匡亞川，姜厲陽(yáng)，劉胤虎，莫小飛，伏亮明，羅時(shí)權(quán)

1) 中南大學(xué)土木工程學(xué)院, 長(zhǎng)沙 410075 2) 中國(guó)電建集團(tuán)中南勘測(cè)設(shè)計(jì)研究院有限公司, 長(zhǎng)沙 410014 3) 重慶金科地產(chǎn)集團(tuán)股份有限公司, 重慶 400000

隨著近年來城市化進(jìn)程的不斷加快，城市地下綜合管廊應(yīng)運(yùn)而生[1?3]. 發(fā)展綜合管廊能有效解決架空線網(wǎng)密集、道路反復(fù)開挖、管線事故頻發(fā)等問題，有利于完善城市功能、美化城市景觀、保障城市安全、提升城市綜合承載力，促進(jìn)城市集約高效發(fā)展[4?7]. 裝配式綜合管廊相較于現(xiàn)澆式綜合管廊具有預(yù)制構(gòu)件生產(chǎn)效率高、質(zhì)量有保障、能有效縮短工期、降低用工成本、綠色環(huán)保等優(yōu)點(diǎn).隨著行業(yè)對(duì)高效、綠色建造技術(shù)的迫切需求，國(guó)家在大力推動(dòng)城市綜合管廊建設(shè)的同時(shí)，也在積極推動(dòng)其朝著預(yù)制裝配的方向發(fā)展[8?9]. 特別是自2015年8月國(guó)務(wù)院在《關(guān)于推進(jìn)城市地下綜合管廊建設(shè)的指導(dǎo)意見》[10]中明確指出“推進(jìn)綜合管廊主體結(jié)構(gòu)構(gòu)件標(biāo)準(zhǔn)化，積極推廣應(yīng)用預(yù)制拼裝技術(shù)”以來，裝配式綜合管廊逐漸成為建設(shè)主流.

目前，國(guó)內(nèi)外有關(guān)綜合管廊預(yù)制裝配技術(shù)的研究才剛剛起步. Garg等[11]對(duì)整艙預(yù)制拼裝綜合管廊的抗剪性能進(jìn)行了試驗(yàn)研究，結(jié)果表明該類管廊具有較高的抗剪承載力. Li等[12]利用有限元ANSYS軟件進(jìn)行研究分析了不同接縫形式對(duì)裝配式綜合管廊防水性能的影響規(guī)律. 胡翔，薛偉辰等研究了一種預(yù)制槽型節(jié)段拼裝綜合管廊，將管廊分成上下槽型節(jié)段，拼裝時(shí)上下槽型節(jié)段通過預(yù)應(yīng)力筋或彎曲螺栓連接，通過試驗(yàn)研究了預(yù)制單艙綜合管廊接頭的防水性能和受力性能[13?14].魏奇科等[15]通過試驗(yàn)研究了預(yù)制疊合板式裝配式管廊節(jié)點(diǎn)的抗震性能. 預(yù)制疊合板式裝配式管廊[16]的主要特點(diǎn)是將側(cè)壁、頂板和底板進(jìn)行分塊、側(cè)壁采用雙面疊合預(yù)制板，頂板采用疊合樓板，底板一般采用整體現(xiàn)澆或疊合板，但預(yù)制疊合板式裝配式管廊形式存在現(xiàn)場(chǎng)濕作業(yè)多、支撐多等問題.田子玄[17]研究了以“鋼筋環(huán)插筋連接”為核心技術(shù)的預(yù)制綜合管廊結(jié)構(gòu)，通過試驗(yàn)研究其受力性能和防水性能. 顏良[18]對(duì)無腋角現(xiàn)澆綜合管廊與裝配式綜合管廊進(jìn)行了試驗(yàn)研究和有限元分析. 胡翔等[19]對(duì)套筒灌漿連接裝配式綜合廊下部邊節(jié)點(diǎn)的抗震性能進(jìn)行了研究. 黃臣瑞[20]對(duì)上下分體預(yù)制裝配式綜合管廊的抗震響應(yīng)進(jìn)行了數(shù)值分析.宋春芳等[21]開展了4塊疊合式裝配式地下綜合管廊墻板接縫受剪性能試驗(yàn)研究，得到了試件的破壞現(xiàn)象和破壞形態(tài). 李正英等[22]進(jìn)行了6個(gè)足尺地下綜合管廊墻板節(jié)點(diǎn)的低周往復(fù)荷載試驗(yàn)，試驗(yàn)結(jié)果表明：設(shè)置鐓頭鋼筋錨固的疊合裝配式節(jié)點(diǎn)具有與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)相近的抗震性能要求. “U型套箍插筋連接”與現(xiàn)有的鋼筋連接方法（如灌漿套筒、螺栓連接等）相比，具有如下優(yōu)點(diǎn)：施工精度要求不高，連接工藝較為簡(jiǎn)單，不需要過多處理，可大大提高施工速度，其力學(xué)性能較為穩(wěn)定，無需額外的施工設(shè)備. 本文基于“U型套箍插筋連接”技術(shù)，提出了一種的新型裝配式綜合管廊. 在預(yù)制裝配綜合管廊結(jié)構(gòu)中，節(jié)點(diǎn)是結(jié)構(gòu)的薄弱環(huán)節(jié)，其力學(xué)性能直接影響整體結(jié)構(gòu)的變形和承載力等. 本文通過足尺模型靜載試驗(yàn)，對(duì)新型裝配式雙艙綜合管廊的節(jié)點(diǎn)的力學(xué)性能進(jìn)行研究，以驗(yàn)證“U型套箍插筋”連接技術(shù)的可靠性.

1 試驗(yàn)研究

1.1 新型裝配式雙艙綜合管廊

裝配式綜合管廊頂板和底板均為預(yù)制疊合板，側(cè)墻均為預(yù)制墻，各節(jié)點(diǎn)通過預(yù)制構(gòu)件外露的U型套箍，在節(jié)點(diǎn)處相互搭接，形成矩形平面，在矩形四角插入縱向鋼筋（如圖1所示），澆筑節(jié)點(diǎn)及疊合板混凝土，形成裝配式綜合管廊結(jié)構(gòu)，如圖2所示.在預(yù)制墻體上預(yù)留螺栓孔，安裝鋼制臨時(shí)承托牛腿，實(shí)現(xiàn)裝配式綜合管廊頂板免豎向支撐拼裝施工.

圖1 U 型套箍插筋連接Fig.1 U-shaped ferrule joint bars connection

圖2 裝配式雙艙綜合管廊. （a）試件的拼裝；（b）節(jié)點(diǎn)的澆筑Fig.2 Prefabricated double cabin utility tunnel: (a) assembly of the specimens; (b) casting of the joints

1.2 節(jié)點(diǎn)模型選取與制作

設(shè)計(jì)了4個(gè)雙艙綜合管廊節(jié)點(diǎn)足尺模型試件：1個(gè)底部L型現(xiàn)澆邊節(jié)點(diǎn)試件（編號(hào)D-LX），1個(gè)底部L型裝配邊節(jié)點(diǎn)試件(編號(hào)D-LZ)， 1個(gè)頂部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件（編號(hào)U-LZ），1個(gè)底部T型裝配節(jié)點(diǎn)試件（編號(hào)D-TZ），節(jié)點(diǎn)試件的具體尺寸如表1所示.

表1 雙綜合管廊節(jié)點(diǎn)足尺模型試件尺寸Table 1 Specimen size of full-scale model of double cabin utility tunnel

節(jié)點(diǎn)試件所有鋼筋均采用HRB400. 預(yù)制部分混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C35，后澆混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C40. 預(yù)制試件內(nèi)側(cè)的保護(hù)層厚度為30 mm，外側(cè)的保護(hù)層厚度為50 mm. 節(jié)點(diǎn)試件的配筋圖如圖3所示（16@200的形式表示鋼筋的型號(hào)為HRB400，直徑為 16 mm，間距為 200 mm，其余類似）.

圖3 節(jié)點(diǎn)試件的配筋圖（單位：mm）. （a）試件 D-LX；（b）試件 D-LZ；（c）試件 U-LZ；（d）試件 D-TZFig.3 Reinforcement drawings of joint specimens (unit: mm): (a) specimen D-LX; (b) specimen D-LZ; (c) specimen U-LZ; (d) specimen D-TZ

試驗(yàn)在中南大學(xué)高速鐵路建造技術(shù)國(guó)家工程實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行. 試件澆筑時(shí)采用木模板和木方支撐，如圖4所示. 試件澆注拆模后在試驗(yàn)室養(yǎng)護(hù)至齡期.

圖4 試件的制作Fig.4 Preparation of specimens

1.3 加載方案

節(jié)點(diǎn)試件的加載裝置如圖5所示. 試驗(yàn)在反力架上進(jìn)行，L型節(jié)點(diǎn)45度斜放，上下兩端設(shè)置單向鉸支座，T型節(jié)點(diǎn)平放，底板兩端設(shè)置鉸支座，采用50 t千斤頂進(jìn)行豎向加載，試驗(yàn)過程中采用倒鏈調(diào)整L型節(jié)點(diǎn)位置并保障試驗(yàn)安全. 根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》GB/T50152—2012[23]，采用分級(jí)加載，每級(jí)加載持荷5 min，屈服以前采取力控制加載，每級(jí)加載荷載約10 kN，加載速率為0.2 kN·s?1；屈服之后采取位移控制加載，每級(jí)加載位移約 5 mm，加載速率降低為 0.1 kN·s?1，當(dāng)所加荷載下降到峰值荷載的85%或者變形過大時(shí)停止加載.

圖5 節(jié)點(diǎn)試件加載裝置. （a）L 型節(jié)點(diǎn)試件；（b）T 型節(jié)點(diǎn)試件Fig.5 Loading device of joint specimens: (a) L-shaped joint specimen; (b) T-shaped joint specimen

1.4 測(cè)量?jī)x器布置

節(jié)點(diǎn)試件混凝土應(yīng)變測(cè)量點(diǎn)(A～I(xiàn))和鋼筋應(yīng)變測(cè)量點(diǎn)(J～S)的布置情況，分別如圖6和圖7所示，鋼筋應(yīng)變片采用120-3AA型，混凝土應(yīng)變片采用120-50AA型. 試驗(yàn)時(shí)采用與電腦相連的靜態(tài)應(yīng)變儀（uT121Y）自動(dòng)采集數(shù)據(jù).

圖6 混凝土應(yīng)變片布置圖（單位：mm）. （a）試件 D-LX；（b）試件 D-LZ；（c）試件 U-LZ；（d）試件 D-TZFig.6 Layout drawings of concrete strain gauges (unit: mm): (a) specimen D-LX; (b) specimen D-LZ; (c) specimen U-LZ; (d) specimen D-TZ

圖7 鋼筋應(yīng)變片布置圖（單位：mm）. （a）試件 D-LX；（b）試件 D-LZ；（c）試件 U-LZ；（d）試件 D-TZFig.7 Layout drawings of steel reinforcement strain gauges (unit: mm): (a) specimen D-LX; (b) specimen D-LZ; (c) specimen U-LZ; (d) specimen D-TZ

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 裂縫發(fā)展及破壞過程

2.1.1 試件 D-LX

首先對(duì)試件D-LX進(jìn)行預(yù)加載以保證節(jié)點(diǎn)與加載裝置接觸良好. 加載初期，采用力控制加載，前四級(jí)未出現(xiàn)明顯現(xiàn)象. 當(dāng)加載到53.4 kN時(shí)，側(cè)墻距腋角處約200 mm處出現(xiàn)第一條微裂縫. 加載到64.6 kN時(shí)，側(cè)墻靠近腋角處出現(xiàn)第二條裂縫，裂縫沿墻厚方向開展. 繼續(xù)加載，53.4 kN時(shí)產(chǎn)生的第一條裂縫繼續(xù)開展. 加載到92.8 kN時(shí)，側(cè)墻和底板靠近角點(diǎn)區(qū)域出現(xiàn)多條微裂縫. 加載到115.9 kN 時(shí)，53.4 kN 和 64.6 kN 時(shí)產(chǎn)生的兩條裂縫寬度不斷增大，發(fā)展成為兩條主裂縫. D-LX節(jié)點(diǎn)的裂縫分布如圖8所示.

圖8 試件 D-LX 裂縫分布圖Fig.8 Fracture profile of specimen D-LX

加載到 122.8 kN時(shí)，豎向位移值為 6.78 mm，試件位移突然增大，可初步判斷試件進(jìn)入屈服階段. 此時(shí)，采用位移控制試驗(yàn)加載，當(dāng)豎向位移達(dá)到 16.50 mm 時(shí)，試驗(yàn)荷載達(dá)到最大值 143.5 kN. 在此過程中，兩條主裂縫不斷在向腋角區(qū)域發(fā)展. 繼續(xù)加載，主裂縫寬度不斷增加，構(gòu)件變形增大，最后腋角受壓區(qū)混凝土出現(xiàn)壓碎，試件發(fā)生破壞，當(dāng)試件承載力下降至119.2 kN時(shí)，豎向位移為25.02 mm，停止加載. 試件D-LX的破壞狀態(tài)如圖9所示.

圖9 試件 D-LX 破壞形態(tài)圖Fig.9 Destruction pattern of specimen D-LX

2.1.2 試件 D-LZ

試驗(yàn)加載到51.4 kN時(shí)，側(cè)墻靠近腋角處出現(xiàn)第一條微裂縫，裂縫沿墻厚方向開展. 加載到71.3 kN時(shí)，側(cè)墻和底板在靠近角點(diǎn)區(qū)域出現(xiàn)多條微裂縫.加載到88.0 kN時(shí)，側(cè)墻距腋角約150 mm處出現(xiàn)一條微裂縫，51.4 kN時(shí)出現(xiàn)的第一條裂縫繼續(xù)發(fā)展并沿墻寬方向貫通. 加載到 107.3 kN 時(shí)，51.4 kN和88.0 kN時(shí)產(chǎn)生的兩條裂縫寬度繼續(xù)增加，沿墻寬方向發(fā)展成為兩條主裂縫. 試件D-LZ的裂縫分布如圖10所示.

圖10 試件 D-LZ 裂縫分布圖Fig.10 Fracture profile of specimen D-LZ

加載到 117.3 kN 時(shí)，豎向位移值為 7.31 mm，試件位移增大速度加快，采用位移控制試驗(yàn)加載，當(dāng)豎向位移達(dá)到17.68 mm時(shí)，試驗(yàn)荷載達(dá)到最大值134.8 kN. 在此過程中，兩條主裂縫不斷在向腋角區(qū)域發(fā)展. 繼續(xù)加載，主裂縫寬度不斷增加，構(gòu)件變形增大，最后腋角受壓區(qū)混凝土出現(xiàn)壓碎破壞現(xiàn)象，當(dāng)試件承載力下降至113.3 kN時(shí)，豎向位移為28.18 mm，停止加載. 試件D-LZ的破壞狀態(tài)如圖11所示.

圖11 試件 D-LZ 破壞形態(tài)圖Fig.11 Destruction pattern of specimen D-LZ

2.1.3 試件 U-LZ

試驗(yàn)加載到44.9 kN時(shí)，側(cè)墻和頂板在距離角點(diǎn)端部約450 mm處各出現(xiàn)一條微裂縫. 加載到51.8 kN時(shí)，側(cè)墻距角點(diǎn)端部約200 mm處及頂板距角點(diǎn)端部約300 mm處各出現(xiàn)一條裂縫，裂縫分別沿墻厚和板厚方向開展，44.9 kN時(shí)產(chǎn)生的頂板裂縫繼續(xù)并沿板寬方向發(fā)展. 加載到82.3 kN時(shí)，角點(diǎn)區(qū)域產(chǎn)生多條微裂縫，側(cè)墻、頂板距角點(diǎn)端部750 mm處出現(xiàn)3條微裂縫. 加載到93.8 kN時(shí)，角點(diǎn)區(qū)域裂縫發(fā)展成3條主裂縫，并在寬度方向貫通. 試件U-LZ的裂縫分布如圖12所示.

圖12 試件 U-LZ 裂縫分布圖Fig.12 Fracture profile of specimen U-LZ

荷載加載到104.9 kN時(shí)，豎向位移值為8.56 mm，試件位移增大速度加快，此時(shí)，采用位移控制試驗(yàn)加載，當(dāng)試件位移達(dá)到21.88 mm時(shí)，試驗(yàn)荷載達(dá)到最大值119.2 kN. 在此過程中，三條主裂縫不斷向陰角區(qū)域發(fā)展. 繼續(xù)加載，主裂縫寬度不斷增加，試件變形不斷增大，受壓區(qū)混凝土壓碎破壞，當(dāng)構(gòu)件承載力下降至99.0 kN時(shí)，豎向位移為33.67 mm，停止加載. 試件U-LZ的破壞形態(tài)如圖13所示.

圖13 試件 U-LZ 破壞形態(tài)圖Fig.13 Destruction pattern of specimen U-LZ

2.1.4 試件 D-TZ

試驗(yàn)加載到50.3 kN時(shí)，左邊墻角受拉區(qū)新舊混凝土界面處出現(xiàn)第一條微裂縫，裂縫沿板厚方向開展. 加載到60.9 kN時(shí)，右邊墻角受拉區(qū)新舊混凝土界面處出現(xiàn)第二條微裂縫，裂縫沿板厚方向開展，50.3 kN時(shí)產(chǎn)生的裂縫繼續(xù)發(fā)展至底板疊合面處. 加載到126.9 kN時(shí)，墻板節(jié)點(diǎn)區(qū)域產(chǎn)生多條微裂縫，左右底板距墻板節(jié)點(diǎn)400 mm處各形成一條沿板厚方向發(fā)展的裂縫. 加載到148.1 kN時(shí)，沿左右墻角新舊混凝土界面的兩條裂縫發(fā)展成為主裂縫，并沿板寬方向繼續(xù). 試件D-TZ的裂縫分布如圖14所示.

圖14 試件 D-TZ 裂縫分布圖Fig.14 Fracture profile of specimen D-TZ

荷載加載到160.6 kN時(shí)，豎向位移值為6.23 mm，試件位移增大速度加快，此時(shí)，采用位移控制試驗(yàn)加載，當(dāng)構(gòu)件位移達(dá)到15.86 mm時(shí)，試驗(yàn)荷載達(dá)到最大值198.5 kN. 在此過程中，左右兩邊主裂縫各自不斷向左右墻角發(fā)展. 繼續(xù)加載，主裂縫不斷增加，試件位移加達(dá)到15.86 mm時(shí)，試驗(yàn)荷載達(dá)到最大值198.5 kN. 在此過程中，左右兩邊主裂縫各自不斷向左右墻角發(fā)展. 繼續(xù)加載，主裂縫不斷增加，試件變形不斷增大，受壓區(qū)混凝土壓碎破壞，當(dāng)構(gòu)件承載力下降至164.3 kN時(shí)，豎向位移為32.01 mm，停止加載. 試件D-TZ 的破壞形態(tài)如圖15所示.

圖15 試件 D-TZ 破壞形態(tài)圖Fig.15 Destruction pattern of specimen D-TZ

裝配式節(jié)點(diǎn)試件和現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件從加載到破壞都經(jīng)歷了開裂、主裂縫形成、試件屈服、荷載峰值、混凝土壓碎破壞階段，最后在靠近構(gòu)件的角點(diǎn)區(qū)域發(fā)生彎剪破壞，破壞前有明顯的裂縫發(fā)展和位移變化，屬于塑性破壞；試驗(yàn)過程中，裝配式節(jié)點(diǎn)試件D-LZ與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件D-LX展現(xiàn)出極為相似的裂縫發(fā)展及破壞規(guī)律.

2.2 荷載位移曲線

圖16為節(jié)點(diǎn)試件D-LX、D-LZ、U-LZ和D-TZ的荷載?位移曲線. 觀察節(jié)點(diǎn)的荷載?位移曲線發(fā)現(xiàn)，4個(gè)節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的豎向位移隨荷載變化規(guī)律大致相同，整個(gè)過程主要分為四個(gè)階段：彈性階段、開裂階段、屈服階段、破壞階段.

圖16 節(jié)點(diǎn)試件荷載?位移曲線圖. （a）試件 D-LX；（b）試件 D-LZ；（c）試件 U-LZ；（d）試件 D-TZFig.16 Load displacement curve of joint specimens: (a) specimen D-LX; (b) specimen D-LZ; (c) specimen U-LZ; (d) specimen D-TZ

（1）彈性階段：加載初期，四條荷載?位移曲線呈傾斜的直線，位移隨荷載均勻變化，四者初始剛度比較相近.

（2）開裂階段：隨著荷載的增加，試件出現(xiàn)開裂，剛度出現(xiàn)較小的退化，構(gòu)件變形逐漸增大.

（3）屈服階段：繼續(xù)加載，裂縫寬度不斷增加，試件開始屈服，此時(shí)拉應(yīng)力主要由鋼筋承擔(dān)，構(gòu)件內(nèi)部應(yīng)力將重分布，剛度退化明顯，在荷載增加不大的情況下，變形急劇增加.

（4）破壞階段：試件屈服后，很快達(dá)到其承載力極限，構(gòu)件荷載?位移曲線圖出現(xiàn)明顯的下降段，荷載逐漸下降，變形不斷增大，最后試件角點(diǎn)受壓區(qū)混凝土被壓碎.

圖17為現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件D-LX和裝配式節(jié)點(diǎn)試件D-LZ的荷載?位移對(duì)比曲線圖. 從圖17中可以發(fā)現(xiàn)，現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件D-LX和裝配式節(jié)點(diǎn)試件DLZ的荷載?位移曲線幾乎重合. 裝配式節(jié)點(diǎn)試件D-LZ的極限荷載略低于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件D-LX，裝配式節(jié)點(diǎn)試件D-LZ和現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件D-LX的力學(xué)性能基本一致，說明U型套箍插筋連接性能可靠.

圖17 試件 D-LX 和試件 D-LZ 荷載?位移對(duì)比曲線圖Fig.17 Load displacement comparison curve of joint specimen D-LX and D-LZ

2.3 特征點(diǎn)分析

表2為節(jié)點(diǎn)試件的特征點(diǎn)荷載值及相應(yīng)的位移值. 開裂特征點(diǎn)通過試驗(yàn)時(shí)的觀察記錄和荷載?位移曲線上的拐點(diǎn)綜合確定，屈服特征點(diǎn)是通過R.Park法在荷載?位移曲線作圖求得[24], 峰值特征點(diǎn)取荷載?位移曲線的極值點(diǎn)，極限特征點(diǎn)取荷載?位移曲線下降段荷載為峰值荷載的85%對(duì)應(yīng)的點(diǎn).

表2 節(jié)點(diǎn)試件各特征點(diǎn)荷載值及豎向位移Table 2 Specimen size of full-scale model of double cabin utility tunnel

從表2中可知，現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件D-LX和裝配式節(jié)點(diǎn)試件D-LZ的開裂荷載分別為53.4 kN、51.4 kN，屈服荷載分別為 116.5 kN、109.1 kN，承載力分別為143.5 kN，134.8 kN，極限荷載分別122.0 kN、114.6 kN，現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件D-LX和裝配式節(jié)點(diǎn)試件D-LZ的各特征荷載以及各特征荷載所對(duì)應(yīng)的位移都相差較小，兩者的受力變形性能基本一致，采用“U型套箍插筋”連接性能可靠，能夠獲得與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件相當(dāng)?shù)牧W(xué)性能. 頂部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件U-LZ的開裂荷載、屈服荷載、峰值荷載、極限荷載值均小于底部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件D-LZ，試件U-LZ各特征荷載對(duì)應(yīng)的位移值大于試件D-LZ相應(yīng)的位移值. 這主要是由于底部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件DLZ有150 mm加腋，且試件D-LZ的底板比試件ULZ節(jié)點(diǎn)的頂板厚50 mm，所以試件U-LZ的剛度小于試件D-LZ. 底部T型裝配節(jié)點(diǎn)試件D-TZ的開裂荷載、屈服荷載、峰值荷載以及極限荷載值均大于底部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件D-LZ和頂部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件U-LZ的相應(yīng)值.

2.4 延性分析

延性較好的構(gòu)件在達(dá)到屈服或最大承載能力狀態(tài)后仍能吸收一定量的能量，其塑性變形能力強(qiáng)，能防止發(fā)生脆性破壞，是一個(gè)重要的抗震性能評(píng)價(jià)指標(biāo). 構(gòu)件的延性一般用延性系數(shù) μ來表征[25]，延性系數(shù) μ計(jì)算公式如下：

式中：Δy為構(gòu)件的屈服位移；Δμ為構(gòu)件的極限位移.

4個(gè)節(jié)點(diǎn)試件的延性系數(shù)的計(jì)算結(jié)果如表3所示. 節(jié)點(diǎn)試件D-LX、D-LZ、U-LZ、D-TZ延性系數(shù)μ分別為4.51、5.87、5.29、4.49，所有節(jié)點(diǎn)試件的延性系數(shù)均大于3，可以承受較大的塑性變形，具有良好的抗震性能. 裝配式節(jié)點(diǎn)試件D-LZ的延性系數(shù)略大于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件D-LX的延性系數(shù)，裝配式節(jié)點(diǎn)延性較好；底部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件DLZ的延性系數(shù)大于頂部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件ULZ的延性系數(shù)；底部T型裝配節(jié)點(diǎn)試件D-TZ具有較大的剛度，其延性系數(shù)略小于頂部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件U-LZ.

表3 節(jié)點(diǎn)試件延性系數(shù)表Table 3 Specimen size of a full-scale model with double cabin utility tunnel

2.5 應(yīng)變分析

2.5.1 混凝土應(yīng)變分析

試件各測(cè)點(diǎn)混凝土應(yīng)變隨荷載的變化曲線如圖18所示（圖中混凝土拉應(yīng)變?yōu)檎?，壓?yīng)變?yōu)樨?fù)）.由圖18可知：加載過程中各試件混凝土應(yīng)變沿構(gòu)件長(zhǎng)度方向呈現(xiàn)出相似的規(guī)律，當(dāng)荷載小于50 kN時(shí)，混凝土各測(cè)點(diǎn)應(yīng)變值隨荷載變化較??；當(dāng)荷載達(dá)到100 kN左右時(shí)，越靠近角點(diǎn)區(qū)域的測(cè)點(diǎn)（如測(cè)點(diǎn)A3、B3、C3、D3、F3、H3等）應(yīng)變值越大，增大幅度也越大；而遠(yuǎn)離角點(diǎn)區(qū)域的測(cè)點(diǎn)（如測(cè)點(diǎn)B1、B2、D1、E1、H1等）應(yīng)變值較小，變化不明顯. 在試件的受拉區(qū)，混凝土的拉應(yīng)變較小，隨著荷載的不斷增加，角點(diǎn)受拉區(qū)域部分混凝土達(dá)到其極限拉應(yīng)變并出現(xiàn)開裂現(xiàn)象，導(dǎo)致L型節(jié)點(diǎn)試件DLX的A4測(cè)點(diǎn)D-LZ的C4測(cè)點(diǎn)和U-LZ的E4、F4測(cè)點(diǎn)以及T型節(jié)點(diǎn)試件D-TZ的I4測(cè)點(diǎn)處的應(yīng)變片失效.

圖18 試件荷載?混凝土應(yīng)變曲線圖. （a）試件 D-LX；（b）試件 D-LZ；（c）試件 U-LZ；（d）試件 D-TZFig.18 Load-concrete strain curve of specimens: (a) specimen D-LX; (b) specimen D-LZ; (c) specimen U-LZ; (d) specimen D-TZ

2.5.2 鋼筋應(yīng)變分析

試件各測(cè)點(diǎn)鋼筋應(yīng)變隨荷載的變化曲線如圖19所示（圖中鋼筋拉應(yīng)變?yōu)檎?，壓?yīng)變?yōu)樨?fù)）.由圖19可知：各個(gè)試件鋼筋應(yīng)變沿構(gòu)件長(zhǎng)度方向呈現(xiàn)出相似的規(guī)律，越靠近角點(diǎn)區(qū)域的鋼筋應(yīng)變值越大. 由于頂部L型節(jié)點(diǎn)和底部T型節(jié)點(diǎn)未設(shè)置腋角，加載過程中鋼筋應(yīng)變發(fā)展快于底部L型節(jié)點(diǎn). 在試件的受壓區(qū)，測(cè)點(diǎn)處鋼筋應(yīng)變值隨荷載增大，在整個(gè)加載過程中，鋼筋的壓應(yīng)變值均未超過550×10?6；在試件的受拉區(qū)，測(cè)點(diǎn)鋼筋應(yīng)變開始隨荷載均勻變化，在試件開裂到形成主裂縫的過程中，鋼筋應(yīng)變?cè)黾铀俣蕊@著加快，最后L型節(jié)點(diǎn)試件D-LX、D-LZ、U-LZ和T型節(jié)點(diǎn)試件D-TZ的受拉鋼筋均達(dá)到了屈服.

圖19 試件荷載?鋼筋應(yīng)變曲線圖. （a）試件 D-LX；（b）試件 D-LZ；（c）試件 U-LZ；（d）試件 D-TZFig.19 Load?steel reinforcement strain curve of specimens: (a) specimen D-LX; (b) specimen D-LZ; (c) specimen U-LZ; (d) specimen D-TZ

3 結(jié)論

（1）在試驗(yàn)過程中，節(jié)點(diǎn)試件 D-LX、D-LZ、ULZ和D-TZ都會(huì)經(jīng)歷彈性階段、開裂階段、屈服階段、破壞階段，試件屈服后，很快達(dá)到其承載力極限，構(gòu)件荷載?位移曲線圖出現(xiàn)明顯的下降段，荷載逐漸下降，變形不斷增大，最后試件角點(diǎn)受壓區(qū)混凝土被壓碎，發(fā)生彎剪破壞.

（2）現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件D-LX和裝配式節(jié)點(diǎn)試件DLZ的各特征荷載值：開裂荷載、屈服荷載，承載力，極限荷載，以及各特征荷載所對(duì)應(yīng)的位移都相差較小，兩者的受力變形性能基本一致，采用“U型套箍插筋”性能可靠，能夠獲得與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件相當(dāng)?shù)牧W(xué)性能.

（3）由于底部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件D-LZ有150 mm加腋，且試件D-LZ的底板比頂部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件U-LZ的頂板厚，所以試件D-LZ的各特征荷載值均大于試件U-LZ，試件D-LZ各特征荷載所對(duì)應(yīng)的位移值小于試件U-LZ相應(yīng)的位移值. 底部T型裝配節(jié)點(diǎn)試件D-TZ的各特征荷載值均大于試件D-LZ和試件U-LZ.

（4）節(jié)點(diǎn)試件D-LX、D-LZ、U-LZ、D-TZ 延性系數(shù)μ分別為4.51、5.87、5.29、4.49，所有節(jié)點(diǎn)試件的延性系數(shù)均大于3，可以承受較大的塑性變形，具有良好的抗震性能. 裝配式節(jié)點(diǎn)試件DLZ的延性系數(shù)略大于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件D-LX的延性系數(shù)；底部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件D-LZ的延性系數(shù)大于頂部L型裝配節(jié)點(diǎn)試件U-LZ的延性系數(shù)；底部T型裝配節(jié)點(diǎn)試件D-TZ的延性系數(shù)略小于試件U-LZ.