鐘紫藍(lán)，李廣帆，石少華，趙 密，杜修力

(北京工業(yè)大學(xué)城市與工程安全減災(zāi)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，北京 100124)

綜合管廊是建設(shè)在城市地下，用于集中敷設(shè)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(shè)使得市政管線統(tǒng)一規(guī)劃，加強(qiáng)城市防災(zāi)、減災(zāi)能力，提高城市韌性，是保障基礎(chǔ)建設(shè)的重要設(shè)施和支撐城市發(fā)展的重要生命線工程[4-6]。

綜合管廊興起于19 世紀(jì)德國(guó)，后推廣于世界各國(guó)，經(jīng)過(guò)一個(gè)多世紀(jì)的發(fā)展，在系統(tǒng)日趨完善的同時(shí)其規(guī)模越來(lái)越大，建造方式也呈現(xiàn)多元化?，F(xiàn)行的綜合管廊建造方式主要包括：現(xiàn)澆式綜合管廊、節(jié)段式綜合管廊、預(yù)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(jié)構(gòu)，由預(yù)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(jié)合了現(xiàn)澆和裝配式結(jié)構(gòu)的優(yōu)點(diǎn)：預(yù)制疊合墻板降低模板使用量和現(xiàn)場(chǎng)澆筑量，后澆混凝土夾層降低接縫數(shù)量提高抗?jié)B性能[11-13]。疊合板式綜合管廊采用板式預(yù)制構(gòu)件，運(yùn)輸和拼裝便利，技術(shù)要求相對(duì)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(yù)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(yīng)用于地上結(jié)構(gòu)或特殊建筑結(jié)構(gòu)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(duì)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(qiáng)度對(duì)其影響不明顯。VARMA等[15-16]對(duì)疊合鋼板式剪力墻展開(kāi)研究，結(jié)果表明：該種疊合墻體可用于中高層建筑結(jié)構(gòu)，同時(shí)能夠抵抗爆炸沖擊用于特殊建筑結(jié)構(gòu)中。SENER等[17-18]針對(duì)疊合鋼板式剪力墻的面外彎曲和剪切承載力展開(kāi)研究，將試驗(yàn)所得的抗彎與抗剪承載力結(jié)果與日本、韓國(guó)、美國(guó)設(shè)計(jì)規(guī)范中公式計(jì)算的標(biāo)準(zhǔn)強(qiáng)度進(jìn)行比較，結(jié)果表明：設(shè)計(jì)規(guī)范方程對(duì)墻體的強(qiáng)度估算是相對(duì)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(nèi)單調(diào)荷載作用下的受力性能，建立了復(fù)合墻體承載力分析模型，最終研究結(jié)果表明復(fù)合墻體的抗震性能試驗(yàn)與分析結(jié)果吻合較好。

疊合混凝土板剪力墻近些年來(lái)開(kāi)始在地下結(jié)構(gòu)或低層建筑結(jié)構(gòu)中逐步推廣。田子玄[20]開(kāi)展疊合板式管廊節(jié)點(diǎn)和整體結(jié)構(gòu)單調(diào)靜力試驗(yàn)，重點(diǎn)分析了不同的配筋方式、不同加腋高度、不同節(jié)點(diǎn)位置等參數(shù)的影響，并基于試驗(yàn)結(jié)果證明了疊合板式管廊與現(xiàn)澆綜合管廊相近的受力性能。趙作周等[21]開(kāi)展疊合板式剪力墻的低周水平往復(fù)加載試驗(yàn)，分析軸壓比、邊緣構(gòu)件形式與底部搭接區(qū)縱筋插筋面積增加率(0%、25%與 33%)對(duì)該類剪力墻抗震性能的影響。胡翔等[12]也開(kāi)展了鋼筋插接連接的疊合板式綜合管廊底部邊節(jié)點(diǎn)和中節(jié)點(diǎn)的抗震性能研究，研究表明：疊合板式節(jié)點(diǎn)與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的破壞形態(tài)基本一致，疊合板式節(jié)點(diǎn)的承載力略高于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)，4 個(gè)節(jié)點(diǎn)均具有較好的延性，疊合板式節(jié)點(diǎn)與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的剛度退化規(guī)律相近，但耗能能力相對(duì)較低。

綜上所述，在綜合管廊建設(shè)中采用疊合混凝土板式結(jié)構(gòu)(以下簡(jiǎn)稱疊合板式結(jié)構(gòu))，具有拼接縫少，防水性能好；重量輕，運(yùn)輸效率高；模板工程量低，現(xiàn)場(chǎng)澆筑量少等顯著優(yōu)勢(shì)。綜合管廊作為典型的長(zhǎng)線性地下結(jié)構(gòu)，側(cè)墻在設(shè)計(jì)建造過(guò)程中面內(nèi)抗側(cè)剛度遠(yuǎn)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(duì)管廊側(cè)墻面外性能展開(kāi)研究。針對(duì)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(duì)于地震等典型往復(fù)荷載作用下裝配式結(jié)構(gòu)常用的灌漿套筒連接和漿錨搭接連接方式應(yīng)用到疊合板式結(jié)構(gòu)連接中的力學(xué)性能及破壞機(jī)理尚未展開(kāi)深入的研究[22-25]。

本文中通過(guò)改變連接方式，研究其對(duì)疊合板式側(cè)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(duì)象，設(shè)計(jì)了3 個(gè)足尺模型(現(xiàn)澆側(cè)墻、灌漿套筒連接和漿錨搭接連接的疊合板式側(cè)墻)的面外低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，對(duì)比研究采用不同側(cè)墻-底板連接方式的疊合板式綜合管廊側(cè)墻試件的承載力、變形、耗能和剛度退化等力學(xué)性能及破壞機(jī)理，為疊合板式側(cè)墻式綜合管廊結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計(jì)和應(yīng)用，同時(shí)為發(fā)揮裝配式剪力墻的裝配效率與經(jīng)濟(jì)效益提供參考。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

根據(jù)《裝配式混凝土建筑技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》(GB/T 51231-2016)[26]和《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010-2010)[27]中規(guī)定的抗震設(shè)防烈度8 度，抗震等級(jí)一級(jí)的剪力墻結(jié)構(gòu)，設(shè)計(jì)了3 個(gè)足尺模型，1 個(gè)現(xiàn)澆側(cè)墻(RC1)、1 個(gè)灌漿套筒連接的疊合板式側(cè)墻(GS2)及1 個(gè)漿錨搭接連接的疊合板式側(cè)墻(RL3)，試件配筋參數(shù)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(shè)計(jì)符合《裝配式混凝土建筑技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》(GB/T 51231-2016)[26]中的規(guī)定，如圖2 所示，側(cè)墻試件整體高為2250 mm，厚度為450 mm(其中預(yù)制疊合板板厚為100 mm，后澆混凝土厚度為250 mm)，側(cè)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(qiáng)材料的一種)[28]，漿錨鋼筋搭接長(zhǎng)度ll=la(ll為鋼筋搭接長(zhǎng)度，la為鋼筋錨固長(zhǎng)度)[29-30]?，F(xiàn)澆試件按北京某一淺埋綜合管廊結(jié)構(gòu)施工流程，腋角處預(yù)留施工縫。

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

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

側(cè)墻試件制作流程如圖3 所示。疊合板式試件由基礎(chǔ)、預(yù)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(yù)制疊合墻板。當(dāng)?shù)鬃皖A(yù)制疊合墻板養(yǎng)護(hù)至一定強(qiáng)度后，進(jìn)行試件拼裝澆筑灌漿料(圖3(b))。當(dāng)灌漿料達(dá)到預(yù)定強(qiáng)度后，支側(cè)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(kāi)展后期養(yǎng)護(hù)(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(xué)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(biāo)準(zhǔn)抗壓強(qiáng)度試驗(yàn)，三組試塊測(cè)得的立方體抗壓強(qiáng)度試驗(yàn)值分別為44.07 MPa、46.51 MPa 和46.14 MPa，均符合C40 混凝土的強(qiáng)度要求。三組側(cè)墻構(gòu)件均采用HRB400 鋼筋，基于不同直徑鋼筋的拉拔試驗(yàn)，測(cè)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(xué)性能指標(biāo)，如表2 所示。

表2 鋼筋力學(xué)性能Table 2 Mechanical properties of reinforcement

1.3 加載方案

試驗(yàn)采用平面外低周反復(fù)加載，其加載裝置如圖4 所示。試驗(yàn)采用2000 kN 的豎向作動(dòng)器施加穩(wěn)定的豎向力，水平方向采用1000 kN 的水平作動(dòng)器施加往復(fù)循環(huán)的水平力，水平作動(dòng)器向右推(管廊內(nèi)側(cè)受拉)為正向加載，向左拉(管廊內(nèi)側(cè)受壓)為負(fù)向加載。豎向作動(dòng)器加載時(shí)連接穩(wěn)壓器，確保軸力在加載過(guò)程中保持穩(wěn)定。

圖4 試驗(yàn)加載裝置Fig.4 Test setup

加載方案：首先對(duì)試件施加軸力N(N=ndfcA，其中nd為設(shè)計(jì)軸壓比，A為墻體截面面積，fc為墻體混凝土軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值)。當(dāng)構(gòu)件軸壓比達(dá)到預(yù)設(shè)值后，開(kāi)始施加水平往復(fù)力，加載制度如圖5 所示。水平荷載按照我國(guó)建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程(JGJ/T 101-2015)[31]中規(guī)定的荷載-位移協(xié)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(jí)循環(huán)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(zhǎng)，每級(jí)循環(huán)2 次；3)加載后期，承載力達(dá)到峰值荷載后開(kāi)始下降，當(dāng)試件承載力下降至極限荷載的85%或構(gòu)件出現(xiàn)嚴(yán)重破壞時(shí)，認(rèn)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(yàn)現(xiàn)象及破壞形態(tài)

試件破壞以側(cè)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(jié)合面處的豎向裂縫貫穿并存在明顯滑移(圖6(b))。該現(xiàn)象說(shuō)明疊合板式試件拼接高度20 mm 處所受組合內(nèi)力較大，導(dǎo)致后澆的座漿層發(fā)生較嚴(yán)重破壞，不利于結(jié)構(gòu)的整體抗震性能。

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

試件破壞具體現(xiàn)象如圖7 所示，現(xiàn)澆試件以水平裂縫為主，疊合板式試件以斜裂縫為主，側(cè)視圖左側(cè)裂縫為正向加載引起的裂縫，右側(cè)裂縫為負(fù)向加載引起的裂縫。疊合板式試件的裂縫發(fā)展規(guī)律一致，不同于現(xiàn)澆試件，水平裂縫和斜裂縫分別分布在預(yù)制疊合墻板和后澆區(qū)域?，F(xiàn)澆試件的裂縫數(shù)量較少，破壞形態(tài)較輕，裂縫主要集中在距墻底800 mm 的范圍內(nèi)；疊合板式試件的裂縫數(shù)量較多，裂縫主要分布在距墻底600 mm 和1100 mm～1300 mm 范圍內(nèi)。

圖7 裂縫發(fā)展及試件破壞形態(tài)Fig.7 Crack patterns failure modes

針對(duì)試件RC1：當(dāng)θ=1/1300 時(shí)，墻體無(wú)明顯裂縫；當(dāng)θ=1/1000 時(shí)，墻體出現(xiàn)第一條裂縫，長(zhǎng)度約為150 mm，位于施工縫處；當(dāng)θ=1/330 時(shí)，第一條裂縫全面貫通，沿墻高產(chǎn)生多條細(xì)小的水平裂縫；當(dāng)θ=1/160 時(shí)，水平裂縫增多，斜裂縫產(chǎn)生并不斷延伸；當(dāng)θ=1/100 時(shí)，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(dāng)θ=1/80～1/23 時(shí)，無(wú)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(xiàn)細(xì)微裂縫，墻體表面鼓起；當(dāng)θ=1/16 時(shí)，混凝土角部壓潰，出現(xiàn)混凝土脫落，鋼筋屈曲，墻體接縫處最大裂縫寬度達(dá)到12 mm。

針對(duì)試件GS2：當(dāng)θ=1/1000 時(shí)，墻體未開(kāi)裂表面無(wú)明顯現(xiàn)象；當(dāng)θ=1/870 時(shí)，拼接縫處出現(xiàn)水平裂縫，長(zhǎng)度約為100 mm；當(dāng)θ=1/670～1/160 時(shí)，水平裂縫沿預(yù)制疊合墻板向上開(kāi)展，后澆混凝土表面無(wú)裂縫產(chǎn)生，混凝土結(jié)合面處產(chǎn)生豎向裂縫并向上延伸；當(dāng)θ=1/100～1/65 時(shí)，在后澆混凝土區(qū)域內(nèi)出現(xiàn)斜裂縫并不斷延伸，混凝土結(jié)合面處的豎向裂縫向上延伸至墻體頂部，同時(shí)墻體頂部區(qū)域出現(xiàn)受壓裂縫；當(dāng)θ=1/48～1/32 時(shí)，斜裂縫不斷發(fā)展并貫通，混凝土結(jié)合面處開(kāi)始出現(xiàn)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(xiàn)在距墻體底部600 mm 范圍內(nèi)；當(dāng)θ=1/23～1/16 時(shí)，墻體頂部在豎向裂縫附近產(chǎn)生斜裂縫，墻體底部混凝土出現(xiàn)脫落，鋼筋屈曲，最大裂縫寬度為9 mm。

針對(duì)試件RL3：當(dāng)θ=1/1100 時(shí)，墻體表面未開(kāi)裂表面無(wú)明顯現(xiàn)象；當(dāng)θ=1/900 時(shí)，接縫處出現(xiàn)水平裂縫，長(zhǎng)度約為150 mm；當(dāng)θ=1/670～1/160時(shí)，混凝土結(jié)合面處的豎向裂縫由底部向上延伸，水平裂縫在預(yù)制疊合墻板上不斷發(fā)展，拼接縫處的水平裂縫完全貫通；當(dāng)θ=1/100 時(shí)，斜裂縫在墻體底部的后澆混凝土上發(fā)展延伸，豎向裂縫繼續(xù)向上延伸達(dá)到距底部1100 mm 處；當(dāng)θ=1/65～1/48時(shí)，豎向裂縫延伸至墻體頂部，墻體頂部出現(xiàn)受壓裂縫，底部斜裂縫貫通，并在主裂縫上延伸處許多細(xì)微斜裂縫；當(dāng)θ=1/32 時(shí)，裂縫數(shù)量不再增多，裂縫寬度增加，混凝土結(jié)合面出現(xiàn)錯(cuò)動(dòng)滑移約1.5 mm；當(dāng)θ=1/23～1/16 時(shí)，墻體頂部的受壓裂縫數(shù)目增多，墻體角部混凝土壓潰，出現(xiàn)脫落，鋼筋屈曲，最大裂縫寬度為15 mm。

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析討論

3.1 滯回曲線

根據(jù)試件頂部的水平荷載和位移，繪制了3 個(gè)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(gè)試件的滯回曲線特征基本吻合，荷載存在明顯特征點(diǎn)：開(kāi)裂、屈服、峰值、極限。試件屈服前，滯回圈狹長(zhǎng)面積小，處于彈性階段。屈服后滯回圈形狀相對(duì)飽滿，墻體的彎曲裂縫不斷發(fā)展，尤其是拼接縫處的裂縫發(fā)展迅速，使得墻體剛度退化，卸載后出現(xiàn)殘余變形，同一加載制度下強(qiáng)度出現(xiàn)退化。達(dá)到峰值荷載后，由于混凝土開(kāi)裂嚴(yán)重，角部混凝土剝落，滯回圈均出現(xiàn)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(xiàn)象較現(xiàn)澆試件更加突出。

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

3.2 骨架曲線

基于滯回曲線選擇其外包絡(luò)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(jù)現(xiàn)行標(biāo)準(zhǔn)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010-2010)[27]和《裝配整體式疊合剪力墻結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(DG/T J08-2266-2018)[32]相關(guān)計(jì)算規(guī)定，按矩形偏心受壓剪力墻的正截面抗彎承載力公式計(jì)算，側(cè)墻峰值承載力為606.91 kN，如圖9 虛線所示，側(cè)墻計(jì)算承載力與試驗(yàn)承載力對(duì)比如表3 所示。

表3 計(jì)算承載力與試驗(yàn)承載力對(duì)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(gè)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(fù)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(fù)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(fù)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(nèi)部配置斜拉鋼筋有關(guān)使得墻體的側(cè)向剛度較高，又因?yàn)榧虞d后期混凝土結(jié)合面存在剪切滑移使得變形過(guò)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(xiàn)行規(guī)范公式計(jì)算的設(shè)計(jì)值(約為設(shè)計(jì)值的0.97)，其余試件雙向抗側(cè)承載力均高于現(xiàn)行規(guī)范公式計(jì)算的理論值，在1.01～1.10，由此可見(jiàn)試件極限抗側(cè)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(cè)承載能力，明顯優(yōu)于采用漿錨搭接連接方式，可見(jiàn)以球墨鑄鐵為材料的灌漿套筒的抗側(cè)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(biāo)之一，本文采用累積滯回耗能E來(lái)評(píng)定試件耗能能力[33]，計(jì)算方法按式(1)所示，Ei為每級(jí)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(jìn)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(xiàn)澆試件；對(duì)于疊合板式試件來(lái)說(shuō)，GS2 試件的累積滯回耗能相對(duì)于RC1 試件提高了9.3%，RL3試件的累積滯回耗能相對(duì)于RC1 試件提高了5.4%，由此可見(jiàn)GS2 試件耗能性能最優(yōu)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(duì)應(yīng)的屈服位移Δy、峰值位移Δp、極限位移Δu和位移延性系數(shù)μ，圖11 所示為各特征點(diǎn)示意圖。其中屈服位移通過(guò)等能量法確定此時(shí)的荷載為屈服荷載[34]，峰值荷載是試件加載時(shí)最大荷載此時(shí)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(shí)的取值此時(shí)的位移被稱為極限位移。位移延性系數(shù)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(shù)和特征點(diǎn)處荷載與位移Table 4 Ductility coefficient of specimens and load and displacement at characteristic points

圖11 特征點(diǎn)示意圖Fig.11 Definition of feature points

由表4 分析可知，3 個(gè)試件的延性系數(shù)在6.5～9.0，表明試件均具有良好的延性，即結(jié)構(gòu)在強(qiáng)震作用下可以承受較大的塑性變形而不會(huì)發(fā)生倒塌破壞，滿足我國(guó)規(guī)范中規(guī)定的罕遇地震作用下變形要求；GS2 試件延性系數(shù)小于RC1 試件，而RL3 試件由于拼接處上下鋼筋搭接長(zhǎng)度足夠長(zhǎng)以及螺旋箍筋約束核心混凝土的膨脹作用，使得延性系數(shù)大于RC1 試件；試件正向加載的延性系數(shù)均高于負(fù)向加載，這一現(xiàn)象是因?yàn)閭?cè)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(jié)構(gòu)或構(gòu)件在加載循環(huán)中損傷體現(xiàn)，在構(gòu)件循環(huán)往復(fù)加載過(guò)程中，每級(jí)加載構(gòu)件變形隨著循環(huán)次數(shù)的增加而增大，從而使得構(gòu)件剛度隨著循環(huán)次數(shù)和位移的增大而減小，圖12 中給出了抗側(cè)剛度K隨試件頂點(diǎn)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(huán)次數(shù)的不斷增加，剛度逐漸退化且剛度退化規(guī)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(xiàn)象是由混凝土裂縫的開(kāi)展引起的，試件加載前期裂縫不斷產(chǎn)生延伸使得下降速率增快，加載后期基本無(wú)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(qiáng)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(xiàn)澆試件，最終使得試件的剛度退化曲線基本重合，這一現(xiàn)象主要是由連接部位鋼筋剛度過(guò)大疊合板式試件的外部混凝土裂縫開(kāi)展數(shù)量增多以及混凝土結(jié)合面的剪切滑移所致。

3.6 剪切變形

按式(2)計(jì)算管廊側(cè)墻剪切變形，計(jì)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(jì)測(cè)得的墻體變形量。隨著循環(huán)往復(fù)加載的不斷進(jìn)行，試件進(jìn)入非彈性階段，塑性區(qū)產(chǎn)生的剪切變形使得試件存在殘余位移，導(dǎo)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(guān)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(shù)量增多以及混凝土結(jié)合面處豎向裂縫的產(chǎn)生貫通，使得疊合板式試件的剪切變形均高于現(xiàn)澆試件；GS2 試件的剪切變形相對(duì)RL3 試件要高，使得RL3 試件的延性和變形能力優(yōu)于GS2 試件，主要由于GS2 試件混凝土結(jié)合面的滑移更為嚴(yán)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(yīng)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(yīng)變隨水平荷載增加的發(fā)展情況?？梢钥闯觯唇涌p上下鋼筋均達(dá)到屈服狀態(tài)，接縫上下的鋼筋應(yīng)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(yīng)力。

圖15 鋼筋應(yīng)變發(fā)展Fig.15 Strain skeleton of rebars

3.8 接縫接口張開(kāi)量

接縫接口張開(kāi)量通過(guò)布置于墻體拼接縫(距墻體底部150 mm 處)上下的拉線位移計(jì)測(cè)得，如圖16所示為接縫接口張開(kāi)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(kāi)量關(guān)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(jí)加載的不斷進(jìn)行，接縫接口張開(kāi)量逐漸提升；RC1 和GS2 試件每級(jí)加載下的接縫張開(kāi)量變化相近，以拉伸變形為主，壓縮變形較?。籖L3 試件存在明顯的壓縮變形，拉伸變形也遠(yuǎn)高于其他試件，這一現(xiàn)象主要是RL3 試件的鋼筋長(zhǎng)度大，同時(shí)螺旋箍筋約束核心混凝土，使得拼接縫上部局部強(qiáng)化明顯剛度遠(yuǎn)遠(yuǎn)高于拼接縫，最終導(dǎo)致RL3 試件在加載過(guò)程中拼接縫損傷嚴(yán)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(jié)論

本文通過(guò)針對(duì)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(cè)墻和現(xiàn)澆側(cè)墻開(kāi)展了低周反復(fù)荷載作用下面外力學(xué)性能試驗(yàn)，對(duì)疊合板式剪力墻在反復(fù)荷載作用下的受力過(guò)程、破壞形態(tài)、滯回曲線、耗能能力、剪切變形等進(jìn)行研究探討，得出以下結(jié)論：

(1)疊合板式試件與現(xiàn)澆試件相比，試件抗震性能與現(xiàn)澆試件基本一致，滿足裝配式結(jié)構(gòu)等同現(xiàn)澆的抗震設(shè)計(jì)要求；損傷破壞狀態(tài)以及裂縫發(fā)展規(guī)律不同；混凝土結(jié)合面處出現(xiàn)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(shù)在6.5～9.0，均具有良好的延性，滿足我國(guó)規(guī)范中規(guī)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(yīng)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(qiáng)，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(duì)明顯，達(dá)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(cè)墻均可用于綜合管廊建設(shè)：漿錨搭接連接造價(jià)相對(duì)較低，側(cè)墻試件延性和變形能力優(yōu)越，但施工工序較為復(fù)雜；灌漿套筒連接施工簡(jiǎn)便，試件耗能性能優(yōu)越損傷破壞較輕，但造價(jià)相對(duì)昂貴。