UHPC裝配式電纜溝設計及抗力性能研究

徐 港，王鑫科，盛 喚，周萬清

(1.防災減災湖北省重點實驗室，宜昌 443002；2.三峽大學，土木與建筑學院，宜昌 443002)

0 引 言

國內正在加快大型變電站的建設，而電纜溝施工貫穿整個變電站的建設期[1]。傳統現澆式電纜溝施工需要耗費大量人力和物力，造成資源浪費；而且施工噪音、泥漿廢水、建筑垃圾也會對環境造成不利影響。而裝配式電纜溝[2-3]由工廠生產，可以避免因施工引起的材料浪費和環境污染，保證質量的同時提高生產效率[4-5]。但是普通混凝土裝配式構件自重大，截面尺寸大，不便于運輸，現有吊裝工具也很難進行構件對中，這些問題使得混凝土裝配式結構難以推廣使用[6]。超高性能混凝土(ultra-high performance concrete, UHPC)的強度、韌性及耐久性遠超普通混凝土[7-8]，越來越受到研究者和工程界的重視，但由于其成本較高，現階段國內外UHPC 的應用技術研究與試點工程主要停留在橋梁工程[9]、建筑外墻裝飾工程[10]以及維修加固[11]等方面，在裝配式建筑結構領域的研究相對較少,主要集中在樓梯、陽臺等小型預制構件[12]，裝配式預制構件節點連接[13]等方面。有研究表明將UHPC澆筑于預制裝配式框架結構的節點核心區，能有效改善預制梁、柱等構件受力鋼筋的復雜連接形式，更好地應對節點核心區的復雜應力，提高結構的整體性及抗震性能[14-15]。目前針對UHPC全裝配式結構的研究還鮮有報道[16]。為此，本文依據負載工況設計出一種UHPC裝配式電纜溝，并對其抗力性能和節點連接的方式及可靠性進行了研究，希望研究結果能為UHPC裝配式結構的設計提供參考。

1 試驗設計

1.1 原材料及配合比

UHPC配合比設計如表1所示，原材料包括水泥、硅灰、粉煤灰、陶砂、鋼纖維、高效減水劑和水。水泥為P·O 52.5水泥，各項指標均符合《通用硅酸鹽水泥》(GB 175—2007)規范要求；硅灰粒徑為0.1～0.3 μm，SiO2質量分數大于94%，比表面積大于22 000 m2/kg；粉煤灰采用超細粉煤灰，45 μm方孔篩余量為7%，比表面積為713.2 m2/kg；細骨料選用質地較輕的陶砂，0.60～1.18 mm、1.18～2.36 mm兩種粒徑的陶砂質量比為1 ∶1；鋼纖維采用長為13 mm、直徑為200 μm的鍍銅直鋼纖維，質量分數為1.5%；減水劑采用減水率為37%的聚羧酸系高性能減水劑。同批澆筑的標準試塊試驗所得混凝土抗力性能如表2所示。

表1 UHPC配合比

表2 UHPC材料特性

1.2 試件設計

設計電纜溝內兩側配置電纜支架，兩側都能容納五層電纜線，參照《電力工程電纜設計標準》(GB 50217—2018)和《電力電纜隧道設計規程》(DL/T 5484—2013)，確定電纜溝凈寬為1 200 mm，凈深為1 300 mm，電纜溝單元長度為500 mm。實際工況下底板不發生變形，故底板設計成寬500 mm、厚40 mm的矩形截面；而側板要抵抗變形，參考帶肋板抗彎性能研究[17-18]，將側板設計成兩條肋的帶肋板，節約材料且保證側板具有足夠的強度和剛度。電纜溝尺寸及配筋如圖1所示。

圖1 預制現澆電纜溝尺寸及配筋

1.3 配 筋

電纜溝荷載分布如圖2所示，依據《建筑結構可靠性設計統一標準》(GB 50068—2018)和《建筑結構荷載規范》(GB 50009—2012)計算得出實際工況下，側板底部截面荷載基本組合效應Sd=5.21 kN·m，荷載準永久組合Mq=3.04 kN·m[19]。受力分析可知底板不彎曲變形，而側板則受到兩側土壓力和電纜重力向內彎曲。依據《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)進行結構設計，在底板受拉區配9根直徑8 mm的鋼筋，側板每條肋在腹板受拉區配置1根直徑14 mm的鋼筋，混凝土保護層厚度為15 mm。配筋詳圖如圖1所示，鋼筋材料性能如表3所示。

圖2 工況荷載分布圖

表3 鋼筋力學性能

2 側板抗力性能試驗

2.1 加載方案

因為整個電纜溝體積較大，底板無法完全約束，為了測出側板的抗力性能，單獨澆筑圖1中所示UHPC電纜溝側板，在室內自然養護，28 d后開始對其進行加載試驗。側板構件采用三點靜力加載，跨中位置預留340 mm的純彎段。為避免發生剪切破壞，參考《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)，計算正截面和斜截面承載力，確定加載力臂為400 mm時側板會發生正截面破壞，兩邊加載點上放一塊與側板等寬的鋼板，鋼板與反力架間是25 t的千斤頂和壓力傳感器。為避免端部支座處板肋局部破壞，在肋與滾動支座間固定鋼板。兩條側板肋下部固定位移計測量跨中撓度，兩端固定位移計所測撓度用于消除側板下沉的撓度誤差。加載制度參考《混凝土結構試驗方法標準》(GB/T 50152—2012)，加載簡圖如圖3所示。

圖3 試驗加載裝置

2.2 試驗結果分析

2.2.1 試驗現象

加載至25 kN時側板肋跨中位置開裂，出現多條0.02～0.04 mm的裂縫。隨著荷載增大，在側板肋純彎段有三條主裂縫。加載至80 kN時側板下表面出現裂縫，側板肋主裂縫寬度迅速增大，純彎段肋上的三條主裂縫寬度為0.33～0.97 mm；加載至85 kN時鋼筋屈服，跨中撓度迅速增大；加載至89 kN時，純彎段受壓區上表面出現一條平行于短邊方向的長裂縫，受拉區最大裂縫寬度為3.25 mm，側板構件為彎曲破壞。鋼筋屈服后，鋼筋混凝土結構達到了90%的極限承載力，所以側板的極限荷載約為98.89 kN。側板構件破壞特征如圖4所示。

圖4 電纜溝側板破壞特征

2.2.2 抗彎承載力

根據截面尺寸及配筋情況，參考《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)、《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)、《活性粉末混凝土結構技術規程》(DBJ43/T 325—2017)分別計算出側板截面的極限抗彎承載力。

《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)中第一類T形截面的正截面抗彎承載力計算公式如式(1)、(2)所示。

(1)

α1fcb′fx=fyAs

(2)

《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)中第一類T型截面的正截面抗彎承載力計算公式如式(3)～(5)所示。

(3)

(4)

(5)

《活性粉末混凝土結構技術規程》(DBJ43/T 325—2017)中矩形截面的正截面抗彎承載力計算公式如式(6)、(7)所示。

(6)

α′1fcb′fx=fyAs

(7)

式中:Mu為截面抵抗彎矩；α1、α′1為混凝土受壓區等效矩形應力圖形系數，按相應規范選取；fc、ft分別為混凝土軸心抗壓和抗拉強度平均值;fy為受拉區鋼筋抗拉強度平均值；As為受拉區鋼筋截面面積；b′f為T型截面受壓區翼緣寬度；b為腹板寬；h0為截面有效高度；h為截面高度；a為受拉鋼筋合力點至截面受拉區邊緣間的距離；x為混凝土受壓區計算高度；xt為混凝土受拉區等效應力圖形高度；β1按《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)采用。

側板正截面抗彎承載力理論值及試驗值如表4所示。根據《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)、《活性粉末混凝土結構技術規程》(DBJ43/T 325—2017)計算正截面承載力不考慮混凝土的抗拉作用，所以理論計算值偏低；參考《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)時不考慮受壓區等效矩形應力圖形系數，但是考慮了混凝土的抗拉作用，并給出了受拉區等效應力圖形高度的計算公式。通過對比正截面抗彎承載力的理論值與試驗值，試驗值是《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)理論值的1.03倍，說明UHPC的抗拉強度不能忽略，該規范更為合理。

表4 側板正截面抗彎承載力

2.2.3 裂縫

參考文獻[20]，在正常使用狀態下，由準永久荷載效應組合控制的彎矩Ms=αMu。針對《建筑結構可靠性設計統一標準》(GB 50068—2018)對荷載組合效應系數的調整，參考文獻[20],并重新計算出系數α=0.769。正常使用極限狀態下三種規范計算及試驗所得裂縫最大寬度如表5所示，根據《活性粉末混凝土結構技術規程》(DBJ43/T 325—2017)計算所得裂縫寬度最接近試驗值，且其和根據《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)計算所得裂縫寬度均與試驗值較為接近。

表5 側板正常使用極限狀態下的裂縫寬度

(8)

(9)

(10)

(11)

ωfmax=ωmax(1-βcwλf)

(12)

式中：ωmax為最大裂縫寬度；ωfmax是考慮鋼纖維作用后的最大裂縫寬度；βcw是鋼纖維影響系數，按相應規范選取；αcr為構件受力特征系數；ψ為裂縫間縱向受拉普通鋼筋應變不均勻系數；σs為鋼筋混凝土構件縱向受拉鋼筋等效應力(σs=Ms/0.87Ash0)；Cs為最邊緣縱向受拉鋼筋至受拉區底邊的距離，Cs<20時，取值為20；deq為受拉區縱向鋼筋的等效直徑；ni、vi、di分別為第i種縱向受拉鋼筋的數量、相對黏結特性系數、公稱直徑；ρte為按有效受拉混凝土截面面積計算的縱向受拉鋼筋配筋率；As和Ap分別為受拉區縱向受拉鋼筋和預應力鋼筋的截面面積；Ate為有效受拉混凝土截面面積(Ate=0.5bh，無受拉翼緣情況下)；λf為鋼纖維含量特征值(λf=PfLf/df)，鋼纖維體積率Pf=1.5%，長度Lf=13 mm，直徑df=200 μm。

2.2.4 撓度

電纜溝側板荷載撓度曲線如圖5所示，可見側板構件有很明顯的鋼筋屈服階段，屬于適筋破壞。側板構件對稱布置的位移計數值都保持高度一致，說明側板構件受力均勻，持荷穩定。加載至85 kN前，荷載撓度關系近似線性；在85～89 kN時，側板兩端及跨中肋上撓度迅速增大，此時鋼筋處于屈服階段。據三種規范中公式分別計算出短期剛度，同時由撓度實測值按式(16)可求得相當于荷載準永久組合下的短期剛度，如表6所示。因為試驗加載時間較短，所以僅比較短期剛度。結果表明《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)中沒有考慮鋼纖維和混凝土的抗拉作用，理論值偏低；另外兩個規范是在前者的基礎上進行了如式(15)所示的修正，而這兩種規范除了承載力計算值不同，構件截面短期剛度影響系數βB也不同，《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)的βB值更大，根據此規范計算所得短期剛度也較大，試驗剛度是計算剛度的1.2倍，最適合用于UHPC構件的撓度驗算。剛度計算公式如式(13)～(16)所示。

圖5 電纜溝側板荷載撓度曲線

表6 側板正常使用極限狀態下的彎曲剛度

(13)

(14)

Bfs=Bs(1+βBλf)

(15)

(16)

式中：Bs為鋼筋混凝土受彎構件的短期剛度；Bfs為考慮鋼纖維作用的短期剛度；βB為構件截面短期抗彎剛度的鋼纖維影響系數，按相應規范選取；αE=Es/Ec,為鋼筋與混凝土彈性模量的比值；ρ為縱向受拉鋼筋配筋率；γ′f為受壓翼緣截面面積與腹板有效截面面積的比值；θ為考慮荷載長期作用對撓度增大的影響系數，當受壓鋼筋配筋率ρ′=0時，取θ=2；fmax是最大撓度；N為兩點加載處的集中力(N=Ms/l1)，l為構件的長度，l1為集中力到支座間的距離。

綜上所述，依據《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)計算出的抗彎承載力、裂縫、剛度均與試驗值較為接近。為此，推薦使用該規范進行UHPC電纜溝的結構設計。取材料的設計值計算出側板抗彎承載力設計值，為17.32 kN·m，大于如圖2所示實際工況荷載下側板端部截面的基本組合效應值。取材料、荷載的標準值計算出在荷載準永久組合下側板端部截面的裂縫寬度和撓度，分別為0.028 mm和9.54 mm，小于裂縫限值0.2 mm和撓度限值13 mm。綜上，電纜溝結構抗力和剛度均滿足設計要求，且在鋪設頂板后，頂板支撐及頂板上部荷載均是有利荷載，所以此電纜溝可以在實際工況中使用。

3 節點試驗

3.1 節點設計

為了確保側、底板連接的可靠性，設計了接點在底板的螺栓連接方式和杯口節點后澆連接方式兩類裝配式試件及相同尺寸的整澆試件進行試驗研究。試件原材料及配合比如1.1節，尺寸及配筋如圖6所示，鋼筋類型及配筋率相同，但寬度為前述側板試件的一半。螺栓連接處用聚氯乙烯(PVC)管預留螺栓孔，螺栓使用四根直徑為18 mm的Q235B高強螺栓呈兩排布置，螺栓距板邊緣40 mm；杯口節點后澆帶為避免后期收縮過大影響牢固性，澆筑時添加適量膨脹劑，并在澆筑后澆帶之前將混凝土的表面鑿毛，促進新老混凝土之間的黏結。

圖6 節點構件尺寸及配筋

3.2 加載方案

節點構件加載時，將底板固定在地槽中，在側板端部進行加載。為了使力的加載方向始終豎直向下，側板端部板面上放立方體試塊避免千斤頂的底部支撐偏移；為了抵消側板彎曲引起的加載偏心往上放刀角支座；再往上依次是千斤頂、壓力傳感器，傳感器上部頂著反力架。加載制度參考《混凝土結構試驗方法標準》(GB/T 50152—2012)，節點構件加載裝置如圖7所示。

圖7 試驗加載裝置

3.3 試驗結果分析

現澆節點試件加載初期應變增長緩慢，加載至2 kN時在底板端部彎矩最大的地方開裂，裂縫與底板垂直，裂縫寬度為0.02～0.03 mm；荷載達到11.6 kN時底板發生破壞，與按《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)計算的理論值接近。圖8為裝配式節點構件破壞特征。如圖8(a)所示，現澆節點試件主要破壞截面為底板端部的正截面，節點處的底板受壓區裂縫向上延伸后又朝水平方向開展，破壞時底板上的最大裂縫寬度為2.65 mm，底板端部最大撓度為36.7 mm。

節點在底板的螺栓連接方式試件在加載前期底板端部位移增長較快，底板端部撓度為6.71 mm時螺栓完全受力，處于繃緊狀態。加載至1.6 kN時底板節點處出現裂縫，裂縫寬度為0.02～0.04 mm，底板節點處的應變片數值出現突變；加載至9.2 kN時，除節點處底板的主裂縫外，混凝土受拉區離節點最近一排的螺栓周圍也出現水平裂縫；加載至13.82 kN時螺栓節點構件在節點處底板位置破壞，最大裂縫寬度為2.35 mm，底板端部的撓度為37.35 mm，破壞特征如圖8(b)所示。

圖8 裝配式節點構件破壞特征

杯口節點試件在加載前期側板就產生了明顯的變形，加載到3.2 kN之后，側板板面向一邊發生傾斜，加載至5.2 kN時與傾斜方向相反的一邊的側板支座端部先出現細小裂縫，加載到下一級并持荷后另一邊也出現裂縫。加載至6.7 kN時破壞，破壞的位置是側板端部的翼緣板截面，如圖8(c)所示。其主要原因是為了減小施工對中的難度，梁肋未能嵌入節點區，無法與翼緣同時受力。

現澆節點和螺栓連接試件底板端部的荷載撓度曲線如圖9所示，可以看出兩者較為接近且都約為杯口節點構件的2倍，后者在前者截面屈服前剛度偏低，這可能是由于螺栓連接試件受力后在界面會產生一定的滑移。之后剛度有所增強，承載力也略高，應是由于連接區兩塊板間角區的水平間距變小，產生共同受力。UHPC裝配式電纜溝采用螺栓連接方式是可靠的。

圖9 現澆節點和螺栓連接試件底板端部荷載撓度曲線

4 結 論

(1)本文設計出一種以UHPC為材料，輕質高強的裝配式電纜溝，解決了裝配式構件自重大、運輸難、施工效率低等問題。

(2)UHPC裝配式電纜溝結構配筋設計的適宜規范為《纖維混凝土結構技術規程》(CECS 38—2004)。

(3)構件連接區設在底板并采用高強螺栓連接可有效保證UHPC裝配式電纜溝的整體性等同現澆。