飽和軟土地區束合管幕結構受力性能足尺試驗研究

畢湘利， 張中杰， 劉 書， 潘偉強， 焦伯昌， 柳 獻, *

(1. 上海申通地鐵集團有限公司， 上海 201102； 2. 上海市城市建設設計研究總院(集團)有限公司，上海 200125； 3. 上海隧道工程有限公司， 上海 200032； 4. 同濟大學地下建筑與工程系， 上海 200092)

0 引言

隨著地下工程所需要承載的城市功能越來越多，結構形式逐漸變得復雜。同時，地下工程與周圍既有建筑物或管線的間距逐漸縮小，其所面臨的施工環境也變得越來越復雜。傳統明挖法已不適用于城市中心區域，而采用對周圍環境影響更小的暗挖施工方法已成為城市中心地區地下工程施工的必然趨勢[1]。一般來說，傳統地下工程暗挖工法主要包含淺埋暗挖法、頂管法、盾構法、管幕法等施工工法。

管幕法也叫排管頂進法，是采用小口徑頂管機建造大斷面地下空間的施工技術，利用微型頂管技術在擬建的地下建筑物四周頂入鋼管或其他材質的管子，管子之間采用鎖扣連接并注入防水材料，形成水密性地下空間[2]。由于管幕具有隔離地下水的作用，故施工時無需降低地下水位，具有一定的便捷性[3]。

基于管幕法的結構特點，對于管幕工法的研究主要集中在2方面： 1)針對管幕法施工過程中的地層變形以及開挖面穩定性[4-5]； 2)針對管幕構件本身的抗彎抗剪受力性能以及鎖扣的性能[6-7]。尤其是針對傳統管幕工法的更新優化，研究主要集中在新型管幕結構本身的受力性能。在管幕法發展的過程中，主要有2種發展方向： 一種是仍然將管幕當作臨時維護結構，但利用其施工便捷性與其他工法進行結合，如管幕-箱涵法[8]，從而實現復雜工程條件下的地下結構建造；而另外一種則是對管幕工法本身做深入探究，優化管幕結構的薄弱部位，提高管幕的承載能力與適用性，并發展出了以環梁為連接方式的NTR工法[9]、以翼緣板螺栓連接為連接方式的STS工法[10]、以無黏結預應力為“連接手段”的日本URT工法與PCR工法[11]，以及開發新型JES接頭的JES工法[12]等。

NTR、STS等新型管幕工法主要通過強化鋼管間連接、采用翼緣板與螺栓或環梁連接等方式將鋼管節連接形成整體，進而提供管幕橫向結構剛度及承載能力。日本URT工法及PCR工法的根本原理則是通過施加橫向無黏結預應力來約束管節，進而提高整體結構的受力性能； 國內基于該原理提出了新型的束合管幕工法(undergroud bundled integrate tunnel，U-BIT)，其基本思路為采用矩形管幕作為支護結構，管幕通過鎖扣以及填充混凝土進行連接，并通過張拉橫向預應力，使各個鋼管之間協同受力，形成受力整體，進而提高整體結構的受力性能。與日本URT工法相比，U-BIT工法優化了施工工藝及預應力筋的布置形式，并將角部頂管尺寸放大作為工作管，而無需專用工作管，節約了材料及工期。相比于同一條軌道線的桂橋路站“管幕+MJS”復合暗挖工法[13]，U-BIT無需冰凍、支撐和大范圍的土體加固，管幕預應力施加完成后可直接組織施工，特定條件下的成本和工期優勢明顯，并且對施工場地面積要求較低，具備良好的環境和交通友好性。

然而，束合管幕結構施工工藝以及結構性能的研究還處于初期階段，在國內尚無可供直接借鑒的工程案例，也缺乏相應的試驗研究或理論研究。因此，為保障束合管幕結構的施工安全，探究該結構的性能以及拓展該結構的適用性，有必要對束合管幕結構的受力機制進行研究。

1 工法介紹

束合管幕結構如圖1所示。該工法核心思想是采用矩形鋼管，通過沿環向施加預應力，使各個鋼管之間協同受力、雙向承載，以達到減小構件尺寸、提高管幕結構的整體剛度和承載能力的效果。

圖1 束合管幕結構

束合管幕工法施工順序如下：

1)施作始發井與接收井。

2)管節頂進。在始發井內，分別利用小型頂管機將預制的標準管和工作管頂至設計位置，頂進時根據管節預制的CT型鎖扣進行定位。頂進后，在管節鎖扣之間充填油脂或其他防水材料，防止在后續施工過程中地下水滲漏。縱向上，推進單節管節時在管節間采用現場焊接方式連接。

3)穿波紋管與預應力鋼絞線。為便于施加預應力，標準管與工作管在頂進前已根據設計要求設置鋼絞線貫穿孔。根據預先開孔位置，穿波紋管，并依次穿入預應力鋼絞線，裝好錨具，做好張拉前準備。

4)澆筑標準管及管節間混凝土。穿束完成后，澆筑標準管節內部及結合縫的混凝土，此時還有4個角部的鋼管節未進行混凝土澆筑。

5)張拉預應力筋鋼絞線并錨固。養護一段時間，當混凝土強度達到設計要求后，張拉鋼絞線，并在4個角部工作管內錨固住。張拉時盡量保持對稱張拉，避免由于單側張拉而導致的偏載。

6)澆筑工作管混凝土。待預應力筋張拉錨固完成后，澆筑4個角部工作管的混凝土，養護至混凝土達到設計強度。

7)開挖內部土體。待束合結構形成后，已經可以作為外圍的支護結構，此時進行內部土體的開挖。束合結構同時兼作永久結構，開挖完內部土體后，逐步施作內部永久結構。

結合束合結構的工法核心思想與施工流程可以看到，相較于傳統的管幕工法，通過對管節施加預應力，可以有效提高束合結構的剛度，顯著改善受力性能，可以有效降低撓度變形，進而降低對地面沉降變形的影響。一方面，束合結構既可同時作為施工階段的臨時支撐，減少開挖階段設置支撐，也可作為永久結構，減少內部結構的尺寸，進而降低整個工程的費用；另一方面，束合結構本身的預應力筋位置、設計預應力張拉大小可以根據實際工程需要而做出調整，具有較高的靈活性，可更加廣泛地適用于地下工程，在大城市的地下結構施工中有著良好的應用前景。

2 試驗設計

2.1 試驗試件

本次足尺試驗取用原結構的1/4用以試驗研究，其正視圖如圖2所示。外沿尺寸為寬4.2 m，高3.1 m，縱向長1.5 m，呈“倒L”形。試驗管節分為角部工作管、標準管和半標準管3類。角部工作管外沿尺寸為1.4 m×1.4 m，標準管外沿尺寸為1 m×1 m，半標準管外沿尺寸為0.5 m×1 m，各結合縫寬度為0.1 m。

圖2 1/4結構正視圖(單位: mm)

在試件制作過程中按照預應力布線方式在管節內部安裝波紋管及預應力筋，待工作管內混凝土澆筑并達到張拉強度標準后，進行預應力筋張拉。張拉完成后錨固在角部工作管處，待工作管混凝土澆筑后與之形成整體。1/4結構俯視圖如圖3所示。上部預應力筋沿縱向間距500 mm布置，共3束，每束包含3根預應力筋，側部布置形式相同。預應力筋采用1×7標準型鋼絞線，公稱截面面積為140 mm2。按照設計要求，預應力筋需張拉至極限應力的75%，即1 395 MPa，單根預應力筋設計張拉力為146.475 kN，單束預應力筋設計張拉力為439.425 kN。

圖3 1/4結構俯視圖(單位: mm)

2.2 加載系統及荷載設計

2.2.1 加載裝置

加載系統如圖4所示，主要由反力框架、千斤頂、加載梁、自平衡錨桿、地錨所組成。該系統有4個豎向加載點(P1—P3，其中P2控制2個加載點)和3個水平向加載點(P4—P6)，每個加載點由2個千斤頂與1個加載梁組成，加載時可實現單點加載。

圖4 加載系統

與整環結構不同，本次結構試驗取整環的1/4結構作為試驗對象，因此需要考慮該1/4結構的約束形式，以期能夠與整環結構受力等效。考慮到束合結構在地下時受到周邊的水土壓力，荷載形式左右對稱，因此在右側水平端部應為滑動支座形式。通過對束合結構彈性受力進行數值模擬，發現左右側跨中的剪力不超過10 kN，可以認為左右側跨中位置靠近反彎點； 同時，結合實際加載裝置的適用性，同樣設置左側下端部約束為滑動支座形式。

滑動支座采用“螺栓+滾珠+鋼板+鋼梁”的形式進行設計。鋼滾珠嵌套在鋼板內，并利用鋼梁將鋼滾珠所在鋼板與加載架連接在一起，限制鋼滾珠端部的位移，此時與鋼滾珠接觸的試驗構件就只能沿著滾珠方向進行平動。同時，在鋼滾珠旁側設置螺栓，且螺栓開孔為腰型開孔，螺栓一端連接鋼滾珠所在鋼板，另一端連接構件，用以承受拉力，與鋼滾珠承受壓力相結合，使得約束處能夠承受彎矩，進而使得結構受力接近實際情況。

2.2.2 荷載設計

試驗荷載設計以模擬正常運營階段無注漿無偏載狀態下結構的實際受荷為基準，保證1/4結構所受外荷載與實際基本一致。

設計計算荷載轉化為試驗荷載時，遵循以下3個原則：

1)按照荷載相等的原則，試驗荷載取值為設計荷載的等效值，即豎向千斤頂的受力總和與實際1/4結構豎向水土荷載的總和相同。

2)保證試驗荷載下襯砌結構控制截面處的內力，與設計荷載作用下的內力誤差在一定范圍內。

3)試驗荷載作用下，束合管幕結構在平面內需要滿足受力平衡，以確保試驗加載過程中束合管幕結構的安全穩定。

根據上述原則，得到與設計荷載相對應的試驗荷載，即千斤頂頂力=一定范圍內水土荷載總和。

本次1/4足尺結構力學性能試驗主要對1/4結構的力學性能進行試驗研究，利用上述加載系統進行加載。試驗中，通過水平頂部的4個千斤頂模擬結構所受豎向水土荷載，通過側部的3個千斤頂模擬結構所受水平向水土荷載，通過水平端部和底部的滑動支座模擬結構的端部約束條件。結合加載條件與實際試驗目的，將整個加載工況分為預加載工況、設計工況和超載工況。加載參數如表1所示。

表1 加載參數表

2.3 試驗布設

實際試驗結構如圖5所示，其布設過程如下：

1)依據設計圖紙，進行側部及底部滑動支座的定位及安裝；

2)安裝臨時支撐結構，依次進行各個試驗管節的定位及拼裝；

3)管節內穿波紋管與預應力鋼絞線；

4)澆筑標準管及結合縫內的混凝土；

5)張拉預應力筋鋼絞線并錨固；

6)澆筑工作管的混凝土；

7)進行千斤頂及加載梁的定位及安裝。

圖5 結構受力性能試驗

2.4 研究指標

本次預應力復合管幕工法結合縫剪切力學性能試驗的研究指標如下：

1)結構形狀變化；

2)束合結構結合縫張開、錯動；

3)預應力施加效果；

4)結構表觀現象及過程記錄。

3 主要試驗結果

3.1 預加載工況與設計工況

在預加載工況與設計工況階段，結合縫沒有出現任何明顯脫開，結合縫張開量和錯臺量均在0.2 mm以內波動，結構端部撓度在0.8 mm以內波動。

3.2 超載工況

3.2.1 結構變形

超載工況結構位移與荷載差值關系曲線如圖6所示。在整個超載階段，側壓力系數不變的情況下，逐步增大埋深，豎向壓力p3與側向壓力p6的差值逐漸增大。定義Δp=p3-p6(單位： kN)，可以看到，當Δp小于13.08 kN時，結構下部的水平位移基本保持在0.4 mm左右，變化量在0.1 mm以內。結構端部撓度則隨著荷載差值的增大而增大，達到了0.9 mm。

圖6 超載工況結構位移與荷載差值關系曲線圖

隨著荷載差值的繼續增大，結構底部逐步往左位移，端部逐漸向下位移。增至12 m埋深時，對應荷載差值Δp為32.57 kN，底部水平位移降至-0.66 mm，而端部撓度增至2.47 mm。此時2號結合縫內側出現脫開，結構剛度降低，結構底部繼續向左，頂部繼續向下，水平位移降至-1.6 mm，豎向撓度增至3.98 mm。

3.2.2 結合縫外側張開

超載工況結合縫外側張開量與荷載差值關系曲線如圖7所示。當Δp小于40.66 kN時，1號結合縫和4號結合縫外側張開量很小，絕對值小于0.05 mm，變化值在0.05 mm以內。當Δp超過40.66 kN時，1號結合縫外側張開量增大，最高達到0.28 mm；而4號結合縫外側張開量仍然保持在0.05 mm以內。

圖7 超載工況結合縫外側張開量與荷載差值關系曲線圖

當Δp小于-4.41 kN時，2號結合縫外側閉合量(張開量為負值時)在0.02 mm以內波動。隨著荷載差值的增大，2號結合縫外側閉合量也在逐漸增大，當Δp達到32.31 kN時，閉合量達到0.185 mm。當Δp超過32.31 kN后，閉合量陡增且迅速達到0.45 mm，而后隨著Δp的增大而增大。當Δp達到48.28 kN時，2號結合縫外側閉合量達到0.575 mm。

3.2.3 結合縫內側張開

超載工況結合縫內側張開量與荷載差值關系曲線如圖8所示。當Δp小于14.11 kN，1號、4號、5號結合縫內側張開量很小，絕對值分別在0.07、0.03、0.01 mm附近波動，變化值在0.05 mm以內。當Δp超過14.11 kN時，1號、4號、5號結合縫內側逐漸閉合，閉合量逐漸增大； 當Δp達到48.28 kN時，3個結合縫的內側閉合量分別達到0.145、0.17、0.05 mm。

圖8 超載工況結合縫內側張開量與荷載差值關系曲線圖

隨著Δp增大，3號結合縫內側張開量也逐漸增大。當Δp達到34.61 kN，張開量達到0.19 mm。而當Δp繼續增大，達到48.28 kN時，3號結合縫內側張開量略有減小，降至0.18 mm。

當Δp小于0.76 kN時，2號結合縫內側張開量在0.02 mm以內波動，變化值小于0.01 mm。隨著Δp的增大，2號結合縫內側閉合量也在逐漸增大，當Δp達到14.11 kN時，張開量達到0.095 mm。隨著Δp的繼續增大，2號結合縫外側張開量增大得更快，當Δp達到48.28 kN時，張開量達到0.48 mm。

3.2.4 預應力筋應變

超載工況預應力筋應變與荷載差值關系曲線如圖9所示。隨著Δp的增大，中束2、中束5應變量逐步降低，中束4應變量逐步增加，當Δp達到48.28 kN時，分別增加了-69με、17με、-25με。當Δp達到14.11 kN，中束4應變量突降了109με。去除該突變，中束4應變量增加了-44με。

4 主要結果分析

4.1 結構剛度

如圖6所示，在整個加載全過程中，結構撓度與底部水平位移發展可以分為2個階段。

1)初期加載階段。當Δp小于13.08 kN，隨著Δp增大，結構頂部撓度向下發展，隨之增加至0.91 mm。而結構底部水平向右位移了0.35 mm，此時結構端部撓度對應剛度為33 585 kN/m。

2)結合縫脫開階段。隨著荷載差值的繼續增加，2號結合縫出現脫開，結構整體剛度降低，頂部撓度與底部水平位移增幅變大。當荷載差值Δp達到48.28 kN時，頂部撓度與底部水平位移分別增至3.98、1.595 mm，此時結構端部撓度對應剛度為13 185 kN/m。

圖9 超載工況預應力筋應變與荷載差值關系曲線圖

在1/4結構試驗過程中，出現混凝土與鋼管節脫開后，隨著脫開高度的繼續發展，結合縫迅速張開，結構對應剛度會降低60%。

4.2 預應力作用

受力全過程預應力應變增量與結構撓度關系曲線如圖10所示。在超載工況時，預應力應變增量與結構豎向撓度之間幾乎呈線性比例關系。當撓度增大到4.14 mm后，預應力應變增量達到31.6με，預應力鋼絞線彈性模量為195 000 MPa，即應力增大了6.2 MPa。

圖10 受力全過程預應力應變增量與結構撓度關系曲線圖

4.3 理論計算驗證

在超載工況試驗階段，當結合縫沒有明顯張開時，可以認為預應力筋并無明顯伸長，此時預應力筋僅作為外荷載考慮。根據錨固端實測數據，此時錨固端實際張拉力為946 kN。結構出現混凝土與鋼板脫開的情況發生在2號結合縫，加載時對應7 m埋深時荷載。考慮預應力及外荷載共同作用，在臨界脫開時結合縫受到彎矩484.32 kN·m、軸力1 281.03 kN、剪力422.33 kN。

盡管錨固端位置并非在截面高度中心，而是有一定偏心，但2號結合縫距離張拉錨固端較遠，因此不考慮局部受壓狀態。計算結合縫脫開時，結合縫受拉位置的應力狀態為：

(1)

(2)

代入相應參數計算可得：

σ=2.045 MPa ；

τ=0.357 MPa 。

通過一點應力狀態計算，此時結合縫受拉脫開部位一點最大應力

(3)

計算結果為σ1=2.106 MPa。

參照型鋼與混凝土黏結性能試驗研究中推導出的計算公式，型鋼板與混凝土之間的黏結強度

(4)

式中：τp為最大黏結強度；c為保護層厚度；h為型鋼板厚度；n為箍筋數量；Asv為箍筋截面面積；B為試件寬度；S為箍筋間距；ft為混凝土抗拉強度。

實際結構中，可以將結合縫的混凝土與鋼板看作型鋼與混凝土黏結情況，因此取保護層厚度100 mm，型鋼厚度25 mm，且混凝土內無任何橫向箍筋，Asv為0。此次試驗混凝土強度等級為C45，根據規范取抗拉強度為2.51 MPa，代入式(4)計算得出τp=1.913 MPa。根據一點應力狀態計算公式，求得一點最大應力也為1.913 MPa。試驗計算結果與理論黏結強度基本一致，相差約為10%。

5 結論與討論

1)在整個試驗中，結構變形發展可以分為彈性受力階段與非線性階段2個階段。其中，結合縫脫開是關鍵性能點。

2)在預加載工況與設計工況下，結構處于彈性階段，結構位移不超過1 mm ，且無結合縫脫開、錯動，結構處于安全狀態。

3)在超載工況下，當加載至2倍設計埋深對應荷載時，結合縫內部出現脫開，脫開應力為2.106 MPa。隨荷載增大，脫開高度、張開量及預應力筋受力均逐漸增大，截面剛度由33 585 kN/m下降至13 185 kN/m，降低60%；當加載到3.25倍的設計埋深對應荷載時，出現表觀脫開現象； 當達到4倍設計埋深對應荷載，結構未破壞，仍具備承載能力，此時端部豎向撓度為4 mm。

本文通過開展束合管幕1/4結構的足尺試驗研究，初步探究了束合管幕結構在設計工況、超載工況下的變形響應，確定了各工況下的結構剛度及薄弱位置，后續還需進行相關的數值模擬和足尺結構試驗，深入研究結構薄弱點——結合縫的壓彎性能及受剪性能，在以結構變形與結合縫張開作為控制指標的同時，分析結構內力的變化規律，并開展無黏結預應力筋對結構受力性能的影響研究，以期確定該結構的設計方法。