束合管幕結構結合縫受剪性能足尺試驗研究

畢湘利，王秀志，張中杰，潘偉強，焦伯昌，柳獻

(1. 上海申通地鐵集團有限公司，上海 201102；2. 上海市城市建設設計研究總院(集團)有限公司，上海 200125；3. 上海隧道工程有限公司，上海 200032；4. 同濟大學 地下建筑與工程系，上海 200092)

目前，在城市核心區和老舊城區修建地下結構時，常會面臨地下空間擺不下，鄰近設施觸碰不起等難題。大直徑的頂管、盾構雖然有較多優點及優勢，并已得到廣泛應用，但對于尺寸超大但距離較短、或形狀不規則的地下空間工程，管幕工法就成為了最佳的選擇。初期的管幕結構多采用圓形鋼管結構，鋼管之間不能協同工作且僅為單向受力，支護效率較差，且管幕結構僅作為施工階段臨時支撐使用，不作為永久結構，鋼管利用率低，成本較高。在后來的工程實踐中，逐漸發展出了管幕-箱涵法[1]，管幕結構開始作為永久性支護結構，近些年來，又逐漸發展出了以環梁為連接方式的NTR工法[2]、以翼緣板螺栓連接為連接方式的STS工法[3]、以無黏結預應力為“連接手段”的PCR工法[4]、開發新型JES接頭的JES工法[5-7]等新型管幕工法，逐漸減小了構件尺寸并提高了管幕結構的整體剛度和承載能力?；谛滦凸苣还しǖ氖┕し绞郊敖Y構特點，目前國內外的研究主要分為兩方面，一方面是研究管幕法施工過程中的環境影響、地面沉降和開挖面穩定性[8-10]，另一方面則是針對管幕的結構剛度、受力性能及破壞模式等進行研究[11-12]。NTR，STS和FCSR等新型管幕工法基本都通過強化鋼管間連接、采用翼緣板與螺栓或環梁連接等方式將鋼管節連接形成整體，進而提供管幕橫向結構剛度及承載能力；PCR工法及日本URT工法的根本原理則是通過施加橫向無黏結預應力來約束管節，進而提高整體結構的受力性能，國內基于該原理提出了新型的束合管幕工法(U-BIT, Undergroud Bundled Integrate Tunnel)，其基本思路為采用矩形管幕作為支護結構，管幕通過鎖扣以及填充混凝土進行連接，并通過張拉橫向預應力，使各個鋼管之間協同受力，形成受力整體。相比于傳統管幕結構，束合管幕結構可作為施工階段的臨時支護結構，也可在施工完成后作為永久結構，同時，該工法可根據實際工程需要而調整管節數量及尺寸、預應力筋位置及大小等，同時也可改變隧道斷面形狀，具有極高的靈活性，可廣泛適用于復雜施工環境中的地下工程，因此有著極大的研究價值。

1 束合管幕結構基本形式

上海軌道交通14號線武定路站出入口采用束合管幕工法(U-BIT, Undergroud Bundled Integrate Tunnel)進行暗挖施工，如圖1所示。該工法采用矩形鋼管，通過沿環向施加預應力，使其各個鋼管之間協同受力，雙向承載，達到減小構件尺寸、提高管幕結構的整體剛度和承載能力的效果。

圖1 束合管幕工法Fig. 1 Undergroud bundled integrate tunnel

相比之前的桂橋路站管幕暗挖[13-14]，該工法無需冰凍、支撐和大范圍的土體加固，管幕預應力完成后可直接組織開挖，特定條件下的成本和工期優勢明顯，且對施工場地面積要求不高，具備極佳的環境和交通友好性。

目前，該結構施工工藝以及結構性能的研究還處于初期階段，在國內尚無可供直接借鑒的工程案例，也缺乏相應的試驗研究或理論研究。因此，為保障該結構的施工安全，探究該束合管幕結構的性能以及拓展該結構的適用性，有必要對束合管幕結構的受力機理進行系列試驗研究。

2 試驗設計

本文主要針對束合管幕結構結合縫抗剪性能進行足尺試驗，研究結構各個位置結合縫抗剪承載的安全性，以得到結合縫錯動隨剪力的變化規律與抗剪剛度值。

2.1 試驗試件

如圖2所示，從整體束合結構中截取3個管節，剪切試驗研究所采用的試件斷面為矩形斷面，結構外沿尺寸為寬3.2 m，高1 m，縱向長1.5 m。鋼管節外沿尺寸為1 m×1 m，內部凈尺寸968 mm×950 mm。管節上下處分別有鋼鎖扣，根據其形態又分為C型鎖扣和T型鎖扣，鎖扣厚度為20 mm，沿管節縱向長度1.5 m。鋼材均為Q345B鋼。在鋼管節縱向方向，間距500 mm設置一個波紋管，內穿3根鋼絞線。鋼管節對應波紋管位置開孔78 mm用以穿波紋管。

圖2 剪切試驗管節Fig. 2 Shear test pipe section

2.2 加載系統

試驗設計如圖3所示，主要由試件、反力框架、加荷千斤頂及加載梁所組成。其中通過千斤頂和加載梁組合實現試驗加載，反力框架通過自身平面內受力平衡為千斤頂提供反力作用。

圖3 試驗加載設計Fig. 3 Experimental loading design

試驗中，水平向對拉式千斤頂模擬軸力，結合縫軸力為單側對拉式千斤頂頂力與預應力筋張拉產生的軸力之和。豎向加載千斤頂用以施加豎向荷載，模擬結合縫處產生剪力，結合縫剪力為豎向加載千斤頂力、預應力張拉產生的剪力以及結構自重引起的剪力之和。

2.3 荷載設計

本次剪切試驗主要對結合縫剪切力學性能進行試驗研究，利用上述加載系統進行加載。加載設計原則是讓試驗中結合縫所受到的剪力和軸力與整體結構中結合縫所受到的剪力和軸力危險組合相同，并且逐漸加載使得結合縫出現破壞。

結合加載條件與試驗目的，將整個加載工況分為設計工況、有預應力筋水平卸載工況、無預應力筋豎向加載工況和無預應力筋水平卸載工況，如表1所示，加載示意如圖4所示。

表1 剪切力學性能試驗加載說明Table 1 Description of shear mechanical properties test loading

圖4 加載工況Fig. 4 Loading conditions

2.4 監測內容

試驗過程中，主要監測內容如表2所示。同時，專人進行試驗現象記錄，包括試驗全過程中結構整體變形與結合縫裂縫發展。

表2 主要監測內容Table 2 Main monitoring contents

3 主要試驗結果

3.1 試驗現象記錄

1) 初始狀態下，結構無錯臺及張開。

2) 在含有預應力的試驗階段中，結構無明顯現象，最大錯臺增量為0.56 mm。試驗現象主要集中在剪切工況4的最后一級的加載過程中。

3) 在剪切工況4，水平千斤頂為30 kN，豎向千斤頂為885 kN時，試件所有位置結合縫均在底部出現明顯張開，如圖5所示，但鎖扣均未出現搭接，仍保留一定間隙，上部鎖扣處無任何張開，但鎖扣本身有輕微彎曲。

圖5 結合縫底部張開Fig. 5 Joint opening

4) 試驗結束后，拆卸管節后發現結合縫處混凝土表面平整，無明顯裂痕。

3.2 預應力筋張拉效果

預應力張拉按照設計要求，單根預應力筋設計張拉力為195.3 kN，單束預應力筋設計張拉力為585.9 kN。預應力錨固端共6個測點，編號分別為mg1～6。測點布置如圖6所示。

圖6 預應力筋錨固測點布置Fig. 6 Prestressed reinforcement anchorage measuring point layout

預應力錨固測力計結果如圖7所示，由于張拉過程中接線穩定性、張拉干擾波動等都會影響到錨固端測試，因此主要關注張拉過程的趨勢及張拉完成后穩定的狀態。張拉過程中，錨固端軸力隨著時間逐漸增大，張拉完成后，軸力計數值逐漸穩定，mg1，mg2，mg4～6上穩定壓力分別為428，330，433，365和411 kN。兩端預應力束的預應力損失約在25%～30%之間。

圖7 張拉階段錨固端軸力變化Fig. 7 Change of axial force of anchorage end in tension stage

3.3 結合縫錯臺

剪切工況4，錯臺隨軸力的變化關系如圖8所示，兩側錯臺變化趨勢基本一致。當軸力大于200 kN時，受到加載時的千斤頂油壓波動的影響，錯臺值在0.4～0.7 mm之間波動。當軸力下降至30 kN時，兩側錯臺量出現陡增，均超過了1 mm，右側錯臺量達到最大值1.27 mm。此時下部結合縫出現明顯張開，視為結構破壞。

圖8 錯臺-軸力變化關系Fig. 8 Dislocation axial force variation

3.4 鎖扣應變

以左上鎖扣為例，其應變隨軸力的變化關系如圖9所示，當軸力高于120 kN時，隨著軸力的降低，C型鎖扣(JFSC3)應變量逐步降低，降低80 με，T型鎖扣靠近混凝土側(JFST3-2)應變量逐步增加，增加210 με，T型鎖扣遠離混凝土側(JFST3-1)應變量絕對值增加了20 με。當水平力低于120 kN時，由于底部結合縫出現脫開，應變量陡變，JFSC3應變增量-251 με，JFST3-2的應變增量524 με，JFST3-561的應變增量-244 με。

圖9 左上鎖扣應變-軸力變化Fig. 9 Strain-axial force variation of left upper lock

4 試驗結果分析

4.1 預應力分析

4.1.1 預應力損失

圖10中，自左向右斜劃線3個數值分別代表張拉后穩定的軸力/設計施加的張拉力/前兩者對應的預應力損失。

圖10 預應力損失結果Fig. 10 Loss of prestress

計算可得，兩端預應力束的預應力損失約在25%～30%之間，主要是由于采用夾片式錨具，錨具變形引起的損失。由于本次試驗中，結構左右兩端直線距離僅有3.2 m，預應力錨固端與張拉端的直線距離約3.74 m。按照GB50010—2010 混凝土結構設計規范中給出的設計計算值，取錨具變形和預應力筋的內縮值為6 mm，相應的預應力損失已經達到275 MPa，占設計張拉控制應力1 395 MPa的23%。

中間束的預應力損失明顯較兩端大，達到了43.7%。除了與上述原因以外，另一個主要原因是由于在實際張拉過程中，該處的斜墊板與管節之間焊接不當，導致張拉時斜墊板下滑，引起實際的預應力筋長度變化與線型變化，進而引起較大的預應力損失。

4.1.2 預應力作用

如圖11所示，對比剪切工況1與剪切工況3之中相同加載路徑下的剪力錯臺變化曲線，可以看出，有預應力筋作用下，結構的抗剪剛度明顯大于無預應力筋的情況。通過線性擬合，初始加載階段有預應力筋時狀態下抗剪剛度約為2 169 kN/mm，無預應力筋時狀態下抗剪剛度約為1 015 kN/mm。有預應力筋的狀態抗剪剛度約為無預應力筋狀態的2.14倍。

圖11 剪力-錯臺變化關系Fig. 11 Shear force-dislocation variation relationship

初始狀態下，結構一直未出現明顯滑動，構件錯臺基本保持線性，具有一定的抗剪剛度。而預應力筋的張拉會提供軸向壓力，能提高黏結力中的界面摩擦力。因此在相同的外荷載之下，有預應力筋張拉的試件變形較小，剛度較大。

4.2 鎖扣內力分析

在剪切工況3，如圖12(a)所示，鎖扣上所受剪力不超過30 kN，且多為頂部鎖扣受力?？梢娫谪Q向加載階段鎖扣僅會承受較少剪力，不到總剪力的1/17。

圖12 鎖扣剪力-豎向頂力變化關系Fig. 12 Shear force of lock-vertical jacking force variation relationship

在剪切工況4，如圖12(b)所示，隨著水平千斤頂的卸載，底部鎖扣仍然不會額外承受剪力，頂部鎖扣承受剪力逐步增大。當軸力降至120 kN時，鎖扣承受剪力仍然不超過60 kN。當軸力降至60 kN時，結構發生破壞，此時結合縫混凝土與鋼管節界面張開，黏結抗剪失效，鎖扣迅速承擔較大剪力，左上鎖扣承受112 kN剪力，右上鎖扣承受106 kN剪力，約占總剪力的1/8。

4.3 結構抗剪機制

試驗結果顯示，在存在預應力筋的作用下，結構的抗剪強度完全能夠滿足設計荷載的要求，且錯臺量最大值僅為0.7 mm，相對于管節1 m的高度，不到1‰。

而取出預應力筋后，完全只依靠整個試件本體，從試驗中的破壞現象可以看到，結合縫破壞的位置出現在結合縫混凝土與鋼管節之間，因此實際上薄弱位置出現在混凝土與鋼管節之間的黏結上。

由于混凝土與管節之間沒有增加任何卯榫等構造措施，表面平整；而在上部鎖扣處，受到管節結合縫混凝土澆筑條件的影響，鎖扣之間充填了部分混凝土，因此結合縫的抗剪本身依賴于鋼管節與混凝土之間的黏結作用和上部鎖扣承擔的部分抗剪。

4.3.1 黏結作用

鋼管節與混凝土之間的相互作用主要由化學膠結力、機械咬合力及界面間滑移的摩擦等3部分組成。

化學膠結力是由于鋼管節與混凝土之間的化學黏結吸附作用產生的力，存在于鋼管節與混凝土產生滑移之前，產生滑移之后，化學膠結力迅速消失。

機械咬合力是由于鋼管節表面的微小凸起和凹槽與混凝土間產生的咬合作用。在鋼管節和混凝土界面相對滑移之前，這種咬合力在界面黏結力中占很大比重，是黏結力的主要組成部分。

界面之間的摩擦力發生在鋼管節與混凝土的界面相對滑移之后。摩擦力與摩擦因數及界面的法向力成正比，而界面摩擦因數與鋼管節表面狀況即粗糙程度有關，隨著滑移的發展，界面間的粗糙程度下降，摩擦因數逐漸減小。

根據試驗現象，在界面破壞之前，管節與混凝土之間并沒有出現明顯的相對滑移，只有不到0.7 mm的錯臺量。試件結構出現破壞時，結合縫混凝土與鋼管節的界面張開，且沿著管節高度方向延展超過0.7 m。可見，混凝土和鋼管節界面發生了張開破壞，并且由于界面張開，有效接觸界面面積減小，承擔抗剪的黏結作用減少，導致結構出現較大錯臺，錯臺量較未張開時錯臺量增加了1倍以上，最大值達到1.46 mm。

4.3.2 黏結強度

在實際軸力+剪力復合受力作用下，受力界面的正視圖如圖13所示。

圖13 受力簡圖Fig. 13 Force diagram

此時對于中間管節與相鄰結合縫混凝土之間的連接界面，受力如下。

左側破壞結合縫界面：

右側破壞結合縫界面：

破壞時，

相應計算所得，

試驗中，試驗裝置的支座與加載點之間必然存在一定距離，結合縫受力并非理想的純剪狀態，還伴隨著一定的彎矩。因此需要同時考慮截面正應力與切應力，探究結合縫混凝土與鋼管節之間脫開的一點應力狀態。

剪切試驗結構實際跨高比僅為1.345，屬于深梁，此時計算結構正應力時無法直接使用平截面假定，需要考慮深梁下的受力形式。為便于計算，從彈性力學半平面體受集中荷載作用的計算理論[15]出發，將剪切試驗的外荷載、支座反力均等效為平面體受集中力作用的情況，將其效應與彎曲應力疊加，推導出剪切試驗下的截面正應力。

按照圖14建立結構坐標系，將2個支座反力也看做集中力，產生相應的應力場，按照疊加原理，某一點的正應力可以看做是這些應力場的疊加。集中力作用時還會在截面上產生彎矩，考慮這部分彎矩產生的正應力由細長梁理論計算，采用疊加原理，在集中力與彎矩作用下的截面正應力計算為：

圖14 集中力坐標系Fig. 14 Concentrated force coordinate system

代入各個參數，求得混凝土與鋼管節之間脫開時的截面底部拉應力為σx=1.70 MPa；另一方面，求得剪應力為τ=0.76 MPa。

通過一點應力狀態計算，此時截面底部一點最大應力為：

參照型鋼與混凝土黏結性能的試驗研究中試驗推導出的計算公式，型鋼板與混凝土之間的黏結強度可以由如下公式計算：

實際結構中，可以將結合縫的混凝土與鋼板看做型鋼與混凝土黏結情況，因此去保護層厚度100 m，型鋼厚度25 mm，且混凝土內無任何橫向箍筋，Asv為0。此次試驗混凝土標號為C45，根據規范取抗拉強度為2.51 MPa，代入上式計算得出τp=1.913 MPa，根據一點應力狀態計算公式，求得一點最大應力也為1.913 MPa，試驗計算結果與理論黏結強度基本一致，相差僅在5%以內。

4.3.3 抗剪承載力

無預應力狀態下，結合縫的抗剪承載由鋼管節與混凝土之間的黏結作用和鎖扣作用承擔。由于鎖扣僅在極限階段才能發揮作用，因此僅作為安全儲備，在計算抗剪承載力的時候不考慮，僅考慮黏結作用。

有效混凝土與鋼管節界面高度he=0.84 m，界面寬度be=1.5 m，根據上述計算結果，黏結強度取值1.989 MPa。理論上，純剪狀態下，混凝土與鋼管節之間的黏結抗剪承載力：

然而，實際受力過程中，結構是處于壓彎剪的復合受力狀態，一旦鋼管與混凝土黏結處的應力超過黏結強度后，鋼管和混凝土之間的黏結失效，出現脫開，對應上式的有效界面高度he會降低，因此黏結抗剪承載力遠達不到上述的2 535 kN。實際黏結結合縫截面應該滿足下述公式：

4.3.4 剪壓比

在剪切試驗過程中，結構處于壓彎剪的復合受力狀態。根據試驗實際加載情況，預應力作用下，結合縫受力剪壓比最大值達到0.675，即靜摩擦因數最少為0.675。結合相關測試[16]可知，鋼板與混凝土混凝土界面的靜摩擦因數為0.7～1.0，取靜摩擦因數=0.675?？紤]到實際施工時的混凝土澆筑時的質量偏差以及實際鋼板的表面打磨情況，取安全系數為2。故取實際靜摩擦因數為：

5 結論與討論

1) 試驗中預應力筋較短，在張拉過程中鋼絞線由于錨固回彈產生的微小變形量都會引起較大的預應力損失，約在30%左右。

2) 當外荷載產生的軸力為1 000 kN時，預應力筋張拉條件下的剪切剛度為2.169×106kN/m，是無預應力筋張拉條件下的2.14倍。

3) 結合縫薄弱位置出現在混凝土與鋼管節的界面處。當無預應力筋作用時，抗剪承載主要由充填混凝土的鎖扣與界面之間的黏結承擔，最終抗剪承載力為901 kN。其中，鎖扣抗剪承載僅在極限狀態下發揮作用，設計時不宜考慮，建議僅考慮黏結作用。

4) 結合縫界面之間抗剪主要由黏結作用承擔，而實際受力過程中，結合縫界面受彎破壞和剪切破壞易發生耦合，當界面處首先出現受彎張開后，混凝土與鋼管節有效界面面積減小，導致抗剪承載力降低，并引起結合縫錯臺的大幅增加，發生剪切破壞。

本文僅針對結構抗剪性能進行了研究，為更加深入地研究束合管幕結構的受力性能，后續仍需進行相關的結構試驗與數值模擬，并確定該結構的設計方法，為實際工程提供指導作用，也為束合管幕結構在大跨暗挖車站中應用奠定基礎。