趙遠(yuǎn)清 袁琪 伍云天 林雪斌 趙怡薇

(1.中國市政工程西南設(shè)計研究總院有限公司 成都 610081;2.重慶大學(xué)土木工程學(xué)院 400044)

引言

綜合管廊(Utility Tunnel)[1]作為線型工程，由于本身節(jié)段較長，工程沿線難以避免地遇到地質(zhì)變化較大的情況，或者特殊的地質(zhì)條件[2]，導(dǎo)致其變形縫處出現(xiàn)沉降差和變位?！冻鞘芯C合管廊工程技術(shù)規(guī)范》(GB50838-2015)[3]規(guī)定:現(xiàn)澆混凝土管廊結(jié)構(gòu)變形縫的最大間距不超過30m，因此沿著管廊的縱向，最多每隔30m需要設(shè)置1處變形縫接頭。由于管廊內(nèi)管道均是由支架或支墩固定到管廊主體之上，變形縫處沉降差會直接作用于管道之上，在管道縱向產(chǎn)生不容忽視的附加應(yīng)力[4]，并可能導(dǎo)致廊內(nèi)管道破壞，即使考慮將管廊節(jié)段范圍內(nèi)的地基進行處理，也無法避免地基的不均勻沉降，并會增加工程成本，不經(jīng)濟?？傊冃慰p處的不均勻沉降對綜合管廊的運行安全影響極大。田子玄[5]通過試驗研究了7種不同的配筋方式、不同腋腳高度、不同管廊位置的管廊節(jié)點試件，得到了不同疊合管廊節(jié)點試驗試件的荷載-位移曲線、鋼筋和混凝土的應(yīng)變發(fā)展曲線、構(gòu)件的變形撓度曲線及延性等。薛偉辰[6]等以上海世博會園區(qū)預(yù)制預(yù)應(yīng)力綜合管廊為原型，通過足尺試驗對預(yù)制預(yù)應(yīng)力綜合管廊的破壞形態(tài)、破壞機制、結(jié)構(gòu)內(nèi)力分布、極限承載力、變形能力與延性等進行了系統(tǒng)的研究。李榮華[7]等利用有限元分析軟件ABAQUS分析了承插式管廊接頭的位移和應(yīng)力，得到了廊體和接頭處節(jié)點發(fā)生位移的變化規(guī)律。目前國內(nèi)對于預(yù)制裝配承插式綜合管廊節(jié)點的受力研究較多，但是在插銷式地下綜合管廊變形縫抗沉降差方面的研究尚未涉及，缺乏針對管廊變形縫抗沉降差的性能研究。因此，開展相關(guān)的試驗研究刻不容緩。

本文對兩種抗剪錨筋布置方式、兩種抗剪錨筋承插長度以及兩種混凝土強度的插銷式現(xiàn)澆綜合管廊試件進行試驗研究，得到不同抗剪錨筋布置方式、承插長度以及混凝土強度的現(xiàn)澆綜合管廊試件的試驗現(xiàn)象和破壞模式、力-位移關(guān)系曲線，并給出了現(xiàn)澆綜合管廊變形縫抗剪錨筋最優(yōu)布置方式。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

本文針對2016年成都天府新區(qū)某地下綜合管廊實施方案，共設(shè)計4個現(xiàn)澆綜合管廊試件(GLJ-1 - GLJ-4)。試件GLJ-1、GLJ-2混凝土強度為C40，試件GLJ-3、GLJ-4混凝土強度為C35。試件由帶有鋼管的節(jié)段1、變形縫以及帶有抗剪錨筋的節(jié)段2組成，兩個縱向預(yù)制節(jié)段通過抗剪錨筋連接為一個整體，節(jié)段1與節(jié)段2之間預(yù)留1cm寬的變形縫。試件采用1:4單倉縮尺模型，綜合管廊節(jié)段縱向長度取720mm(節(jié)段1縱向長度為350mm，節(jié)段2縱向長度為360mm)，截面高1150mm，寬850mm，變形縫寬度為10mm。頂板和底板板厚150mm，側(cè)壁壁厚100mm，試件構(gòu)造及幾何尺寸見圖1，抗剪錨筋的布置方案見表1。

圖1 GLJ-1試件示意Fig.1 Specimen GLJ-1

表1 抗剪錨筋布置方案Tab.1 Arrangement of shear anchor bars

1.2 材料參數(shù)

1．混凝土材料參數(shù)

混凝土采用普通混凝土，在進行管廊試件的混凝土澆筑時，分批次制作一組，每組3個150mm×150mm×150mm的標(biāo)準(zhǔn)混凝土立方體試塊，試件與試塊均在室內(nèi)以相同條件下自然養(yǎng)護。根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》(GB50152-2012)[8]測量各混凝土試塊的立方體抗壓強度，混凝土試塊實測抗壓強度的平均值作為其強度標(biāo)準(zhǔn)值。測得的混凝土立方體抗壓強度標(biāo)準(zhǔn)值，按《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010-2010)(2015年版)方法計算混凝土軸心抗壓強度標(biāo)準(zhǔn)值fck、軸心抗拉強度標(biāo)準(zhǔn)值ftk和混凝土的彈性模量Ec，如表2所示。

表2 混凝土材性試驗結(jié)果(單位：N/mm2)Tab.2 Material properties of concrete(unit:N/mm2)

2．鋼筋材料參數(shù)

表3 鋼筋材性試驗結(jié)果Tab.3 Material properties of steel

1.3 試件抗剪承載試算

Wpn=S1n+S2n

式中：S1n、S2n分別為中和軸以上、以下凈截面對中和軸面積矩。

對圓形截面，S1n=S2n，且1/2圓的中和軸與相應(yīng)正圓的中和軸間的距離為2d/3π，其中d=10mm， 單根抗剪錨桿的塑性截面模量為：

HRB400鋼材的fy=400MPa/(N/mm2)，單根抗剪錨桿的塑性抗彎承載力為：

Mp=nWpnfy=Pa

式中：P為千斤頂對試件所施加的集中荷載；a為施加荷載處與變形縫間的距離；n為位于管廊頂板及兩側(cè)壁位置的抗剪錨桿數(shù)量，這些在截面主要起到承載彎矩的作用。

根據(jù)第四強度理論計算：

試件抗剪承載理論計算值為：P=322.8kN

1.4 加載裝置

根據(jù)重慶大學(xué)結(jié)構(gòu)實驗室條件，并保證試件變形縫處在加載(單向加載)時以受剪為主，考慮將變形縫接頭設(shè)置成鉸接，在試件頂部采用豎向千斤頂施加剪力，為保證力的平均分配，采用如圖2所示的加載形式。本次試驗采取在節(jié)段2上施加均布荷載，試驗的加載裝置主要由2000kN液壓伺服器、2000kN力傳感器、加載端板等組成。試件加載前，首先將試件吊裝到位，并用激光儀對中，試件由混凝土基座與管廊節(jié)段構(gòu)成，試件的混凝土基座部分由四根高強螺桿及一對壓梁固定，與實驗室地槽形成剛性連接，再將液壓伺服器與大梁之間鉸接連接，最后通過激光儀調(diào)節(jié)好千斤頂?shù)奈恢?，并與下端加載端板通過銷子鉸接，最后在節(jié)段2加一橫向約束，模擬其真實情況。

圖2 試驗加載裝置Fig.2 Test setup

1.5 加載制度

本次試驗采取荷載控制的加載方法。試驗首先對試件進行預(yù)加載，卸載后再進行正式試驗加載。每級加載時間1min～3min，每級按0.2kN/s速率均勻加載，每級加載結(jié)束后，暫停加載并持荷2min～3min，觀察試件裂縫和破壞情況，并記錄實驗現(xiàn)象。

正式加載每級荷載為20kN，加載直至試件破壞不宜繼續(xù)加載。停止加載后，緩慢勻速卸載并保存試驗數(shù)據(jù)，直至試驗結(jié)束。

1.6 量測內(nèi)容

試驗測量的內(nèi)容為：綜合管廊兩段間施工縫處的上下錯動沉降差；頂板、底板及側(cè)壁裂縫的發(fā)展。

本次試驗將試件混凝土基礎(chǔ)作為底座，在試件基礎(chǔ)上架設(shè)支架并在支架上安裝2個直桿式位移傳感器對施工縫處2個節(jié)段豎向相對位移進行測量，位移計左右對稱布置。

在整個試驗過程中，觀察在各級荷載作用下裂縫出現(xiàn)、開展情況，并繪出試件的裂縫圖。

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 試驗現(xiàn)象

試件GLJ-1當(dāng)荷載加載到50kN時構(gòu)件開裂，管廊頂板正面出現(xiàn)了兩條裂縫，兩條開裂裂縫均為豎直裂縫距管廊正面中心底部10cm處，對稱分布于管廊正面。當(dāng)試件繼續(xù)加載，管廊正面裂縫不斷加寬，管廊節(jié)段2的外側(cè)及底板出現(xiàn)多條水平裂縫；變形縫抗剪錨筋及螺桿孔洞周邊混凝土剝落；上部變形縫處抗剪錨筋明顯彎剪屈服并略有向外滑移，管廊上部變形縫加寬；管廊節(jié)段2底板抗剪錨筋預(yù)埋處混凝土劈裂，試件加載峰值為297kN時試件破壞，試件為脆性破壞，破壞示意如圖3a所示。

試件GLJ-2當(dāng)荷載加載到60kN時構(gòu)件開裂，管廊頂板正面出現(xiàn)了一條裂縫，開裂裂縫位于管廊正面中心底部，豎向長為2cm，水平向內(nèi)延伸12cm。當(dāng)試件繼續(xù)加載，管廊節(jié)段2的外側(cè)及底板出現(xiàn)多條水平裂縫；正面頂板下側(cè)混凝土剝落，裂縫加深加寬；變形縫抗剪錨筋及螺桿孔洞周邊混凝土剝落；上部變形縫處抗剪錨筋明顯彎剪屈服并略有向外滑移，管廊上部變形縫加寬；管廊節(jié)段2底部左起第三根抗剪錨筋預(yù)埋處混凝土劈裂，試件為脆性破壞，試件加載峰值為295kN，試件破壞示意如圖3b所示。

試件GLJ-3當(dāng)荷載加載到60kN時，管廊頂板的中間出現(xiàn)一條長10cm豎直裂縫，且頂板底面貫通。當(dāng)試件繼續(xù)加載，管廊節(jié)段2的外側(cè)出現(xiàn)多條水平裂縫；變形縫抗剪錨筋及螺桿孔洞周圍混凝土剝落；節(jié)段1底部局部混凝土剝落；上部變形縫處抗剪錨筋明顯彎剪屈服并略有向外滑移，管廊上部變形縫加寬；管廊節(jié)段2底板抗剪錨筋預(yù)埋處混凝土劈裂，試件為脆性破壞，試件加載峰值為328kN，試件破壞示意如圖3c所示。

試件GLJ-4當(dāng)荷載加載到40kN時，管廊頂板的中間出現(xiàn)一條長10cm豎直裂縫，且頂板底面貫通。當(dāng)試件繼續(xù)加載，管廊節(jié)段2的外側(cè)出現(xiàn)多條水平裂縫及斜裂縫；變形縫抗剪錨筋及螺桿孔洞周圍混凝土剝落；節(jié)段1底部兩側(cè)混凝土局部剝落；上部變形縫處抗剪錨筋明顯彎剪屈服；破壞時，管廊節(jié)段1底板混凝土壓碎，上部抗剪錨筋屈服，底部變形縫合攏，試件受力由鋼筋受彎剪變?yōu)榈装寤炷辆植渴軌?，與試驗?zāi)康牟煌瑸榉乐怪睏U式位移計被拉壞，停止試驗，試件加載峰值為320kN，試件破壞示意如圖3d所示。

圖3 試件破壞示意Fig.3 Failure modes of specimens

2.2 試驗現(xiàn)象分析

GLJ-1、GLJ-2、GLJ-3、GLJ-4四個試件均反映了當(dāng)管廊受覆土沉降差影響時，管廊并不是直線沉降，而是轉(zhuǎn)動沉降，試件抗剪錨筋的破壞形態(tài)為彎剪破壞。頂板、底板及側(cè)壁均布置抗剪錨筋的GLJ-1、GLJ-2、GLJ-3三個試件抗剪錨筋從上至下逐漸屈服。試驗后期，上部分的抗剪錨筋屈服并隨著力加載過程而向外滑移，荷載主要由底板處預(yù)埋的抗剪錨筋承受，試件向下加載，底板預(yù)埋的抗剪錨筋給予底板一個沖切力，最后底板混凝土沖切破壞。而頂板及底板并未設(shè)置抗剪錨筋的試件GLJ-4，隨著荷載的增大，試件的抗剪錨筋從上至下依次彎剪屈服，試件底部變形縫合攏，試件最后變?yōu)榈撞炕炷潦軌浩茐?，極限位移遠(yuǎn)大于前三個試件，且抗剪錨筋全部屈服。

試件GLJ-1、GLJ-2、GLJ-3、GLJ-4的破壞荷載分別為297kN、295kN、328kN、320kN，與理論計算值322.8kN基本吻合，抗剪錨桿的承載能力能夠達(dá)到期望值，有效地限制了管廊變形縫處的相對位移。

2.3 剪力-位移曲線

插銷式整體綜合管廊試件的剪力-位移曲線(F-Δ曲線)如圖4所示。由圖可知：試件GLJ-1、GLJ-2、GLJ-3、GLJ-4的F-Δ曲線歷經(jīng)了彈性、塑性、極限三個階段；四個試件的峰值荷載、峰值位移、極限荷載并沒有很大的差別，由此可知，試件的極限承載力與抗剪錨筋錨入長度、抗剪錨筋布置方式和混凝土強度無關(guān)；但是由于底板未布置抗剪錨筋，試驗加載后期，抗剪錨筋從上至下隨著力的加載過程逐漸向外滑移并逐步屈服后，即使下部抗剪錨筋受力增大，GLJ-4的底部不會沖切破壞，GLJ-4的極限位移遠(yuǎn)大于其他三個試件。

圖4 力-位移曲線(F-Δ曲線)Fig.4 Curves of force-displacement

3 結(jié)論

1.試驗表明在綜合管廊變形縫處設(shè)置抗剪錨桿，對限制變形縫處的相對位移效果明顯；

2.通過試驗對比表明：現(xiàn)澆綜合管廊變形縫抗沉降差試件的極限承載力與混凝土強度、抗剪錨筋布置方式以及抗剪錨筋的伸入長度無關(guān)；由此說明設(shè)置抗剪錨筋對管廊混凝土的強度等級無特殊要求，并建議抗剪錨筋的錨固長度取15d；

3.僅側(cè)壁布置抗剪錨筋的管廊試件的極限位移遠(yuǎn)大于頂板、底板及側(cè)壁均布置抗剪錨筋的試件，僅側(cè)壁布置抗剪錨筋的管廊試件抗沉降差性能更好；

4.試件沉降形式為轉(zhuǎn)動式沉降，且其破壞形式均為脆性破壞；

5.管廊試件開始加載過程中，裂縫均先出現(xiàn)于頂板底面，即管廊受力時，頂板及側(cè)壁上部的抗剪錨筋先受力，頂板的受力形式形同一跨簡支梁。