裝配疊合式管廊腋角受力性能及整體破壞形態試驗研究

楊艷敏 徐 冉 張志新 葛澤森 李子根

（吉林建筑大學土木工程學院，吉林 長春 130118）

0 引言

隨著我國城市化水平的不斷提高，對有限的城市地下空間爭奪已進入非常劇烈的階段，綜合管廊作為重要的城市地下基礎設施，在我國迅速推廣和發展，目前國內外學者對這種構件進行了大量研究。胡翔和薛偉辰等[1-3]通過對足尺管廊模型開展單調靜力試驗，并使用ABAQUS軟件進行有限元模擬對比分析,較為系統地研究了采用預應力筋連接的預制預應力管廊結構和管廊結構下部邊節點的受力性能。易偉建等[4]通過對有無腋角的2種綜合管廊進行靜載試驗，對比分析其破壞機制、承載能力以及裂縫狀開展狀況，發現適當增加管廊頂板的縱筋配筋率，無腋角的管廊結構性能與有腋角的管廊結構性能接近。Shatnawi等[5]采用有限元法對不同尺寸、不同厚度的鋼筋混凝土箱涵在不同填土高度下的受力性能進行了數值研究。Chen等[6]為了減少箱涵結構上路基土對其產生荷載，提出了一種新型減載式涵洞結構，并通過模型試驗研究了其土壓力分布情況。由于裝配疊合式管廊既有預制構件施工簡便、快速，節能環保的特點，又具有現澆結構整體性能好的優點，符合我國可持續發展和綠色建筑的要求，目前成為管廊發展的新方向[7]。本文將對一個裝配疊合式縮尺管廊模型進行靜力加載試驗，研究其在模擬覆土荷載作用下的破壞現象、承載能力及腋角各測點荷載應變曲線、荷載位移曲線等，為后期結合多種變量研究裝配疊合式管廊在火災全過程中的結構性能提供參考。

1 試驗概況

1.1 裝配疊合式管廊模型設計與制作

進行縮尺管廊模型結構性能試驗研究時，縮尺管廊模型與原管廊結構需要滿足靜力試驗要求的幾何相似、物理相似、荷載相似及邊界條件相似[8]。本試驗管廊模型縮尺比例根據量綱分析基本原理確定，綜合考慮試驗儀器量程及尺寸限制，最終確定縮尺比例為1/6。依據我國《混凝土結構設計規范》GB 50010—2010[9]設計試件，本實驗管廊模型設計強度等級為C40，腋角高度為50 mm，配筋率為1.90%，管廊端部截面尺寸及配筋如圖1所示。試件采用裝配疊合的建造方式，首先根據設計尺寸及配筋要求對管廊的頂板、底板和兩側墻板進行預制。各板養護成型后進行拼裝，每塊板腋角位置縱向鋼筋都有一定的錨固長度，將此部分鋼筋插入與之相連的板內，并進行綁扎（見圖2），最后澆筑混凝土并養護成型。

1.2 加載方案

加載裝置：為模擬管廊真實受力情況，本試驗使用極限力為500 kN的微機控制結構試驗系統進行加載，采用四集中力即八分點加荷，用二級分配梁等效代替覆土均布荷載。由于管廊結構可認為是封閉框架結構，其頂板、底板所受的力大小相同，方向相反，故在管廊底部設置4個鋼墊塊，使得頂板、底板受力對稱，試驗加載裝置（見圖3），圖中1為豎向加載裝置，2為分配梁，3為墊塊，4為管廊試件。

加載制度：參考管廊結構足尺模型試驗對本試驗的加載制度進行設計[10]。本試驗管廊設計埋置深度為6 m，管廊結構覆土荷載設計值根據實際情況計算確定為85 kN，試驗將分級加載至覆土荷載設計值，待裂縫、變形穩定后，繼續加載，直至結構破壞。

觀測方案：在管廊模型腋角處選取具有代表性的位置布置混凝土應變片和位移計，分別如圖4～圖5所示，本試驗使用2臺DH3816N靜態測試分析采集儀分別采集混凝土應變和位移；裂縫寬度用北京智博聯F71-F800裂縫綜合測試儀進行測量；結構承載力根據結構試驗系統來測量。

2 試驗結果分析

2.1 破壞現象

管廊模型試驗現象為：從開始加載至荷載達到75 kN，管廊模型混凝土表面無明顯裂縫，結構無明顯位移，表現穩定。繼續加載，左側墻板距底部9 cm處混凝土表面出現第1條細微裂縫，寬度為0.05 mm；隨著荷載不斷加大，第2條裂縫出現在第1條裂縫右上方距底部24 cm處，寬度為0.03 mm，2條裂縫均沿管廊模型長度方向延伸，管廊模型右側墻板和端部均出現若干細微裂縫。當荷載達到109 kN時，裂縫沿管廊模型長度方向延伸速度明顯加快，左右兩側墻板裂縫分布基本一致；當荷載達到127 kN時，1條45°斜裂縫出現在管廊模型端部左下側腋角處，且延伸至底板內壁；當荷載達到149.6 kN時，另一側端部右下腋角處也出現斜裂縫，且裂縫寬度迅速增大（見圖6（a））；隨著荷載繼續增大，管廊內部上壁和下壁均出現大量裂縫，腋角處45°斜裂縫繼續增寬，底板內壁裂縫接近貫通；當荷載達到176.8 kN時，由于腋角處45°斜裂縫不斷增大，此處的混凝土突然崩裂，底板預制混凝土層與后澆混凝土連接部分產生滑移，底板鋼筋外露，腋角處斜裂縫沿預制混凝土層輪廓分布（見圖6（b））；最大裂縫寬度已到達1 cm（見圖6（c））；底板發生剪切破壞，試驗結束，左側墻板和管廊斷面破壞現象分別（見圖6（d）和（e））。觀察試件頂板、底板表面的裂縫分布情況（見圖 6（f）），可發現頂、底板內壁跨中裂縫密集，這是由于頂、底板內壁跨中處均承受負彎矩，內壁表面受拉，所受拉應力超出混凝土抗拉強度而形成裂縫。

2.2 荷載-應變曲線分析

混凝土荷載應變曲線可作為分析管廊腋角受力情況的重要依據，裝配疊合式管廊模型在分級加大的豎向荷載作用下，混凝土腋角各測點荷載－應變曲線如圖7所示。從開始加載至荷載達到75 kN，各測點應變增量均隨荷載的增加而變大，且各測點應變均為壓應變；荷載增加到90 kN，此期間由于墻板出現裂縫，除測點1應變變化幅度甚微，其余測點應變變化幅度略大；荷載繼續增加到127.5 kN，由于管廊試件內壁出現大量裂縫，各測點應變產生波動，但波動幅度較小。荷載增大至131 kN時，由于管廊模型底板一側腋角處產生延伸至底板內壁的45°斜裂縫，除測點4應變增量較小，其余各測點應變迅速增加至一定程度后保持穩定；直至荷載到達150 kN時，由于管廊模型底板一側腋角處產生延伸至底板內壁的主裂縫，各測點迅速由受拉狀態轉變為受壓狀態，應變反應劇烈，且均隨繼續加載產生大幅波動。加載至管廊試件達到極限狀態時，各測點應變狀態均為壓應變，測點3即底部跨中腋角處壓應變最大，應變值為-263.4 με；測點1即底板端部腋角處壓應變最小，應變值為-115.6 με。頂、底部跨中腋角對應測點3，4應變值明顯大于頂、底端部腋角對應測點1，2；底部跨中腋角測點3應變遠大于頂部跨中腋角測點4，而底板腋角端部測點1和頂板腋角端部測點2應變值相差較小。

2.3 荷載-位移曲線分析

對頂部腋角各測點的位移數據進行整理歸納可得到管廊頂部腋角測點荷載-位移曲線，如圖8所示。分析荷載位移曲線可知，管廊結構破壞過程大體可以分為3個階段。

混凝土開裂階段：從開始加載至荷載到達75 kN，此期間試件混凝土表面無裂縫，管廊結構處于彈性工作狀態，頂部腋角各測點位移隨荷載增加呈線性增長。隨著荷載繼續增大，試件凝土表面產生裂縫，管廊結構逐漸從彈性工作狀態進入非彈性工作狀態，荷載-撓度曲線呈現出非線性的變化規律，并且出現剛度衰減現象。

鋼筋屈服階段：當荷載增加至149.6 kN時，試件受拉區混凝土裂縫不斷開展，底部腋角處45°斜裂縫寬度迅速增大，形成主裂縫，試件剛度明顯下降，受拉區鋼筋開始進入屈服階段，此時荷載增長不大，而位移持續增長；構件屈服后荷載有所下降，而位移急劇增加，是構件主裂縫持續增大且不斷產生新裂縫所致。經過一段不穩定平臺后，荷載又有所上升，這是由于部分鋼筋已經處于屈服平臺，鋼筋應力不斷發生變化，構件荷載不能持荷。

破壞階段：此階段荷載增長緩慢，主裂縫寬度不斷增長，位移急劇增大，結構變形明顯，管廊結構的剛度出現較為明顯的衰減。荷載在達到149.6 kN前，各測點位移與荷載的增長趨勢呈現出一定的線性關系，只有在極限荷載作用下才產生較大的變形，說明管廊結構的抗變形能力較強。

3 結論

通過對裝配疊合式管廊模型進行靜力加載試驗可得到以下結論。

1）裝配疊合式管廊試件的極限承載力為176.8 kN，是管廊荷載設計值的2.08倍，具有足夠的安全儲備。

2）裝配疊合式管廊試件的破壞形式為單板剪切破壞，試件的主裂縫為端部腋角處沿著預制混凝土層和后澆混凝土層交界位置產生的斜裂縫，由此可見裝配疊合式管廊試件薄弱位置在預制混凝土層及后澆混凝土層交界部位，在實際工程中應對此部位進行加強設計。

3）腋角在正常使用狀態下未產生明顯裂縫，僅在極限荷載作用下產生較大的變形且最大撓度為14.91 mm，受力性能良好。