裝配式綜合管廊鋼筋環(huán)扣連接節(jié)點抗彎性能研究*

嚴(yán) 濤， 吳委林， 周 沖， 郭志鵬， 魏京民， 李張苗

(1 中建科技集團(tuán)有限公司， 北京 100070；2 西南交通大學(xué)土木工程學(xué)院， 成都 610031)

0 引言

綜合管廊是建于城市地下用于容納兩類及以上城市工程管線的構(gòu)筑物空間及附屬設(shè)施。綜合管廊根據(jù)建造形式的不同可以分為現(xiàn)澆綜合管廊和裝配式綜合管廊，裝配式綜合管廊又分為裝配整體式綜合管廊、整體預(yù)制式綜合管廊和分塊預(yù)制裝配式綜合管廊等形式，其中分塊預(yù)制裝配式綜合管廊由于既適用于工廠生產(chǎn)，又方便現(xiàn)場拼裝，因此是今后綜合管廊發(fā)展的重要方向。分塊預(yù)制裝配式綜合管廊是將分塊預(yù)制的混凝土構(gòu)件，通過可靠的方式連接并現(xiàn)場澆筑混凝土形成整體的綜合管廊，簡稱分塊式綜合管廊。

某綜合管廊標(biāo)準(zhǔn)段采用分塊預(yù)制裝配式建造，縱向包括多個管廊節(jié)段單元。每個管廊節(jié)段由現(xiàn)澆底板、兩個預(yù)制外墻板、一個預(yù)制頂板、至少一個預(yù)制內(nèi)墻板裝配連接而成。其中，預(yù)制外墻板與預(yù)制頂板、現(xiàn)澆底板采用鋼筋環(huán)扣連接并現(xiàn)場澆筑混凝土連接成整體。該連接形式的管廊結(jié)構(gòu)節(jié)點具有以下優(yōu)點：1)連接牢固，結(jié)構(gòu)整體性好，構(gòu)件標(biāo)準(zhǔn)化程度高，模具重復(fù)利用率高；2)構(gòu)件重量、尺寸適中，預(yù)制構(gòu)件形體簡單；3)現(xiàn)場臨時支撐簡單；4)預(yù)制構(gòu)件與預(yù)制構(gòu)件、預(yù)制構(gòu)件與現(xiàn)澆混凝土構(gòu)件連接構(gòu)造簡單；5)后澆混凝土工作量小，現(xiàn)場模板量少。鋼筋環(huán)扣連接指預(yù)制構(gòu)件連接時，預(yù)制構(gòu)件端部預(yù)留的環(huán)形閉合鋼筋相互扣合后錨固在混凝土中的一種連接方式。位于同一連接區(qū)段內(nèi)的鋼筋搭接接頭面積百分率為100%時，縱向受拉鋼筋綁扎搭接接頭的搭接長度較大，采用鋼筋環(huán)扣連接可有效減小鋼筋搭接長度，減少現(xiàn)場澆筑混凝土量。

我國已有大量學(xué)者對鋼筋環(huán)扣連接與綜合管廊節(jié)點的力學(xué)性能進(jìn)行了研究與分析，其中王世昕等[1]對鋼筋環(huán)扣連接和直通鋼筋連接預(yù)制梁分別進(jìn)行了抗彎試驗，得出了在足夠搭接長度的情況下，兩類連接方法的構(gòu)件承載性能基本一致。鋼筋環(huán)扣連接技術(shù)運用于裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)已見于相關(guān)試驗、論文、技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)及設(shè)計圖集。其中焦安亮等[2]介紹了裝配式鋼筋環(huán)扣連接混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)的主要構(gòu)件、連接節(jié)點設(shè)計，構(gòu)件拆分、制作、運輸與吊裝，示范工程效果等。林擁軍等[3]對配有圓鋼管的鋼骨混凝土框架中梁柱節(jié)點進(jìn)行了受剪承載力與抗震性能分析，得出了這類節(jié)點的受剪承載力計算公式。田子玄[4]對預(yù)制裝配疊合板式節(jié)點和現(xiàn)澆節(jié)點的力學(xué)性能進(jìn)行對比研究，通過試驗得出了兩種節(jié)點受力性能基本相同。魏奇科等[5]對預(yù)制裝配疊合板式地下綜合管廊節(jié)點的抗震性能進(jìn)行了試驗研究，得出了體積配箍率和外側(cè)縱筋的錨固長度是影響管廊節(jié)點的破壞模式和受力性能的重要因素。

綜合管廊主體結(jié)構(gòu)設(shè)計使用年限為100年，結(jié)構(gòu)安全等級應(yīng)為一級，抗震設(shè)防類別為重點設(shè)防(乙類)。綜合管廊受水、土、地面荷載、地震等面外作用，外墻、頂板、底板內(nèi)力效應(yīng)較大，與剪力墻墻肢考慮面內(nèi)作用的受力情況有明顯差異。本文針對鋼筋環(huán)扣連接技術(shù)運用于裝配式綜合管廊主體結(jié)構(gòu)的安全適用性進(jìn)行探討。

1 試驗設(shè)計

1.1 節(jié)點設(shè)計

以綿陽科技城集中發(fā)展區(qū)核心區(qū)綜合管廊工程為背景，管廊角部拆分為頂板節(jié)點與底板節(jié)點，頂板進(jìn)行加腋處理，底板無加腋處理，頂板、底板節(jié)點如圖1所示。節(jié)點寬度選取1m板帶寬度，節(jié)點加載力臂長為2m。節(jié)點包括1組頂板節(jié)點與1組底板節(jié)點，每組含1個現(xiàn)澆節(jié)點與3個預(yù)制節(jié)點，共8個節(jié)點。節(jié)點兩塊板件之間采用鋼筋環(huán)扣連接，具體連接措施如圖2所示。頂板、底板節(jié)點截面配筋如圖3所示。本管廊角部連接節(jié)點力學(xué)性能試驗在西南交通大學(xué)國家工程實驗室完成[6]。

圖1 管廊節(jié)點部位示意

圖2 管廊鋼筋環(huán)扣連接示意

圖3 管廊截面配筋示意

1.2 加載方案的確定

1.2.1 節(jié)點彎矩值計算

城市綜合管廊所受的主要荷載有：結(jié)構(gòu)自重、土壓力、水壓力、設(shè)備重量、汽車荷載、地震作用以及其他地面活荷載。采用《城市軌道交通結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計規(guī)范》 (GB 50909—2014)[7]推薦的反應(yīng)位移法計算地下綜合管廊地震作用，構(gòu)件截面內(nèi)力計算采用閉合框架模型，如圖4所示，并考慮兩種地層斷面類型。一般地層斷面Ⅰ，即管廊處于人工填土層，根據(jù)地勘報告得到土體動剪切模量Gd為30MPa；不利地層斷面Ⅱ，即管廊處于粉質(zhì)黏土層，根據(jù)地勘報告得到土體動剪切模量為75MPa。

圖4 綜合管廊閉合框架模型

利用SAP2000軟件進(jìn)行管廊的彎矩效應(yīng)計算，頂板、底板連續(xù)，外墻剛接，內(nèi)隔墻鉸接，周圍均勻布置地基彈簧單元。計算得到管廊角部最不利彎矩值見表1。

表1 各工況組合下管廊角部最不利彎矩值/(kN·m)

根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)[8]中的平截面假定，對頂板節(jié)點與底板節(jié)點的開裂彎矩、屈服彎矩與極限彎矩值分別進(jìn)行理論計算，計算結(jié)果如表2所示。

表2 節(jié)點各階段彎矩值/(kN·m)

1.2.2 加載方案

根據(jù)綿陽科技城集中發(fā)展區(qū)核心區(qū)綜合管廊工程四艙室管廊在Ⅰ，Ⅱ兩種地層斷面的簡化模型，計算管廊在準(zhǔn)永久組合、標(biāo)準(zhǔn)組合、基本組合及地震組合下節(jié)點彎矩值，根據(jù)節(jié)點彎矩值進(jìn)行加載試驗。對頂板、底板兩種節(jié)點分別進(jìn)行開口方向和閉口方向的單方向加載，使彎矩作用于管廊角部的內(nèi)側(cè)和外側(cè)。根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》(GB 50152—2012)[9]，采取荷載和變形控制的加載方法，節(jié)點屈服前采用荷載控制，并分級加載，屈服后采用位移控制，并取屈服位移的倍數(shù)為極差進(jìn)行加載。試驗加載方案為：對節(jié)點進(jìn)行預(yù)加載，預(yù)加荷載為開裂荷載的70%，在荷載不超過屈服荷載的1/5時，每級加載持荷時間為1min，每級按0.2kN/s速率均勻加載→荷載達(dá)到屈服荷載時，采用位移加載控制→當(dāng)荷載達(dá)到或接近預(yù)計承載力時，改為慢速連續(xù)加載→荷載到達(dá)峰值后保持一定速率加載，荷載下降到峰值荷載的85%左右或節(jié)點變形很大不宜繼續(xù)加載時，停止加載，試驗結(jié)束。

開口方向加載時，將液壓千斤頂與壓力傳感器放置在節(jié)點內(nèi)側(cè)，載荷板放置于液壓千斤頂兩側(cè)，將彎矩施加到板內(nèi)側(cè)，加載至地震作用組合工況進(jìn)行卸載。以頂板節(jié)點為例，開口方向加載示意圖見圖5。

圖5 開口方向加載示意

通過交換加載方向進(jìn)行閉口方向加載，將液壓千斤頂與壓力傳感器放置在節(jié)點外側(cè)。通過張拉穿過節(jié)點兩端的精軋螺紋鋼，將彎矩施加到板外側(cè)，加載至節(jié)點破壞進(jìn)行卸載。閉口方向加載示意圖見圖6。

圖6 閉口方向加載示意

為了方便描述，將試驗中頂、底板面的外側(cè)稱為A面，側(cè)板面的外側(cè)稱為B面，截面稱為C面，頂、底板面的內(nèi)側(cè)稱為D面，側(cè)板面的內(nèi)側(cè)稱為E面，如圖7所示。另外對8個節(jié)點分別進(jìn)行編號，節(jié)點編號見表3。

圖7 節(jié)點表面命名

表3 節(jié)點編號

2 試驗現(xiàn)象及分析

2.1 試驗現(xiàn)象

2.1.1 開口方向加載

(1)頂板節(jié)點

各頂板節(jié)點開口方向加載的試驗現(xiàn)象基本類似。當(dāng)開口方向加載到18kN時，板內(nèi)側(cè)達(dá)到E3Ⅱ地震組合作用下的彎矩值，節(jié)點屬于彈性工作階段，卸載后節(jié)點產(chǎn)生微小殘余變形，節(jié)點破壞形態(tài)如圖8所示。

圖8 E3Ⅱ地震組合作用下頂板節(jié)點破壞形態(tài)

(2)底板節(jié)點B-XJ，B-YZ-1，B-YZ-3

當(dāng)開口方向加載到16kN時，板內(nèi)側(cè)達(dá)到E1Ⅱ地震組合作用下的彎矩值，節(jié)點屬于彈性工作階段，卸載后節(jié)點產(chǎn)生微小殘余變形。

(3)底板節(jié)點B-YZ-2

開口方向加載到16kN時，板內(nèi)側(cè)達(dá)到E1Ⅱ地震組合作用下的彎矩值，節(jié)點屬于彈性工作階段；當(dāng)荷載增加至40kN時，節(jié)點D，E面交界線處出現(xiàn)豎向裂縫，裂縫未貫通；當(dāng)荷載持續(xù)增加至49kN時，板內(nèi)側(cè)達(dá)到E2Ⅱ地震組合作用下的彎矩值，在節(jié)點D，E面距角部約200mm處出現(xiàn)豎向裂縫并向C面延伸；當(dāng)荷載增加至53kN時，板內(nèi)側(cè)達(dá)到E3Ⅰ地震組合作用下的彎矩值，在節(jié)點E面距角部約400mm處出現(xiàn)豎向裂縫并向C面延伸但并未貫通。加載過程中節(jié)點A，B面并未出現(xiàn)裂縫，破壞形態(tài)如圖9所示。

圖9 E3Ⅱ地震組合作用下底板節(jié)點破壞形態(tài)

2.1.2 閉口方向加載

8個節(jié)點的加載按彈性階段、帶裂縫工作階段和破壞階段加載，典型節(jié)點鋼筋屈服時形態(tài)如圖10所示。除節(jié)點T-YZ-2外，其余節(jié)點最終破壞現(xiàn)象均為外側(cè)受拉鋼筋先屈服，隨中和軸上升，板內(nèi)側(cè)混凝土壓潰，而鋼筋環(huán)扣位置混凝土并未發(fā)生破壞，也說明了環(huán)扣連接措施的安全可靠。

圖10 節(jié)點鋼筋屈服時形態(tài)

2.2 荷載-位移曲線

2.2.1 開口方向加載

開口方向加載的節(jié)點荷載-位移曲線見圖11，試件B-YZ-2在開口方向加載至53kN時，即達(dá)到E3Ⅰ(罕遇地震)閉口地震作用組合工況，但是實際不會存在這種工況，因此其加載工況、破壞形態(tài)與其他節(jié)點相差較大，不便合并描述。從圖中可以看出：頂板與底板節(jié)點B-XJ，B-YZ-1，B-YZ-3的荷載-位移曲線在荷載達(dá)到25kN之前，荷載隨位移呈線性增長趨勢，這與節(jié)點基本沒有任何開裂現(xiàn)象相吻合，節(jié)點基本處于彈性工作階段，在卸載后產(chǎn)生最大約0.2mm微小殘余變形。底板節(jié)點B-YZ-2在荷載達(dá)到40kN之前，處于彈性工作階段，荷載-位移曲線與其他節(jié)點類似；當(dāng)荷載增加至約40kN時，節(jié)點D，E面交界線處出現(xiàn)豎向裂縫，裂縫出現(xiàn)后，節(jié)點剛度下降，曲線斜率變小，變形增加；當(dāng)荷載增加至53kN后進(jìn)行卸載，節(jié)點產(chǎn)生4.38mm的殘余變形。

圖11 開口方向加載節(jié)點荷載-位移曲線

2.2.2 閉口方向加載

閉口方向加載的節(jié)點荷載-位移曲線見圖12。從圖中可以看出：頂板與底板節(jié)點B-XJ，B-YZ-1，B-YZ-3的荷載-位移曲線基本一致，當(dāng)荷載達(dá)到50kN之前，節(jié)點荷載-位移曲線大致是一條直線，節(jié)點基本處于彈性工作階段，發(fā)生的位移量很小；當(dāng)荷載加載至50～100kN時，曲線開始進(jìn)入拋物線階段，曲線斜率開始降低且降低速率隨荷載的增大而增加，節(jié)點位移增量變大并表現(xiàn)出了一定的塑性；隨著荷載增加，節(jié)點剛度有所下降，荷載-位移曲線斜率變小；當(dāng)荷載增加至140～160kN時，節(jié)點接近屈服，屈服之后，荷載-位移曲線保持平緩，荷載增長緩慢，而位移不斷增大；當(dāng)荷載增加至170kN左右時，荷載-位移曲線仍然有一個明顯的上升段并達(dá)到峰值荷載，節(jié)點端部最大位移為60～70mm。對于節(jié)點B-YZ-2，當(dāng)荷載加載到53kN時，節(jié)點開始產(chǎn)生裂縫并有一定的損傷；當(dāng)荷載增加至約40kN時，節(jié)點A，B面出現(xiàn)豎向裂縫，節(jié)點剛度開始下降，荷載-位移曲線斜率變小，變形增加；當(dāng)荷載增加至150kN后，節(jié)點屈服后達(dá)到峰值荷載，如圖13所示。

圖12 閉口方向加載節(jié)點荷載-位移曲線

圖13 試驗與模擬的荷載-位移曲線對比

閉口方向加載節(jié)點在特征值荷載下實測的各階段承載力見表4，承載力對比見表5,由表4、表5可知：

表4 節(jié)點在特征值荷載下承載力對比

表5 節(jié)點在特征值荷載下承載力比值

(1)預(yù)制頂板節(jié)點與現(xiàn)澆頂板節(jié)點開裂彎矩比值為0.87，說明現(xiàn)澆頂板節(jié)點的開裂荷載小于預(yù)制頂板節(jié)點。但頂板節(jié)點與底板節(jié)點的現(xiàn)澆與預(yù)制的屈服彎矩、極限彎矩基本一致，比值在0.98～1.03。

(2)頂板節(jié)點的各項力學(xué)性能指標(biāo)均優(yōu)于底板節(jié)點，這是由于頂板進(jìn)行了加腋處理，使得頂板實際截面有效高度大于計算取值，提升了節(jié)點整體承載能力。

3 有限元模擬

采用ABAQUS軟件對綜合管廊的各節(jié)點進(jìn)行了非線性有限元分析，并與試驗結(jié)果對比。建立了與實際尺寸、澆筑情況和強(qiáng)度等級相對應(yīng)的有限元模型，其中包括混凝土模型的建立和鋼筋模型的建立，鋼筋模型包括受力環(huán)筋、環(huán)扣垂直縱筋和箍筋。管廊混凝土的網(wǎng)格單元為10cm的八結(jié)點線性六面體單元，管廊鋼筋的網(wǎng)格單元為10cm的兩結(jié)點線性三維桁架單元。根據(jù)相關(guān)文獻(xiàn)[10]，混凝土采用塑性損傷本構(gòu)模型，鋼筋采用理想彈塑性的二折線本構(gòu)模型。為了保證計算效率，假定鋼筋與混凝土變形是協(xié)調(diào)的，在ABAQUS中使用嵌入命令將鋼筋與混凝土建立約束。

現(xiàn)澆與預(yù)制界面采用庫倫-摩擦模型，軟件計算時，法向定義為硬接觸,認(rèn)為界面可以完全傳遞壓應(yīng)力，并設(shè)定受拉不分離。對于切向定義接觸界面的剪應(yīng)力關(guān)系，采用罰函數(shù)進(jìn)行計算。為了確定摩擦系數(shù)μ的取值，根據(jù)已有相關(guān)文獻(xiàn)和部分參數(shù)模型的結(jié)果[11]，摩擦系數(shù)取1時擬合程度較高。試驗與模擬的節(jié)點荷載-位移曲線對比如圖13所示。

數(shù)值模擬的現(xiàn)澆節(jié)點荷載-位移曲線與試驗的現(xiàn)澆節(jié)點荷載-位移曲線基本吻合。其中混凝土與鋼筋的von Mises應(yīng)力云圖見圖14。從圖中可以看出數(shù)值模擬的節(jié)點變形、破壞位置與試驗結(jié)果大體一致，證明了數(shù)值模型的合理性。

圖14 混凝土與鋼筋的von Mises應(yīng)力云圖/(N/m2)

4 結(jié)論

(1)節(jié)點破壞類型基本屬于彎曲破壞，具有一定的延性；本次試驗過程中的預(yù)制與現(xiàn)澆節(jié)點的承載力、變形能力基本類似，破壞模式、鋼筋屈服情況一致，也證明了鋼筋環(huán)扣連接安全可靠。

(2)頂板節(jié)點的加腋部位使得實際截面有效高度大于計算取值，提高了結(jié)構(gòu)的整體承載能力，表明節(jié)點加腋作為安全儲備是切實有效的。

(3)在閉口方向加載試驗中，節(jié)點T-YZ-2破壞形態(tài)有所不同，是由于施工時存在早期缺陷，后澆與預(yù)制混凝土界面粘接強(qiáng)度不足，導(dǎo)致開裂破壞發(fā)生在接縫處。以后應(yīng)注意提高預(yù)制與后澆接縫處的施工質(zhì)量以增強(qiáng)接縫處的抗裂性能。

(4)最后利用 ABAQUS 有限元軟件對現(xiàn)澆與預(yù)制節(jié)點進(jìn)行了有限元模擬計算。得到的模擬荷載-位移曲線、應(yīng)力云圖與試驗結(jié)果吻合較好，證明了數(shù)值模型的合理性。

致謝：感謝中建科技集團(tuán)葉浩文董事長、郭海山總工程師等專家的指導(dǎo)，感謝西南交通大學(xué)潘毅教授團(tuán)隊對節(jié)點試驗的付出和支持！