剛度退化曲線Fig.12 Stiffness degradation curve of specimens

由圖12 分析可知，試件隨加載位移和循環次數的不斷增加，剛度逐漸退化且剛度退化規律大致相同；在加載前期試件剛度下降較快，在加載后期下降逐漸變慢，這一現象是由混凝土裂縫的開展引起的，試件加載前期裂縫不斷產生延伸使得下降速率增快，加載后期基本無新生裂縫，下降速率逐漸放緩，曲線趨于平緩；GS2 和RL3 試件由于高強灌漿料以及套筒以及螺旋箍筋的約束作用使得試件的初始剛度均高于RC1 試件，但疊合板式試件前期退化速率也高于現澆試件，最終使得試件的剛度退化曲線基本重合，這一現象主要是由連接部位鋼筋剛度過大疊合板式試件的外部混凝土裂縫開展數量增多以及混凝土結合面的剪切滑移所致。

3.6 剪切變形

按式(2)計算管廊側墻剪切變形，計算取值如圖13 所示，h為墻體高度， Δ1+Δ2和 Δ′1+ Δ′2為拉線位移計測得的墻體變形量。隨著循環往復加載的不斷進行，試件進入非彈性階段，塑性區產生的剪切變形使得試件存在殘余位移，導致試件的耗能減小，如圖14 所示是各試件剪切變形曲線。

圖13 剪切變形示意圖Fig.13 Schematic diagram of shear deformation

圖14 試件剪切變形-位移關系曲線Fig.14 Shear deformation-displacement relationship curve of specimens

由圖14 分析可知，彈性階段試件的剪切變形曲線基本重合；疊合板式試件屈服后，由于裂縫數量增多以及混凝土結合面處豎向裂縫的產生貫通，使得疊合板式試件的剪切變形均高于現澆試件；GS2 試件的剪切變形相對RL3 試件要高，使得RL3 試件的延性和變形能力優于GS2 試件，主要由于GS2 試件混凝土結合面的滑移更為嚴重，以及RL3 試件螺旋箍筋約束核心混凝土的破壞變形所致。

3.7 鋼筋應變

圖15 中給出了2 種連接方式的疊合板式墻體拼接縫上下(距墻體底部125 mm 和175 mm)連接鋼筋的應變隨水平荷載增加的發展情況?？梢钥闯?，拼接縫上下鋼筋均達到屈服狀態，接縫上下的鋼筋應變曲線基本吻合，表明灌漿套筒連接和漿錨搭接連接兩種連接方式均具有良好的傳力性能，可以有效傳遞鋼筋應力。

圖15 鋼筋應變發展Fig.15 Strain skeleton of rebars

3.8 接縫接口張開量

接縫接口張開量通過布置于墻體拼接縫(距墻體底部150 mm 處)上下的拉線位移計測得，如圖16所示為接縫接口張開量隨加載不斷變化的情況，圖中“-”為壓縮變形，“+”為拉伸變形。

圖16 試件拼接縫處力-接口張開量關系曲線Fig.16 Force- joint stretch value relationship curve at splitjoint of specimen

由圖16 可以看出，試件隨著每級加載的不斷進行，接縫接口張開量逐漸提升；RC1 和GS2 試件每級加載下的接縫張開量變化相近，以拉伸變形為主，壓縮變形較??；RL3 試件存在明顯的壓縮變形，拉伸變形也遠高于其他試件，這一現象主要是RL3 試件的鋼筋長度大，同時螺旋箍筋約束核心混凝土，使得拼接縫上部局部強化明顯剛度遠遠高于拼接縫，最終導致RL3 試件在加載過程中拼接縫損傷嚴重；RC1 試件接縫處最大裂縫寬度為11.68 mm，GS2 試件接縫處最大裂縫寬度為8.27 mm，RL3 試件接縫處最大裂縫寬度為14.77 mm。

4 結論

本文通過針對采用灌漿套筒連接和漿錨搭接連接2 種不同連接方式的疊合板式側墻和現澆側墻開展了低周反復荷載作用下面外力學性能試驗，對疊合板式剪力墻在反復荷載作用下的受力過程、破壞形態、滯回曲線、耗能能力、剪切變形等進行研究探討，得出以下結論：

(1)疊合板式試件與現澆試件相比，試件抗震性能與現澆試件基本一致，滿足裝配式結構等同現澆的抗震設計要求；損傷破壞狀態以及裂縫發展規律不同；混凝土結合面處出現豎向貫穿裂縫，存在明顯滑移變形，致使剪切變形較大。

(2)疊合板式試件坐漿層碎裂脫落明顯；延性系數在6.5～9.0，均具有良好的延性，滿足我國規范中規定的罕遇地震作用下變形要求；試件初始剛度較高，但后期下降速率較快；兩種連接方式均具有良好的傳力性能，可有效的傳遞鋼筋應力直至試件破壞。

(3)采用漿錨搭接連接的疊合板式試件與采用灌漿套筒連接的疊合板式試件相比滯回圈更為飽滿，耗能能力強，峰值荷載后承載力退化緩慢；而采用灌漿套筒連接試件滯回圈捏攏相對明顯，達到峰值荷載后承載力退化較快。

兩種連接方式的疊合板式側墻均可用于綜合管廊建設：漿錨搭接連接造價相對較低，側墻試件延性和變形能力優越，但施工工序較為復雜；灌漿套筒連接施工簡便，試件耗能性能優越損傷破壞較輕，但造價相對昂貴。