飽和軟土地區束合管幕結構無黏結預應力筋線型影響分析

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)

0 引言

一般來說,傳統地下工程暗挖工法主要包括淺埋暗挖法、頂管法、盾構法、管幕法等。目前,國內的管幕結構多采用圓形鋼管結構,該管幕結構中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的臨時支撐使用,不作為永久結構,鋼管利用率低,成本較高。針對管幕結構的特點,目前管幕法的研究主要有2個方向,一種是研究管幕結構施工過程對于環境的影響[1-2]; 另一種則是研究結構的受力特性及承載能力[3-4]。

管幕法的發展方向可分為2種: 1)仍然將管幕當做臨時維護結構,但利用其施工便捷性與其他工法進行結合,如管幕-箱涵法[5]; 2)對工法進行創新,優化結構的薄弱點,提升結構的受力性能,逐漸發展出了以環梁為連接方式的NTR工法[6]、以翼緣板螺栓為連接方式的STS工法[7]、以無黏結預應力為“連接手段”的PCR工法[8]及開發新型JES接頭的 JES工法[9-10]等。近來,張耀三[11]以上海軌道交通14號線桂橋路站工程為例,提出束合管幕暗挖法,并闡述了該工法的施工工序、結構形式以及未來發展方向,其中無黏結預應力筋的使用是工程的重點之一。

目前,預應力技術在地下結構中的應用還不是很普遍,僅在一些地下大跨結構[12-14]、盾構隧道管片[15]中有一定的應用。而在橋梁結構中,已有諸多學者[16-17]對預應力節段拼裝梁的抗彎性能和抗剪性能進行了研究,研究重點集中在節段式梁與整體梁的對比差異、不同接縫形式、不同剪力鍵形式對節段拼裝梁的影響、節段拼裝梁的設計方法及其適用形式。盡管地下束合結構受荷形式與接縫形式因其施工特點都與傳統橋梁中節段拼裝梁有所不同,但橋梁中節段拼裝梁技術已相對成熟,研究地下束合結構的受力性能時可以借鑒。

為探究束合管幕結構的受力特征及破壞機制,已開展了多組足尺試驗進行研究,但對于預應力筋布置線型的研究還較少。為進一步研究預應力筋布置線型對結構受力特性的影響,比選優化預應力筋布置線型,本文結合壓彎試驗及剪切試驗,針對預應力筋二次型及雙直線型布置形式進行對比分析研究。

1 工程概況

基于日本URT工法,并借鑒國內相關工程,創新性地提出束合管幕工法(undergroud bundled integrate tunnel,U-BIT),并應用于上海軌道交通14號線武定路站1號出入口,如圖1所示。

圖1 束合管幕工法

該工法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,從而形成受力整體。該工法的具體施工流程如下:

1)施作始發井與接收井。

2)按照一定順序依次頂進管節至設計位置,頂進時根據管節預制的CT型鎖扣進行定位。

3)在角部工作管內根據預先開孔位置穿波紋管,并依次穿入預應力鋼絞線,裝好錨具,做好張拉前準備。

4)澆筑標準管(非角部)及管節間混凝土。

5)當混凝土強度達到設計要求后,在4個角部工作管內張拉鋼絞線并錨固。

6)澆筑角部工作管混凝土。

相比之前的桂橋路站“管幕+MJS”復合暗挖工法[18],U-BIT無需冰凍、支撐和大范圍的土體加固,管幕預應力施加完成后可直接組織施工,特定條件下的成本和工期優勢明顯,并且對施工場地面積要求較低,具備良好的環境和交通友好性。

2 試驗概況

2.1 結構設計方案

束合管幕結構設計時共考慮2種預應力張拉方案,分別為二次型布置和雙直線型布置。

二次型預應力筋布置形式下的束合管幕結構如圖2所示。斷面內頂底及側墻各有一組貼近彎矩形態的預應力筋,在鋼管節縱向方向,預應力筋間距500 mm,每組預應力筋包含3束鋼絞線。該布置形式可使得預應力筋張拉時提供與外荷載反向的彎矩及剪力,且預應力筋始終位于正彎矩一側,能提高結構整體受力性能。

圖2 二次型預應力束合管幕結構(單位: mm)

雙直線型預應力筋布置形式下的束合管幕結構如圖3所示。斷面內于頂底及側墻內外側布置雙直線型預應力筋,在鋼管節縱向方向,預應力筋間距750 mm,每組預應力筋同樣包含3束鋼絞線。該布置形式可提供充足的預應力,并且管節預應力穿孔位置相同,簡化了施工工藝流程。

圖3 雙直線型預應力束合管幕結構(單位: mm)

為研究束合管幕結構的性能及其受力機制,已進行了多組相關足尺試驗,包括四分之一結構試驗[19]、壓彎試驗[20]及剪切試驗。而為進一步探究預應力筋布置線型對束合管幕結構力學機制的影響,針對預應力筋二次型及雙直線型布置形式均進行了壓彎試驗和剪切試驗。

2.2 壓彎試驗試件

2組壓彎試驗試件分別如圖4和圖5所示。選取束合管幕結構1個角部工作管及相鄰2個標準管作為試驗試件。工作管斷面尺寸為1.4 m×1.4 m,標準管斷面尺寸為1.0 m×1.0 m,結合縫寬0.1 m,試件縱向長1.5 m。二次型壓彎試驗試件沿縱向布置3組預應力筋,間距0.5 m; 雙直線型壓彎試驗試件沿縱向上下各布置2組預應力筋,上下間距0.68 m,縱向間距0.75 m。CT鎖扣尺寸詳圖如圖6所示。

(a) 正視圖

(b) 俯視圖

(a) 正視圖

(b) 俯視圖

圖6 鎖扣尺寸詳圖(單位: mm)

2.3 剪切試驗試件

2組剪切試驗試件分別如圖7和圖8所示。選取束合管幕結構頂部中間3個標準管作為試驗試件。試件尺寸、CT鎖扣尺寸、預應力筋數量及布置間距與壓彎試驗相同。

(a) 正視圖

(b) 俯視圖

(a) 正視圖

(b) 俯視圖

3 試驗結果對比

3.1 壓彎性能

3.1.1 預應力損失

二次型壓彎試驗中,預應力束的預應力損失在30%～37%,而雙直線型壓彎試驗預應力損失在35%～42%。

在張拉過程中,鋼絞線微小的變形量也會引起較大的預應力錨固損失,按照GB 50010—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5 mm。二次型壓彎試驗中,張拉端與錨固端之間的距離按直線距離3.1 m計算,這部分引起的預應力損失已經達到321 MPa,占設計張拉控制應力1 046 MPa的31%; 而雙直線型壓彎試驗中,張拉端與錨固端之間距離按直線距離2.5 m計算,預應力損失為398 MPa,占設計張拉控制應力1 046 MPa的38%。根據規范中預應力其他損失計算公式,2組試驗中的摩擦損失、預應力筋應力松弛損失及混凝土收縮與徐變損失相差不大。

由此可知,2組試驗預應力損失差異約5%的原因主要是預應力筋長度不同。雙直線型壓彎試驗中,預應力筋相對較短,因此由錨具變形引起的損失較大。

3.1.2 結構抗彎機制

2組壓彎試驗中二次型壓彎試件與直線型壓彎試件表現出相似的抗彎機制,雙直線型試件壓彎試驗全過程撓度-彎矩關系曲線如圖9所示。結構撓度、結合縫張開可劃分為6個發展階段。

圖9 試驗全過程撓度-彎矩關系曲線

1)彈性受力階段,結構撓度略微增加,無明顯張開、錯臺。

2)結構內部混凝土與鋼管節脫開,預應力筋受力增加。

3)隨荷載增大,脫開高度增加,混凝土受壓區逐步減小,結構進入非線性階段,結構撓度,結合縫張開、錯臺都有明顯增加。

4)結合縫混凝土局部破壞,結構各項剛度進一步下降。

5)CT鎖扣貼緊受力,承擔部分外荷載,結構各項剛度提升。

6)CT鎖扣被拉開,無法繼續承受外荷載,達到承載力極限狀態。

由此可知,結合縫脫開、混凝土局部破壞、CT鎖扣緊貼以及CT型鎖扣脫開是結構的重要性能點,依據性能結構受力及變形,可進行不同預應力筋布置線型對束合整環結構的力學機制的影響分析。

3.1.3 結合縫開裂荷載

由于預應力筋外包波紋管,并不與混凝土直接接觸,因此在混凝土未開裂之前,預應力筋可以看作荷載形式,使得結合縫內產生一定的彎矩和軸力,用于抵抗外荷載和結構自重產生的彎矩。二次型壓彎試驗中,結合縫臨界開裂時,受拉部位最大應力為2.043 MPa,與理論計算結果1.913 MPa相差7%;雙直線型壓彎試驗中,受拉部位一點最大應力為2.136 MPa,與理論值相差11%。兩者均與理論值相近,由此可知,結合縫黏結界面開裂荷載不受預應力筋線型布置的影響,而是由其黏結強度、施工質量等決定。

不同的預應力筋線型布置所能抵抗的外荷載有所差異。二次型試驗中,結合縫臨界開裂時,其受到外荷載產生的彎矩為482.77 kNm,軸力為0 kN。由式(1)可知,結合縫界面上由外荷載產生的等效最大拉應力為2.833 MPa; 雙直線型試驗中,結合縫臨界開裂時,結合縫受到外荷載產生的彎矩為622.03 kNm,軸力為1 059 kN,斷面等效最大拉應力為2.945 MPa,相比二次型試驗偏大4%。由此可認為2組試驗抵抗外荷載的能力相近。

(1)

式中:σ為等效拉應力或壓應力;M為結合縫所受彎矩;I為結合縫截面慣性矩;y為到中性軸的距離;N為結合縫所受軸力;Ae為結合縫截面的面積。

3.1.4 結合縫極限承載力

在接近極限承載力階段,C型鎖扣與混凝土的擠壓形成的抗彎能力會隨著混凝土與鋼管節之間的脫開而失效,因此不能直接考慮這部分提供的承載力。另外,在C型鎖扣處混凝土出現局部壓裂的情況下,只要CT鎖扣能夠有效貼合接觸上,依靠CT型鎖扣之間的受力,結構還能夠繼續承載。然而,考慮到實際工程中結構拼裝存在誤差,很容易導致CT上下無法完全對準,當CT鎖扣相對位置無法得到保證時,CT鎖扣之間的受力也無法保證。因此,為了設計安全起見,考慮結構設計極限承載力時,不能將CT鎖扣之間的有利作用考慮進去。

綜上所述,最終工作管結合縫處的受彎承載力,實際上可以看作普通的鋼筋混凝土截面受力。不同點在于,該處鋼筋為預應力筋,給截面提供了額外的軸力與彎矩,但是在極限狀態下仍然屬于普通鋼筋混凝土受力,混凝土提供壓應力,預應力筋提供拉應力。

二次型試驗的實際受力過程中,最終下部混凝土受壓截面高度約為90 mm,截面受力形式為固定軸力,不斷增加彎矩直至達到極限承載力,如圖10所示。

圖10 二次型試驗中結合縫混凝土界面(單位: mm)

假定最后破壞形式為預應力筋受拉屈服,而受壓區混凝土還未壓碎,但由于此時結合縫張開過大,試件變形撓度過大,可以認為結構處于正常使用極限狀態。由式(2)—(3)可計算結合縫極限承載力。

(2)

(3)

式(2)—(3)中:N為預應力筋張拉時候產生的軸力,不同預應力筋會產生不同的軸力;x為混凝土的受壓截面高度,約為51 mm;fp′為張拉完預應力筋后預應力筋儲備強度,為預應力筋極限強度標準值與張拉預應力筋時的張拉設計值之差,465 MPa;Ap為預應力筋的面積;b為混凝土截面寬度,為1 500 mm;h0為混凝土有效高度,為742 mm。

由此計算不同預應力筋數量極限狀態下結合縫內力,如表1所示,其中,預應力筋張拉力與結合縫軸力來源于壓彎和剪切試驗實測數據。

表1 二次型試驗極限狀態結合縫內力

雙直線型試驗中工作管結合縫混凝土界面如圖11所示,最終下部混凝土受壓截面高度約為110 mm,下側波紋管位于受壓區內,即下側預應力筋不參與界面抗彎。

圖11 雙直線型試驗中結合縫混凝土界面(單位: mm)

不同預應力筋束數極限狀態下結合縫內力如表2所示,其中預應力筋張拉力與結合縫軸力來源于壓彎試驗和剪切試驗實測數據。

表2 雙直線型試驗極限狀態結合縫內力

結合縫極限彎矩-張拉預應力變化關系如圖12所示。二次型與雙直線型壓彎試驗中,工作管處結合縫極限狀態彎矩與預應力筋張拉力均呈線性關系,預應力筋的實際張拉力每增加100 kN,工作管處結合縫極限彎矩分別增加71.5、35.8 kNm,前者為后者的2倍。正是因為二次型試驗中受壓一側預應力筋不參與界面抗彎,在相同張拉預應力時,二次型試驗中結合縫極限彎矩是雙直線型試驗中的1.4～1.6倍。由此可知,預應力筋二次型線型布置下的結合縫極限承載力高于雙直線型線型布置。

圖12 結合縫極限彎矩-張拉預應力變化關系

3.2 受剪性能

3.2.1 結構抗剪機制

通過剪切試驗可知,結合縫界面之間抗剪主要由黏結作用承擔,在結合縫張開以后,混凝土與鋼管節有效界面面積會顯著減小,抗剪剛度隨之降低,并引起結合縫錯臺的大幅增加,進一步可能會引起抗剪失效。在此種結合縫構造形式之下,抗剪薄弱位置在混凝土與鋼管節的界面上。實際受力過程中,結合縫界面受彎破壞和剪切破壞容易耦合,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,引起剪切破壞。當界面處首先出現剪切滑移后,混凝土與鋼管節界面之間的化學膠結力消失,而機械咬合力與界面間摩擦力無法提供有效抗拉承載力,導致界面黏結抗拉強度降低與有效界面面積減小,引起受彎張開破壞。

3.2.2 結構抗剪剛度

由束合管幕結構抗剪機制可知,通過張拉預應力筋提供軸向壓力,能提高黏結力中的界面摩擦力,進而增強結構抗剪能力。

二次型剪切試驗中,分別進行了“預應力+軸力+剪力復合受力”工況和“軸力+剪力復合受力”工況,通過對比可以分析預應力張拉在結構受剪中的效果。

在初始階段,會保持水平千斤頂頂力500 kN不變,逐步增加豎向千斤頂頂力至515 kN?！邦A應力+軸力+剪力復合受力”工況中,實測總預應力大小為1 189 kN。初始加載階段,有無預應力筋條件下試件的錯臺-剪力關系如圖13所示。

圖13 二次型剪切試驗錯臺-剪力關系

2種工況初始加載階段,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。從圖13中可以看出,通過線性擬合計算,初始加載階段下,有預應力筋時的抗剪剛度約為2 169 kN/mm,無預應力筋時抗剪剛度約為1 015 kN/mm。有預應力筋作用時的結構抗剪剛度明顯大于無預應力筋時的情況。

雙直線型剪切試驗中,經歷了如表3所示的4個工況的初始加載階段,各工況下錯臺-剪力關系如圖14所示。

表3 雙直線型剪切試驗工況荷載

工況1—3初始加載階段下,結構一直未出現明顯滑動,構件錯臺隨剪力線性增長,具有一定的抗剪剛度,隨水平頂力及預應力的減小,結構抗剪剛度也相應降低。工況3加載后期,結合縫發生錯動,結合縫界面化學膠結力消失,且因沒有水平力及預應力作用,機械咬合力與界面間摩擦力也極其微小,因此工況4加載初期,黏結界面幾乎失去抗剪能力,結構抗剪幾乎完全由上下鎖扣承擔。通過線性擬合計算,工況1—4初始加載階段下,結構抗剪剛度分別為2 358、1 431、1 017、409 kN/mm。

圖14 雙直線型剪切試驗錯臺-剪力關系

結合2組剪切試驗可知,水平頂力能夠提高黏結力中的界面摩擦力,進而增強結合縫的抗剪剛度。而當結構未出現張開及錯動時,施加預應力也可完全看作增大水平力。因此,不論增加水平千斤頂頂力還是增加預應力,均能提升結合縫抗剪剛度。水平力-結構抗剪剛度關系如圖15所示,可明顯看出2組試驗中結合縫抗剪剛度基本隨水平力(水平千斤頂頂力+預應力)的增大而線性增大,且2組試驗曲線較為接近,表明預應力線型對束合結構結合縫的抗剪剛度的影響較小。而相同水平力作用下,二次型試驗中結合縫抗剪剛度約比雙直線型結構中結合縫抗剪剛度大7%～9%,這是因為預應力筋按二次型布置時,會為結構提供一定的反向剪力,進而增大了抗剪能力。

圖15 水平力-結構抗剪剛度關系

3.2.3 結合縫受剪承載力

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,當產生突變錯動時,即認為結構已達到受剪極限承載力。

根據試驗計算結果,在無預應力狀態下,二次型試驗中黏結強度取值σu,q=1.989 MPa,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。由式(4)可得,理論上純剪狀態下,結合縫混凝土與鋼管節之間的黏結抗剪承載力為2 506 kN。

Qu,t=σuAe=σuhebe。

(4)

雙直線型試驗中,當受剪作用下發生突變錯動時,仍有4束預應力筋作用,而經過計算,該試驗中黏結強度為σu,l=1.895 MPa,結合縫混凝土與鋼管節之間的黏結抗剪承載力為2 506 kN。與二次型試驗相差不足5%,說明在雙直線型試驗中,預應力筋并不提供抗剪能力。原因在于預應力筋直線布置時,其平行于波紋管,與結構之間存在一定間距。只有結構出現較大錯動后,預應力筋才會接觸到結構,并一定程度上阻止結構的進一步錯動。

不管預應力筋線型布置如何,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,對應式(4)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承載力計算結果。實際結合縫黏結截面受力應滿足式(5),才可保證結構受力安全。

(5)

3.3 預應力筋線型比較分析

通過對比2種預應力筋線型對應的壓彎試驗及剪切試驗可知:

1)二次型布置可略微提高結合縫的抗剪能力,并且在結合縫張開后,可充分發揮預應力筋的作用,相比雙直線型,有著較大的極限承載力。但是二次型布置要求斷面內各頂管預應力穿孔位置不同,需要依據線型分別確定各頂管兩側開孔位置,且在實際工程中張拉預應力筋時,會因較大的摩擦力產生一定的預應力損失。

2)雙直線型布置時,結合縫開裂荷載與二次型相近,但需多使用1/3的預應力筋,不過也因此增大了水平力,提升了抗剪能力。另外,雙直線型布置有利于簡化頂管開孔工藝流程,便于施工,但略增加開孔及預應力張拉工作量。

4 結論與討論

1)束合管幕結構中預應力筋線型布置并不影響結構的破壞機制,僅對預應力損失及結構承載能力產生一定的影響。

2)壓彎試驗中,結合縫黏結界面開裂荷載由黏結強度、施工質量等決定,不受預應力筋線型布置的影響。結合縫臨界開裂時,不同預應力筋線型布置下結構所能抵抗的外荷載相近,雙直線型布置時僅偏大4%。

3)壓彎試驗中結合縫張開后,在接近極限承載力階段,其承載能力由受拉區預應力筋的截面積及儲備強度決定,因此二次型布置更能充分發揮預應力筋的作用。張拉相同預應力時,二次型布置下的結合縫極限彎矩承載力是雙直線型的1.4～1.6倍。

4)剪切試驗中,結合縫抗剪剛度受預應力線型布置的影響較小,但因為二次型布置會為結構提供一定的反向剪力,提高了抗剪性能,會比相同水平力作用下雙直線型布置中結合縫抗剪剛度大7%～9%。在結合縫未出現張開及錯動時,施加的預應力可等視為增大水平力,而結合縫抗剪剛度基本隨水平力線型增長。

5)剪切試驗中,結構實際受力是處于壓彎剪的復合受力狀態,一旦結合縫鋼管與混凝土黏結處界面的應力超過黏結強度后,便會導致黏結失效,出現脫開,抗剪承載力大幅下降。

本文通過開展束合管幕結構足尺壓彎試驗及剪切試驗,著重對比了預應力筋二次型及雙直線型布置對結構受力性能的影響,分析了2種預應力筋線型的優劣勢,為實際工程提供了一定的指導作用,可依據設計參數及施工需求選擇合適的預應力筋線型。但僅有試驗數據分析并不完善,后續還需進行試驗結果與數值模擬計算結果的對比,以期更加深入地研究束合管幕結構的受力性能,也為束合管幕結構在大跨暗挖車站中應用奠定基礎。