盾構隧道環向快速連接件力學性能試驗研究

官林星， 孫 巍， 張孟喜， 方 濤， 張桂揚

(1. 上海市政工程設計研究總院(集團)有限公司， 上海 200092； 2. 上海大學土木工程系， 上海 200444)

0 引言

盾構隧道在國內外的市政工程中得到了廣泛應用[1]。國內的盾構隧道一般采用斜螺栓、彎螺栓、直螺栓等連接形式。在需要承受內水壓的輸水隧洞中，為了提高接頭的承載能力與防水能力，通常采用鑄鐵連接件與短直螺栓的組合形式，其具有施工方便、經驗成熟、造價便宜的優點，在上海青草沙原水工程陸域段[2-3]與上海蘇州河深層排水調蓄系統[4-5]中得到了應用。盾構隧道的螺栓安裝不同于地面鋼結構螺栓的安裝，需要在有限狹小空間中進行，同時需要考慮管片的拼裝誤差。為了施工方便，螺栓孔通常與螺栓之間存在安裝間隙，一般為3～6 mm，而這容易導致管片之間的錯臺，影響隧道的防水效果。螺栓的緊固作業需要人工完成，在施工過程中尚需對螺栓進行復緊，作業工序多、質量不易控制。螺栓安裝手孔的存在削弱了隧道截面的整體剛度，手孔周圍的混凝土容易開裂與漏水[6]。經過統計，內徑2.44 m輸水盾構隧洞的手孔開孔面積約占整個內表面的13%。在輸水隧洞中，為了降低隧洞內表面的糙率、提高隧洞的過流能力，隧洞內表面的螺栓手孔均要封堵，需要耗費大量的人工與物力，且有在水流的沖擊下脫落的風險。

新型管片連接件相比普通螺栓接頭，拼裝時間短，拼裝完成后無需再人工擰緊，這代表著盾構隧道技術的發展方向。拼裝完成后的隧道真圓度高，管片錯臺與張開量小，防水性能高。國內對新型管片連接件開展了研究，并成功應用于上海地鐵18號線外徑6.6 m的盾構隧道中[7-8]。日本開發了數量眾多的連接件，開展了廣泛的研究與應用[9-11]，但由于國內所使用的材料、加工工藝與之不同，不能直接應用日本的數據，需要對新型連接件開展基礎研究。

本文以15 m級的大直徑公路盾構隧道與10 m級超深覆土高內水壓作用下的排水調蓄盾構隧洞為研究對象，在管片厚度為650 mm的條件下，設計了新型環向連接件，并開展了抗拉試驗，為新型快速接頭的應用提供基礎數據。采用試驗研究與數值模擬的方法，對連接件的結構形式、材料性能、連接件與錨筋之間的連接、連接件與混凝土管片之間力的傳遞做了詳細研究。

1 試件、試驗裝置和加載方案

1.1 試件

新型環向快速連接件如圖1所示。該新型環向快速連接件由一個公頭連接件(T型件)和一個母頭連接件(C型件)2部分組成。尾部錨筋為直徑32 mm、長530 mm、帶有錨板的HRB400鋼筋，通過螺紋與鑄鐵連接件連接。管片澆注時，分別將這2個連接件預埋在管片內，拼裝時將T型構件對準滑入到C型構件中，二者相互嵌合，完成管片的拼裝。環向快速連接件在管片中的布置如圖2所示。

圖1 環向連接件

圖2 環向快速連接件布置圖

為了確定該環向快速連接件的力學性能和承載力，對該接頭連接件進行抗拉試驗。根據環向快速連接件的實際尺寸，設計混凝土T型加載梁。加載梁采用C60混凝土，縱向鋼筋、箍筋全部采用HRB400鋼筋。快速環向連接件抗拉試驗共2組，每組由公頭與母頭2個試件組成。T型梁長度為1 500 mm，寬度為1 000 mm，厚度為650 mm，如圖3所示。

(a) 公頭 (b) 母頭

按照公頭腹板拉斷破壞的原則進行環向連接件及混凝土試件的設計。公頭鑄鐵連接件橫截面為梯形截面，面積為1 548 mm2，采用鑄鐵件QT500-7制成，屈服強度Rp0.2=320 MPa，試件的屈服荷載為495 kN，以此作為本次的試驗指標。

1.2 試驗裝置

采用在試件的肩部進行加載的方式，無需額外反力梁，試驗加載實景如圖4所示。其中，混凝土試件采用鋼模板在管片生產車間進行制作。T型梁兩翼分別設置噸位為100 t的液壓千斤頂A、B。為了保證構件不會出現偏心荷載，2個液壓千斤頂采用同一個液壓泵進行供壓，保證二者合力的中心線位于T型梁的中心處。

圖4 試驗加載實景圖

1.3 加載方案

試驗采用勻速分級加載，經前期計算，預計連接件在700 kN左右發生破壞。荷載分級及加載方案按圖5進行，圖中所示荷載為2個千斤頂的合力。在實際加載過程中，上下2個千斤頂施加的荷載并不能保持完全同步，有所偏差，取每級荷載施加后的穩定值作為該級荷載。在荷載達到320 kN后，每級荷載分級的增量由原先的40 kN/級改為20 kN/級。加載過程中，每級加載完后靜止10 min，待試件受力穩定后再進行下一級加載。

1.4 數據采集

為監測試件在加載過程中的應變分布情況，在連接件、錨筋、試件鋼筋、試件表面混凝土等部位粘貼應變片。為方便說明，對試件中所粘貼的應變片進行編號，編號說明如下： 公頭構件使用字母A表示，母頭構件使用字母B表示，鋼筋及連接件上的測點用字母S表示，混凝土上的測點用字母C表示。公頭與母頭連接件及錨筋應變片布置如圖6所示。為了監測連接件周圍混凝土的開裂情況，在連接件周圍布置了花式應變片，如圖7所示。

圖5 試驗加載步序圖

(a) 公頭

(b) 母頭

圖7 公頭試件端部應變花布置(單位: mm)

2 試驗結果

2.1 試件破壞現象

第1組試驗當荷載達到650.5 kN時，連接件發生破壞，破壞模式為母頭試件C型連接件一側槽壁發生斷裂。被拉斷一側混凝土出現大面積的脫落，另一側混凝土有較為明顯的裂縫產生。裂縫沿母頭連接件呈45°角向外側發展。第1組試驗母頭試件端部混凝土裂縫與預埋件破壞如圖8所示。公頭試件整體上完好，試件端部未出現混凝土脫落，有3條微裂縫產生，連接件發生頸縮現象，連接件與混凝土之間出現空隙。第1組試驗公頭試件端部混凝土裂縫如圖9所示。

(a)(b)

(a)(b)

第2組試驗當荷載達到644.5 kN時，連接件發生破壞，破壞模式為公頭試件T型連接件腹板被拉斷。試件整體性完好，公頭試件連接件周圍產生2條水平的微裂縫，母頭試件端部混凝土出現局部脫落，連接件附近出現45°方向的斜裂縫。試驗公頭試件端部混凝土裂縫及公頭拉斷如圖10所示。母頭試件端部混凝土裂縫如圖11所示。

(a)(b)

2組試件表現出不一樣的破壞現象，第1組為母頭凹槽的側壁破壞，母頭上方的混凝土發生較大面積的剝落。初步分析原因為公母頭拼裝完成后，母頭C型連接件的側壁受到復合應力的作用，公頭T型件兩翼受到的拉力不平衡造成的，這與初始拼裝公頭T型件與母頭C型件形成的接觸有關。試驗結果表明，在快速接頭連接件用于實際工程中，需要嚴格控制公頭的拼裝位置，使公頭T型件的兩翼受力均勻。第2組試件為公頭腹板拉斷，與預期的設計目標一致。初步推測，開展第2組試驗時，有了第1組的經驗，拼裝質量得到了提高，連接件的受力狀態得到改善。

(a)(b)

2.2 試件荷載位移曲線

第2組試驗在第1組試驗的經驗基礎上進行，這里以第2組試驗為例進行說明。荷載位移曲線如圖12所示。第2組接頭連接件極限承載力為644.5 kN，上部A點最終相對位移為5.2 mm，下部B點最終相對位移為4.8 mm。當荷載小于400 kN時，荷載位移曲線基本呈線性關系，此階段接頭處于彈性階段。當加載到512 kN時，連接件到達屈服荷載，與計算屈服荷載495 kN接近。此后，隨著荷載的增長，連接件位移發展較快，直至最后發生破壞。

圖12 第2組試驗荷載位移曲線

2.3 錨筋應變變化

以第2組試驗數據為研究對象進行分析，公頭與母頭錨筋應變如圖13—14所示。隨著荷載增加，公頭和母頭連接件上錨筋的拉應變逐漸增加。公頭錨筋應變最大測點為SA1和SA5，應變值分別為1 730με和1 535με，母頭錨筋應變最大測點為SB5，應變值為1 738με，公、母頭錨筋測點均未發生屈服。在同一荷載下，每根錨筋的應變隨著與連接件距離的增加而減小；對于公接頭，不同的錨筋在與連接件距離相同的測點處，其應變大小和變化規律大致相同；對于母接頭，位于口部錨筋(SB5所在錨筋)的應變要大于位于尾部錨筋(SB1所在錨筋)的應變。試驗中4根錨筋的最大應力值為348 MPa，達到HRB400錨筋抗拉屈服強度的87%，接近其抗拉強度設計值360 MPa。

圖13 第2組試驗公頭錨筋應變

2.4 連接件本體抗拉性能

第2組試驗公頭連接件和母頭連接件的應變分別如圖15—16所示。公頭連接件在測點處承受拉應力，母頭連接件在測點處承受壓應力。公頭的T型件在受拉過程中，母頭C型件的開口受到壓力而張開，側壁外側受到混凝土的約束而產生壓應力。對于公頭連接件，當荷載小于400 kN時，拉應變處于線性增長狀態；當荷載大于400 kN時，拉應變出現陡增現象；當荷載大于512 kN時，應變片發生損壞。對于母頭連接件，當荷載小于400 kN時，壓應變處于線性增長狀態，增長速率相對平緩，測點SB10的壓應變略大于測點SB9的壓應變；當荷載大于400 kN時，壓應變出現較為明顯的陡增現象，且測點SB10處增長速率遠大于測點SB9處增長速率，這與圖14中錨筋SB5處的應力最大可以相互驗證與說明。

圖15 第2組試驗公頭連接件應變

圖16 第2組試驗母頭連接件應變

3 數值模擬分析

3.1 模型概況

根據試件建立對應的數值分析模型，如圖17所示。為保證加載面上受力均勻，在試件中心點位置建立參考點，與加載面采取耦合約束，單個構件每側加載350 kN，總荷載700 kN，模型主要施加豎向位移及垂直受力方向邊界位移，避免加載初期局部荷載不平衡導致構件偏移。

3.2 材料參數

混凝土強度等級為C60，有限元模擬時采用混凝土塑性損傷本構模型，如圖18所示。鑄鐵接頭采用QT500-7，錨筋采用HRB400，鑄鐵與錨筋采用彈塑性模型。材料力學參數如表1所示。

圖17 數值模型

圖18 混凝土塑性損傷模型

表1 材料力學參數

3.3 接觸定義

分析模型各部件在工作過程中可能發生相互作用的區域，創建接觸對。結構分析中，接觸對可實現不同部件間在接觸位置進行力和位移的傳遞。公頭與母頭之間、錨筋與混凝土之間建立接觸對，主要需設置法向和切向接觸行為。法向使用默認的硬接觸行為，切向使用罰函數模擬接觸行為，設置摩擦因數為0.2。

3.4 試驗結果與數值模擬分析結果對比

3.4.1 連接件位移與應力分布

在荷載達到490 kN時，連接件的應力分布如圖19所示，圖中的灰色區域為應力大于450 MPa的部位，公頭腹板出現屈服，同時表現出一定程度的頸縮，頸縮量大約在2 mm。連接件的最終破壞為公頭腹板拉斷，拉斷形狀和部位與數值分析基本相同。數值分析與第2組試驗結果都表明連接件的薄弱部位為公頭腹板，這與設計的指導原則是一致的。

試件的位移試驗值與模擬值的對比如圖20所示，在荷載小于400 kN時，連接件處于彈性階段，隨后連接件進入塑性狀態。數值模擬與試驗表現出相同的變化趨勢。在具體量值上，數值模擬的位移值要小于試驗值。

3.4.2 連接件抗拉性能分析

公頭連接件應變試驗值與數值模擬值如圖21所示，數值模擬與試驗結果受力特征及變化趨勢基本相同。對于公頭連接件，當荷載小于400 kN時，拉應變基本屬于線性增長狀態，應變曲線吻合較好，誤差小于20%；荷載大于400 kN后，試驗及仿真均出現較大的彈塑性特征。數值模擬基本再現了公頭腹板的受力情況。

圖19 連接件的斷裂與應力分布(單位： MPa)

圖20 試件位移試驗值與模擬值

圖21 公頭連接件應變試驗值與模擬值

母頭連接件應變試驗值與數值模擬值如圖22所示。與公頭試件相比，數值分析對試驗的模擬精度降低，這與母頭外形與受力復雜有關。測點SB10的應變大于測點SB9的應變，說明了凹槽側壁受力的不均勻性，與試驗表現出同樣的規律。測點SB9位于母頭的末端，應力較小。數值模擬與試驗結果都表明母頭連接件側壁在開口處要承受更大的壓力。

圖22 母頭連接件應變試驗值與模擬值

3.4.3 錨筋的錨固性能分析

公頭連接件錨筋拉應變試驗值與數值模擬值如圖23所示。分析表明： 公頭錨筋應變最大測點為SA1與SA5，試驗及數值分析結果吻合較好，荷載達到650 kN時，試驗總拉應變分別為1 940με和2 155με，數值仿真總拉應變分別為1 800με和2 300με。數值模擬較好地表現了連接件錨筋的受力狀態。試驗結果中其他測點的應變均隨著與公頭連接件的距離增加而減小，數值仿真結果與試驗結果均呈現相同的變化規律和特征。隨著錨筋應力的減小，錨筋的端部試驗值與模擬值表現出較大的差異，如圖24所示。

圖23 公頭連接件錨筋前端應變試驗值與模擬值

圖24 公頭連接件錨筋末端應變試驗值與模擬值

4 結論與討論

基于盾構隧道快速連接件抗拉試驗與數值分析的結果，主要結論如下：

1)本次試驗所采用的鑄鐵連接件屈服承載能力為512 kN，滿足了試驗指標要求。彈性階段的承載力為400 kN，極限承載力為645 kN，可以應用于指導盾構隧道的設計。

2)試驗破壞發生在連接件本體部位，錨筋與連接件之間的連接設計合理可靠。試驗終止時，4根錨筋的最大應力值為348 MPa，達到HRB400錨筋抗拉屈服強度的87%，接近其抗拉強度設計值360 MPa。

3)連接件在軸心拉力作用下，連接件本體與錨筋的受力是不均勻的，在連接件設計中應考慮這種不均勻性，進行合理的優化設計。

4)數值分析較好地模擬了公頭與母頭的本體、錨筋的受力性能，再現了連接件在荷載作用下的變形過程。

在本次設計試驗過程中，只采用了2組連接件進行試驗，試件的破壞形式有所差異。為此下一階段追加連接件本體抗拉試驗，進一步研究快速接頭連接件本體的受力性能與破壞形式，開展接頭的抗彎剛度試驗，為環向接頭快速連接件應用提供基礎數據。