設置鐓錨鋼筋的地下綜合管廊墻板節點的抗震性能

李正英，余書君，魏奇科，賀繼軍

(1.重慶大學 a. 土木工程學院；b. 山地城鎮建設與新技術教育部重點實驗室，重慶 400045; 2.中冶建工集團有限公司，重慶 400051)

鐓頭鋼筋錨固技術是一種鋼筋在混凝土結構中機械錨固的方法，利用專用設備將鋼筋端部鐓粗形成鐓頭，用以取代傳統鋼筋的彎鉤錨固形式。參考《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)附錄條文說明里對機械錨固中圓形錨板直徑的要求，設計鐓頭直徑約為2.4～3倍的鋼筋直徑。試驗及研究表明[1]，該技術可明顯降低節點位置處的鋼筋密集程度、減少鋼筋用量、提高節點混凝土澆筑質量；同時，鋼筋鐓頭加工快速、穩定、便于施工，可有效降低成本。

地下綜合管廊是目前城市市政建設的重點之一，也是研究熱點之一。Marshall等[2]從管廊埋深、土體剛度、傳力方法等因素對地下管廊與土體的相互作用，進行了理論推導與分析。Hunt等[3]對管廊布置方案作了詳細闡述，并且分別對各種形式管廊的優劣進行了詳細的分析。而地震安全問題是城市地下管廊設計中不得不考慮的部分，張博華等[4]對地下綜合管廊交叉口節點地震動力響應特性進行研究發現，在地震作用下交叉口節點與標準段連接處的角點是結構受力的薄弱部位，應加強該部位的結構設計。郭恩棟等[5]通過對典型綜合管廊體系進行地震響應分析發現，側壁與底板連接部位為典型綜合管廊損傷最大位置。王鵬宇等[6]研究地震時管廊的結構內力發現，薄弱環節在頂板、底板與側墻的連接部位以及中隔墻的墻端，在抗震設計中需采取加固措施。上述研究主要針對地下管廊墻板現澆節點的受力性能，而裝配式結構是目前建筑結構發展的重要方向之一，其中疊合裝配式地下綜合管廊施工方便且具有良好的整體性。墻板節點作為結構受力的關鍵部位，有必要對其抗震性能進行研究，目前，針對疊合裝配式管廊結構墻板節點的抗震性能研究較少，田子玄[7]對疊合裝配式地下綜合管廊節點和模塊單元結構進行了試驗研究，發現采用鋼筋環插筋連接節點和約束鋼筋搭接連接節點的延性優于現澆節點，并發現節點加腋可以有效控制節點跨中撓度。魏奇科等[8]對疊合裝配式地下綜合管廊節點進行抗震性能試驗研究，發現疊合節點和現澆節點的節點區按0.25%的體積配箍率配置箍筋時，可防止疊合節點和現澆節點發生剪切破壞，并顯著提高疊合節點的受彎承載力。楊艷敏等[9]對底部腋角配置斜向鋼筋的裝配疊合式管廊進行擬靜力試驗，結果表明，該結構形式的管廊具有較好變形與耗能能力，且水平卸載后的殘余變形較小，有利于結構震后修復。

筆者以地下綜合管廊墻板節點構件為研究對象，采用鐓錨鋼筋技術，設計了足尺地下綜合管廊墻板節點試件，對試件進行低周往復荷載下的擬靜力試驗和有限元分析，研究采用鐓頭鋼筋錨固技術后現澆與疊合裝配式墻板節點試件的破壞形態、滯回曲線、耗能能力、位移延性等抗震性能指標以及鐓錨鋼筋錨固長度的合理取值。

1 節點試驗

1.1 試件制作

考慮澆筑施工方式和節點位置以及鐓錨鋼筋錨固長度的不同，設計了6個足尺地下綜合管廊節點試件，包括現澆和疊合裝配式L型邊節點試件各1個、疊合裝配式T型中節點試件1個、現澆T型中節點試件3個。疊合裝配式L型邊節點和T型中間節點試件尺寸如圖1、圖2所示，現澆節點試件尺寸見圖3。

圖1 疊合裝配式L型邊節點試件(mm)Fig.1 Specimen of L-sectional prefabricated concrete joint (mm)

圖2 疊合裝配式T型中節點試件(mm)Fig.2 Specimen of T-sectional prefabricated concrete joint (mm)

試件混凝土強度等級為C40，根據《普通混凝土力學性能試驗方法》(GB 50081—2002)，抽取150 mm×150 mm×150 mm的標準混凝土立方體試塊，測得各混凝土試塊的立方體抗壓強度，立方體抗壓強度標準值取值為42.18 MPa。試件桁架鋼筋為HPB300，縱筋為HRB400，鋼筋強度由標準拉伸試驗確定。

各節點試件的鋼筋配置及詳圖見圖3，其中現澆邊節點XJBJD-1的墻板和底板內側鋼筋采用鐓頭鋼筋錨固形式，墻板和底板外側鋼筋采用傳統彎鉤錨固形式。中間節點XJZJD-3、XJZJD-5和XJZJD-6的墻板縱筋采用鐓頭鋼筋錨固，3個試驗構件尺寸和配筋相同，僅僅是鐓錨鋼筋錨固長度不同，構件尺寸如圖3(c)所示。疊合裝配式節點試件的鋼筋錨固形式見圖3(e)、圖3(f)，疊合裝配式節點試件中預制板之間設置間距為150 mm、直徑為8 mm的桁架鋼筋拉結，試件編號和設計參數如表1所示。參考《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)第11.6.7節中對框架頂層中間節點柱縱向鋼筋端頭加錨板錨固的構造措施要求中關于柱縱向受力鋼筋在節點區的抗震錨固長度構造要求，節點錨固長度不小于0.5labE。根據混凝土等級、鋼筋級別、抗震等級，計算受拉鋼筋抗震基本錨固長度labE=30.95d，即0.5labE=15.5d。為考察錨固鋼筋長度對受力性能的影響，試驗設計現澆管廊T型中節點試件的鐓頭鋼筋錨固長度參數分別為16d、12d、8d。其中縱向鋼筋直徑d為16 mm，即鐓頭鋼筋節點錨固長度取值分別為256、192、128 mm。

圖3 節點試件配筋圖(mm)Fig.3 Reinforcement of connection specimens (mm)

表1 節點試件設計參數Table 1 Design parameter of connection specimen

1.2 試驗加載及量測方案

試驗需研究墻板節點的抗震性能，加載方案采取墻端施加低周往復荷載，加載制度采用力-位移混合控制，如圖4所示。節點試驗的加載裝置主要由1 000 kN液壓伺服加載系統、錨桿、萬向鉸和荷載分配梁等組成，為保證加載時試件與地面不發生相對滑動影響試驗效果，節點頂板、底板與地面之間采用預應力錨桿連接，墻體與力分配梁通過高強螺栓連接，如圖5所示，這樣的設計能較好地模擬地下綜合管廊墻板節點的抗震性能[8]。

圖4 試驗加載方案Fig.4 Loading procedure of test

圖5 L型邊節點試件加載裝置Fig.5 Loading device of L-sectional specimen

地下綜合管廊的重力荷載和土壓力在節點處生成初始彎矩，由此推算施加于節點試件的水平等效初始荷載。首先，對墻端施加一個20 kN的小循環預加載，以消除試件內部受力不均勻效應，然后，對各節點施加水平的等效初始荷載，測得節點試件墻端的水平初始位移，并在初始位移的基礎上，以10 mm位移為步長逐級進行位移控制加載，每級荷載循環加載兩次。加載到試件接近破壞時，當荷載降至峰值荷載的80%或節點試件混凝土發生明顯的破壞時即停止加載。加載過程中主要量測梁自由端加載點往復荷載及位移，墻板縱筋和混凝土應變，觀測裂縫開展情況以及節點破壞形態。

2 試件破壞現象及失效模式

試驗過程中，各節點試件都經歷了開裂、屈服、極限、破壞4個階段。鐓錨現澆節點試件的破壞控制因素是墻根部混凝土開裂脫落，節點區混凝土開裂較為嚴重；鐓錨疊合裝配式節點的破壞控制因素是節點區交叉斜裂縫的開展形成鉸，預制墻板疊合交界面剝離開展較為嚴重。

各試件的破壞特征見表2，各試件的最終破壞形態如圖6所示。

表2 各節點試件破壞特征Table 2 Failure mode of joint specimens

續表2

圖6 各節點試件破壞形態Fig.6 Failure pattern of joint specimens

3 試驗結果分析

3.1 試件承載力

由試驗量測墻端水平作用力和位移，為更加直觀地分析試驗結果，折算出各節點的開裂荷載和抗彎承載力，并對比節點的理論承載力結果，得到節點開裂彎矩、極限抗彎承載力等參數，結果見表3。

表3 各節點試件試驗結果Table 3 Test results of specimens

對于邊節點件XJBJD-1和ZPBJD-2，兩者極限抗彎承載力分別高于理論抗彎承載力13%和20%，ZPBJD-2試件的位移延性稍高于XJBJD-1試件，主要原因是XJBJD-1構件的彎鉤錨固鋼筋錨固長度不足，導致現澆邊節點提前發生粘結錨固破壞。

對于中間節點件XJZJD-3和ZPZJD-4，其極限抗彎承載力和極限位移相近，且承載力都具有約25%的安全儲備。對比中節點件XJZJD-3、XJZJD-5和XJZJD-6，3個試件的開裂彎矩差異十分明顯，隨著錨固長度的減小，節點極限承載力明顯下降。

3.2 試件滯回曲線及耗能能力

擬靜力試驗中，各節點試件墻端加載位置處的荷載-位移滯回曲線如圖7所示。

圖7 節點試件荷載-位移滯回曲線Fig.7 Hysteretic curves of specimens

采用等效黏滯阻尼系數[10]作為節點耗能能力的評價指標，各節點指標如表4所示，從表4可知，除XJZJD-6試件外，其余試件的阻尼系數均大于0.3，而普通鋼筋混凝土節點的阻尼系數在0.1左右[11]，可見，鐓錨疊合裝配式節點具有較好的耗能能力。

由圖7可知，邊節點件XJBJD-1和ZPBJD-2的滯回曲線飽滿程度相似，即抗震性能相近，由于XJBJD-1節點區彎鉤鋼筋錨固不足提前發生了混凝土的脆性破壞，導致其破壞加載位移較小。中間節點件XJZJD-3和ZPZJD-4的滯回曲線十分相似，且隨著加載位移的增加，曲線斜率下降緩慢，延性較好；兩節點試件等效黏滯阻尼系數十分相近，說明鐓錨疊合裝配式節點可以達到與現澆節點相近的耗能能力。對比XJZJD-3、XJZJD-5和XJZJD-6的滯回曲線和等效黏滯阻尼系數可以發現，隨著鐓頭鋼筋錨固長度的減小，試件的滯回曲線飽滿程度明顯下降，延性變差，粘滯阻尼系數逐漸減小，承載能力也明顯下降；對于錨固長度小于0.5labE的試件，XJZJD-5和XJZJD-6節點最終出現剪切和錨固破壞。

表4 節點試件等效黏滯阻尼系數Table 4 Equivalent viscous damping coefficient of specimens

3.3 骨架曲線及延性分析

骨架曲線是將試件的荷載-位移滯回曲線各級循環的峰值點連接起來的包絡線，各節點骨架曲線見圖8。

圖8 節點試件骨架曲線Fig.8 Skeleton curves of specimens

采用墻端加載處的位移延性系數[10]來衡量構件延性，各節點試件的位移延性系數見表5。

表5 節點位移延性系數Table 5 Displacement ductility coefficient of specimens

由表5可以看出，各節點試件的位移延性系數在3.44～6.07之間，高于普通鋼筋混凝土節點延性系數的平均值2.0[11]，可見，鐓錨疊合裝配式節點延性較好。

由圖8可知，邊節點試件XJBJD-1和ZPBJD-2在屈服前，骨架曲線斜率相近，即兩者初始剛度相近；隨后XJBJD-1試件骨架曲線突然下降，這是由于試件節點區外側的彎鉤錨固鋼筋錨固不足，節點發生脆性破壞；ZPBJD-2試件骨架曲線水平段較長，之后平緩下降，具有較好延性。

中節點試件XJZJD-3和ZPZJD-4的骨架曲線基本相似，具有相近的初始剛度、屈服荷載和極限峰值荷載，兩試件位移延性系數相近且均大于2.0，說明疊合裝配式節點能夠達到與現澆節點相近且較好的延性性能。

對比XJZJD-3、XJZJD-5和XJZJD-6的骨架曲線，試件屈服前，XJZJD-3和XJZJD-5試件的初始剛度相近，達到峰值荷載后，XJZJD-5試件承載能力下降明顯快于XJZJD-3，變形能力相對較差；XJZJD-6試件變形能力、耗能能力明顯弱于XJZJD-3和XJZJD-5。XJZJD-3、XJZJD-5到XJZJD-6試件的位移延性系數逐漸減小，可見隨著鐓頭鋼筋在節點區錨固長度的減小，節點位移延性明顯下降。

4 數值模擬分析

4.1 模型建立

利用有限元軟件ABAQUS對現澆及疊合裝配式墻板節點建立模型。混凝土采用能考慮損傷變量因子的彈塑性損傷模型[12]，鋼筋單軸拉壓應力-應變關系采用雙折線彈塑性模型[13]。混凝土采用實體八節點六面體線性縮減積分單元C3D8R[14]，鋼筋選用兩節點三維線性桁架單元T3D2[15]。由試驗結果可知，除了XJZJD-5、XJZJD-6構件由于鐓頭鋼筋錨固長度不足，導致現澆節點發生粘結錨固破壞，其他試件并未發生因鐓頭錨固鋼筋較短造成的失效破壞，為避免建模的冗雜和模型分析的不收斂情況，提高模型分析的效率，在適當保證計算準確性的情況下，采用鋼筋“embeded”的方式嵌入混凝土中。考慮到試驗破壞過程中疊合面存在剝離和滑移現象，疊合混凝土與后澆混凝土接觸面采取“面面接觸”，法向作用為“硬接觸”；切向作用以庫倫摩擦系數來表達[16]，系數取值為μ=0.7。

在試驗過程中，構件底板被固定在地面上，整個節點板在試驗過程中無任何方向的位移，因此，在進行有限元模擬時，將模型混凝土板底面完全固定，同時約束板底面6個自由度，使其與地面形成理想剛接，限制其平動和轉動。

對于有限元加載過程的模擬，在模型加載區域的中心位置設置參考點，將節點墻側面的加載區域與該參考點采用耦合約束連接，再利用有限元軟件中的邊界條件在該參考點位置處施加低周往復水平位移進行位移加載，其加載制度參照試驗取值。

4.2 模型驗證

將有限元模擬所得的節點試件的荷載-位移骨架曲線與試驗測得的曲線對比，對比結果見圖9。

圖9 節點試驗和數值模擬骨架曲線對比Fig.9 Comparison of skeleton curves

從圖9可看出，大部分數值模型骨架曲線與試驗骨架曲線吻合較好，數值模擬能較好地反映實際構件的剛度、延性、承載力；但模擬加載初期剛度和峰值荷載均略大于試驗值，這是由于模擬時的加載邊界條件設置更加嚴格，并忽略了材料缺陷等因素。

試件XJBJD-1～XJZJD-5的荷載-位移骨架曲線的數值模擬結果與試驗值整體上基本吻合；但XJBJD-1試件在加載末期，由于墻板外側的彎鉤錨固鋼筋錨固不足發生混凝土保護層的脆性劈裂破壞，數值模擬未能有效地體現。XJZJD-6試件的荷載-位移骨架曲線的數值模擬結果與試驗值相差較大，主要是因為XJZJD-6試件在試驗過程中位移加載到10 mm時，固定加載梁的錨固螺栓松動，導致加載梁下墜了一段距離，從而導致了模擬結果與實驗值存在一定的偏差。

4.3 參數分析

對比XJZJD-3、XJZJD-5和XJZJD-6的試驗結果可知，鐓頭鋼筋錨固長度對于設置鐓錨鋼筋的地下綜合管廊現澆節點受力性能影響較大，因此，通過有限元數值模擬進一步分析其影響。

結合表1中節點試驗試件已有錨固長度參數設置及其試驗的分析結果，確定數值模擬試件的錨固長度參數如表6所示，為更加系統性地分析節點錨固長度對節點受力性能的影響，將綜合管廊節點試件底板厚度改為400 mm，以便節點錨固長度參數可擴大取值為320 mm。

表6 數值模擬節點試件參數Table 6 Parameters of specimen in numerical simulation

為更加準確地分析節點錨固長度對鐓錨節點受力性能的影響，表7給出了采用等效彈塑性屈服法計算確定的各數值模擬節點試件的屈服點、峰值點和極限點的位移及荷載值。由表7可得，各節點試件的屈服位移和峰值位移大體一致，試件JD-4、JD-5相比試件JD-1～JD-13極限位移和峰值荷載降低，變形能力下降，JD-5相比JD-1和JD-3的極限位移分別下降30.46%、28.89%；JD-5相比JD-1和JD-3峰值荷載分別下降9.26%、6.86%。

表7 JD-1～ JD-5試件特征點位移和荷載Table 7 Displacements and loads at the feature points of JD-1～JD-5

總體上講，節點錨固長度大于16d時，節點錨固長度對試件變形能力的影響較小；節點錨固長度小于16d時，隨著節點錨固長度的減小，節點試件的極限位移和峰值荷載逐漸降低，變形能力下降。建議對于現澆地下綜合管廊，節點錨固長度取值應不小于16d。

5 結論

將鐓頭鋼筋錨固技術用于地下綜合管廊墻板構件中，通過對設置鐓錨鋼筋的墻板節點進行擬靜力試驗和數值模擬分析，對比研究了現澆和疊合裝配式墻板節點構件的抗震性能，得到以下結論：

1)設置鐓頭鋼筋的疊合裝配式墻板節點具有與現澆節點大致相當的抗彎承載能力、強度退化性能、剛度退化性能，滿足抗震設計要求，并且加載后期在節點區形成塑性鉸，位移延性及耗能能力較好，可以將鐓錨鋼筋技術應用到地下管廊墻板中。

2)現澆節點最終破壞形態為靠近墻身根部區域混凝土破壞；在低周往復加載下，疊合裝配式墻板節點預制疊合面縫隙開展較大，節點核心區混凝土破壞嚴重，在實際工程中需采取必要的加強措施。

3)地下綜合管廊墻板節點為結構受力的關鍵部位，在低周往復荷載作用下，現澆墻板節點區外側彎鉤錨固鋼筋劈裂混凝土，導致節點發生脆性破壞。因此，對彎鉤錨固的墻板節點需加強節點錨固設計，可適當延長彎鉤鋼筋錨固長度、加大構件外側的混凝土保護層厚度或者對外側錨固鋼筋采取約束構造措施。

4)參考《混凝土結構設計規范》中的頂層中間節點柱筋加錨頭錨固構造要求，當試驗中鐓頭鋼筋錨固長度大于0.5labE時，現澆節點試件和疊合裝配式節點試件抗震性能均可滿足抗震設計要求。鐓頭鋼筋節點錨固長度小于0.5labE時，隨著錨固長度的減小，其抗彎承載能力、延性及耗能能力逐漸降低；小于12d時，節點錨固不足，發生剪切脆性破壞。建議鐓錨鋼筋的錨固長度取值宜大于0.5labE。