雙面疊合裝配式管廊側墻面外抗震性能試驗

趙 密， 石少華， 李廣帆， 程小衛， 鐘紫藍

（北京工業大學 城市建設學部， 北京 100124）

近年來，為了加快城市現代化基礎設施的建設步伐，預制混凝土裝配式綜合管廊［1］得到了廣泛推廣和應用。其中，疊合板式管廊［2］采用了預制的板式構件作為墻體中心后澆部分的模板，這種構件的運輸和拼裝都十分便利，不僅可以縮短工期，還具有環保優勢。此外，疊合板式管廊的技術要求相對較低，可以適用于多艙、大截面的綜合管廊，其整體性和防水性能均優于其他預制管廊形式。因此，疊合板式管廊是一種具有良好發展前景的預制混凝土綜合管廊建造形式。

在20 世紀70年代，德國［3］率先出現了裝配疊合式結構，隨后這種結構逐漸在歐洲、日本和中國得到廣泛的應用。在國外，裝配疊合式結構一般被用作非承重結構，例如內隔墻或外墻等，其中疊合板中間的填充物大多采用保溫材料［4］。Preinstorfer 和Kollegger 等［5］進行了大量研究，證明了在單調荷載條件下，裝配疊合式鋼筋混凝土剪力墻可以視為實心墻。此外，Chong 等［6］通過增加預留插筋數量，加強了雙面疊合剪力墻接縫處的非彈性變形能力，將非彈性變形以塑性鉸的形式從接縫處轉移到墻板的上部區域，從而改善了雙面疊合剪力墻的抗震性能。

目前，我國學者已就疊合板式管廊受力變形特性進行了系列研究［7］。田子玄［8］通過預制疊合板方式設計綜合管廊結構試驗，對不同部位螺旋箍筋連接節點及管廊整體結構進行了面外單向靜力試驗，驗證了疊合板式綜合管廊節點連接方法的可靠性；郭福能［9］、顏良等［10］進行了一系列疊合板管廊環錨搭接邊節點試件的單向靜力實驗，研究了帶桁架鋼筋組合墻邊節點在壓彎組合作用下的受力性能規律，并對采用該節點的管廊受腋角影響進行了數值分析。魏奇科等［11］針對插筋搭接節點體積配箍率和縱筋錨固長度分別對疊合板管廊邊節點及中節點進行了面內低周反復荷載試驗研究，給出了節點區最優配箍率的建議，并提出將節點外側縱筋錨固長度增加至抗震錨固長度可有效防止節點錨固破壞。薛偉辰等［12］進行了疊合板式管廊側墻和中壁插筋搭接節點試件的面外低周反復荷載試驗，并對現行裝配式混凝土結構技術規程提出了適當縮減安全余量的建議。

螺旋箍筋套筒連接方法是我國首創的一種應用于住宅產業化生產的預制混凝土結構的鋼筋連接方法［13］。通過大量的節點單向拉伸試驗，姜洪斌等［14］研究了箍筋搭接長度對節點區域搭接鋼筋及混凝土的拉伸破壞規律；錢稼茹等［15］通過對比漿錨搭接節點裝配剪力墻試件與現澆剪力墻試件的面內低周反復荷載試驗，發現裝配式與現澆剪力墻試件的面內破壞形態基本相同，同時證明了留洞漿錨形式具有更好的連接性能；Xiao 等［16］研究了螺旋箍筋底節點的雙面疊合剪力墻的面內力學性能，發現預制板和內部現澆混凝土協同較好；薛偉辰等［17］研究了豎向鋼筋采用單排螺旋箍筋套筒連接節點對剪力墻抗震性能的影響，發現其與雙排構造筋剪力墻相比在達到峰值后剛度退化變快。Mohammadamin等［18］采用新型的扭轉對向矩形螺旋箍筋進行了抗剪加固梁柱節點的試驗和數值研究，發現該新型連接節點形式可一定程度上提高節點的耗能能力和延性。綜上所述，已有的關于螺旋箍筋套筒連接節點的研究主要集中在面內滯回荷載下試件抗震力學性能，大多考慮地上框架結構剪力墻提供面內抗水平剪切的受力狀態，一般設計墻厚為200 mm。地下管廊作為地下結構，側墻設計厚度一般較大，為采用螺旋箍筋套筒制作預制構件提供了空間便利，并且此種連接方式造價相對灌漿套筒連接較低，是一種經濟效益良好的節點連接方式。

已有研究充分證明了地上螺旋箍筋套筒剪力墻作為面內受力構件可以等同現澆，但不同于地上建筑，管廊作為長線性結構，側墻的抗震安全設計主要關注面外的受力及變形特性，且管廊埋置深度一般為1～5 m，側墻承受軸壓力遠低于地上結構。針對此節點應用于綜合管廊側墻在面外反復荷載作用下的力學特性和損傷發展尚未有系統深入的研究，本文設計了2個足尺預制疊合式管廊側墻試件在0.05和0.10試驗軸壓比下的低周往復荷載試驗，并與對應2個現澆試件進行對比。對比研究采用螺旋箍筋套筒加強搭接連接節點的疊合裝配式管廊側墻試件與現澆試件在不同低軸壓力下的滯回力學特性及損傷破壞模式，以促進疊合板式綜合管廊的發展和推廣，同時也為疊合裝配式管廊側墻抗震設計提供研究參考。

1 試驗概況

1.1 試驗方案

本文針對某城市地下綜合管廊工程，參考相關標準規范［19］，設計了4 組地下管廊側墻底節點足尺構件面外擬靜力加載試驗，包括2 組預制式管廊側墻試件（precast wall，PCW1、PCW2）和2組現澆側墻試件（RCW1、RCW2）作為對照。考慮管廊在橫斷面受地震力作用下側墻面外受力變形特性、路面動態荷載及地震瞬時豎向慣性力引起的軸壓變化等因素，將RCW1 和PCW1 軸壓比設計為0.05，RCW2和PCW2 軸壓比設計為0.1。試件的幾何尺寸及鋼筋布置如圖1所示，每個試件均由加載梁、墻體和地梁三部分組成，墻體高寬比均為1。螺旋箍筋套筒連接節點構造如圖2所示，除連接節點外，現澆試件的鋼筋配筋與結構形式與預制試件完全一致。試件墻體設計總厚450 mm，兩側疊合板各厚100 mm，為螺旋箍筋套筒的預留和安裝提供充足作業空間。

圖1 雙面疊合試件施工圖（單位：mm）Fig. 1 Construction drawing of double-sided laminated specimen(unit: mm)

圖2 箍筋套筒節點示意圖Fig. 2 Details of lap joint

1.2 材料性能

4 個側墻試件均采用C40 混凝土和HRB400 鋼筋，裝配試件的套筒內部和拼接縫區域采用C60 灌漿料。混凝土和鋼筋的強度參數試驗值分別見表 1和表 2 。

1.3 加載方案

本次試驗在北京工業大學防災減災及防護工程實驗室進行，研究墻體底節點在面外往復荷載作用下的破壞模式。如圖3 所示，試件頂部通過加載梁中部兩個螺栓與水平作動器緊密連接，底部通過4個豎向螺栓與地基梁錨固。試驗在加載梁頂部施加豎向恒定荷載，并在加載梁中部進行水平循環加載。如圖4 所示，通過水平位移計監測墻體的真實水平位移，以及與作動器直接相連的通道監測軸壓力水平及加載梁處的水平反力。拉線式位移計負責監測與剪切變形計算有關的位移值和水平接縫區域的裂縫張開量水平。規定水平作動器向右推為正向加載，向左拉為負向加載，并通過預留的鋼筋應變片監測搭接區域上下鋼筋應變發展。

表1 混凝土力學性能指標Tab. 1 Mechanical property index of concrete

表2 鋼筋力學性能指標Tab. 2 Mechanical property index of reinforcement

圖3 試驗加載裝置Fig. 3 Test loading devices

圖4 傳感器布置Fig. 4 Sensor arrangement

本次試驗采用力-位移聯合加載，首先循環加載5 次至300 kN 以壓密縫隙并確保儀器正常工作，每級循環一次。隨后以墻體縱向鋼筋屈服時的整數倍位移進行循環加載，每級循環兩次，加載制度如圖5所示，圖中，Py為極限載荷，Pc為開裂載荷。

圖5 試驗加載制度Fig. 5 Test loading system

2 裂縫發展及破壞形態

2.1 現澆試件

0.05 軸壓比下，現澆側墻試件RCW1 最終破壞形態如圖6a 所示，自下而上800 mm 高度范圍內多條橫向貫穿裂縫、管廊內側節點區（h=0～150 mm高度范圍）混凝土局部壓潰脫落，節點區外側混凝土自400 mm 高度處斜向左下發展的剪切裂縫與水平裂縫包圍的“三角形區域”出現局部與整體分離趨勢，最終節點區外側混凝土產生“帶狀”剝落，破壞模式為節點區外側斜拉破壞。

圖6 現澆試件最終破壞形態及裂縫分布Fig. 6 Final failure mode and crack distribution of cast-in-situ specimens

0.10 軸壓比下，現澆側墻試件RCW2 最終破壞形態為圖6b，與RCW1類似，但裂縫密度更低，腋角上部橫向裂縫更寬，在邊緣部位發生局部壓潰剝落，破壞模式為腋角上部橫向剪切破壞與斜剪破壞。

2.2 疊合裝配試件

在0.05軸壓比下，箍筋套筒連接試件PCW 1的最終破壞模式如圖7a 所示，墻體外側產生多條橫向貫穿裂縫和輕微豎向鋼筋錨固裂縫；墻體截面處的裂縫布滿整面墻體，兩側疊合板為自上而下發展的橫向受拉裂縫，核心區混凝土為自上而下發展的斜向剪切裂縫。最終墻體內側拼接縫處產局部壓潰剝落和段狀松動，橫向拼接縫未產生明顯切向滑移，兩側疊合板與核心區混凝土豎向拼接縫產生輕微切向滑移，且外側滑移略大。試件的最終破壞模式為管廊根部拉壓破壞及核心區混凝土斜剪破壞。

圖7 預制疊合試件最終破壞形態及裂縫分布Fig. 7 Final failure mode and crack distribution of prefabricated composite specimens

0.10 軸壓比下，箍筋套筒連接試件PCW2 的最終破壞模式如圖7b 所示，隨著荷載等級提高，墻體外側產生多條水平貫穿受拉裂縫，全高1 300mm 范圍均有分布。與試件PCW1 區別如下：PCW2 在正向加載時，墻體外側上部區域產生部分受拉裂縫及豎向錨固裂縫；PCW2 墻體截面處裂縫分布范圍與PCW 1 有明顯差異，核心區混凝土中部一定范圍內無裂縫；PCW2 兩側疊合板自上而下的受拉裂縫呈30°傾斜發展，并與核心區混凝土的斜向裂縫銜接過渡。加載中期，PCW2 兩側疊合板的受拉裂縫向上發展，但核心區混凝土裂縫并未繼續向上發展，只是底部裂縫逐漸加密。最終兩側疊合板受拉裂縫發展到墻體頂部并逐步向核心區混凝土發展，在核心混凝土中部及以上一定區域內始終未發現明顯裂縫。橫向拼接縫部位未產生明顯切向滑移，兩側疊合板與核心區混凝土豎向拼接縫在中上高度范圍內產生輕微錯動，且外側錯動較大，達到1.5 mm，內側錯動在0.5 mm 左右。試件的最終破壞模式為拼接縫受拉破壞、墻體斜剪破壞及豎向拼接縫錯動。

2.3 小結

綜合分析試件裂縫發展和破壞模式，發現兩種試件的裂縫發展規律相似，最終破壞都以側墻角部破壞為主，且墻體角部外側裂縫比內側密集。現澆試件裂縫主要集中在距墻底800 mm高度范圍內，底部更密集；預制試件墻體外側裂縫遍布整面墻體，上下分布均勻。在墻體斷面處，現澆試件以水平裂縫為主，預制試件以斜裂縫為主，這可能是因為螺旋箍筋套筒提高了內外側預制板的受拉強度，減緩了拉應力向核心區混凝土的發展，導致核心區混凝土多表現為受剪破壞。

3 試驗結果及分析

3.1 水平側向荷載-位移滯回曲線

圖8 為現澆整體試件RCW1、RCW2 和預制試件PCW1、PCW2 在面外低周循環擬靜力荷載作用下的水平荷載（F）-變形（Δ）關系曲線，橫軸表示加載梁中部的水平位移控制荷載，縱軸表示對應的的水平承載力。

圖8 試件水平荷載-位移關系曲線Fig. 8 Curve of horizontal load-displacement of specimens

由圖 8 可得到以下幾點認識：

（1） 4個試件的滯回曲線均較為飽滿，反復加載時基本與第一次加載曲線重合，不同類型試件同軸壓比下滯回曲線變化趨勢基本一致；4個試件滯回環形狀整體相似 ，4 條曲線均呈反“S”形，現澆節點試件的峰值荷載比裝配試件高3 %，預制試件與現澆試件對比無明顯捏縮現象，說明搭接鋼筋錨固良好。

（2） 分別對比試件RCW1 和RCW2、試件PCW1 和PCW2 的滯回曲線可以發現，同一類型的試件在較高軸壓比下，峰值承載能力提高了15 %左右，在超過峰值荷載點后，滯回曲線斜率下降較快；

（3） 箍筋套筒預制試件對比同等軸壓比下現澆試件水平承載能力均略低，這主要是由疊合板與后澆混凝土的連接界面輕微滑移使部分核心區混凝土分擔彎曲應力減少導致的，同時兩側疊合板對比同等軸壓比下現澆試件分擔彎曲應力增加，加速了水平拼接縫附近裂縫發展。

將荷載—變形曲線中的水平承載力峰值點連起來，得到4個試件的骨架曲線，如圖9所示。

圖9 試件骨架曲線Fig. 9 Skeleton curves of specimens

由圖 9 可以更加直觀地看出：

（1） 在開裂階段和峰值后階段，兩種試件的骨架曲線在相同軸壓比下基本重合，表明采用螺旋箍筋套筒連接節點的側墻試件的承載能力水平與現澆試件接近。

（2） 軸壓比0.05 下，PCW1 試件在屈服后階段正向加載時略微低于現澆試件，在負向加載時則基本重合，這是由于墻體內側腋角在負向加載時能有一定的抗壓儲備，進而提高了負向加載的整體強度。

（3） 軸壓比0.10 下，PCW2 試件在屈服后階段正向加載時與現澆試件基本重合，在負向加載時則超過了現澆試件，說明提高軸壓比對螺旋箍筋套筒試件的承載力提高效果要優于現澆試件。

3.2 延性與變形

位移延性系數μ是指構件的極限位移Δu與構件屈服位移Δy的比值，采用位移延性系數這一指標可以間接評價墻體的變形能力。本次采用通用屈服彎矩法計算構件的屈服位移，構件的極限位移采用水平承載能力下降到峰值承載力85 %時的位移，構件的峰值荷載Fp是試件每次加載時所能達到最大荷載，此時對應的位移為峰值位移Δp。4個試件各特征點的荷載與位移，以及延性系數如表 3 所示。

表3 試件特征值及延性Tab. 3 Characteristic values and ductility of specimens

由表 3 可以看出：

（1）4 個試件的延性系數在6.51～8.94 之間，表現出良好的延性。

（2）正向加載和負向加載下的延性系數略有不同，0.05 軸壓比下正向加載較小，0.10 軸壓比下正向加載較大。極限位移隨軸壓增大而降低，導致延性系數計算值變小，這可能是軸壓增大加速了墻體外側拼接縫周圍的混凝土潰壞導致的。

（3）不同類型試件相同軸壓比下的延性系數均值，0.05 軸壓比下現澆試件更高，0.10 軸壓比下箍筋套筒試件更高。0.05軸壓比下箍筋套筒試件屈服位移更大，可能是因為拼接縫未失去工作、搭接鋼筋及螺旋箍筋套筒等鋼材的加入提高了整體強度，從而使屈服位移增大、延性系數偏小。0.10軸壓比下，螺旋箍筋套筒試件較高的軸壓及鋼材含量使試件下部混凝土脆性增強、過早屈服，延性系數偏大。

（4） 現澆試件在0.05 軸壓比下更高，箍筋套筒試件在0.10 軸壓比下略高且兩者差別不大。現澆試件在高軸壓比下表現出略差的延性，與已有研究理論一致。

綜合以上分析，箍筋套筒連接試件延性均值隨軸壓增加而提高，現澆試件隨軸壓增加，延性系數減小。因此，在地震作用下結構軸壓迅速提高時，螺旋箍筋套筒連接試件可能具有更優的延性發展能力。

3.3 剛度退化分析

剛度退化［20］反映了試件在加載過程中材料受損傷的程度，將加載位移達到每次加載最大值時的試件剛度連起來，得到如圖10 所示的4 個試件的剛度退化曲線。

圖10 試件剛度退化曲線Fig. 10 Curves of stiffness degradation of specimens

由圖 10 分析可見：

（1） 兩種試件在屈服后階段重合，屈服前階段有差別。加載前期剛度下降快，后期趨于平穩。這是由于混凝土裂縫產生導致剛度下降，試件屈服前裂縫產生與發展較快，因此剛度退化速度也快，屈服后剛度退化逐漸放緩。

（2） 對于不同類型試件，在0.05軸壓比下，現澆試件初始剛度更大；在0.10 軸壓比下，箍筋套筒試件初始剛度更大。在屈服及屈服后階段，兩種類型試件剛度變化基本一致。在達到屈服位移前，0.10軸壓比下箍筋套筒試件由于箍筋和搭接鋼筋重疊區域鋼筋材料的加入，初始剛度更大。

（3） 同一類試件在0.10 軸壓下剛度均更高，且剛度退化也略慢。這可能是由于鋼筋混凝土試件在較高軸壓力水平下彎曲裂縫發展較慢導致的。

3.4 耗能能力分析

試件的耗能能力［20］由累積耗能E和耗能系數e兩個定量參數描述。試件的單圈累積耗能曲線和耗能系數在不同位移等級下曲線分別如圖11 和圖12所示。

圖11 試件累積滯回耗能曲線Fig. 11 Curves of cumulative hysteretic energy dissipation of specimens

圖12 試件耗能系數曲線Fig. 12 Curves of energy dissipation coefficient of specimens

從圖 11 可以看出：

（1）4 個試件的累積耗能隨著位移增加而增加，后期非彈性變形增大。位移小于20 mm 時，試件處于彈性階段，耗能能力較弱；位移超過20 mm 時，混凝土裂縫擴展，受力鋼筋屈服，累計耗能增加且速度加快。

（2）同類型試件在0.10 軸壓比下累積滯回耗能略高，軸壓提高對現澆試件和箍筋套筒連接試件的耗能提高具有正向作用。

（3）相同軸壓比下，現澆試件在0.05 軸壓比下略高于箍筋套筒試件；0.10 軸壓比下箍筋套筒試件在位移較小時累積耗能較高于現澆試件而后期略低于現澆試件，說明箍筋套筒試件在較高軸壓下具有更好的變形耗能能力。這與圖8中延性系數均值的對比中0.10 軸壓比下箍筋套筒表現出更好的延性相對應。

耗能系數是每個加載循環中耗散能量與等效彈性體產生相同變形時輸入能量之比，反映了累積耗能曲線隨位移的增長速度。從圖 12 可以看出：

（1） 試件耗能系數整體上隨位移等級提高而上升。在位移加載到12 mm之前，變化不規律，但都在0.35～0.96 之間。加載前期曲線波動，可能是由于試件處于彈性階段，變形和耗能都較小，耗能系數受微小測量誤差影響較大。

（2） 同一類型試件前期耗能系數在較低軸壓比下略高；相同軸壓比下箍筋套筒試件前期耗能系數略高，說明其更早產生非彈性變形。

（3） 在加載后期，現澆試件在0.05 軸壓比下耗能系數略高，箍筋套筒試件在不同軸壓比下耗能系數前期差別不大，0.05軸壓比下略高，說明較高軸壓使試件耗能系數略微減小。

（4） 0.05 軸壓比下，箍筋套筒連接試件略低于現澆試件，0.10軸壓比下，螺旋箍筋套筒連接試件前期高于現澆試件而后期略低于現澆試件。原因可能是箍筋套筒在大位移加載水平下，搭接鋼筋產生微小滑移，從而滯回面積變小，耗能系數降低。

綜合以上分析，箍筋套筒連接試件延性均值隨軸壓增大而提高，現澆試件延性系數隨軸壓增大而減小。因此，在地震作用下結構軸壓迅速提高的情況，螺旋箍筋套筒連接試件可能具有更優的延性發展能力。

3.5 拼接縫區域裂縫張開量

如圖13所示，為了監測混凝土受壓裂縫的張開總量，在墻體內外兩側布置了一對位移計③、④，距離側邊緣50 mm。由于受壓變形很小，拉線式位移計只能監測到一側受拉變形，因此需要對稱布置。同時，記錄最大位移時的裂縫張開值，繪制內外兩側拼接縫張開總量隨位移等級的變化曲線，如圖14所示。

圖13 拉線位移計布置Fig. 13 Layout of stay wire displacement meters

圖14 拼接縫區域裂縫張開量曲線Fig. 14 Curves of crack opening in joint area

圖15 試件剪切變形-位移曲線Fig. 15 Curves of shear deformation displacement of specimens

由圖 14 可以看出：

（1） 4 種試件的接縫張開量與加載位移呈正相關，除RCW1負向加載外，同類型試件裂縫張開量基本一致。

（2） 同類型試件在不同軸壓比下，現澆試件墻體內側裂縫基本重合，可能因低軸壓導致墻體外側縱筋滑移，RCW1外側裂縫同比略大；箍筋套筒連接試件墻體內外兩側裂縫張開量差別不大，隨位移增加呈拋物線增長。

（3） 同軸壓比下不同類型試件中，箍筋套筒試件內側裂縫張開量略高于現澆試件，與RCW2 試件相比前期略小而后期略大，說明箍筋套筒試件有利于減緩墻趾外側裂縫發展。

3.6 剪切變形

如圖13所示，本次測量了各試件截面兩條對角線的最大變形量Δ1+Δ2，Δ3+Δ4，根據已有的墻體尺寸參數h，b，由式（1）可以計算出拼接縫上部墻體的剪切變形γ，如圖 15 所示。

由圖 15 可以看出：

（1）4種試件拼接縫上部區域的剪切變形均處于較低水平，最高不超過2.4 %。加載前期試件處于彈性階段，變形和裂縫發展較小。加載后期，隨著裂縫寬度和累計損傷增大，剪切變形的增長速率加快。

（2） 箍筋套筒連接試件上部區域剪切變形略高于現澆試件，因為箍筋套筒連接試件上部區域應力分布更均勻，而現澆試件應力集中在根部，拼接縫處橫向裂縫發展更充分，導致上部區域剪切變形較低。

（3） 箍筋套筒連接試件在不同軸壓比下的剪切變形基本一致，由于斜拉筋分布更多受拉應力，正向剪切變形相對負向均較小；現澆試件的剪切變形在0.05軸壓比下正向略低于負向，0.10軸壓比下正向略高于負向，可能是由于軸壓比提高導致RCW 2墻體（圖 6b）內側腋角上部過早產生壓潰破壞。

4 結論及展望

本次通過對采用螺旋箍筋套筒連接的雙面疊合裝配式側墻試件與現澆試件在0.05 和0.10 兩種較低軸壓比下進行的面外低周往復荷載試驗，并對試驗數據分別從滯回曲線、骨架曲線、延性系數和剪切變形進行對比分析，得出了以下幾點結論：

（1） 與現澆試件相比，預制試件基本滿足承載能力等同現澆的抗震設計要求。預制試件節點區域上部墻體剪切變形較大，有利于墻體損傷區由水平接縫區域向鋼筋搭接區上部轉移，進而減少底部接縫處滑移變形及墻體損傷集中問題。

（2） 預制試件和現澆試件的滯回曲線基本一致，均具有良好的抗震耗能能力。預制試件具有更高的初始剛度，且在墻體外側受拉時峰值承載能力高于現澆試件，有利于抵抗土體側壓力。

（3） 預制試件與現澆試件均表現出良好延性，延性系數在6.51～8.94 之間；4 個試件的屈服位移角和極限位移角均充分滿足我國規范中罕遇地震作用下的變形要求。

本研究通過2組對照試驗證明了采用螺旋箍筋套筒的雙面疊合預制管廊側墻試件力學特性基本等同現澆，且預制試件裂縫發展向上部區域的轉移在一定范圍內可有效提高側墻的面外變形上限。但土體側壓力分布對裂縫的發展及墻體的應力分布還不明朗，有待進一步探索。

作者貢獻聲明：

趙 密：研究選題，提供基金指導與論文指導。

石少華：主持試驗，數據處理，論文整體構思與撰寫。

李廣帆：參與試驗。

程小衛：論文指導。

鐘紫藍：研究選題，提供基金指導與論文指導。