強動載作用下淺埋管廊結構試驗研究

張 偉,段亞鵬,2,高永紅,劉 飛,辛 凱,黃 旭,張 昭,黃超遠

(1. 河南科技大學 土木工程學院, 河南 洛陽 471023; 2. 軍事科學院國防工程研究院, 河南 洛陽 471023;3. 武器爆炸沖擊波工程防護效能原位檢測實驗室, 河南 洛陽 471023)

0 引言

城市地下綜合管廊作為收納眾多市政管線的城市生命線工程,對于戰時保障城市正常運轉起到了至關重要的作用。目前對管廊抗爆性能的研究主要集中在內部爆炸和外部爆炸兩個方面。其中,內部爆炸以燃氣爆炸為主要研究對象,不在本文討論范圍之內。對管廊結構遭受外部爆炸強動載作用時的動力響應問題,限于經費、安全等多方面的原因,大多采用小尺寸模型試驗或數值模擬方法進行研究。QIAN等[1]采用有限元軟件建立了基于綜合管廊項目的FEM模型,全面研究了比例爆距小于0.4 m/kg1/3的土中爆炸對于綜合管廊結構的影響,研究指出超過200 kg TNT地表爆炸會對埋深2 m(比例爆距小于0.4 m/kg1/3)的綜合管廊造成極大威脅;抗剪配筋布置對綜合管廊的抗爆能力具有重要意義;增加配筋率會使頂板的破壞模式從剪切和彎曲聯合破壞轉變為彎曲破壞;增加墻體厚度和結構整體埋深可以如期提高綜合管廊的抗爆能力。周強等[2-3]設計、澆筑了部分縮尺管廊構件,并進行了現場爆炸試驗,試驗證明管廊頂板是最脆弱的構件,頂板裂縫沿結構縱向發育,而且將頂板簡化為彈性約束的單向板,采用歐拉-伯努利梁方程對頂板變形進行預測,結果較為準確。江水德等[4]采用14榀鋼混箱形結構拼裝成一個箱形結構,在其頂部覆土進行爆炸試驗,經過多次加載得到高強混凝土結構在爆炸強動載作用下的動力響應特征與破壞模式;謝樂等[5]對地下矩形截面通道在土中爆炸荷載作用下的響應進行了數值模擬,分析了矩形隧道在爆炸荷載作用下的動力響應與破壞節點。周志鴻等[6]采用基于連續-非連續變形的數值計算方法4D-LSM構建整體模型,對深厚海相軟土地層下綜合管廊隧道-樁基礎系統在爆炸荷載下響應特征進行研究,結果表明:當爆炸沖擊位于地表時,爆炸引起應力波在管廊結構周圍和樁基礎附近集中,并在管廊上部周圍形成顯著損傷區。夏明等[7]通過數值仿真分析,得到了不同裝藥量、不同裝藥位置以及不同結構強度下管廊結構的破壞模式。

從目前來看,對爆炸強動載作用下管廊結構動力響應問題的試驗研究尚有不足,有限元數值分析雖能進行大量補充研究,但管廊結構處于土層之中,其動力響應與頗多因素相關,且巖土力學問題本就錯綜復雜,缺少試驗結果對比時的數值模擬手段,很難得出可靠實用的研究結果。因此,本文以原型管廊為試驗對象,研究外部大當量爆炸作用下管廊結構的動力響應與破壞特征,以期為管廊結構防護設計提供指導。

1 試驗設計

1.1 管廊結構設計

管廊結構一般有圓形和矩形兩種斷面形式,矩形斷面以較簡單的施工流程與較高的空間利用率多被采用。矩形斷面綜合管廊又可根據艙室數量的不同分為單艙和多艙綜合管廊。根據國內不同地域具有代表性的管廊工程案例(如表1所示)可以看出,管廊艙體高度大多在2.5～3.8 m之間。艙體寬度方面,單線艙寬大多在2.0 m左右,多線艙大概在2.5～4.0 m之間。管廊結構埋深則因地制宜,大致在0.5～9.5 m之間。

表1 國內部分典型管廊項目概況統計Tab. 1 Overview statistics of some typical utility tunnel projects in China

綜合《城市綜合管廊工程技術規范》(GB 50838—2015)中艙體設置要求,確定試驗管結構為雙艙形式,全長14 m,斷面尺寸為(2.1 m+3.6 m)×3.0 m,結構上部覆土為5.0 m,如圖1所示。管廊結構采用C35級細石混凝土、HRB400級鋼筋現場整體澆筑成型,其結構設計符合現行國家標準《混凝土結構設計規范》(GB 50010),結構配筋設計如圖2所示。

圖1 試驗管廊結構示意圖Fig. 1 Structural diagram of test utility tunnel

圖2 試驗管廊結構配筋圖Fig. 2 Structural reinforcement drawing of test utility tunnel

1.2 試驗工況

原型結構破壞性試驗造價高且不可重復,需要合理控制裝藥量,裝藥量過大會造成結構坍塌無法評估;裝藥量過小得不到宏觀破壞現象,多次加載會造成結構損傷累積,影響最終試驗結果。所以必須在試驗前對結構的抗力性能與結構上的動荷載進行預測。

關于結構的抗力性能,夏明等[7]通過數值仿真分析得到典型配筋管廊結構,在等效TNT當量294 kg的強動載作用下,大跨頂板破壞嚴重出現整體垮塌,小跨也應該會垮塌。關于結構上的動荷載預測,TM5-855-1手冊中給出了一種土中自由場應力的計算方法,并且認為作用在結構上的荷載應當由該點的自由場應力乘以綜合反射系數得到[8]。

為便于計算,特將TM5-855-1手冊中的公式轉換為國際單位制,如式(1)所示。

(1)

式中:P0為結構受爆面上爆心投影點處的地沖擊應力峰值,單位MPa;W為炸藥質量,單位kg;R為結構迎爆面到裝藥中心的距離,單位m;f為地沖擊耦合系數;ρc為介質的波阻抗;n為地沖擊在介質中的衰減系數。

TM5-855-1手冊中還提到,結構不同位置處的超壓峰值應與距爆心距離的立方根成正比。所以結構頂面任意位置反射超壓可以用式(2)描述:

Pr=KP0(D/Z)3,

(2)

式中:Pr為距爆心Z處頂板壓力,K為綜合反射系數,D為爆心到頂板的距離,Z為距爆心斜距。

綜上所述,并結合相關工程設計規范,試驗方案定為:

工況1,裝藥量為20 kg TNT,全埋爆炸,爆心距結構頂板4 m,爆心投影位于結構正中心,用以測試數據采集系統以及獲取管廊結構彈性動力響應數據。

工況2,裝藥量等效TNT 100 kg,全埋爆炸,爆心距結構頂板4 m,爆心投影位于結構正中心,用以獲取管廊結構破壞試驗數據。

1.3 測量方案

試驗采用江蘇東華測試技術股份有限公司的DH5960超動態信號測試分析系統進行試驗數據采集。

(1)土壓力測量

根據試驗前對結構各部位的荷載預測,將土壓力傳感器布置如下:管廊結構頂板上覆1 m土中布置5 MPa土壓力傳感器;結構頂板結構中心、大跨中心、小跨中心以及結構底板布置2 MPa土壓力傳感器;結構側墻布置1 MPa土壓力傳感器。用來測量結構荷載以及土中自由場壓力,傳感器均布置于結構中心橫截面上,如圖3所示。

圖3 土壓力傳感器布置圖Fig. 3 Layout of earth pressure sensor

(2)鋼筋應變測量

鋼筋應變片布置在管廊大跨頂板橫向鋼筋中部,小跨頂板橫向鋼筋中部,大、小跨頂板加腋斜筋處,外墻與隔墻的豎筋中部,大、小跨底板橫向鋼筋中部,用來獲得結構爆炸荷載作用下各部位的應變時程曲線,如圖4所示。

圖4 鋼筋應變片布置圖Fig. 4 Layout of reinforcement strain gauge

(3)頂板位移測量

位移傳感器采用電感式頻率輸出型單向位移傳感器,布置在大跨中心與小跨中心,用來測量爆炸荷載作用下大跨頂板與小跨頂板的位移時程曲線,均位于結構中心橫截面上,如圖5所示。

圖5 位移傳感器布置圖Fig. 5 Layout of displacement sensor

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現象描述與分析

工況1下管廊結構處于彈性工作階段,結構各部位均未出現裂縫或明顯變形,無法直觀描述其試驗現象。

工況2下管廊結構大跨頂板出現密集裂縫(如圖6所示),裂縫沿管廊縱向分布。頂板中心部位裂縫數目最多且較為集中,沿中心向兩端方向裂縫數量逐漸減少且向頂板兩側腋角延伸。中心裂縫區域寬度約為0.95 m,兩端裂縫區寬度約為1.67～2.75 m。

圖6 大跨中心縱向裂縫Fig. 6 Long span central longitudinal crack

綜合分析大跨頂板裂縫,選出其中5條具有代表性的裂縫對其相關特征進行描繪:①號主裂縫長約10.3 m,最大裂縫寬度約3.1 mm,末端裂縫方向偏向隔墻側;②號主裂縫長約12.8 m,最大裂縫寬度約為3.2 mm,總體呈直線趨勢;③號主裂縫長約13.2 m,最大裂縫寬度約為5.3 mm,總體呈直線走向;④號主裂縫長約12.3 m,最大裂縫寬度約為3.8 mm,內有部分鋼筋外露,近乎縱向貫穿結構,末端裂縫方向偏向外墻側;⑤號主裂縫長約11.8 m,最大裂縫寬度約為3.2 mm,末端裂縫方向偏向外墻側。

大跨外墻中心斷面處出現豎向細裂縫(如圖7所示)。板墻連接處的腋角出現混凝土分離與剝落現象,頂板-外墻處腋角出現3.06 m長的破壞區域,破壞區域最大豎向尺寸為9 cm(如圖8所示)。頂板-隔墻處腋角因距離爆心更近,破壞情況也更加嚴重,破壞區域長度為4.62 m,破壞區域最大豎向尺寸為17 cm,內部鋼筋外露(如圖9所示)。大跨底板中心出現一條縱向裂縫貫穿整個管廊結構(如圖10所示)。

圖7 大跨外墻豎向裂縫Fig. 7 Vertical crack of long-span exterior wall

圖8 頂板-外墻處腋角破壞現象Fig. 8 Failure of haunch angle at roof exterior wall

圖9 頂板-隔墻處腋角破壞現象Fig. 9 Failure of haunch angle at roof partition wall

圖10 底板中心縱向裂縫Fig. 10 Longitudinal crack in the center of bottom plate

結構小跨外墻與頂板出現多條細斜裂縫,長度約2.5～3.8 m(如圖11、12、13所示);小跨外墻中心斷面處出現豎向細裂縫,頂板出現橫向細裂縫,整體長度約為4.2 m(如圖14所示)。

圖11 小跨頂板斜裂縫1Fig. 11 Small span roof inclined crack 1

圖12 小跨頂板斜裂縫2Fig. 12 Small span roof inclined crack 2

圖13 小跨外墻斜裂縫Fig. 13 Small span external wall inclined crack

圖14 小跨頂板橫裂縫及外墻豎裂縫Fig. 14 Transverse crack of small span roof and vertical crack of exterior wall

從試驗現象來看,大跨中心頂板底部混凝土受拉開裂,最大裂縫寬度達到5.3 mm,可見受拉區混凝土已完全退出工作,受拉鋼筋也已經進入屈服塑性變形階段,預計上部受壓區混凝土會出現混凝土壓碎現象。大跨頂板兩側腋角受壓導致出現不同程度混凝土剝落、鋼筋外露,判斷腋角部位形成塑性鉸。小跨頂板、隔墻、結構兩側外墻均出現豎向細裂縫,小跨頂板、小跨側外墻靠東西兩端的位置還出現斜向細裂縫,從裂縫寬度來看這些部位還處于彈性變形階段?？梢娫诟敉另敱墓r下,大跨頂板為結構薄弱部位。如果在試驗基礎上加大裝藥量,會出現大跨頂板中心斷面處的局部破壞現象,裝藥量繼續增加,加腋構造區域混凝土壓碎,大跨頂板可能會出現整體垮塌。

從結構安全性角度來講,管廊結構大跨頂板在工況2下,裂縫寬度過大,結構已經破壞,不再具備結構設計承載能力;從結構功能性角度來講,管廊內部給管線完好,管線支架與懸掛式干粉滅火器均無脫落,結構功能保存良好。

2.2 試驗數據分析

破壞性試驗由于荷載過大、結構響應較為強烈等因素,往往會對數據測量產生影響。將選取結構重要部位的試驗數據,對大藥量爆炸作用下原型管廊結構動力響應做量化分析。

如圖15、16所示,分別為工況1與工況2結構中心與大跨中心的土壓力時程曲線,其中,結構中心為爆心正下方?？梢钥闯?在不同裝藥量的情況下,相同位置處的土壓力時程曲線差異明顯:工況1土壓力峰值在0.08～0.09 MPa,工況2土壓力峰值在1.9 MPa左右;工況1頂板土壓力在0.03 s左右達到峰值,工況2頂板土壓力在0.014 s左右達到峰值;工況1結構上的動荷載受頂板反射波的影響較大,土壓力時程曲線往復明顯,出現多個峰值點,而且作用時間也比工況2結構上動荷載的作用時間長得多。

圖15 兩種工況下結構頂板中心位置超壓時程曲線Fig. 15 Time history curves of overpressure at the center of structure roof under two working conditions

將理論荷載峰值與試驗實測荷載峰值作對比(如表2所示)?？梢钥闯龉r1下荷載峰值誤差較大,成倍數關系;工況2下荷載峰值誤差較小,誤差率在12%～20%之間。所以,本文所述結構荷載計算方法在爆炸當量較大的情況下與實際規律較為吻合,而且理論計算的結構荷載峰值均大于實際所測荷載峰值,說明參照該計算方法進行結構設計偏于安全。

表2 土壓力峰值數據對比Tab. 2 Comparison of peak earth pressure data

如圖17、18所示,工況1結構頂板撓度很小,屬于彈性變形階段。但結構振蕩明顯,而且正負峰值比較接近,為避免受壓區混凝土拉裂導致結構破壞,應對結構頂板進行對稱配筋;工況2大跨頂板位移峰值達到100 mm,最終殘余位移也達到了75 mm,小跨位移較小。大跨頂板位移過大,使混凝土受拉區混凝土裂縫過大,退出工作、受拉鋼筋屈服甚至拉斷,嚴重可導致頂板坍塌。雙艙管廊結構在設計時應提高大跨頂板設計強度。

圖17 結構頂板位移時程曲線(工況1)Fig. 17 Time history curves of roof displacement(Condition 1)

圖18 結構頂板位移時程曲線(工況2)Fig. 18 Time history curves of roof displacement(Condition 2)

由于測試系統調試不完善,導致工況1鋼筋應變數據被干擾信號淹沒嚴重,無法分析,所以鋼筋應變僅對工況2的相關數據進行分析。工況2管廊結構各部位鋼筋應變時程曲線如圖19所示?？梢钥闯?大跨頂板受拉鋼筋應變峰值達到4200 με,沒有回彈現象,說明鋼筋已經進入屈服階段;大跨外墻側腋角斜筋、大跨隔墻側腋角斜筋以及小跨隔墻腋角斜筋產生負應變,是由于斜筋受壓彎曲導致,可以看出大跨外墻側腋角應力較大,大跨隔墻側腋角次之,小跨隔墻側腋角最小;其余部位均產生較小應變。在工況2下,大跨頂板與大跨外墻側腋角容易發生破壞。

圖19 結構各位置鋼筋應變時程曲線Fig. 19 Time history curves of reinforcement strain at each position of the structure

3 結語

對爆炸強動載作用下典型管廊結構試驗現象與試驗數據進行了分析,初步獲得了結構破壞特征與響應規律;對比了理論計算結構荷載峰值與實測結構荷載峰值,對計算方法的可靠性進行了驗證。主要結論如下:

(1)所述強動載作用下土中結構荷載計算方法在爆炸當量較大的情況下比較可靠;可以參照此方法進行地下防護結構設計,結構偏于安全。

(2)按照現有相關規范設計的典型管廊結構,在遭受與工況2當量相當的強動載沖擊時,結構安全性會遭到破壞,但結構功能保存良好,內部管線運行正常。

(3)典型管廊結構在遭受較強爆炸沖擊荷載作用時,初步表現為大跨頂板彎曲破壞、頂板兩側腋角受壓破壞。管廊結構在設計時,應當考慮加強大跨頂板及其兩側腋角的配筋。

(4)管廊頂板在受到爆炸沖擊時會發生振蕩,出現頂板上下兩側交替受拉現象,所以結構頂板應采用對稱配筋的形式來提高結構抗爆能力。