賀 雷, 王志鋼, 朱子豪, 趙雅宏, 閆雪峰

(1 中國電力科學研究院有限公司，北京 100089；2 國網(wǎng)吉林省電力有限公司，長春 130022；3 中國地質大學(武漢)工程學院，武漢 430070)

0 引言

隨著我國國民經(jīng)濟的飛速增長和城市化水平顯著提高,電力、通信、給水排水等市政管線入廊政策得到積極反響,各類地下市政管廊發(fā)展迅猛:目前,我國高壓電纜隧道(主網(wǎng))的保有量已超過1.5萬km,且以年均10%～15%的速度增加;截至2019年底,我國供水管道和排水管道的保有長度更是分別達到了92km和74.4km。非開挖頂管技術具有施工效率高、環(huán)境污染小、空間利用率大等優(yōu)點,近年來已成為地下管廊建設的主要手段。

頂管屬于地下隱蔽工程,結構一旦發(fā)生損害,修復難度大、時間長,嚴重影響人們的日常生產(chǎn),因此,確保地下管道結構的安全和功能完整至關重要。頂管管節(jié)的運維應遵循“預防為主,防治結合”的理念,定期對頂管管節(jié)的缺陷部位進行統(tǒng)計、對缺陷管節(jié)剩余承載力進行預測和評估,對于缺陷地下通道修復方法的選擇和災害防控具有重要意義[1]。通過調研可知,鋼筋混凝土頂管管節(jié)以豎向變形和腐蝕減薄缺陷為主,分別占總缺陷數(shù)目的34.25%和29.68%,變形缺陷多發(fā)于管徑較大的管徑結構中,腐蝕缺陷在各個內徑區(qū)間的管段中均有發(fā)生且數(shù)量分布相對平均[2]。頂管管節(jié)缺陷損傷主要是由于頂管施工過程和長期運營過程中土荷載的變化、交通荷載影響以及地下水和微生物的腐蝕作用而導致的。

對于發(fā)生腐蝕減薄的圓截面混凝土管段,目前對其進行評估的方法包括規(guī)范法、斷裂力學半經(jīng)驗公式法、D-M法、彈塑性力學法等,其中規(guī)范法主要包括管道極限彎矩和承載能力的驗算,主要應用于油氣管道領域,所涉及的腐蝕多為鑄鐵而非混凝土保護層的腐蝕[3-4];斷裂力學半經(jīng)驗公式法中部分參數(shù)采用的是經(jīng)驗參數(shù)(流變應力、修正系數(shù)),對于大直徑的鋼筋混凝土頂管管節(jié)而言其有效性仍有待考證[5];D-M法最初主要應用在以鋼管材質為主的油氣管道中,在混凝土管道中尚未有得到廣泛應用[6-7],但由于混凝土材料的破壞形式為彈塑性斷裂失效,故也可以應用D-M模型進行剩余強度的計算[8];彈塑性力學方法則是通過分別計算缺陷管段的軸向應力、環(huán)向應力和最大許用應力,取三者中的最小值作為管段的剩余承載力,是較為精確的理論推導結果,但是與實際應用中的結果差別較為明顯[9]。

目前,對于發(fā)生豎向變形的圓截面混凝土管節(jié)的研究相對較少,張海豐[10]按照產(chǎn)生縱向裂縫、坍塌等破壞模式建立了既有管道的土荷載模型;史國棚[11]在此基礎上對砂漿內襯修復后垂直變形的破損混凝土管道進行三點法外荷載試驗,得到修復前后管道承載能力、裂縫發(fā)展、結構變形規(guī)律;王光明[12]、劉婧[13]制作具有橢圓度的鋼筋混凝土管進行荷載試驗,并與普通圓形混凝土管進行對比分析。然而,通常情況下劣化的頂管管節(jié)內裂縫和變形是同時存在的,因此采用預制橢圓異形管節(jié)的方法來模擬變形后管節(jié)的承載能力同樣存在局限性。

在裂縫缺陷管節(jié)的剩余強度方面,Kim[14]、Folias[15]和Erdogan[16]研究了縱向穿透裂縫管道所能承受的極限壓力,Kanninen[17]和Kastner[18]給出了貫穿環(huán)向裂縫對管道極限壓力的影響,然而他們研究的是薄壁油氣鋼管的極限內壓力值,與鋼筋混凝土管無論從材料性能還是荷載形式上均有所區(qū)別。

總的來看,對鋼筋混凝土管剩余承載能力的研究多半集中在試驗方面,對理論的研究多為半經(jīng)驗或經(jīng)驗公式推導,且大多都針對油氣鋼管、素混凝土管等均質管道,對鋼筋混凝土管節(jié)剩余承載力的理論推導和研究幾乎沒有。

由于在鋼筋混凝土材料中,鋼筋和混凝土二者的材料性質差異巨大,往往對于鋼筋而言還處于彈性變形階段,而混凝土材料已經(jīng)被擠碎或者拉裂而失去強度,所以管節(jié)整體的變形實質上是鋼筋籠和混凝土管的非協(xié)調變形過程,要從彈塑性力學的角度對其進行理論推導較為困難,要揭示管道的變形與剩余承載能力之間的關系,采用模型試驗和公式擬合的方法具有較大的優(yōu)勢。

基于此,本文通過室內模型加載試驗,分析電纜通道在腐蝕減薄和預壓變形等典型結構性病害作用下的變形和承載能力變化規(guī)律,評價不同缺陷程度對鋼筋混凝土頂管管節(jié)剩余承載能力的影響,構建不同類型缺陷作用下頂管管節(jié)的變形-荷載模型,為頂管管節(jié)典型病害的快速判定和高效治理提供一定的指導作用。

1 試驗材料及流程

本次試驗共5組模型試驗,其中一組為無損管節(jié)對照組,兩組模擬腐蝕減薄管節(jié),兩組模擬預壓變形管節(jié)。在腐蝕減薄管節(jié)中,分別將兩根管節(jié)的內保護層鑿除一半和完全鑿除;在豎向變形的兩根管節(jié)中,分別采用一次性加載和循環(huán)加載的方法使管節(jié)預先產(chǎn)生2%直徑的豎向變形。具體試驗組設計如表1所示。

表1 試驗組設計

模型試驗選用C50鋼筋混凝土頂管管節(jié),對管節(jié)承插口處的鋼環(huán)做氧割處理,采用鋼筋檢測儀測定了管節(jié)內外層環(huán)向鋼筋及縱筋的數(shù)量及分布,用回彈儀測定了混凝土的強度等級。試驗管節(jié)照片如圖1所示,管節(jié)部分幾何參數(shù)如表2所示。

表2 試驗管節(jié)部分參數(shù)

主要采用的試驗設備和采集系統(tǒng)如圖2所示:1)室內管道加載系統(tǒng):機載系統(tǒng)主框架采用四立柱、寬底梁、雙上橫梁結構,加載機頭采用電液伺服微機控制,系統(tǒng)承載力達1 000kN;2)應變片:采用82mm×11mm電阻式應變片在管節(jié)內外兩側的管頂、管底、起拱線處及45°位置每處布置環(huán)向及縱向應變片2片,共28片/節(jié)(外側管頂和管底不布置);3)LVDT位移計:采用兩只LVDT20-100mm差動變壓器式位移傳感器對管頂及管側位移進行實時監(jiān)測;4)裂縫觀測系統(tǒng):采用HC-U81混凝土超聲波檢測儀對分級加載過程不同階段的管頂、管底及側面裂紋的寬度及深度進行觀測測量;5)數(shù)據(jù)采集系統(tǒng):采用NI-cDAQ 9188/9189數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)。應變采集模塊采用NI 9237模擬輸入模塊;溫度、壓力數(shù)據(jù)采集模塊采用NI 9203模擬輸入模塊。

圖2 主要試驗儀器

本次試驗參考《混凝土和鋼筋混凝土排水管試驗方法》(GB/T 16752—2017)進行三點法外荷載試驗(TEBT)。在模型試驗中,無損管節(jié)和腐蝕減薄管節(jié)模型試驗步驟大致相同,試驗流程見圖3。

圖3 模型試驗流程示意圖

(1)管節(jié)預處理

對C1、C2組管節(jié)內壁進行開鑿處理,使其保護層厚度分別減薄50%和100%。用電鎬對管節(jié)內壁進行鑿除及打磨操作。

對P1、P2管節(jié)采用1 000kN電液伺服靜力加載系統(tǒng)對其施加初始變形,具體的處理方式為:1)P1組管節(jié)預先壓至產(chǎn)生2%內徑的豎向變形,隨后在持壓狀態(tài)下進行傳感器的布設和測量,以此狀態(tài)為初始狀態(tài),對管節(jié)的剩余承載能力進行測量;2)P2組則是首先將管節(jié)預壓至產(chǎn)生1%直徑的豎向變形、卸壓、再加壓至產(chǎn)生2%直徑的豎向變形,然后卸壓、再加壓至產(chǎn)生3%直徑的豎向變形。以此類推直至結構發(fā)生破壞。

(2)傳感器布設

試驗管節(jié)內部傳感器布置及編號如圖4所示,沿管節(jié)軸向劃分三個斷面S0、S-1和S+1,分別布置不同的傳感器。將管節(jié)中間截面處設置為截面S0,在該處采用LVDT壓電式位移計對管節(jié)水平和豎直方向的變形進行觀測。

圖4 模型試驗管節(jié)內部布置示意圖/mm

應變片同樣布置于S0斷面,在管節(jié)內外兩側管頂、管底、45°斜向方向及起拱線處均布置環(huán)向及縱向電阻應變片,其中管頂和管底外側未布置應變片,在無損管節(jié)中布置規(guī)格為82mm×11mm的應變片,在模擬腐蝕減薄的管節(jié)中,由于內壁凹凸不平,且受到鋼筋籠位置限制,采用5mm×2mm應變片進行測量,應變片的編號如圖4所示,其中I表示內側環(huán)向應變片,O表示外側環(huán)向應變片。

在截面S0前后兩側各400mm位置分別設置截面S-1和S+1,在S-1和S+1截面均采用裂縫觀測儀對管節(jié)兩側的裂紋擴展參數(shù)進行實時觀測。

2 試驗過程及結果

2.1 試驗過程

在M組試驗過程中,采用控制位移的方法對管節(jié)分級加壓,加載速率為1mm/min。當施加荷載達到236kN時,管頂及管底內部、管側外部出現(xiàn)縱向裂紋,并伴隨著保護層灰漿的起皮和脫落。在逐級施加荷載時分別對上下左右四處進行裂縫觀測,觀測結果如圖5所示。

圖5 M組管節(jié)開裂情況

同樣采用控制位移的方法對保護層減薄50%(C1組)和減薄100%(C2組)的管節(jié)進行加載,加載速率1mm/min,在103kN時管節(jié)出現(xiàn)開裂,隨后每當有新裂紋出現(xiàn)便對其進行觀測和記錄。C1、C2組管節(jié)的加載及開裂情況分別見圖6、7。

圖6 C1組管節(jié)加載及開裂情況

圖7 C2組管節(jié)開裂情況

在預壓變形試驗(P1、P2組)中,首先對兩根試驗管節(jié)進行預壓使其變形量達到設計值,持壓并以此狀態(tài)作為試驗管節(jié)的初始狀態(tài),隨后采用1 000kN電液伺服靜力加載系統(tǒng)對其進行分級加載,P1、P2組管節(jié)的加載和開裂過程分別見圖8、9。

圖8 P1組管節(jié)加載及開裂情況

圖9 P2組管節(jié)加載及開裂情況

2.2 試驗結果分析

2.2.1 無損管節(jié)

(1)裂縫觀測與分析

無損管節(jié)開裂規(guī)律見圖10。由圖10可以看出,隨著荷載的逐級增加,管頂、管底及兩側的裂縫均有所擴大,且管頂及管底破壞后均有較大的貫穿裂縫形成,而管側外部的裂紋寬度擴展速度則相對較慢,這表明管節(jié)沿豎直方向的變形量要大于水平方向的變形量。

圖10 無損管節(jié)裂縫擴展規(guī)律

(2)荷載和位移分析

管節(jié)的破壞荷載達到了389.17kN?！痘炷梁弯摻罨炷僚潘堋?GB/T 11836—2023)[4]中給出了不同直徑鋼筋混凝土排水管道的開裂荷載和破壞荷載,其規(guī)定內徑1200mm的Ⅱ級鋼筋混凝土管道破壞荷載不低于120kN/m,Ⅲ級鋼筋混凝土管道破壞荷載不低于161kN/m,即對于內徑2m的管道破壞荷載不能低于322kN。由此可見試驗管節(jié)的承載能力和性能能夠較好符合要求。

對位移計和加載油缸采集到的數(shù)據(jù)進行處理后得到M組管節(jié)水平和豎直方向的荷載-位移(F-Δ)曲線(圖11),在加載過程中,管節(jié)的豎向位移最大達到了62.3mm,而水平位移最大為9.12mm;可以看出,在前期加載過程中,管節(jié)的豎向變形隨荷載的變化基本呈線性相關的趨勢。

圖11 無損管節(jié)的F-Δ曲線

(3)應變分析

管節(jié)在均勻線荷載作用下可以認為其變形情況滿足平截面假設,試驗也證實了縱向應變片的讀數(shù)很小,可以忽略不計,因此本文僅就管節(jié)的環(huán)向應變來進行分析說明。繪制管節(jié)荷載-應變(F-ε)曲線如圖12所示,可以看到,對于內側環(huán)向應變片,除了5I為受拉應變以外,其他應變片均為受壓,在荷載達到311.04kN時,內側所有測點應變值明顯增大。而對于外側環(huán)向應變片,可以看到兩側測點(2O、5O)的變化趨勢大致相同,且在277.87kN和311.04kN均出現(xiàn)突變。

圖12 無損管節(jié)內外側的F-ε曲線

2.2.2 腐蝕減薄管節(jié)

(1)裂縫觀測和分析

C1、C2組管節(jié)的開裂和裂縫擴展情況如圖13所示。在C1組管節(jié)中,加載到206kN時,管頂、管底、兩側四處均有微小裂縫產(chǎn)生;隨著荷載分級施加,上述四處裂縫均有著不同程度的擴展。管節(jié)頂部和底部的裂縫在萌發(fā)和發(fā)展階段的寬度擴展不及兩側,但在荷載超過370kN后,管頂和管底出現(xiàn)貫通裂縫并迅速擴大,最終達到破壞荷載時,管頂和管底裂縫寬度較之于管側裂縫擴大了18.64%～40%。在C2組管節(jié)中,管頂和管底出現(xiàn)開裂較早,在加載到103kN時便出現(xiàn)裂縫,但都在規(guī)范所界定的開裂寬度(0.2mm)之下;加載到133kN左右時,管節(jié)兩側開始出現(xiàn)裂縫;加載直到管節(jié)破壞時(加載到約180kN),管頂和管底裂縫較之于管側裂縫,其裂縫寬度要大19.32%～110.13%。

圖13 腐蝕管節(jié)裂縫擴展規(guī)律

(2)荷載和位移分析

C1、C2組管節(jié)的荷載-位移曲線如圖14所示。從圖中可以看出,C1組管節(jié)剩余承載力為374.55kN,而C2組管節(jié)的剩余承載力僅為186.10kN。C2組管節(jié)的最大豎直位移為68.52mm,而C1組管節(jié)的最大豎直位移僅有27.27mm。從水平方向的荷載-位移曲線來看,C1組管節(jié)的水平方向直徑呈現(xiàn)先減小后增大的趨勢,最大水平位移達到3.50mm,此處C1組水平方向直徑先減小后增大是傳感器滑動所致,由于管道試樣的特殊性,水平方向位移計在試驗前設置在管側正中位置,加載后由于管道豎向變形較大,水平位移計在發(fā)生水平伸縮的同時也可能發(fā)生豎向滑動,受到管側壓迫從而產(chǎn)生了水平方向位移減小的情況,因此該水平位移曲線僅作參考;C2組管節(jié)的水平位移最大達到了42.86mm。

圖14 C1、C2組管節(jié)的F-Δ曲線

C2組管節(jié)的極限荷載為186.41 kN,僅為無損管節(jié)的47.90%,推測是由以下三個方面的因素導致或共同作用所致:1)管節(jié)內層鋼筋籠脫落,無法與結構協(xié)同受力共同承受荷載;2)側向強度薄弱導致變形激增,截面變形加劇;3)壁厚減薄導致整體強度折減。

(3)應變分析

C1組管節(jié)內側和外側的F-ε曲線如圖15(a)所示,其中外側的應變經(jīng)過低通濾波處理。對于管節(jié)內側,管節(jié)側面測得最大拉應變,而底部測得最大壓應變;而對于管節(jié)外側,最大拉應變和壓應變分別由左上側和左下側45°的應變片測得。C2組管節(jié)內側和外側的F-ε曲線如圖15(b)所示,在管節(jié)內側,位于兩側的3I和7I測點測得了較大的壓應變,達到了-366.79με;位于管頂和管底的1I和5I均測得拉應變,但其數(shù)值相對較小。對于管節(jié)外側,位于外側側面的測點測得較小的拉應變。

圖15 C1、C2組管節(jié)內外兩側的F-ε曲線

2.2.3 預壓變形管節(jié)

(1)裂縫觀測和分析

P1、P2組管節(jié)的開裂和裂縫擴展情況如圖16所示。在P1組試驗中,和初始裂縫相比,管頂、管底、左側及右側裂縫寬度分別增加了0.79、1.33、0.59、1.47mm,分別為初始裂縫的146.29%、75.59%、131.11%、219.40%。頂部及右側的裂縫發(fā)展較左側和底部更為明顯。在P2組中,隨著施加荷載逐漸增大,管頂和管底的裂縫寬度要寬于管節(jié)兩側裂縫。加載直到管節(jié)破壞時,管頂和管底裂縫較之于管側裂縫,其裂縫寬度要大35.71%～119.61%。管道最后開裂破壞時,其左側和底部的貫通裂縫寬度小于右側和頂部的裂縫寬度。

圖16 預壓變形管節(jié)裂縫擴展情況

(2)荷載和位移分析

P1、P2組管節(jié)的荷載-位移曲線如圖17所示。和無損管道相比,P1的荷載-位移曲線的變化趨勢仍舊保持不變,然而其剩余承載能力卻大大降低,預壓產(chǎn)生2%直徑變形的管節(jié),其剩余承載能力為130.55kN,僅為無損管節(jié)的33.55%。P2組管節(jié)的位移-荷載曲線如圖17(b)所示,由于卸荷環(huán)的存在,曲線橫軸數(shù)據(jù)的分布不是線性均勻的,采用快速傅利葉變換可能導致結果有較大偏差,因此改用百分位濾波器進行降噪處理(50窗口點數(shù))。從圖中可以看到,在位移分別到達16.79mm(豎向變形率1.40%)、28.08mm(豎向變形率2.34%)、39.93mm(豎向變形率3.33%)和52.02mm(豎向變形率4.34%)時進行卸荷后重新加壓,管節(jié)的剩余承載力最終達到了373.67kN。

圖17 P1、P2組管節(jié)荷載-位移曲線

P1組管節(jié)剩余承載能力為130.55kN,僅為無損管節(jié)的33.55%,而C1組管節(jié)剩余承載能力有186.41kN,可見頂管管節(jié)在運營過程中出現(xiàn)豎向變形和開裂,對其承載性能的影響比管內腐蝕減薄更為惡劣。

P2組管節(jié)試驗通過控制位移對無損管節(jié)進行循環(huán)加載,在管節(jié)豎向位移(變形率)分別達到了6.81mm(0.57%)、17.91mm(1.49%)、29.96 mm(2.5%)和41.46mm(3.46%)時進行卸載和重新加載,得到豎向變形率為0.57%、1.49%、2.5%和3.46%時管節(jié)的剩余承載力分別為116.87、41.23、26.85、10.47kN,采用插值法算得變形量為2%時管節(jié)剩余承載力約為33.97kN,這一數(shù)值僅為P1組管節(jié)剩余承載力(130.55kN)的26.02%,可見循環(huán)加載過程對結構強度損失具有較大的影響。

(3)應變分析

P1、P2組管節(jié)的F-ε曲線如圖18所示,從圖18(a)中可以看出內側應變仍然是以環(huán)向為主,其中內側管頂1I位置處為最大拉應變(2629.78με),兩側3I及7I均為壓應變,且應變值較為接近,在-769.37με左右。而在外側,位于管側的2O產(chǎn)生最大拉應變(389.23με)。從圖18(b)中可以看出,管節(jié)內側頂部(1I)和底部(5I)主要為拉應變,其最大拉應變值達到1642.55με,而兩側主要為壓應變,壓應變最大達到-1725.75με。

圖18 P1、P2組管節(jié)的F-ε曲線

3 鋼筋混凝土管節(jié)剩余承載能力評價方法

3.1 基于裂縫擴展的剩余承載能力評價

各組試驗管節(jié)內部危險截面處達到破壞荷載以及破壞荷載上一級荷載時,檢測到的裂縫寬度如圖19所示。當管節(jié)進入塑性變形階段,裂縫的擴展速度陡增,裂縫寬度也會迅速增加,因此為了安全起見,應采用試驗中得到的破壞荷載前一級荷載時產(chǎn)生的裂縫寬度作為管節(jié)極限裂縫寬度進行評價。

圖19 試驗管節(jié)危險截面裂縫寬度/mm

考慮實際工程情況,由于管頂和管底裂縫出現(xiàn)在管道內側,在實際檢測工作中更容易被識別和觀測,因此選擇管頂和管底的裂縫作為主要評價指標。從圖19中可以看出,C1、C2組管節(jié)達到破壞荷載時的平均裂縫寬度分別為0.74、1.37mm,低于M組(2.69mm)和P1組(2.11mm)、P2組(2.28mm),而后三者基本處于同一水平,這是由于C1、C2組為保護層減薄管節(jié),裂縫在保護層中的開展受到限制,無法形成太寬的裂縫,因此對于這類缺陷管節(jié),實際工程中也要警惕其在裂縫寬度較小時發(fā)生突然破壞。對于具有完整保護層厚度的管節(jié)M、C1、C2組,其在破壞荷載前一級荷載下產(chǎn)生的平均裂縫寬度分別為1.26、1.67、1.98mm。引入平均裂縫寬度wm與管節(jié)平均半徑R′的比值作為表征開裂程度的指標ξ:

根據(jù)試驗結果,未產(chǎn)生內部保護層腐蝕減薄的管節(jié)的ξ值達到0.2%～0.3%時,應及時進行修復,以避免管道發(fā)生進一步結構性破壞。而對于內保護層已經(jīng)產(chǎn)生腐蝕減薄的管節(jié),應在ξ值達到0.1%就加以修復,并及時將結構壁厚采用砂漿噴筑等方法恢復至原有厚度。

3.2 基于應變的剩余承載能力評價

通過試驗測得的管節(jié)內外側應變值,可以計算得到對應截面的曲率1/ρ為[19]:

1/ρ=|εo-εi|/h

(2)

進而求得計算截面處的彎矩M為:

M=EI/ρ

(3)

式中:εo為外側應變值;εi為內側應變值;h為計算截面高度;EI為計算截面的抗彎剛度。

鋼筋混凝土矩形截面的抗彎剛度EI可按照《水工混凝土結構設計規(guī)范》(SL191—2008)[20]進行取值:

EI=(0.025+0.28αEη)Ecbh3

(4)

式中:αE為鋼筋與混凝土彈性模量之比;η為配筋率;Ec為混凝土彈性模量;b為計算截面寬度。

采用試驗測量得到的最大應變,通過式(2)～(4)可以得到管節(jié)四個危險截面(管頂、管底和兩側)的極限彎矩,用能量法可以求得三點荷載試驗條件下的管道極限承載能力。

由于試驗過程中管頂和管底外側分別與加載橫梁以及底座相接觸,未進行應變片的粘貼,因此無法通過式(2)得到管頂和管底截面的曲率。本節(jié)假設四個危險截面處的極限彎矩均相等[21],采用左右管側截面的內外側應變進行分析,計算結果見表3?；炷翉椥阅Ａ?Ec)以及鋼筋與混凝土彈性模量之比(αE)采用C50混凝土和HRB400牌號的鋼筋彈性模量進行取值[22],配筋率η和截面幾何參數(shù)根據(jù)表2進行計算和取值,將各組計算得到的承載力計算值Feva和試驗值Fexp進行對比。

表3 基于應變的試驗管節(jié)承載力計算值和試驗值對比

從表3來看,計算得到的管節(jié)承載力均大于試驗結果,且計算結果不穩(wěn)定,M、C1、C2組計算值和試驗值均存在很大誤差。經(jīng)分析,造成誤差的原因主要包括傳感器和計算模型兩個方面:1)應變片的粘貼位置、角度等的影響。由于應變片的幾何尺度相對試驗管節(jié)整體尺度而言是相當小的,因此雖然可以大致判斷管節(jié)的四個危險截面位置,但是粘貼的應變片仍然有未橫跨危險截面的可能(例如粘貼到粗骨料上),且檢測結果較大受限于應變片自身的性能。2)試驗模型過于理想。當管節(jié)發(fā)生變形之后,裂縫隨之出現(xiàn),此時管節(jié)的抗彎剛度應產(chǎn)生一定折減,且隨著管節(jié)變形量增加,管節(jié)的抗彎剛度越來越低,直到危險截面處受拉鋼筋達到流限,可以考慮此時危險截面已經(jīng)形成塑性鉸,抗彎剛度降為0。而在本模型中自始至終都是采用管節(jié)初始狀態(tài)下的抗彎剛度進行計算的,因此計算結果要大于實際承載力。

總的來看,采用監(jiān)測應變的方式進行三點荷載試驗條件下剩余承載力評價穩(wěn)定性較差,對傳感器和操作要求較高。如果使用應變片進行測量,應在管節(jié)中選取多個斷面進行,更好的方法是采用分布式光纖傳感器進行全斷面的應變采集。從理論模型上來看,現(xiàn)有計算模型得到的理論值會大于試驗值,在現(xiàn)有模型的基礎上,應進一步考慮裂縫擴展造成的截面抗彎剛度折減對管節(jié)剩余承載力的影響,這也可以作為后續(xù)的研究方向。

3.3 基于間接設計法的埋地管節(jié)承載能力評價

在管節(jié)的實際埋設條件下,豎向荷載沿管道截面方向分布,支座反力的分布則取決于管道墊層的種類。在此條件下,管節(jié)的承載能力可以通過墊層系數(shù)與室內試驗結果聯(lián)系起來[23],根據(jù)出廠管節(jié)測試得到的結果就可以對管節(jié)實際埋設的最大承載力進行預測和設計,這種設計方法即為埋管的間接設計方法。墊層系數(shù)是管節(jié)在實際埋設條件下的最大彎矩和管節(jié)出廠時測試得到的最大彎矩的比值,最早由Spangler提出并命名為荷載系數(shù),然而這個術語名稱隨后在鋼筋混凝土管極限強度設計方法中被重新定義,為了避免混淆,Spangler提出的這個比值被更名為墊層系數(shù)。

三點法外荷載試驗作為管節(jié)出廠的標準化測試試驗,其結果可以通過墊層系數(shù)與管道實際埋設的最大承載力相互轉化,以此可以對實際埋管是管節(jié)的承載能力做出評價,墊層系數(shù)Bf可以通過以下公式計算得出:

式中:Mtest為三點法外荷載試驗測得最大彎矩;Mfield為實際埋設管節(jié)承受的最大彎矩;NFS為三點法外荷載試驗管節(jié)彈簧線處環(huán)向拉力;D和t分別為管節(jié)內徑和壁厚;MFI和NFI分別為實際埋設管節(jié)底部彎矩和環(huán)向拉力;c為混凝土管內側保護層厚度。

管節(jié)實際埋設過程如圖20所示,根據(jù)管節(jié)選用不同的回填土情況以及壓實度,實際埋設過程中回填土及其壓實度可以按照表4分為三類。

圖20 埋管回填區(qū)域示意圖

表4 標準回填土類型與不同回填區(qū)域最小壓實度要求

按照美國混凝土管協(xié)會(ACPA)提出的間接設計法的標準安裝方法和墊層系數(shù)[23],對于表4中給出的幾種回填類型,不同內徑的管節(jié)可以按表5中給定的墊層系數(shù)來取值。

表5 不同回填土類型下埋設不同管徑管節(jié)的墊層系數(shù)

綜上所述,三點荷載試驗條件下測得的缺陷管節(jié)剩余承載力可以通過除以墊層系數(shù)的方式得到管節(jié)實際埋設條件下的最大承載力,即:

Ffield=Ftest/Bf

(8)

式中:Ftest為三點法外荷載試驗測得的管節(jié)破壞荷載;Ffield為實際埋設條件下管節(jié)的破壞荷載。

4 結論與建議

(1)內部腐蝕模型試驗表明,當混凝土保護層沒有被完全腐蝕時,腐蝕對管節(jié)承載能力的影響相對較小,因為保護層主要起到防腐和保護鋼筋的作用,而當保護層被完全破壞,內圈鋼筋籠周圍及更深處混凝土遭到腐蝕折減時,由于截面的有效受壓高度減小,管節(jié)能承受的最大彎矩會快速降低,其承載能力也會快速降低。

(2)預壓變形模型試驗表明,管道在受到豎向變形及裂縫破壞時,其剩余承載能力往往比受到內壁腐蝕時更低,這是因為腐蝕首先只影響保護層,對結構強度的影響較為有限,而裂縫擴展一般都會貫穿保護層甚至貫穿整個管壁,因此對結構具有更大的損害。且循環(huán)荷載作用與一次性加載破壞相比對管節(jié)具有更大的破壞性。

(3)采用裂縫寬度評價管節(jié)承載能力的結果表明,當管節(jié)內部具有腐蝕減薄缺陷時,由于保護層自身厚度減小,破壞時其危險截面的裂縫寬度較之于完整保護層更小且更不易監(jiān)測,因此對于此類缺陷需要警惕管節(jié)在較小開裂情況下發(fā)生破壞的風險。對于具有完整厚度保護層的管節(jié),當其危險截面平均裂縫寬度與平均半徑的比值ξ達到0.2%～0.3%時,應及時進行修復,而對于壁厚減薄的管節(jié),ξ達到0.1%就應采取相應修復措施。

(4)本文中給出了一種采用管節(jié)危險截面處應變進行管節(jié)承載能力評價的方法,結果表明,該方法目前穩(wěn)定性較差,對傳感器和操作要求較高,但仍有一定的應用潛力?？梢詮膬蓚€方面對該方法進行改進:傳感器方面,采用分布式光纖傳感器進行全斷面的應變采集,以獲得精度更高、更穩(wěn)定的全斷面應變數(shù)據(jù);理論模型方面,應進一步考慮裂縫擴展造成的截面抗彎剛度折減對管節(jié)剩余承載力的影響,這也可以作為后續(xù)的研究方向。

(5)采用管道間接設計的思路將三點法外荷載試驗測試的結果與實際管道埋設條件下的承載力聯(lián)系起來,并給出了幾種常用的回填土類型下墊層參數(shù)的取值,便于實際工程中直接取用。

在研究過程中發(fā)現(xiàn),對于鋼筋混凝土管節(jié)預壓變形的理論研究較為陳舊,且大多數(shù)研究者沒有綜合考慮變形-開裂和變形-腐蝕共同作用下的管節(jié)剩余承載能力,本文基于頂管管節(jié)模型的結論給出了腐蝕減薄和預壓變形兩種情況下管節(jié)剩余承載能力模型,在實際工程應用中可以作為參考,但仍需相關理論公式支撐,得到半理論半經(jīng)驗的公式,相對而言更具有普適意義。其次,由于三點法外荷載試驗試驗與實際埋設的荷載形式有所不同,對于試驗結果如何與實際情況相聯(lián)系的問題,本文采用了間接設計法的思路,通過墊層系數(shù)對二者進行互相轉化,然而由于條件限制無法進行現(xiàn)場試驗以對其結果加以印證,留待后續(xù)試驗和研究加以補充,同時為今后的研究提供一定的思路。