新型裝配疊合式綜合管廊受力性能試驗

谷音，林煒超，俞安華，俞伯林，黃強

(1.福州大學土木工程學院，福建 福州 350108；2.福州市城鄉(xiāng)建總集團有限公司，福建 福州 350007)

0 引言

隨著我國經(jīng)濟快速發(fā)展，城市向著現(xiàn)代化、智能化的方向發(fā)展，城市地下綜合管廊的投入使用，不僅能夠提高城區(qū)應對自然災害發(fā)生時的抵抗能力，而且能有效加強市政管線的安全布設.目前綜合管廊有全現(xiàn)澆[1-4]、全預制組合拼裝[5-7]與裝配疊合后澆[8-9]三種形式.傳統(tǒng)全現(xiàn)澆式綜合管廊需要在現(xiàn)場進行繁多的工序，并且結構需要分兩次澆筑，其工期長、混凝土質(zhì)量控制難，存在影響結構質(zhì)量、防水效果及周邊環(huán)境等問題.全預制組合拼裝式管廊的出現(xiàn)，解決了全現(xiàn)澆管廊的諸多不利問題，具有施工速度快、綠色環(huán)保且總體效益出色等優(yōu)點.然而，其存在運輸效率低、吊裝難度大及管廊之間的拼接處容易出現(xiàn)滲水、漏水等問題.

裝配疊合后澆式的綜合管廊改進現(xiàn)有的施工工藝，將綜合管廊拆分為底板、側墻與頂板三個基本預制構件在現(xiàn)場拼裝成形，最后通過疊合后澆混凝土形成完整的綜合管廊結構.然而，該種工藝在綜合管廊中的運用尚處于起步階段，沒有相關規(guī)程標準，工廠預制經(jīng)驗與施工經(jīng)驗也積累不足，在實際應用工程中面臨著諸多問題.例如： 疊合拼裝式綜合管廊在應用過程中為了施工便捷，取消腋角的設計，這將對結構整體性能造成一定程度的影響.為此，提出一種適用于城市條件的新型裝配疊合式綜合管廊；其建造方式是預制管廊的內(nèi)外墻、底板及頂板，然后通過整體吊裝拼接構件，使側墻形成內(nèi)、外兩道混凝土模板，顯著減少傳統(tǒng)模板的使用，并且使用自密實混凝土澆筑；現(xiàn)場澆筑至管廊頂面僅需一次澆筑，大幅減少施工工序和縮短工期.為研究新型裝配疊合式綜合管廊受力性能，本文以實際工程為背景，制作新型裝配疊合式綜合管廊足尺模型，根據(jù)管廊所受實際荷載采用單調(diào)靜力試驗方法研究該管廊力學性能及破壞形態(tài).

1 工程概況及試驗設計

圖1 綜合管廊的橫斷面圖(單位： mm)Fig.1 The cross section of comprehensive pipe gallery (unit: mm)

某預制裝配式綜合管廊結構，結構斷面形式如圖1所示.試驗設計了一個足尺新型裝配疊合式綜合管廊，包含四個拼裝構件，分別為預制管廊的內(nèi)外墻、頂板及底板，其中頂板的兩端包含腋角.試驗構件沿綜合管廊延伸方向長度為1 m.預制頂板與底板的厚度均為100 mm，主筋保護層厚度30 mm；預制管廊側墻背水側墻片厚度80 mm，其主筋保護層厚度30 mm，迎水側墻片厚度100 mm，其主筋保護層厚度50 mm，內(nèi)外墻片之間含有混凝土暗柱，尺寸為3 050 mm×206 mm×120 mm，增加暗柱滿足了施工時脹模力要求.

通過軟件對綜合管廊模型進行內(nèi)力分析，得出受力最不利部位在底板與側墻的夾角處[10].故按《混凝土結構設計規(guī)范(GB 50010—2010)》[11]驗算其裂縫寬度，得到最大裂縫寬度為0.158 mm，其裂縫驗算寬度偏大但未超過規(guī)范限值(0.2 mm).預制新型裝配疊合式管廊外墻時，需在迎水側布置Φ4 mm@150 mm×150 mm的防裂鋼筋網(wǎng)，其保護層厚度均為30 mm.綜合管廊斷面配筋情況如圖2所示.預制拼裝構件的混凝土采用強度等級為C40的P8級抗?jié)B混凝土，后澆部分的混凝土同等級抗?jié)B自密實混凝土.除了桁架腹桿與側墻迎水側的防裂鋼筋網(wǎng)使用HPB300級鋼筋之外，其余縱筋、分布鋼筋等均使用HRB400級鋼筋.二次澆注及各預制構件位置如圖3所示.

圖2 綜合管廊斷面配筋圖(單位： mm)Fig.2 The cross section reinforcement of comprehensive pipe gallery (unit: mm)

圖3 二次澆注及各預制構件位置Fig.3 The secondary pouring and position of prefabricated components

2 試驗裝置與加載方案

2.1 試驗裝置

試驗現(xiàn)場條件限制，加載裝置采用一端工作錨錨固預應力筋的擠壓頭，另一端使用拉式千斤頂進行荷載的施加.管廊的四壁預留有供預應力筋穿過的孔道，通過拉式千斤頂施加集中力，集中力作用在加載梁板上，再通過兩根分配梁將荷載傳遞至結構，管廊每一側的傳力鋼構件均焊接為整體，保證傳力鋼構件的剛度與操作的便捷性.需要說明的是管廊艙內(nèi)露出鋼絞線需用鍍鋅圓管套住，防止試驗過程中鋼絞線對觀測人員造成傷害，該鍍鋅圓管為懸吊狀態(tài)，艙內(nèi)的鋼絞線未受任何外力作用.加載裝置如圖4所示.

(a) 管廊的支承

(b) 拉式千斤頂

(c) 工具錨及鋼絞線擠壓頭

(d) 艙內(nèi)空間布置情況

2.2 加載方案

圖5 二級分配梁加載布置圖(單位： mm)Fig.5 The loading layout of secondary distribution beam(unit: mm)

為提高加載效率以及減小試驗規(guī)模，采用集中加載等效替代均布荷載[5].使用拉式千斤頂對底板與頂板施加一對等值豎向集中荷載F1，對兩片側墻施加另一對等值的橫向集中荷載F2.其中豎向F1=24 kN、橫向以F2=30 kN作為加載梯度，豎向和橫向的加載梯度是根據(jù)頂板和側墻受到荷載的比值確定.試驗加載過程主要分兩步： 1) 在構件處于未開裂階段時，每級加載持荷2 min；2) 在構件處于開裂階段時，將每級荷載的持荷時間增加至10 min，確保能夠準確觀察構件裂縫開展情況.構件受力位置和大小如圖5所示.

2.3 量測方案

試驗的主要量測內(nèi)容： 1) 關鍵位置的位移; 2) 關鍵位置的鋼筋和混凝土應變; 3) 構件裂縫開展情況.頂針式位移計、鋼筋應變片和混凝土應變片的布置如圖6所示.位移數(shù)據(jù)、應變數(shù)據(jù)和力的數(shù)據(jù)分別通過數(shù)顯百分表、DH3816靜態(tài)應變儀和耐震精密壓力表進行采集的.

(a) 位移計分布

(b) 鋼筋應變片分布

(c) 混凝土應變片分布

3 試驗破壞過程與分析

3.1 荷載-位移曲線

圖7為荷載-位移曲線，正值為向艙內(nèi)發(fā)生變形，負值為向艙外發(fā)生變形.定義左側墻為1號側墻，右側墻為2號側墻.由圖7(a)可知： 1號側墻底部和頂部均處于彈性階段，側墻中部荷載-位移曲線大致可以分為兩個階段，第一階段為彈性階段，荷載-位移曲線成一條直線且剛度較大；第二階段為開裂階段，當荷載F2達到330 kN左右，荷載-位移曲線出現(xiàn)拐點，剛度開始減小.由圖7(b)可知，2號側墻頂部處于彈性階段，荷載-位移曲線成一條直線且剛度較大.其中部荷載-位移曲線大致可以分為三個階段，第一階段為彈性階段，荷載-位移曲線成一條直線且剛度較大；第二階段為開裂階段，當荷載F2達到260 kN左右，荷載-位移曲線出現(xiàn)拐點，剛度開始減??；第三階段為屈服階段，當荷載F2達到660 kN左右，荷載-位移曲線趨于平緩.2號側墻底部荷載-位移曲線大致可以分為四個階段，第一階段為彈性階段，荷載-位移曲線成一條直線且剛度較大；第二階段為開裂階段，當荷載F2達到660 kN左右，荷載-位移曲線出現(xiàn)拐點，剛度開始減?。坏谌A段為屈服階段，當荷載F2達到830 kN左右，荷載-位移曲線趨于平緩；第四階段為破壞階段，荷載F2達到850 kN左右，2號側墻底部的疊合面開始滑移與脫開，局部疊合面兩側的混凝土協(xié)同工作的能力逐漸下降，直至發(fā)生剪切破壞.

由圖7(c)可知, 頂板與底板荷載-位移曲線可以分為兩個階段，第一階段為彈性階段，荷載-位移曲線成一條直線且剛度較大；第二階段為開裂階段，當荷載F2達到260 kN左右，荷載-位移曲線出現(xiàn)拐點，剛度開始減小.

(a) 1號側墻位移-曲線

(b) 2號側墻位移-荷載曲線

(c) 底板與頂板位移-荷載曲線

圖8 關鍵受拉位置混凝土應變Fig.8 The concrete strain of key tensile positions

試驗加載采用拉式千斤頂一端張拉的形式，錨具端的位移反應大于千斤頂加載端的位移反應，1號側墻與底板位于千斤頂加載端，2號側墻與頂板位于錨具端，因此，2號側墻與頂板的位移反應要大于1號側墻與底板的位移反應.以上構件剛度轉(zhuǎn)折產(chǎn)生的原因均是大量裂縫產(chǎn)生造成截面有效剛度迅速降低.

3.2 混凝土應變

圖8為關鍵位置的混凝土荷載-應變曲線，其中正值表示受拉，負值表示受壓.由于在設計過程中，整體結構以裂縫寬度及斜截面抗剪決定配筋，因此本次試驗的混凝土應變測點布置在關鍵受拉位置以及新、舊混凝土疊合面兩側，布置圖如圖6(c)所示.由圖8可知，混凝土應變值發(fā)生突變的荷載范圍是200～300 kN，與鋼筋應變值快速增長所對應的荷載值大致相同.關鍵受拉部位的混凝土應變在試驗加載的中后段均發(fā)生讀數(shù)失效，數(shù)據(jù)表示結構表面混凝土均達到限制而開裂.新、舊混凝土疊合面兩側的混凝土應變在加載前中期變化趨勢及數(shù)值相近，由于疊合面靠近中性面，其數(shù)值較小，僅2號側墻底部測點在加載后期疊合面兩側的應變數(shù)據(jù)表明疊合面已失效.

3.3 裂縫開展與破壞過程

試驗通過兩個拉式千斤頂進行雙向加載，構件在施加多步荷載后，豎向荷載F1達到215 kN、橫向荷載F2達到270 kN，兩片側墻的外側底部，距離底端約300～600 mm的位置出現(xiàn)沿管廊縱向的裂縫，裂縫數(shù)量僅有零星幾條，實測裂縫寬度為0.02 mm.當豎向荷載F1達到336 kN、橫向荷載F2達到420 kN，頂板與兩片側墻的內(nèi)側跨中均出現(xiàn)1～2條裂縫；2號側墻外側底部多條裂縫在管廊縱向上首尾相接，且該部位的裂縫均勻開展；由于構件呈平躺狀態(tài)，受重力以及支承條件的影響，部分裂縫以8°～20°的角度進行開展.

當豎向荷載F1達到432 kN、橫向荷載F2達到540 kN，此時，施加的荷載已經(jīng)達到設計荷載.底板外側出現(xiàn)少量不連續(xù)的裂縫；底板加載點下方內(nèi)外側出現(xiàn)少量裂縫；底板靠近2號側墻的新、舊混凝土疊合面開始出現(xiàn)沿結合面發(fā)展的細微裂縫；頂板內(nèi)側跨中出現(xiàn)長度較短的裂縫；頂板加載點下方內(nèi)外側出現(xiàn)少量裂縫且內(nèi)側裂縫呈斜向發(fā)展；頂板外側兩端負彎矩區(qū)裂縫緩慢發(fā)展，同內(nèi)側呈斜向發(fā)展；兩片側墻的底部內(nèi)預制層與后澆混凝土的結合面出現(xiàn)裂縫，2號側墻外側底部裂縫開展較快，且裂縫寬度達0.17 mm，在外預制層厚度方向出現(xiàn)貫通裂縫，但止于新舊混凝土結合面；側墻與頂、底板腋角的接觸部位未出現(xiàn)張開或錯位.其裂縫分布狀況如圖9所示.

3.4 構件破壞形態(tài)分析

結構最終破壞形態(tài)如圖10所示.當豎向荷載F1達到720 kN、橫向荷載F2達到900 kN，施加F2的千斤頂油壓無法維持穩(wěn)定，經(jīng)過多次增加油壓，2號側墻底部的疊合面開始滑移與脫開，局部疊合面兩側的混凝土協(xié)同工作的能力逐漸下降，直至發(fā)生剪切破壞.2號側墻的內(nèi)預制層底部與底板的腋角發(fā)生擠壓，側墻內(nèi)預制層混凝土在高度50 mm的范圍內(nèi)被壓壞，其厚度方向上距離外側20 mm位置的混凝土開裂并沿側墻高度方向斜向上發(fā)展至內(nèi)預制層與后澆混凝土疊合面，最終疊合面脫開且脫開長度達100 mm.值得注意以下兩種情況： 1) 上述開裂引起的裂縫呈斜向上約45°發(fā)展至外預制層與后澆混凝土疊合面受損處，當該疊合面裂隙發(fā)展高度達400 mm后，繼續(xù)沿著兩個方向發(fā)展，一是沿高度斜向上發(fā)展至外預制層表面的大裂隙，二是繼續(xù)沿疊合面發(fā)展小裂隙.2) 2號側墻內(nèi)側底部裂縫發(fā)展迅速，伴隨著鋼筋與混凝土的滑移，大塊混凝土剝落，主筋露出，暗柱區(qū)域的箍筋阻止了進一步的混凝土剝落.

(a)內(nèi)側(背水側)破壞形態(tài)

(b)厚度方向破壞形態(tài)

(c)外側(迎水側)破壞形態(tài)

(d) 疊合界面破壞形態(tài)

管廊在試驗過程中經(jīng)歷了彈性變形、開裂及破壞三個階段.管廊在施加的前8個加載步后，仍處于彈性階段，沒有裂縫產(chǎn)生.隨后，進入開裂階段，隨著荷載的增大，裂縫數(shù)量及裂縫寬度開始增加; 之后，進入破壞階段.破壞階段分為前中后三個期.首先是前期，側墻跨中位移增長較快，側墻底部、頂部及頂、底板側邊的數(shù)量逐漸增多，裂縫的開展分布在此階段較為均勻.其次是中期，頂、底板跨中的裂縫緩慢開展，側墻底部負彎矩的增大，該位置的新、舊混凝土疊合面在彎矩作用下，疊合面剪力達到臨界值，裂縫沿著疊合面局部開展，且隨著荷載的增大，內(nèi)側疊合面裂縫也逐漸增大，新、舊混凝土在該部位相互脫開；與此同時，側墻2號底部背水側還未有任何裂縫的開展.最后進入后期，隨著荷載的繼續(xù)增大，疊合面裂縫進一步擴大，最終一條巨大的裂隙沿著內(nèi)預制層、內(nèi)預制層疊合面、后澆混凝土、外預制層疊合面、外預制層，將2號側墻的底部斷開成兩部分；2號側墻底部的背水側表面瞬間布滿大量裂縫，并有大塊的混凝土剝落，主筋露出，鋼筋-混凝土粘結失效，該過程發(fā)展十分迅速.在管廊未發(fā)生破壞前，其變形以彎曲為主；在管廊發(fā)生破壞時，鋼筋未達到屈服強度，受壓區(qū)混凝土未發(fā)生損傷，未有截面發(fā)生彎曲破壞.因此，其破壞形態(tài)表現(xiàn)為疊合面失效導致的脆性剪切破壞.

裝配疊合式綜合管廊最終的破壞形態(tài)與已有的多數(shù)研究也較為相似，基本上都發(fā)生了脆性剪切破壞[2, 9-10].由于在迎水側布置了抗裂鋼筋網(wǎng)，顯著降低了管廊裂縫的數(shù)量與寬度，與其他足尺試驗相比，試驗的管廊裂縫在未發(fā)生破壞前，裂縫的分布情況較少，裂縫發(fā)展小于裂縫寬度的理論計算結果.

4 結論

提出一種適用于城市條件的新型裝配疊合式綜合管廊.開展新型裝配疊合式綜合管廊足尺模型試驗，研究該管廊力學性能及破壞狀態(tài).主要研究結果包括：

1) 新型裝配疊合式綜合管廊的建造方式是通過預制管廊的內(nèi)外墻、頂板、底板，然后通過整體吊裝拼接構件，使側墻形成內(nèi)、外兩道混凝土模板，顯著減少傳統(tǒng)模板的使用，并且使用自密實混凝土澆筑，現(xiàn)場澆筑至管廊頂面僅需一次澆筑，相比于全現(xiàn)澆式綜合管廊施工，其工序簡單、工期短且混凝土質(zhì)量得到很好的控制.

2) 通過試驗研究發(fā)現(xiàn)，構件在集中力作用下，先后經(jīng)歷了彈性變形、開裂以及破壞三個階段；破壞形態(tài)有別于全現(xiàn)澆式綜合管廊，表現(xiàn)為其中一塊側墻的底部發(fā)生疊合面受損，新、舊混凝土協(xié)同工作性能下降，進而導致剪切破壞；極限承載力為設計極限荷載的1.69倍左右.

3) 通過在迎水側布置了抗裂鋼筋網(wǎng)，顯著降低了管廊裂縫的數(shù)量與寬度，與其他足尺試驗相比，試驗的管廊裂縫在未發(fā)生破壞前，裂縫的分布情況較少，其發(fā)展小于裂縫寬度的理論計算結果.