預制裝配式管廊受力性能試驗研究

2020-03-30 01:47:38顧衛兵馮宇韜劉江濤李維濱

水利與建筑工程學報 2020年1期

顧衛兵，馮宇韜，劉江濤，李維濱，王昊

(1.南京電力設計研究院有限公司，江蘇南京 210039；2.東南大學土木工程學院，江蘇南京 211189)

城市建設的未來趨勢是開發地下空間[1]，綜合管廊(utility tunnel)是地下空間開發的主要方向[2-3]。在地下結構中，采用預制裝配式施工可以有效減少工期，是未來發展的方向[4]。目前常見的預制裝配式結構連接方式有：預應力鋼絞線連接和預應力鋼棒連接[5]。管廊結構常見的連接構造是設置加腋區，在加腋區預留孔洞；構件運送到現場之后吊裝安裝到位后進行預應力張拉連接。

油新華等[6]和薛偉辰等[7]采用足尺試驗研究了綜合管廊的受力特點和破壞形式。李榮華等[8]和王述紅等[9]采用有限元研究了埋深對矩形管廊受力性能的影響。易偉建等[10]、彭真等[11-12]采用試驗結合有限元模擬的方式研究了雙倉無腋角管廊的受力特性。目前研究中較少考慮加腋區域對管廊力學性能的影響，對鋼棒連接的研究比較少[13]。本文基于前人的研究和實際工程需要，采用靜力加載試驗對鋼棒連接的加腋矩形管廊和普通管廊足尺模型的力學性能進行了比較研究。

1 試驗概況

1.1 試件制作

本試驗的試件1(見圖1)為兩段預制裝配式鋼筋混凝土管廊節段，每段長0.5 m，寬2.9 m，高2.45 m；試件2為一段整體管廊，長1.0 m，寬2.9 m，高2.45 m。試件頂板和側壁板厚為250 mm，底板厚度為300 mm。通道迎土面混凝土保護層厚度為50 mm，內部保護層厚度為20 mm。在試件1四角設置直角三角形加腋區，直角邊邊長為250 mm；在加腋區預留有pc鋼棒連接孔道，孔道直徑為20 mm，孔道中心距兩側內壁各40 mm。

試件采用強度等級為C40的商用混凝土，鋼筋采用HRB400級帶肋鋼筋，預應力鋼棒采用直徑為16 mm的35CrMo鋼棒[14]。

1.2 加載程序

本工程位于南京地區，參照《城市綜合管廊工程技術規范》[15](GB 50838—2012)的相關規定，結構重要性系數為1.1，裂縫控制等級為三級，且不能出現寬度大于0.2 mm的貫通裂縫，防水等級為二級，基礎設計等級為乙級，管廊結構環境類別為二b。按照《建筑抗震設計規范》[16](GB 50011—2010)，該工程為重點設防類工程，場地類別為II類，抗震設防烈度為7度，抗震等級為三級，設計基本地震加速度為0.1g。根據設計資料和地勘報告，工程開挖深度為4.5 m，施工范圍內土體的物理力學指標見表1。

圖1 管廊試件配筋圖(單位：mm)

表1 各土層分布及主要物理力學指標

工程中，開挖深度為4.5 m，地基處理時素混凝土墊層厚度為0.15 m，管廊高度為2.45 m，所以管廊上覆土層厚度為1.9 m。計算可得管廊頂板所受上覆土荷載為107.31 kN。

由于管廊多修建于城市道路下方，車輛荷載按城-A級[12]取值，車輛總重為700 kN，其平面、立面布置見圖2。在計算時車輛荷載簡化為均布荷載，分布寬度為兩個車輪之間的寬度即1.8 m。

圖2 城-A級車輛荷載布置圖

當車輛荷載在土體中傳遞時，會按照一定的擴散角度傳遞并認為同一深度的附加荷載均勻分布，《建筑地基處理技術規范》[17](JGJ 79—2012)中提出在設計階段土體的擴散角可取35°，規范[15]對于管廊上方道路車輛荷載標準沒有做明確的規定；由于管廊節段長度較短，車輛經過時最多只有一組輪胎位于管廊上方，因此車輛荷載Q按城-A級[18]中最不利的情況取200 kN。取管廊標準節段長度1.1 m，b按規范[18]中車輛荷載布置圖中左右輪胎間距取1.8 m。由此計算可得頂板所受車輛荷載附加應力39.08 kN。

在管廊結構設計時，應考慮恒載與活載的荷載組合，并采用含分項系數的設計表達式進行設計。對永久荷載效應控制的組合，永久恒載的分項系數取1.3，而汽車荷載等活載的分項系數取1.5。由此得，管廊頂板所承受的荷載設計值為198.12 kN。綜上，車輛和上覆土層在管廊頂部產生的荷載設計值為198.12 kN，在靜力試驗時荷載取為200 kN(見表2)。

表2 綜合管廊所受荷載統計

預應力鋼棒采用扭力扳手施加預應力，初始預應力大小為348 MPa，對應每根鋼棒初始張拉力為70 kN。預應力鋼棒材性性能見表3。

表3 預應力鋼棒力學性能

本試驗為破壞試驗，試驗加載分為預加載、正式加載、破壞加載三個階段[19]。預加載階段施加最大荷載為標準荷載的34%，即50 kN；正式加載階段施加到結構所受標準荷載，采用分級加載制度，每級加載標準荷載的20%，即30 kN，分5級加載至荷載標準值，加載過程每級荷載持荷載96 min，達到標準荷載后持荷144 min；破壞加載階段先按照正式加載梯級加載至標準荷載，隨后按照設計值10%，即20 kN進行分級加載，加載至設計值200 kN時持荷30 min，其余每級持荷20 min。加載過程如圖3所示。

1.3 支座及加載裝置布置

實際工作中綜合管廊所受荷載應為均布面荷載，本試驗為研究pc鋼棒連接的預制裝配式管廊與普通管廊在工作荷載作用下的受力情況，以驗證pc鋼棒用于綜合管廊連接的可靠性[14]。支座布置如圖4所示。荷載通過分配梁進行傳遞，分配梁布置見圖4。

圖3 分級加載荷載

圖4 支座及加載布置(單位：mm)

1.4 測量內容

(1)應變、撓度測量。應變的測量通過粘貼應變片實現，主要測量關鍵位置的鋼筋和混凝土的應變，位置根據綜合管廊的最不利受力工況和有限元模型計算結果確定[9]?；炷辽系膽兤迟N于綜合管廊頂板跨中和頂板角部加腋區域，主要采集受拉區混凝土開裂情況；鋼筋上的應變片在混凝土澆筑前粘貼[20]，用以量測綜合管廊頂板跨中彎矩最大處以及上部角點區域負彎矩最大處的鋼筋應變；在連接所用的預應力鋼棒上粘貼應變片，用以測量受荷過程中的預應力損失。在綜合管廊頂板和側壁共設置6個測點，鋼筋骨架布置8個測點，預應力鋼棒布置8個測點，應變片粘貼位置如圖5所示。

撓度測量采用量程為±25 mm的位移計，在頂板跨中、加腋部位以及側壁中點共布置3個，布置位置如圖5所示。

圖5 應變片位移計布置位置(單位：mm)

(2)裂縫觀測。試驗前利用白色乳膠漆將頂板及側壁內外側刷白，并彈上邊長為100 mm的正方形網格，當裂縫出現后及時沿著裂縫做標記，記錄下裂縫的位置、走向等并利用標準點規估測裂縫寬度。

試驗中位移、應變以及荷載的數據采集采用江蘇泰斯特電子公司生產的TST3826F-L靜態應變測試分析系統，通過數據線與電腦鏈接，實時對數據進行傳輸和存儲，為了保證數據的準確性和連續性，在數據采集時設置為定時自動采集。

2 試驗結果及分析

2.1 裂縫分布情況

對裝配式試件，在預加載和正式加載前四階段未出現可見裂紋，正式加載第五加載步即荷載150 kN時，試件頂板跨中部內側受壓側出現裂縫；隨荷載增大，裂縫沿縱向擴展，且跨中兩側對稱出現新裂縫。當荷載增大到200 kN時，頂板正中裂縫連通，頂板兩側兩條對稱裂縫繼續擴展。荷載從200 kN增至300 kN時，兩側對稱裂縫逐漸連通，裂縫高度向受壓區快速擴展，側壁出現明顯裂縫且快速發展。荷載為230 kN時側壁裂縫連通，荷載為300 kN時，側壁裂縫貫穿，延展到加腋區，頂板裂縫最大寬度為0.6 mm，超過規范限制，且發展至受壓區，認為試件破壞。綜上，裂縫從頂板跨中出現向縱向發展，加腋區端部存在較多側壁裂縫，試件破壞過程中，頂板受拉區混凝土開裂，裂縫充分發展；隨著荷載施加，受拉區鋼筋出現屈服現象，受壓區混凝土被壓碎。如圖6(a)所示。

對于普通管廊試件，裂紋在第五加載步及150 kN時觀察到裂紋，裂紋在頂板底面跨中和側壁距頂面30 cm～40 cm的范圍內出現，隨著荷載增大沿縱向擴展，荷載達到200 kN時，頂板裂紋附近出現縱向裂縫，角點區域也出現裂紋。荷載從200 kN增至300 kN時，新裂縫大量出現，頂板跨中裂縫寬度增大且向板厚方向發展。荷載達到350 kN時，裂縫在加載梁之間滿布，頂板在靠近角點區域以及側壁中部、下部的區域開始出現新裂縫；頂板中部多條裂縫貫通，裂縫最大寬度達到0.6 mm，超過規范限制，認為試件已經破壞。綜上，裂縫先由頂板跨中產生向縱向發展，側壁裂縫由上端產生，如圖6(b)所示。

圖6 頂板裂縫分布情況

對比圖6的兩圖可以發現，兩個試件頂板裂縫分布情況差別不大；裝配式試件在試件接觸面首先產生裂縫，而普通管廊則在邊緣處首先產生裂縫，而裝配式試件的裂縫發展更向兩個側壁方向傾斜，而普通試件的裂縫發展則較為垂直；兩個試件在接近破壞時均出現了多條橫向裂縫將多條裂縫貫通的情況，同時裂縫的寬度很快變寬并向受壓區發展。

圖7為兩個試件側壁的裂縫分布情況，容易觀察到普通試件的裂縫分布更為均勻，普通試件裂縫最先在靠近底板段出現，隨后向上發展，并在最終破壞時出現了豎向垂直裂縫向角點區域發展；裝配式試件則只出現了兩條明顯裂縫，其中靠頂面的一條也與普通管廊側壁頂板裂縫發展路徑類似，在貫通側壁后向著角點區域發展。兩試件出現差異的原因可能是因為裝配式試件采用了加腋區構造，從而導致了荷載的集中。

圖7 側壁裂縫分布情況

2.2 荷載-位移曲線

試驗時，在頂板跨中及加腋區域分別架設位移計觀測頂板的撓度變化，管廊頂板荷載-位移曲線如圖8所示。從圖中可以看到，每一個荷載步下管廊頂板的撓度變化都比較明顯。荷載較小時，撓度的增加與荷載的增加基本呈線性關系，當荷載達到120 kN時，普通試件的跨中撓度為4.4 mm，裝配式試件的跨中撓度為3.1 mm，均低于規范要求的撓度限值。荷載超過90 kN之后頂板中部的撓度變化較大，在150 kN標準值時普通試件中部的撓度為7.45 mm，裝配式試件的頂板最大撓度為5.12 mm，為凈跨的1/370，小于規范的撓度上限1/250。兩試件在角點區域的撓度均較小，普通試件為1.05 mm以下，裝配式試件為0.5 mm以下。

圖9為兩個試件的側壁中點和頂板中點荷載-位移曲線。可以看出在加腋情況下裝配式試件側壁中點位移大于普通試件，荷載為150 kN時，裝配式試件的側壁位移為0.27 mm，普通試件側壁位移為0.14 mm，裝配式試件位移是普通試件的約1.93倍，說明加腋區的存在對側壁受力影響顯著。但同時加腋區減小了管廊頂板凈跨度，實現了降低頂板跨中的最大彎矩，減小豎向撓度的目的，裝配式試件的頂板撓度要小于普通現澆試件，在荷載為150 kN時，裝配式試件頂板撓度5.12 mm，普通試件頂板撓度為7.45 mm，普通試件是裝配式試件的1.45倍。最終裝配式試件的破壞形式與普通試件類似，均為頂板受彎壓破壞。普通試件的破壞荷載為350 kN，大于裝配式試件的300 kN，這可能是由于普通試件沒有連接削弱，整體性更好。

圖8 頂板撓度

2.3 鋼棒鋼筋應變

從圖10中可以得出，錨固完成后鋼筋的初始應變為1 650 με，隨著荷載的增大，上下部鋼棒應變均出現明顯下降。其中上部鋼棒在荷載為200 kN時下降為1 030 με，下部鋼棒為1 375 με。這表明裝配式連接試件組合工況下鋼棒的預應力折損是連接部位面臨的主要問題。根據文獻[14]可知，如采用5 mm橡膠密封墊，橡膠接觸應力應當不小于1.5 MPa可滿足抗滲要求。本次試驗結果表明，在管廊本身結構發生破壞前，連接部位預緊力能保證橡膠密封墊接觸應力滿足抗滲要求。

圖9 側壁及頂板中點荷載-位移曲線

圖10 鋼棒應變

試件關鍵部位鋼筋的荷載-應變曲線如圖11所示?？梢钥闯?，從開始加載一直到200 kN兩個管廊的鋼筋都沒達到屈服狀態。頂板跨中的鋼筋應變始終是最大的，且隨著應力增大，跨中鋼筋對于荷載的響應更加明顯，在距跨中一定距離的S3測點的響應則明顯較小。圖11(a)中S7測點數據表明加腋區鋼筋受壓，故加腋區在豎向荷載作用下不會出現開裂風險，但也表明加腋區確實向側壁傳遞了壓力。