疊合板式綜合管廊底部節點低周反復荷載試驗

胡翔， 白浩陽， 薛偉辰， 黃建波

(1.同濟大學 土木工程學院，上海 200092；2. 中鐵四局集團有限公司市政工程分公司，安徽 合肥 230041)

綜合管廊是指建于城市地下，容納2種及以上市政管線的構筑物及其附屬設施[1]。推進綜合管廊建設，有利于提高市政管線的安全性，降低城市管網的全壽命成本，增強城市綜合防災、減災能力。綜合管廊的建設水平和規模已成為衡量城市基礎設施現代化水平的重要標志之一。

推進土木建筑行業的工業化發展是實現我國產業結構轉型升級的重大發展戰略。從國外發達國家的情況來看，預制混凝土綜合管廊已成為最主要的綜合管廊建造方式。與傳統的現澆混凝土綜合管廊相比，預制混凝土綜合管廊具有構件質量好、現場工期短、環境影響小、大幅縮減基坑支護時間、降低支護要求、大量減少模板和支撐、節省人工等優點[2]。根據構造方案的不同，預制混凝土綜合管廊主要包括整艙預制拼裝綜合管廊、槽型預制拼裝綜合管廊、預制板式拼裝綜合管廊和疊合板式管廊4類[3-4]：1)整艙預制拼裝綜合管廊的整體性和防水性能好，施工速度快、環境影響小，但整體預制管節的尺寸大、重量重，對運輸和吊裝要求較高，一般適用于2艙及以下、截面不大的綜合管廊；2)槽型預制拼裝綜合管廊無現場濕作業，施工速度快，但槽型預制構件形狀不規則，運輸效率較低，主要適用于3艙及以下綜合管廊；3)預制板式拼裝綜合管廊采用板類預制構件，便于運輸和拼裝，但存在接頭半剛性特性，設計計算理論尚不成熟，可適用于多艙、大截面綜合管廊；4)疊合板式管廊的整體性和防水性能較好，采用板式預制構件，運輸和拼裝便利，技術要求相對較低，可適用于多艙、大截面綜合管廊。從上述對比分析可見，疊合板式管廊具有良好的體系適用性，整體性和防水性能好，施工便捷，技術要求相對較低，是一種適合在我國大規模推廣應用的預制混凝土綜合管廊。

目前，有關疊合板式管廊受力性能的研究主要集中在我國。田子玄等[5]開展了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、不同加腋尺寸等參數的影響，并基于試驗結果證明了疊合板式管廊具有與現澆綜合管廊相近的受力性能。郭福能等[6]和顏良等[7]分別開展了疊合板式管廊節點和多艙整體結構的靜力性能試驗，結果表明：疊合板式管廊具有良好的整體性；底部節點主要發生節點處的彎剪破壞；疊合板式管廊和現澆管廊整體結構均發生了壁板端部剪切破壞，但正常使用極限狀態和承載力極限狀態下均有足夠的安全余量。魏奇克等[8]開展了疊合板式管廊節點的低周反復荷載試驗，結果表明：邊節點的節點核心區配置適量箍筋有利于改善節點的受力性能；當預制邊節點的箍筋和縱筋均滿足要求時，其受力性能與現澆邊節點相近。

綜上可見，我國在疊合板式管廊的結構受力性能方面已開展了一系列試驗研究，但仍存在以下問題：1)已有的試驗研究絕大部分為單調靜力性能試驗，對于疊合板式管廊在低周反復荷載作用下的抗震性能試驗研究還十分缺乏；2)僅文獻[8]開展了疊合板式管廊節點的低周反復荷載試驗，但其底板與地面剛性連接，在一定程度加強了邊節點底板角部的混凝土約束，與綜合管廊的實際受力工況以及設計計算模型存在一定差別。

鑒于此，本文通過4個節點足尺模型的低周反復荷載試驗，對疊合板式管廊的抗震性能進行研究。為疊合板式管廊的推廣應用提供基礎，同時也為相關技術標準的編制提供依據。

1 管廊底部節點試驗設計

1.1 試件設計

以某抗震設防烈度為7度、覆土厚度3.4 m、埋深7.4 m的地下綜合管廊工程為背景，共設計了4個綜合管廊底部節點試件，包括疊合板式底部邊節點試件(PCJ1)和中節點試件(PCJ2)，以及相應的現澆對比節點試件(RCJ1和RCJ2)。4個節點試件的縱向長度均為600 mm，施工圖如圖1所示。其中，邊節點設置了角部加腋構造，中節點采用角部無加腋構造；疊合板式節點的壁板均采用雙面疊合構造，底板和雙面疊合壁板中的后澆疊合層同時在現場澆筑；邊節點的雙面疊合側壁板采用直接出筋方式與底板鋼筋搭接連接，中節點則采用底板出筋(插筋)方式與雙面疊合中壁板鋼筋搭接連接；2個邊節點之間以及2個中節點之間的壁板和底板配筋方案均相同。4個節點試件均采用C40混凝土澆筑，縱向和橫向鋼筋強度等級均為HRB400，混凝土和鋼筋的實測力學性能指標分別見表1和表2。

表1 混凝土實測力學性能指標Table 1 Mechanical properties of concrete

表2 鋼筋實測力學性能指標Table 2 Mechanical properties of reinforcements

圖1 試件施工圖Fig.1 Details of the specimens

1.2 加載方案

4個試件均采用在壁板頂部施加水平低周反復荷載的加載模式，如圖2所示。壁板頂部水平低周反復荷載采用我國現行《建筑抗震試驗規程》JGJ/T 101-2015中規定的荷載-位移混合控制加載制度，具體為：1)試件開裂前按照荷載控制進行加載；2)試件開裂后以壁板頂部側移Δ=H/200(H為試件底板中部到壁板頂部加載點的距離，取H=1 800 mm，從而Δ=9 mm)的整數倍逐級進行位移控制加載，每級位移下進行3次循環；3)試驗加載后期，當試件壁板頂部水平荷載下降至最大水平荷載的85%以下或水平位移過大超過作動器加載行程時試驗結束。在整個加載過程中，試件的底板兩端均保持簡支支承。為適應在壁板頂部施加的水平反復荷載在底板支座出產生的拉、壓交替反力，兩端均設計為可承受壓力和拉力的支座形式。

圖2 節點試件加載示意Fig.2 Schematic diagrams of test setup

1.3 測試方案

試驗的主要測試內容包括：1)壁板頂部的水平反復荷載；2)壁板頂部水平位移；3)壁板和底板角部截面縱向鋼筋與混凝土應變；4)壁板和底板端部截面以及節點核心區混凝土裂縫發展情況。

試驗數據的采集均采用英國Solartron Instrument IMP 35951B數據采集系統。

2 主要試驗結果與分析

2.1 受力過程與破壞形態

4個節點試件的破壞形態均以壁板角部截面受彎破壞為標志，其主要特征為：

1) 4個試件均在壁板或底板角部首先出現彎曲裂縫。其中，疊合板式邊節點試件PCJ1和現澆邊節點試件RCJ1的彎曲裂縫首先出現在角部加腋變截面附近，疊合板式中節點試件PCJ2的彎曲裂縫首先出現在雙面疊合中壁板預制板的底部接縫處，現澆中節點試件RCJ2的彎曲裂縫首先出現在中壁板角部截面；

2) 隨著試驗荷載的增大4個試件壁板和底板的彎曲裂縫逐漸增多，并逐漸向外延伸。PCJ1和RCJ1的側壁板和底板縱向鋼筋和角部加腋附加鋼筋逐漸屈服，PCJ2的中壁板插筋和RCJ2的中壁板縱向鋼筋逐漸屈服，但底板縱向鋼筋始終未屈服；

3) PCJ1和RCJ1的最終破壞以外側壁板角部加腋變截面受彎破壞為標志，破壞時2個邊節點試件的角部外側混凝土保護層剝落嚴重，側壁板角部截面內側混凝土壓酥起皮，外側和內側鋼筋均已屈服，如圖3(a)和圖3(b)所示；PCJ2的最終破壞以中壁板雙面疊合板與后澆混凝土的接縫截面(距底板上表面500 mm)受彎破壞為標志，破壞時接縫截面兩側混凝土壓碎剝落，兩側插筋均已屈服，如圖3(c)所示；RCJ2的最終破壞以中壁板角部截面(距底板上表面約150 mm)受彎破壞為標志，破壞時中壁板角部截面兩側混凝土壓碎剝落，兩側的縱向鋼筋均已屈服、部分拉斷，如圖3(d)所示；

4) 整個試驗過程中，2個疊合板式節點均未觀察到預制板與后澆疊合層之間發生明顯的滑移，預制板與后澆疊合層之間也未出現裂縫，試件的整體性良好。

圖3 試件的破壞形態Fig.3 Failure pattern of the specimens

2.2 滯回曲線

基于試件壁板頂部的荷載和位移測試結果，得到了4個節點試件壁板頂部的荷載—位移滯回曲線，如圖4所示。

圖4 壁板頂部水平荷載-位移滯回曲線Fig.4 Horizontal load vs. displacement hysteresis loops of the specimens

對比分析可知：

1) 疊合板式邊節點PCJ1和中節點PCJ2與對應現澆節點RCJ1和RCJ2的滯回曲線相近，但現澆節點比疊合板式節點試件的滯回曲線更飽滿，而相比邊節點試件，中節點試件的滯回曲線更飽滿；

2) 從邊節點試件的滯回曲線來看，PCJ1和RCJ1的滯回曲線均出現了較為明顯的捏攏現象，這主要與加載后期2個邊節點試件的角部混凝土剝落嚴重并導致側壁板和底板外側縱向鋼筋在角部區域的搭接連接逐漸失效有關;

3) 從中節點試件的滯回曲線來看，RCJ2比PCJ2的滯回曲線明顯更飽滿，這主要與PCJ2的中壁板接縫截面配筋率相對較高有關。由于PCJ2的中壁板接縫截面采用受承載力等強原則進行設計，而插入雙面疊合中壁板空腔的底板出筋(插筋)有效高度較小，因此插筋面積以及相應的截面配筋率增大了27%。此外，由于插筋在中壁板下部采用了彎折構造，導致該區域混凝土更早被壓碎剝落，從而使得PCJ2的滯回曲線面積進一步減小。

2.3 骨架曲線

基于試驗測得的滯回曲線，可進一步得到4個節點試件的骨架曲線。2個邊節點試件和2個中節點試件的骨架曲線如圖5所示。表3列出了4個節點試件的特征點荷載與位移。

圖5 壁板頂部水平荷載-位移骨架曲線Fig.5 Horizontal load vs. displacement skeleton curves of the specimens

從上述骨架曲線以及特征點荷載和位移數據對比分析可見：

1) 4個節點試件的骨架曲線總體上都存在4個較為明顯的特征點，即開裂、屈服、峰值和極限；

2) 對于邊節點試件，疊合板式試件PCJ1與現澆試件RCJ1的骨架曲線上升段較為接近，PCJ1的峰值荷載均值比RCJ1的高約2%(正反向峰值荷載分別低約2%和高約6%)。但經過峰值荷載點后，PCJ1的荷載下降更明顯，即下降段負剛度較大；

3) 對于中節點試件，疊合板式中節點PCJ2與現澆中節點RCJ2的骨架曲線上升段較為接近，但PCJ2的峰值荷載均值比RCJ2的高約17%(正反向峰值荷載分別高約12%和23%)。造成PCJ2峰值荷載較高的原因主要是其壁板破壞截面比RCJ2的壁板破壞截面更靠近壁板頂部的水平加載點(PCJ2的比RCJ2的短約22%)，在截面受彎承載力相同的情況下，PCJ2的壁板頂部水平荷載更高。與邊節點試件的規律相似，在經過峰值荷載點后，PCJ2的荷載下降更明顯，即下降段負剛度較大。

2.4 延性與變形能力

延性是反映結構或構件受力性能的重要指標之一，通常以延性系數表示。延性系數定義為極限位移Δu與屈服位移Δy的比值，即μ=Δu/Δy。其中，屈服位移Δy指試件屈服時對應的位移，一般通過能量法確定；極限位移Δu指試件的荷載下降到峰值荷載的85%時對應的位移，當試件的荷載未下降到峰值荷載的85%時，則取試件破壞時的位移為極限位移。4個節點試件的延性系數以及特征點荷載與位移如表3所示。

表3 試件延性系數以及特征點荷載與位移Table 3 Ductility coefficients and characteristic values of the specimens

從表中數據分析可知：

1) 4個節點試件的延性系數在2.14～6.61，均具有較好的延性。總體而言，中節點試件的延性均好于相應的邊節點試件；

2) 無論是邊節點還是中節點試件，現澆節點的延性系數均明顯高于疊合板式節點的延性系數。此外，由于加載后期邊節點試件的角部外側混凝土保護層剝落嚴重，造成邊節點側壁板和底板外側縱筋在此處的搭接連接逐漸失效，導致正向荷載下降更快。因此，疊合板邊節點PCJ1和現澆邊節點RCJ1的正向延性系數均明顯小于反向延性系數；

3) 4個節點試件的正反向極限位移角在1/44～1/20，均表現出良好的變形能力。

2.5 剛度退化

剛度退化是指結構或構件在不同受力階段的剛度變化規律，反映了結構或構件在受力過程中的損傷程度。試件在各級位移下的剛度通常采用割線剛度k來表示。4個節點試件的剛度退化曲線如圖6所示。

圖6 試件剛度退化曲線Fig.6 Stiffness degradation of the specimens

分析可見：

1) 2個邊節點試件之間和2個中節點試件之間的初始剛度相近，剛度退化規律也較為接近。4個節點試件的剛度在加載前期下降較快；隨著加載位移的增加，試件的剛度逐級下降，但下降趨勢變緩；這表明試件的剛度退化主要集中在加載前期；

2) 屈服后，4個節點試件的剛度降低速度均相對放緩，這是因為試件的剛度下降主要是取決于混凝土裂縫的產生和發展，而裂縫產生和發展主要集中在加載前期試件屈服之前，試件屈服后僅有少量新裂縫產生或延伸。

2.6 耗能能力

耗能能力是評價結構或構件抗震性能的重要指標之一。試件在某一加載循環的耗能可通過計算其滯回曲線所包圍的面積得到。圖7所示為4個節點試件在不同加載位移下的耗能曲線。

圖7 試件耗能曲線Fig.7 Cumulative energy dissipation of the specimens

由圖分析可知：

1) 壁板頂部水平位移較小時，4個節點試件基本處于彈性工作階段，其耗能均較小；隨著壁板頂部水平位移的增大和循環次數的增多，試件逐漸進入彈塑性階段，混凝土逐漸被壓碎、鋼筋屈服，4個試件的耗能能力均不斷增大；

2) 對于邊節點試件，無論是疊合板式邊節點PCJ1還是現澆邊節點RCJ1，在加載后期，同一級位移下的反向耗能明顯高于正向。這可能是由于加載后期邊節點試件的角部外側混凝土嚴重剝落，壁板和底板外側縱筋在此處的搭接連接逐漸失效。相比而言，疊合板式中節點PCJ2和現澆中節點RCJ2的正反向耗能均較為接近；

3) 無論是邊節點還是中節點試件，現澆節點的耗能能力均明顯好于相應的疊合板式節點。

3 安全性評價與設計建議

3.1 安全性評價

基于現行國家標準《混凝土結構設計規范》GB 50010-2010和《裝配式混凝土建筑技術標準》GB/T 51231-2016的相關計算規定，從正常使用極限狀態和承載能力極限狀態2方面，對疊合板式管廊底部節點的安全性進行評價。

1) 正常使用極限狀態。

地下綜合管廊處于地下腐蝕環境，其彎矩標準值作用下側壁板迎水面的最大裂縫寬度要求嚴格控制在0.2 mm及以下。因此，本文首先對疊合板式管廊基于最大裂縫寬度的正常使用極限狀態進行安全性評價。表4列出了2個邊節點試件側壁板外側迎水面最大裂縫寬度達到0.2 mm時的安全系數。可見，疊合板式邊節點在正常使用極限狀態下的安全系數為1.30，具有較大安全余量。

表4 邊節點試件正常使用安全系數

2) 承載能力極限狀態。

在承載力能力極限狀態下，疊合板式管廊主要驗算壁板截面受彎承載力以及雙面疊合壁板接縫受剪承載力。

基于現行國家標準《混凝土結構設計規范》GB 50010-2010中有關正截面受彎承載力計算方法，計算得到了邊節點側壁板和中節點中壁板破壞截面的受彎承載力，將其與試驗得到的各試件壁板截面受彎承載力進行對比，得到了4個節點試件的壁板截面受彎承載力安全系數，如表5所示。分析可見：① 4個試件的安全系數在1.18～1.61，均具有較大的安全余量；② 疊合板式節點試件的安全系數總體上與現澆節點的接近，邊節點的安全系數也與中節點接近。

基于現行國家標準《裝配式混凝土建筑技術標準》GB/T 51231-2016有關墻底水平接縫受剪承載力的計算方法，對疊合板式節點試件的水平接縫受剪承載力進行了計算，其中，疊合板式邊節點PCJ1和中節點PCJ2的接縫受剪承載力計算值分別為1 147.2 kN和574.5 kN。2個試件破壞時，壁板水平接縫處的最大剪力試驗值分別為170.1 kN(正向，反向為176.9 kN)和81.8 kN(正向，反向為70.2 kN)，均小于各自的接縫受剪承載力計算值。這表明，疊合板式管廊的底部邊節點和中節點水平接縫具有較高的受剪安全余量，不會發生剪切破壞。

表5 壁板截面受彎承載力計算值與試驗值對比

3.2 設計建議

從上述試驗與安全性評價結果可見，疊合板式管廊底部邊節點和中節點總體上具有良好的抗震性能，承載力略高于相應的現澆節點，正常使用極限狀態和承載能力極限狀態下均具有較大的安全余量，滿足抗震設計要求。然而，從疊合板式管廊底部節點的破壞形態來看，存在以下特點：1)邊節點的角部外側混凝土剝落嚴重，導致此處壁板和底板的外側縱向鋼筋搭接連接逐漸失效；2)中節點中壁板接縫處混凝土剝落嚴重，導致受彎截面削弱較大。上述問題也在一定程度上影響了節點的延性、剛度退化和耗能能力等性能指標。

針對上述問題，提出如下設計建議：

1) 針對底部邊節點，建議采用適當的底板外擴構造，并通過配置必要的橫向鋼筋提高對角部外側混凝土的約束作用，避免其過早剝落。此外，建議適當增大側壁板與底板外側縱向鋼筋的搭接長度，避免因角部外側混凝土剝落導致搭接連接失效。

2) 針對底部中節點，建議采用附加搭接鋼筋的連接構造，避免底板直接伸出的搭接鋼筋在接縫下部彎折導致此處混凝土無約束區域過大，過早壓碎剝落。此外，建議在接縫下部的中壁板底部區域適當增加橫向鋼筋，以進一步增強此處混凝土的約束，避免過早剝落。

4 結論

1) 疊合板式管廊節點與現澆節點的破壞形態基本一致，均以壁板或底板角部截面受彎破壞為標志。其中，2個邊節點試件PCJ1和RCJ1的角部外側混凝土保護層剝落嚴重、部分外側縱筋發生搭接連接失效；疊合板式中節點試件PCJ2的中壁板接縫截面兩側混凝土壓碎剝落，兩側插筋均已屈服；現澆中節點試件RCJ2的中壁板角部截面兩側混凝土壓碎剝落，兩側的縱向鋼筋均已屈服、部分拉斷。

2) 疊合板式管廊節點與對應現澆節點的滯回曲線相近，但現澆節點比疊合板式節點的滯回曲線更飽滿。與現澆節點相比，疊合板式節點在加載到峰值荷載后水平荷載快速下降，負剛度較大。

3) 疊合板式管廊節點的承載力總體上接近或略高于對應的現澆節點。其中，PCJ1的峰值荷載均值比RCJ1的高約2%(正反向峰值荷載分別低約2%和高約6%)，PCJ2的峰值荷載均值比RCJ2的高約17%(正反向峰值荷載分別高約12%和23%)；

4) 4個節點試件的延性系數在2.14～6.61，均具有較好的延性；疊合板式管廊節點的剛度退化規律與現澆節點相近，但耗能能力較低。

5) 基于現行國家標準，開展了疊合板式管廊安全性評價，結果表明其在正常使用極限狀態和承載力極限狀態下均具有較大的安全余量，滿足設計要求。在此基礎上，提出了進一步改善疊合板式管廊底部節點抗震性能的設計建議。

本文研究成果已被CECS標準《預制拼裝綜合管廊設計規程》和上海市標準《綜合管廊工程技術規范》采納。