裝配式地下車站CHC型鋼-混凝土組合接頭受彎性能分析

葉 亮 丁先立 項 寶 趙維剛 吳居洋 歐飛奇 昝子卉

(1.廣州地鐵設計研究院股份有限公司，510030, 廣州；2.石家莊鐵道大學土木工程學院, 050043, 石家莊∥第一作者，工程師)

隨著建筑業(yè)低碳環(huán)保及工業(yè)化的要求越來越高，預制裝配式結構的應用率也越來越高。目前，盾構隧道管片已實現(xiàn)了標準化預制與裝配，也有了較成熟的計算理論和設計方法[1]，但地下車站的裝配式結構仍有很大的研究空間。現(xiàn)國內僅有長春地鐵2號線袁家店站[2]、廣州地鐵11號線上涌公園站等少數(shù)車站采用了地下裝配式結構方案。

在地下裝配式結構中，預制件之間采用的連接方式為設計關鍵。由于盾構管片工作階段軸壓力大，一般可采用彎螺栓連接，計算時采用考慮接頭彎曲剛度小于管片彎曲剛度并將其等效于管片結構整體折減剛度的整環(huán)模型[3]；日本伊勢灣天然氣隧道采用單個CHC(C型鋼+H型鋼+C型鋼)連接件作為管片的環(huán)向連接結構[4]。相對隧道結構，地鐵車站具有埋深淺、跨度大、非圓形等特點，柔性接頭不能滿足環(huán)內平面的受力要求。長春地鐵2號線袁家店站基于對單榫槽式和雙榫槽式接頭破壞形態(tài)和力學性能的數(shù)值模擬和結構加載試驗研究[5-7]，最終在環(huán)內預制塊間采用雙榫槽式接頭的連接方式。

然而，現(xiàn)有裝配式車站圍護結構采用地下連續(xù)墻或圍護樁+錨桿支護，接頭難以適用于富水地層結構和城市用地紅線要求。因此，需要一種能適用于地下連續(xù)墻或圍護樁+內支撐支護方式的接頭形式。將型鋼與混凝土通過預制和后安裝工藝相結合，形成的新型CHC型鋼-混凝土組合接頭(以下簡稱“雙CHC接頭”)，既能滿足內支撐下裝配式車站的分塊需求，也能滿足無柱站臺層大跨度中板的預制要求。本文以南方富水地區(qū)的某地下裝配式地鐵車站為例，通過四點彎曲足尺加載試驗，分析雙CHC接頭的受彎性能。

1 試驗概況

本試驗為四點彎曲足尺實體試驗。雙CHC接頭混凝土組合梁的截面為1 000 mm×1 000 mm的矩形，長度為3 000 mm。2段混凝土組合梁接頭兩側在受壓區(qū)和受拉區(qū)分別埋設850 mm×115 mm×40 mm的C型鋼，并在C型鋼背部設置10根直徑28 mm的錨固鋼筋。2根混凝土組合梁通過C型鋼中間設置的700 mm×110 mm×30 mm H型鋼連接為6 000 mm長的試驗梁體。混凝土標號C50，立方體實測抗壓強度58.2 MPa；C型鋼及H型鋼均為Q345B級。錨固鋼筋長1 600 mm，縱向間距為80 mm，采用HRB400鋼；實測鋼筋焊接強度超過鋼筋母材的屈服強度。

試驗梁全長6 000 mm，居中放置，梁端支座中心線間距5 600 mm，加載裝置采用200 t電液伺服加載系統(tǒng)。荷載通過分配梁支座平衡作用于梁頂，兩分配梁支座中心線間距離為1 200 mm，寬度為150 mm，如圖1所示。分配梁上設置采用同步加載方式控制的兩個作動器，作動器的有效動程為±200 mm，任意時刻施加荷載差值不超過5 kN；試驗過程中荷載逐級增加，初期單個作動器的每級荷載增量為100 kN，當梁體裂縫逐漸開始出現(xiàn)后，每級荷載增量減小為50 kN。試驗采用測試精度為0.01 mm的SDP系列位移傳感器，布置在試驗梁的跨中接頭和支座處以測量相應位置的豎向位移，為了測量試驗梁跨中接頭截面的應變分布規(guī)律，在試驗梁的側面不同高度位置粘貼應變片。

尺寸單位:mm

1.1 車站結構

案例車站為地下雙層無柱結構，其主體結構由預制混凝土塊環(huán)狀拼裝而成，其整環(huán)結構如圖2所示。預制混凝土車站結構分為縱向和環(huán)向2個方向，為滿足運輸和拼裝的要求，沿縱向環(huán)寬為2 m?？紤]內支撐布置和拆卸的要求，每環(huán)分為9片預制混凝土構件(A～F)，有10處環(huán)內塊間接頭(采用雙CHC接頭)。

注：A～F為預制混凝土構件。

1.2 雙CHC接頭

雙CHC接頭的結構如圖3所示。圖3中的預制混凝土的凸榫和凹槽互相適應以抵抗剪力。在接頭截面預制混凝土的受拉側和受壓側，各埋設1對C型卷邊槽鋼(即C型鋼)。為了提高組合接頭的剛度和承載力，減小混凝土和型鋼材料之間的相對滑移，采用后焊接的錨固鋼筋將C型鋼固定。在兩側混凝土構件就位對中后，插入的H型鋼將接頭兩側的2組C型鋼連接。C型鋼和H型鋼之間采用翼緣中部設置坡段的楔形自鎖設計。

圖3 雙CHC接頭結構示意圖

為提高接頭結構的穩(wěn)定性和傳力的均勻性、改善H型鋼的防水性能和耐腐蝕性，C型鋼外的預埋注漿管連通槽腔，待H型鋼插入到位后通過注漿管對槽腔空間進行注漿。

2 試驗及結果分析

為研究雙CHC接頭的受力性能，本文采用四點彎曲足尺加載試驗，總結接頭裂縫分布及破壞狀態(tài)規(guī)律，分析組合接頭荷載-位移曲線、彎矩-轉角曲線、接頭截面混凝土應變分布、后錨固鋼筋的應力分布，以及彎曲荷載下組合接頭試驗梁的破壞模式、截面剛度及承載力。

設試驗中單個作動器的荷載為F，固定支座、跨中接頭和活動支座處位移測量值分別為U1、U2、U3，則有：

M=a·F

(1)

(2)

式中：

a——作動器作用點與支座之間的水平距離；

M——梁體純彎段的彎矩；

θ——接頭兩側相對轉角；

L1、L2——位移計與接頭中心線的初始水平距離。

設觀測開口量位置沿梁高度方向與試驗梁頂?shù)木嚯x為h，則接頭兩側相對開口量δ為：

(3)

2.1 接頭裂縫分布及破壞狀態(tài)

混凝土試驗梁間通過雙CHC接頭連接，進而實現(xiàn)整體受力。加載過程的試驗梁破壞經(jīng)歷及裂縫變化規(guī)律為：

1)隨著彎矩增加，凹槽受拉側C型鋼后出現(xiàn)第一條裂縫C1；C1隨著荷載的增加而增長，且近似呈水平方向發(fā)展；C1出現(xiàn)在C型鋼的錨固區(qū)。經(jīng)分析，C1處應力比較集中，混凝土應力最先達到混凝土的極限抗拉強度。

2)在裂縫C1繼續(xù)發(fā)展、大致延伸過C型鋼腹板延長線時，受彎區(qū)梁底位置出現(xiàn)第二條裂縫C2。

3)隨著彎矩繼續(xù)增大，跨中接頭受壓側混凝土及凹槽受壓側C型鋼后混凝土相繼出現(xiàn)了裂縫C3，且呈水平方向分布。

4)凹槽受拉側C型鋼后混凝土構件的上角部和下角部相繼出現(xiàn)裂縫C4和C5，并分別沿斜上方45°及斜下方45°方向延伸。

5)荷載繼續(xù)增加，靠近分配梁支座下方梁底附近出現(xiàn)受剪斜裂縫。該受剪斜裂縫沿梁腹板高度方向發(fā)展，是由混凝土同時受到較大的彎矩與剪力作用而引起的。當彎矩進一步增大時，受壓側混凝土壓碎，受拉側C型鋼與其下方混凝土脫粘，梁體撓度突然增加，試件失去承載力。此時，C型鋼后錨固鋼筋達到屈服狀態(tài)，C型鋼卷邊產(chǎn)生屈曲破壞。

試驗梁的破壞符合適筋破壞形態(tài)。試驗過程中型鋼接頭與混凝土梁體協(xié)同工作，雙CHC型鋼接頭接近剛性接頭的力學特征。破壞發(fā)生前梁體整體發(fā)生了較大變形，破壞具有延性。

2.2 荷載-位移曲線

以F和接頭位置豎向位移U為坐標，繪制加載試驗的荷載-位移關系曲線，并根據(jù)試驗結果進行擬合(擬合優(yōu)度R2=0.999 1)，如圖4所示。擬合曲線為：

圖4 雙CHC接頭的荷載-位移曲線

F=998.9-998.9 e-151.6U

(4)

在初始加載階段，荷載-位移曲線基本呈線性。隨著F的增大，U不斷增大，且逐漸呈現(xiàn)非線性變化，此時，F(xiàn)約為極限荷載的50%。經(jīng)分析，由于C型鋼與H型鋼槽腔內混凝土漿體逐漸受剪壓破損，C型鋼后錨固鋼筋與預制混凝土的界面滑移不斷增加，故U呈非線性發(fā)展。隨著梁體截面剛度的逐漸下降，荷載-位移曲線的非線性變化越來越明顯。當F接近破壞荷載時，F(xiàn)的小幅增加就會引起U大幅增大。F達到破壞荷載后，U急劇增加，直至截面剛度喪失。截面對應極限荷載時的跨中位移為27 mm，約為試件跨度的1/220。

接頭的正常使用極限狀態(tài)以開口量進行衡量。截面不同高度H處的開口量-荷載曲線如圖5所示。開口量隨荷載變化的規(guī)律與撓度隨荷載變化的規(guī)律一致，并與H成正相關，受拉側有效高度截面開口量為16.4 mm。

圖5 H不同時雙CHC接頭的開口量-荷載曲線

2.3 混凝土應變及鋼筋應力分布

2.3.1 混凝土應變分布

圖6為距接頭1.0 m處截面的凹槽側、裂縫未開裂階段試驗梁的截面荷載-應變關系曲線。由圖6可見：截面對應的混凝土應變和荷載近似呈線性關系；幾何中心軸(H=500 mm處)的荷載-應變曲線隨荷載的增加逐漸出現(xiàn)正應變，表明截面受拉區(qū)高度增加，截面中性軸上移。表1為不同截面處中性軸距梁頂?shù)木嚯x。

注：應變?yōu)檎硎臼芾瑧優(yōu)樨摫硎臼軌骸?/p>

表1 不同截面處中性軸距頂梁距離

凹槽側的混凝土截面應變分布曲線如圖7所示。由圖7可知：當梁截面距接頭0.6 m、1.0 m時，中性軸位置變化較小，均接近截面1/2位置；當梁截面距接頭0.3 m時，中性軸在截面1/2位置以下35 mm。這表明雙CHC接頭對受壓區(qū)混凝土產(chǎn)生約束作用，凸榫與凹槽之間的相互咬合能提高混凝土受壓區(qū)高度。雙CHC接頭約束作用的范圍主要集中在與接頭距離為1.5倍凹槽深度(0.3 m)區(qū)域內，區(qū)域外的接頭約束作用效應逐漸減弱，與接頭距離超過5倍凹槽深度(1.0 m)的區(qū)域為非影響區(qū)。

a)截面距接頭1.0 m

2.3.2 C型鋼錨固鋼筋應力變化

錨固鋼筋隨F變化的應力分布如圖8所示。隨著F的增加，楔形接觸范圍內的錨固鋼筋應力顯著大于兩端范圍內的錨固鋼筋應力。這是由于兩端范圍傳遞荷載的水泥漿填料彈性模量小于鋼材彈性模量，故楔形范圍的應力充分傳遞至C型鋼后錨固鋼筋，且開口面一端的錨固鋼筋應力大于閉口面一端的錨固鋼筋應力。當F繼續(xù)增加時，楔形范圍鋼筋應力增長加快。當F超過800 kN后，楔形范圍錨固鋼筋率先發(fā)生屈服。隨著屈服區(qū)急速向兩端擴大，鄰近楔形接觸范圍的兩端范圍內鋼筋也先后發(fā)生屈服。

圖8 錨固鋼筋隨荷載變化的應力分布

2.4 協(xié)同系數(shù)

雙CHC接頭與混凝土梁的協(xié)同工作效果采用協(xié)同系數(shù)I表示：如應力完全均勻傳遞，則I=1；如應力完全不均勻傳遞，則I=0；協(xié)同系數(shù)I越大，協(xié)同工作效果越好，結構剛度和承載力越大。協(xié)同系數(shù)I計算公式如下：

(5)

式中：

n——錨固鋼筋根數(shù);

S——錨固鋼筋應力，Smax和Smin分別為錨固鋼筋應力的最大值和最小值。

圖9為I-F關系圖。

圖9 協(xié)同系數(shù)-荷載曲線

在初始階段，由于型鋼之間率先通過楔形區(qū)域接觸，故I較小。楔形區(qū)域位于接觸截面的剛度峰值區(qū)，是應力傳遞的主要路徑，而開口端和閉口端的S水平較低，反映了此時應力傳遞不均勻。

之后，I逐漸增大。一方面，H型鋼和C型鋼槽腔內的填料受到“抱箍作用”，使填料承載力提高；另一方面，混凝土裂縫的發(fā)展導致C型鋼的后錨固區(qū)出現(xiàn)鋼筋-混凝土滑移界面，錨固鋼筋間應力重分布，兩端S比例提高，并使I提高至峰值。

隨后，型鋼的扭拉作用帶動槽鋼口部的填料拉裂，“抱箍作用”消失，填料失去承載力，型鋼上的應力增量向楔形接觸區(qū)域轉移，其后S增加，I減小。

當F達到屈服荷載時，楔形接觸區(qū)內錨固鋼筋先屈服；隨著塑性區(qū)的擴大，楔形接觸區(qū)外的S隨后到達屈服強度，I重新提高。

經(jīng)測算，I=0.66～0.78，說明CHC接頭與混凝土梁之間具有較高的協(xié)同工作效果，CHC接頭工作具有良好的整體性。

3 結論

1)破壞發(fā)生前梁體整體發(fā)生了較大變形，破壞之前有明顯的預兆，破壞具有延性。裂縫先后出現(xiàn)分布于C型鋼錨固區(qū)、梁體受彎區(qū)的受拉側以及剪斜區(qū)，破壞狀態(tài)下受壓混凝土壓碎，受拉側C型鋼后錨固鋼筋屈服，試驗梁在極限荷載時的破壞模式符合適筋破壞形態(tài)，CHC型鋼-混凝土組合接頭的力學性能符合剛性接頭的特征。

2)得到了加載過程中接頭的荷載-位移曲線和荷載-開口量曲線。CHC型鋼-混凝土接頭組合梁在極限荷載下的跨中位移為27 mm，有效高度位置最大開口量為16.4 mm。

3)接頭結構對受壓區(qū)混凝土產(chǎn)生約束作用，凸榫-凹槽之間的相互咬合能提高混凝土受壓區(qū)高度。約束作用主要范圍在與接頭距離1.5倍凹槽深度(0.3 m)區(qū)域內，當距離超過5倍凹槽深度時，效應不明顯。

4)C型鋼后錨固鋼筋的應力分布的均勻性呈現(xiàn)先提高后下降，在屈服荷載下重新提高至接近峰值的規(guī)律。協(xié)同系數(shù)為0.66～0.78，表明CHC接頭工作具有良好的整體性。