顧衛(wèi)兵，馮宇韜，劉江濤，李維濱，王 昊

(1.南京電力設(shè)計(jì)研究院有限公司，江蘇 南京 210039；2.東南大學(xué) 土木工程學(xué)院，江蘇 南京 211189)

城市建設(shè)的未來(lái)趨勢(shì)是開發(fā)地下空間[1]，綜合管廊(utility tunnel)是地下空間開發(fā)的主要方向[2-3]。在地下結(jié)構(gòu)中，采用預(yù)制裝配式施工可以有效減少工期，是未來(lái)發(fā)展的方向[4]。目前常見的預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)連接方式有：預(yù)應(yīng)力鋼絞線連接和預(yù)應(yīng)力鋼棒連接[5]。管廊結(jié)構(gòu)常見的連接構(gòu)造是設(shè)置加腋區(qū)，在加腋區(qū)預(yù)留孔洞；構(gòu)件運(yùn)送到現(xiàn)場(chǎng)之后吊裝安裝到位后進(jìn)行預(yù)應(yīng)力張拉連接。

油新華等[6]和薛偉辰等[7]采用足尺試驗(yàn)研究了綜合管廊的受力特點(diǎn)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(duì)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(yàn)結(jié)合有限元模擬的方式研究了雙倉(cāng)無(wú)腋角管廊的受力特性。目前研究中較少考慮加腋區(qū)域?qū)芾攘W(xué)性能的影響，對(duì)鋼棒連接的研究比較少[13]。本文基于前人的研究和實(shí)際工程需要，采用靜力加載試驗(yàn)對(duì)鋼棒連接的加腋矩形管廊和普通管廊足尺模型的力學(xué)性能進(jìn)行了比較研究。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件制作

本試驗(yàn)的試件1(見圖1)為兩段預(yù)制裝配式鋼筋混凝土管廊節(jié)段，每段長(zhǎng)0.5 m，寬2.9 m，高2.45 m；試件2為一段整體管廊，長(zhǎng)1.0 m，寬2.9 m，高2.45 m。試件頂板和側(cè)壁板厚為250 mm，底板厚度為300 mm。通道迎土面混凝土保護(hù)層厚度為50 mm，內(nèi)部保護(hù)層厚度為20 mm。在試件1四角設(shè)置直角三角形加腋區(qū)，直角邊邊長(zhǎng)為250 mm；在加腋區(qū)預(yù)留有pc鋼棒連接孔道，孔道直徑為20 mm，孔道中心距兩側(cè)內(nèi)壁各40 mm。

試件采用強(qiáng)度等級(jí)為C40的商用混凝土，鋼筋采用HRB400級(jí)帶肋鋼筋，預(yù)應(yīng)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(qū)，參照《城市綜合管廊工程技術(shù)規(guī)范》[15](GB 50838—2012)的相關(guān)規(guī)定，結(jié)構(gòu)重要性系數(shù)為1.1，裂縫控制等級(jí)為三級(jí)，且不能出現(xiàn)寬度大于0.2 mm的貫通裂縫，防水等級(jí)為二級(jí)，基礎(chǔ)設(shè)計(jì)等級(jí)為乙級(jí)，管廊結(jié)構(gòu)環(huán)境類別為二b。按照《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[16](GB 50011—2010)，該工程為重點(diǎn)設(shè)防類工程，場(chǎng)地類別為II類，抗震設(shè)防烈度為7度，抗震等級(jí)為三級(jí)，設(shè)計(jì)基本地震加速度為0.1g。根據(jù)設(shè)計(jì)資料和地勘報(bào)告，工程開挖深度為4.5 m，施工范圍內(nèi)土體的物理力學(xué)指標(biāo)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(xué)指標(biāo)

工程中，開挖深度為4.5 m，地基處理時(shí)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(jì)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(jí)[12]取值，車輛總重為700 kN，其平面、立面布置見圖2。在計(jì)算時(shí)車輛荷載簡(jiǎn)化為均布荷載，分布寬度為兩個(gè)車輪之間的寬度即1.8 m。

圖2 城-A級(jí)車輛荷載布置圖

當(dāng)車輛荷載在土體中傳遞時(shí)，會(huì)按照一定的擴(kuò)散角度傳遞并認(rèn)為同一深度的附加荷載均勻分布，《建筑地基處理技術(shù)規(guī)范》[17](JGJ 79—2012)中提出在設(shè)計(jì)階段土體的擴(kuò)散角可取35°，規(guī)范[15]對(duì)于管廊上方道路車輛荷載標(biāo)準(zhǔn)沒(méi)有做明確的規(guī)定；由于管廊節(jié)段長(zhǎng)度較短，車輛經(jīng)過(guò)時(shí)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(jí)[18]中最不利的情況取200 kN。取管廊標(biāo)準(zhǔn)節(jié)段長(zhǎng)度1.1 m，b按規(guī)范[18]中車輛荷載布置圖中左右輪胎間距取1.8 m。由此計(jì)算可得頂板所受車輛荷載附加應(yīng)力39.08 kN。

在管廊結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)時(shí)，應(yīng)考慮恒載與活載的荷載組合，并采用含分項(xiàng)系數(shù)的設(shè)計(jì)表達(dá)式進(jìn)行設(shè)計(jì)。對(duì)永久荷載效應(yīng)控制的組合，永久恒載的分項(xiàng)系數(shù)取1.3，而汽車荷載等活載的分項(xiàng)系數(shù)取1.5。由此得，管廊頂板所承受的荷載設(shè)計(jì)值為198.12 kN。綜上，車輛和上覆土層在管廊頂部產(chǎn)生的荷載設(shè)計(jì)值為198.12 kN，在靜力試驗(yàn)時(shí)荷載取為200 kN(見表2)。

表2 綜合管廊所受荷載統(tǒng)計(jì)

預(yù)應(yīng)力鋼棒采用扭力扳手施加預(yù)應(yīng)力，初始預(yù)應(yīng)力大小為348 MPa，對(duì)應(yīng)每根鋼棒初始張拉力為70 kN。預(yù)應(yīng)力鋼棒材性性能見表3。

表3 預(yù)應(yīng)力鋼棒力學(xué)性能

本試驗(yàn)為破壞試驗(yàn)，試驗(yàn)加載分為預(yù)加載、正式加載、破壞加載三個(gè)階段[19]。預(yù)加載階段施加最大荷載為標(biāo)準(zhǔn)荷載的34%，即50 kN；正式加載階段施加到結(jié)構(gòu)所受標(biāo)準(zhǔn)荷載，采用分級(jí)加載制度，每級(jí)加載標(biāo)準(zhǔn)荷載的20%，即30 kN，分5級(jí)加載至荷載標(biāo)準(zhǔn)值，加載過(guò)程每級(jí)荷載持荷載96 min，達(dá)到標(biāo)準(zhǔn)荷載后持荷144 min；破壞加載階段先按照正式加載梯級(jí)加載至標(biāo)準(zhǔn)荷載，隨后按照設(shè)計(jì)值10%，即20 kN進(jìn)行分級(jí)加載，加載至設(shè)計(jì)值200 kN時(shí)持荷30 min，其余每級(jí)持荷20 min。加載過(guò)程如圖3所示。

1.3 支座及加載裝置布置

實(shí)際工作中綜合管廊所受荷載應(yīng)為均布面荷載，本試驗(yàn)為研究pc鋼棒連接的預(yù)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(yàn)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(guò)分配梁進(jìn)行傳遞，分配梁布置見圖4。

圖3 分級(jí)加載荷載

圖4 支座及加載布置(單位：mm)

1.4 測(cè)量?jī)?nèi)容

(1)應(yīng)變、撓度測(cè)量。應(yīng)變的測(cè)量通過(guò)粘貼應(yīng)變片實(shí)現(xiàn)，主要測(cè)量關(guān)鍵位置的鋼筋和混凝土的應(yīng)變，位置根據(jù)綜合管廊的最不利受力工況和有限元模型計(jì)算結(jié)果確定[9]?；炷辽系膽?yīng)變片粘貼于綜合管廊頂板跨中和頂板角部加腋區(qū)域，主要采集受拉區(qū)混凝土開裂情況；鋼筋上的應(yīng)變片在混凝土澆筑前粘貼[20]，用以量測(cè)綜合管廊頂板跨中彎矩最大處以及上部角點(diǎn)區(qū)域負(fù)彎矩最大處的鋼筋應(yīng)變；在連接所用的預(yù)應(yīng)力鋼棒上粘貼應(yīng)變片，用以測(cè)量受荷過(guò)程中的預(yù)應(yīng)力損失。在綜合管廊頂板和側(cè)壁共設(shè)置6個(gè)測(cè)點(diǎn)，鋼筋骨架布置8個(gè)測(cè)點(diǎn)，預(yù)應(yīng)力鋼棒布置8個(gè)測(cè)點(diǎn)，應(yīng)變片粘貼位置如圖5所示。

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

圖5 應(yīng)變片位移計(jì)布置位置(單位：mm)

(2)裂縫觀測(cè)。試驗(yàn)前利用白色乳膠漆將頂板及側(cè)壁內(nèi)外側(cè)刷白，并彈上邊長(zhǎng)為100 mm的正方形網(wǎng)格，當(dāng)裂縫出現(xiàn)后及時(shí)沿著裂縫做標(biāo)記，記錄下裂縫的位置、走向等并利用標(biāo)準(zhǔn)點(diǎn)規(guī)估測(cè)裂縫寬度。

試驗(yàn)中位移、應(yīng)變以及荷載的數(shù)據(jù)采集采用江蘇泰斯特電子公司生產(chǎn)的TST3826F-L靜態(tài)應(yīng)變測(cè)試分析系統(tǒng)，通過(guò)數(shù)據(jù)線與電腦鏈接，實(shí)時(shí)對(duì)數(shù)據(jù)進(jìn)行傳輸和存儲(chǔ)，為了保證數(shù)據(jù)的準(zhǔn)確性和連續(xù)性，在數(shù)據(jù)采集時(shí)設(shè)置為定時(shí)自動(dòng)采集。

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 裂縫分布情況

對(duì)裝配式試件，在預(yù)加載和正式加載前四階段未出現(xiàn)可見裂紋，正式加載第五加載步即荷載150 kN時(shí)，試件頂板跨中部?jī)?nèi)側(cè)受壓側(cè)出現(xiàn)裂縫；隨荷載增大，裂縫沿縱向擴(kuò)展，且跨中兩側(cè)對(duì)稱出現(xiàn)新裂縫。當(dāng)荷載增大到200 kN時(shí)，頂板正中裂縫連通，頂板兩側(cè)兩條對(duì)稱裂縫繼續(xù)擴(kuò)展。荷載從200 kN增至300 kN時(shí)，兩側(cè)對(duì)稱裂縫逐漸連通，裂縫高度向受壓區(qū)快速擴(kuò)展，側(cè)壁出現(xiàn)明顯裂縫且快速發(fā)展。荷載為230 kN時(shí)側(cè)壁裂縫連通，荷載為300 kN時(shí)，側(cè)壁裂縫貫穿，延展到加腋區(qū)，頂板裂縫最大寬度為0.6 mm，超過(guò)規(guī)范限制，且發(fā)展至受壓區(qū)，認(rèn)為試件破壞。綜上，裂縫從頂板跨中出現(xiàn)向縱向發(fā)展，加腋區(qū)端部存在較多側(cè)壁裂縫，試件破壞過(guò)程中，頂板受拉區(qū)混凝土開裂，裂縫充分發(fā)展；隨著荷載施加，受拉區(qū)鋼筋出現(xiàn)屈服現(xiàn)象，受壓區(qū)混凝土被壓碎。如圖6(a)所示。

對(duì)于普通管廊試件，裂紋在第五加載步及150 kN時(shí)觀察到裂紋，裂紋在頂板底面跨中和側(cè)壁距頂面30 cm～40 cm的范圍內(nèi)出現(xiàn)，隨著荷載增大沿縱向擴(kuò)展，荷載達(dá)到200 kN時(shí)，頂板裂紋附近出現(xiàn)縱向裂縫，角點(diǎn)區(qū)域也出現(xiàn)裂紋。荷載從200 kN增至300 kN時(shí)，新裂縫大量出現(xiàn)，頂板跨中裂縫寬度增大且向板厚方向發(fā)展。荷載達(dá)到350 kN時(shí)，裂縫在加載梁之間滿布，頂板在靠近角點(diǎn)區(qū)域以及側(cè)壁中部、下部的區(qū)域開始出現(xiàn)新裂縫；頂板中部多條裂縫貫通，裂縫最大寬度達(dá)到0.6 mm，超過(guò)規(guī)范限制，認(rèn)為試件已經(jīng)破壞。綜上，裂縫先由頂板跨中產(chǎn)生向縱向發(fā)展，側(cè)壁裂縫由上端產(chǎn)生，如圖6(b)所示。

圖6 頂板裂縫分布情況

對(duì)比圖6的兩圖可以發(fā)現(xiàn)，兩個(gè)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(chǎn)生裂縫，而普通管廊則在邊緣處首先產(chǎn)生裂縫，而裝配式試件的裂縫發(fā)展更向兩個(gè)側(cè)壁方向傾斜，而普通試件的裂縫發(fā)展則較為垂直；兩個(gè)試件在接近破壞時(shí)均出現(xiàn)了多條橫向裂縫將多條裂縫貫通的情況，同時(shí)裂縫的寬度很快變寬并向受壓區(qū)發(fā)展。

圖7為兩個(gè)試件側(cè)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(xiàn)，隨后向上發(fā)展，并在最終破壞時(shí)出現(xiàn)了豎向垂直裂縫向角點(diǎn)區(qū)域發(fā)展；裝配式試件則只出現(xiàn)了兩條明顯裂縫，其中靠頂面的一條也與普通管廊側(cè)壁頂板裂縫發(fā)展路徑類似，在貫通側(cè)壁后向著角點(diǎn)區(qū)域發(fā)展。兩試件出現(xiàn)差異的原因可能是因?yàn)檠b配式試件采用了加腋區(qū)構(gòu)造，從而導(dǎo)致了荷載的集中。

圖7 側(cè)壁裂縫分布情況

2.2 荷載-位移曲線

試驗(yàn)時(shí)，在頂板跨中及加腋區(qū)域分別架設(shè)位移計(jì)觀測(cè)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(gè)荷載步下管廊頂板的撓度變化都比較明顯。荷載較小時(shí)，撓度的增加與荷載的增加基本呈線性關(guān)系，當(dāng)荷載達(dá)到120 kN時(shí)，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(guī)范要求的撓度限值。荷載超過(guò)90 kN之后頂板中部的撓度變化較大，在150 kN標(biāo)準(zhǔn)值時(shí)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(guī)范的撓度上限1/250。兩試件在角點(diǎn)區(qū)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(gè)試件的側(cè)壁中點(diǎn)和頂板中點(diǎn)荷載-位移曲線?？梢钥闯鲈诩右盖闆r下裝配式試件側(cè)壁中點(diǎn)位移大于普通試件，荷載為150 kN時(shí)，裝配式試件的側(cè)壁位移為0.27 mm，普通試件側(cè)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(shuō)明加腋區(qū)的存在對(duì)側(cè)壁受力影響顯著。但同時(shí)加腋區(qū)減小了管廊頂板凈跨度，實(shí)現(xiàn)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(xiàn)澆試件，在荷載為150 kN時(shí)，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(méi)有連接削弱，整體性更好。

圖8 頂板撓度

2.3 鋼棒鋼筋應(yīng)變

從圖10中可以得出，錨固完成后鋼筋的初始應(yīng)變?yōu)? 650 με，隨著荷載的增大，上下部鋼棒應(yīng)變均出現(xiàn)明顯下降。其中上部鋼棒在荷載為200 kN時(shí)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(yù)應(yīng)力折損是連接部位面臨的主要問(wèn)題。根據(jù)文獻(xiàn)[14]可知，如采用5 mm橡膠密封墊，橡膠接觸應(yīng)力應(yīng)當(dāng)不小于1.5 MPa可滿足抗?jié)B要求。本次試驗(yàn)結(jié)果表明，在管廊本身結(jié)構(gòu)發(fā)生破壞前，連接部位預(yù)緊力能保證橡膠密封墊接觸應(yīng)力滿足抗?jié)B要求。

圖9 側(cè)壁及頂板中點(diǎn)荷載-位移曲線

圖10 鋼棒應(yīng)變

試件關(guān)鍵部位鋼筋的荷載-應(yīng)變曲線如圖11所示。可以看出，從開始加載一直到200 kN兩個(gè)管廊的鋼筋都沒(méi)達(dá)到屈服狀態(tài)。頂板跨中的鋼筋應(yīng)變始終是最大的，且隨著應(yīng)力增大，跨中鋼筋對(duì)于荷載的響應(yīng)更加明顯，在距跨中一定距離的S3測(cè)點(diǎn)的響應(yīng)則明顯較小。圖11(a)中S7測(cè)點(diǎn)數(shù)據(jù)表明加腋區(qū)鋼筋受壓，故加腋區(qū)在豎向荷載作用下不會(huì)出現(xiàn)開裂風(fēng)險(xiǎn)，但也表明加腋區(qū)確實(shí)向側(cè)壁傳遞了壓力。

3 結(jié) 論

(1) 在荷載標(biāo)準(zhǔn)值下，兩試驗(yàn)試件在豎向荷載作用下裂縫發(fā)展均表現(xiàn)為頂板跨中的受彎壓為主的特點(diǎn)，裝配式試件破壞荷載較普通管廊小14%，在荷載設(shè)計(jì)值下能滿足規(guī)范規(guī)定的正常使用要求。

圖11 鋼筋應(yīng)變

(2) 加腋區(qū)的存在減小了管廊頂板凈跨度，降低頂板跨中的最大彎矩，減小了頂板豎向撓度，但同時(shí)使得豎向荷載傳遞到管廊側(cè)壁時(shí)形成集中。