带缺陷钢筋混凝土管节剩余承载能力试验研究*

贺 雷, 王志钢, 朱子豪, 赵雅宏, 闫雪峰

(1 中国电力科学研究院有限公司，北京 100089；2 国网吉林省电力有限公司，长春 130022；3 中国地质大学(武汉)工程学院，武汉 430070)

0 引言

随着我国国民经济的飞速增长和城市化水平显著提高,电力、通信、给水排水等市政管线入廊政策得到积极反响,各类地下市政管廊发展迅猛:目前,我国高压电缆隧道(主网)的保有量已超过1.5万km,且以年均10%～15%的速度增加;截至2019年底,我国供水管道和排水管道的保有长度更是分别达到了92km和74.4km。非开挖顶管技术具有施工效率高、环境污染小、空间利用率大等优点,近年来已成为地下管廊建设的主要手段。

顶管属于地下隐蔽工程,结构一旦发生损害,修复难度大、时间长,严重影响人们的日常生产,因此,确保地下管道结构的安全和功能完整至关重要。顶管管节的运维应遵循“预防为主,防治结合”的理念,定期对顶管管节的缺陷部位进行统计、对缺陷管节剩余承载力进行预测和评估,对于缺陷地下通道修复方法的选择和灾害防控具有重要意义[1]。通过调研可知,钢筋混凝土顶管管节以竖向变形和腐蚀减薄缺陷为主,分别占总缺陷数目的34.25%和29.68%,变形缺陷多发于管径较大的管径结构中,腐蚀缺陷在各个内径区间的管段中均有发生且数量分布相对平均[2]。顶管管节缺陷损伤主要是由于顶管施工过程和长期运营过程中土荷载的变化、交通荷载影响以及地下水和微生物的腐蚀作用而导致的。

对于发生腐蚀减薄的圆截面混凝土管段,目前对其进行评估的方法包括规范法、断裂力学半经验公式法、D-M法、弹塑性力学法等,其中规范法主要包括管道极限弯矩和承载能力的验算,主要应用于油气管道领域,所涉及的腐蚀多为铸铁而非混凝土保护层的腐蚀[3-4];断裂力学半经验公式法中部分参数采用的是经验参数(流变应力、修正系数),对于大直径的钢筋混凝土顶管管节而言其有效性仍有待考证[5];D-M法最初主要应用在以钢管材质为主的油气管道中,在混凝土管道中尚未有得到广泛应用[6-7],但由于混凝土材料的破坏形式为弹塑性断裂失效,故也可以应用D-M模型进行剩余强度的计算[8];弹塑性力学方法则是通过分别计算缺陷管段的轴向应力、环向应力和最大许用应力,取三者中的最小值作为管段的剩余承载力,是较为精确的理论推导结果,但是与实际应用中的结果差别较为明显[9]。

目前,对于发生竖向变形的圆截面混凝土管节的研究相对较少,张海丰[10]按照产生纵向裂缝、坍塌等破坏模式建立了既有管道的土荷载模型;史国棚[11]在此基础上对砂浆内衬修复后垂直变形的破损混凝土管道进行三点法外荷载试验,得到修复前后管道承载能力、裂缝发展、结构变形规律;王光明[12]、刘婧[13]制作具有椭圆度的钢筋混凝土管进行荷载试验,并与普通圆形混凝土管进行对比分析。然而,通常情况下劣化的顶管管节内裂缝和变形是同时存在的,因此采用预制椭圆异形管节的方法来模拟变形后管节的承载能力同样存在局限性。

在裂缝缺陷管节的剩余强度方面,Kim[14]、Folias[15]和Erdogan[16]研究了纵向穿透裂缝管道所能承受的极限压力,Kanninen[17]和Kastner[18]给出了贯穿环向裂缝对管道极限压力的影响,然而他们研究的是薄壁油气钢管的极限内压力值,与钢筋混凝土管无论从材料性能还是荷载形式上均有所区别。

总的来看,对钢筋混凝土管剩余承载能力的研究多半集中在试验方面,对理论的研究多为半经验或经验公式推导,且大多都针对油气钢管、素混凝土管等均质管道,对钢筋混凝土管节剩余承载力的理论推导和研究几乎没有。

由于在钢筋混凝土材料中,钢筋和混凝土二者的材料性质差异巨大,往往对于钢筋而言还处于弹性变形阶段,而混凝土材料已经被挤碎或者拉裂而失去强度,所以管节整体的变形实质上是钢筋笼和混凝土管的非协调变形过程,要从弹塑性力学的角度对其进行理论推导较为困难,要揭示管道的变形与剩余承载能力之间的关系,采用模型试验和公式拟合的方法具有较大的优势。

基于此,本文通过室内模型加载试验,分析电缆通道在腐蚀减薄和预压变形等典型结构性病害作用下的变形和承载能力变化规律,评价不同缺陷程度对钢筋混凝土顶管管节剩余承载能力的影响,构建不同类型缺陷作用下顶管管节的变形-荷载模型,为顶管管节典型病害的快速判定和高效治理提供一定的指导作用。

1 试验材料及流程

本次试验共5组模型试验,其中一组为无损管节对照组,两组模拟腐蚀减薄管节,两组模拟预压变形管节。在腐蚀减薄管节中,分别将两根管节的内保护层凿除一半和完全凿除;在竖向变形的两根管节中,分别采用一次性加载和循环加载的方法使管节预先产生2%直径的竖向变形。具体试验组设计如表1所示。

表1 试验组设计

模型试验选用C50钢筋混凝土顶管管节,对管节承插口处的钢环做氧割处理,采用钢筋检测仪测定了管节内外层环向钢筋及纵筋的数量及分布,用回弹仪测定了混凝土的强度等级。试验管节照片如图1所示,管节部分几何参数如表2所示。

表2 试验管节部分参数

主要采用的试验设备和采集系统如图2所示:1)室内管道加载系统:机载系统主框架采用四立柱、宽底梁、双上横梁结构,加载机头采用电液伺服微机控制,系统承载力达1 000kN;2)应变片:采用82mm×11mm电阻式应变片在管节内外两侧的管顶、管底、起拱线处及45°位置每处布置环向及纵向应变片2片,共28片/节(外侧管顶和管底不布置);3)LVDT位移计:采用两只LVDT20-100mm差动变压器式位移传感器对管顶及管侧位移进行实时监测;4)裂缝观测系统:采用HC-U81混凝土超声波检测仪对分级加载过程不同阶段的管顶、管底及侧面裂纹的宽度及深度进行观测测量;5)数据采集系统:采用NI-cDAQ 9188/9189数据采集系统。应变采集模块采用NI 9237模拟输入模块;温度、压力数据采集模块采用NI 9203模拟输入模块。

图2 主要试验仪器

本次试验参考《混凝土和钢筋混凝土排水管试验方法》(GB/T 16752—2017)进行三点法外荷载试验(TEBT)。在模型试验中,无损管节和腐蚀减薄管节模型试验步骤大致相同,试验流程见图3。

图3 模型试验流程示意图

(1)管节预处理

对C1、C2组管节内壁进行开凿处理,使其保护层厚度分别减薄50%和100%。用电镐对管节内壁进行凿除及打磨操作。

对P1、P2管节采用1 000kN电液伺服静力加载系统对其施加初始变形,具体的处理方式为:1)P1组管节预先压至产生2%内径的竖向变形,随后在持压状态下进行传感器的布设和测量,以此状态为初始状态,对管节的剩余承载能力进行测量;2)P2组则是首先将管节预压至产生1%直径的竖向变形、卸压、再加压至产生2%直径的竖向变形,然后卸压、再加压至产生3%直径的竖向变形。以此类推直至结构发生破坏。

(2)传感器布设

试验管节内部传感器布置及编号如图4所示,沿管节轴向划分三个断面S0、S-1和S+1,分别布置不同的传感器。将管节中间截面处设置为截面S0,在该处采用LVDT压电式位移计对管节水平和竖直方向的变形进行观测。

图4 模型试验管节内部布置示意图/mm

应变片同样布置于S0断面,在管节内外两侧管顶、管底、45°斜向方向及起拱线处均布置环向及纵向电阻应变片,其中管顶和管底外侧未布置应变片,在无损管节中布置规格为82mm×11mm的应变片,在模拟腐蚀减薄的管节中,由于内壁凹凸不平,且受到钢筋笼位置限制,采用5mm×2mm应变片进行测量,应变片的编号如图4所示,其中I表示内侧环向应变片,O表示外侧环向应变片。

在截面S0前后两侧各400mm位置分别设置截面S-1和S+1,在S-1和S+1截面均采用裂缝观测仪对管节两侧的裂纹扩展参数进行实时观测。

2 试验过程及结果

2.1 试验过程

在M组试验过程中,采用控制位移的方法对管节分级加压,加载速率为1mm/min。当施加荷载达到236kN时,管顶及管底内部、管侧外部出现纵向裂纹,并伴随着保护层灰浆的起皮和脱落。在逐级施加荷载时分别对上下左右四处进行裂缝观测,观测结果如图5所示。

图5 M组管节开裂情况

同样采用控制位移的方法对保护层减薄50%(C1组)和减薄100%(C2组)的管节进行加载,加载速率1mm/min,在103kN时管节出现开裂,随后每当有新裂纹出现便对其进行观测和记录。C1、C2组管节的加载及开裂情况分别见图6、7。

图6 C1组管节加载及开裂情况

图7 C2组管节开裂情况

在预压变形试验(P1、P2组)中,首先对两根试验管节进行预压使其变形量达到设计值,持压并以此状态作为试验管节的初始状态,随后采用1 000kN电液伺服静力加载系统对其进行分级加载,P1、P2组管节的加载和开裂过程分别见图8、9。

图8 P1组管节加载及开裂情况

图9 P2组管节加载及开裂情况

2.2 试验结果分析

2.2.1 无损管节

(1)裂缝观测与分析

无损管节开裂规律见图10。由图10可以看出,随着荷载的逐级增加,管顶、管底及两侧的裂缝均有所扩大,且管顶及管底破坏后均有较大的贯穿裂缝形成,而管侧外部的裂纹宽度扩展速度则相对较慢,这表明管节沿竖直方向的变形量要大于水平方向的变形量。

图10 无损管节裂缝扩展规律

(2)荷载和位移分析

管节的破坏荷载达到了389.17kN。《混凝土和钢筋混凝土排水管》(GB/T 11836—2023)[4]中给出了不同直径钢筋混凝土排水管道的开裂荷载和破坏荷载,其规定内径1200mm的Ⅱ级钢筋混凝土管道破坏荷载不低于120kN/m,Ⅲ级钢筋混凝土管道破坏荷载不低于161kN/m,即对于内径2m的管道破坏荷载不能低于322kN。由此可见试验管节的承载能力和性能能够较好符合要求。

对位移计和加载油缸采集到的数据进行处理后得到M组管节水平和竖直方向的荷载-位移(F-Δ)曲线(图11),在加载过程中,管节的竖向位移最大达到了62.3mm,而水平位移最大为9.12mm;可以看出,在前期加载过程中,管节的竖向变形随荷载的变化基本呈线性相关的趋势。

图11 无损管节的F-Δ曲线

(3)应变分析

管节在均匀线荷载作用下可以认为其变形情况满足平截面假设,试验也证实了纵向应变片的读数很小,可以忽略不计,因此本文仅就管节的环向应变来进行分析说明。绘制管节荷载-应变(F-ε)曲线如图12所示,可以看到,对于内侧环向应变片,除了5I为受拉应变以外,其他应变片均为受压,在荷载达到311.04kN时,内侧所有测点应变值明显增大。而对于外侧环向应变片,可以看到两侧测点(2O、5O)的变化趋势大致相同,且在277.87kN和311.04kN均出现突变。

图12 无损管节内外侧的F-ε曲线

2.2.2 腐蚀减薄管节

(1)裂缝观测和分析

C1、C2组管节的开裂和裂缝扩展情况如图13所示。在C1组管节中,加载到206kN时,管顶、管底、两侧四处均有微小裂缝产生;随着荷载分级施加,上述四处裂缝均有着不同程度的扩展。管节顶部和底部的裂缝在萌发和发展阶段的宽度扩展不及两侧,但在荷载超过370kN后,管顶和管底出现贯通裂缝并迅速扩大,最终达到破坏荷载时,管顶和管底裂缝宽度较之于管侧裂缝扩大了18.64%～40%。在C2组管节中,管顶和管底出现开裂较早,在加载到103kN时便出现裂缝,但都在规范所界定的开裂宽度(0.2mm)之下;加载到133kN左右时,管节两侧开始出现裂缝;加载直到管节破坏时(加载到约180kN),管顶和管底裂缝较之于管侧裂缝,其裂缝宽度要大19.32%～110.13%。

图13 腐蚀管节裂缝扩展规律

(2)荷载和位移分析

C1、C2组管节的荷载-位移曲线如图14所示。从图中可以看出,C1组管节剩余承载力为374.55kN,而C2组管节的剩余承载力仅为186.10kN。C2组管节的最大竖直位移为68.52mm,而C1组管节的最大竖直位移仅有27.27mm。从水平方向的荷载-位移曲线来看,C1组管节的水平方向直径呈现先减小后增大的趋势,最大水平位移达到3.50mm,此处C1组水平方向直径先减小后增大是传感器滑动所致,由于管道试样的特殊性,水平方向位移计在试验前设置在管侧正中位置,加载后由于管道竖向变形较大,水平位移计在发生水平伸缩的同时也可能发生竖向滑动,受到管侧压迫从而产生了水平方向位移减小的情况,因此该水平位移曲线仅作参考;C2组管节的水平位移最大达到了42.86mm。

图14 C1、C2组管节的F-Δ曲线

C2组管节的极限荷载为186.41 kN,仅为无损管节的47.90%,推测是由以下三个方面的因素导致或共同作用所致:1)管节内层钢筋笼脱落,无法与结构协同受力共同承受荷载;2)侧向强度薄弱导致变形激增,截面变形加剧;3)壁厚减薄导致整体强度折减。

(3)应变分析

C1组管节内侧和外侧的F-ε曲线如图15(a)所示,其中外侧的应变经过低通滤波处理。对于管节内侧,管节侧面测得最大拉应变,而底部测得最大压应变;而对于管节外侧,最大拉应变和压应变分别由左上侧和左下侧45°的应变片测得。C2组管节内侧和外侧的F-ε曲线如图15(b)所示,在管节内侧,位于两侧的3I和7I测点测得了较大的压应变,达到了-366.79με;位于管顶和管底的1I和5I均测得拉应变,但其数值相对较小。对于管节外侧,位于外侧侧面的测点测得较小的拉应变。

图15 C1、C2组管节内外两侧的F-ε曲线

2.2.3 预压变形管节

(1)裂缝观测和分析

P1、P2组管节的开裂和裂缝扩展情况如图16所示。在P1组试验中,和初始裂缝相比,管顶、管底、左侧及右侧裂缝宽度分别增加了0.79、1.33、0.59、1.47mm,分别为初始裂缝的146.29%、75.59%、131.11%、219.40%。顶部及右侧的裂缝发展较左侧和底部更为明显。在P2组中,随着施加荷载逐渐增大,管顶和管底的裂缝宽度要宽于管节两侧裂缝。加载直到管节破坏时,管顶和管底裂缝较之于管侧裂缝,其裂缝宽度要大35.71%～119.61%。管道最后开裂破坏时,其左侧和底部的贯通裂缝宽度小于右侧和顶部的裂缝宽度。

图16 预压变形管节裂缝扩展情况

(2)荷载和位移分析

P1、P2组管节的荷载-位移曲线如图17所示。和无损管道相比,P1的荷载-位移曲线的变化趋势仍旧保持不变,然而其剩余承载能力却大大降低,预压产生2%直径变形的管节,其剩余承载能力为130.55kN,仅为无损管节的33.55%。P2组管节的位移-荷载曲线如图17(b)所示,由于卸荷环的存在,曲线横轴数据的分布不是线性均匀的,采用快速傅利叶变换可能导致结果有较大偏差,因此改用百分位滤波器进行降噪处理(50窗口点数)。从图中可以看到,在位移分别到达16.79mm(竖向变形率1.40%)、28.08mm(竖向变形率2.34%)、39.93mm(竖向变形率3.33%)和52.02mm(竖向变形率4.34%)时进行卸荷后重新加压,管节的剩余承载力最终达到了373.67kN。

图17 P1、P2组管节荷载-位移曲线

P1组管节剩余承载能力为130.55kN,仅为无损管节的33.55%,而C1组管节剩余承载能力有186.41kN,可见顶管管节在运营过程中出现竖向变形和开裂,对其承载性能的影响比管内腐蚀减薄更为恶劣。

P2组管节试验通过控制位移对无损管节进行循环加载,在管节竖向位移(变形率)分别达到了6.81mm(0.57%)、17.91mm(1.49%)、29.96 mm(2.5%)和41.46mm(3.46%)时进行卸载和重新加载,得到竖向变形率为0.57%、1.49%、2.5%和3.46%时管节的剩余承载力分别为116.87、41.23、26.85、10.47kN,采用插值法算得变形量为2%时管节剩余承载力约为33.97kN,这一数值仅为P1组管节剩余承载力(130.55kN)的26.02%,可见循环加载过程对结构强度损失具有较大的影响。

(3)应变分析

P1、P2组管节的F-ε曲线如图18所示,从图18(a)中可以看出内侧应变仍然是以环向为主,其中内侧管顶1I位置处为最大拉应变(2629.78με),两侧3I及7I均为压应变,且应变值较为接近,在-769.37με左右。而在外侧,位于管侧的2O产生最大拉应变(389.23με)。从图18(b)中可以看出,管节内侧顶部(1I)和底部(5I)主要为拉应变,其最大拉应变值达到1642.55με,而两侧主要为压应变,压应变最大达到-1725.75με。

图18 P1、P2组管节的F-ε曲线

3 钢筋混凝土管节剩余承载能力评价方法

3.1 基于裂缝扩展的剩余承载能力评价

各组试验管节内部危险截面处达到破坏荷载以及破坏荷载上一级荷载时,检测到的裂缝宽度如图19所示。当管节进入塑性变形阶段,裂缝的扩展速度陡增,裂缝宽度也会迅速增加,因此为了安全起见,应采用试验中得到的破坏荷载前一级荷载时产生的裂缝宽度作为管节极限裂缝宽度进行评价。

图19 试验管节危险截面裂缝宽度/mm

考虑实际工程情况,由于管顶和管底裂缝出现在管道内侧,在实际检测工作中更容易被识别和观测,因此选择管顶和管底的裂缝作为主要评价指标。从图19中可以看出,C1、C2组管节达到破坏荷载时的平均裂缝宽度分别为0.74、1.37mm,低于M组(2.69mm)和P1组(2.11mm)、P2组(2.28mm),而后三者基本处于同一水平,这是由于C1、C2组为保护层减薄管节,裂缝在保护层中的开展受到限制,无法形成太宽的裂缝,因此对于这类缺陷管节,实际工程中也要警惕其在裂缝宽度较小时发生突然破坏。对于具有完整保护层厚度的管节M、C1、C2组,其在破坏荷载前一级荷载下产生的平均裂缝宽度分别为1.26、1.67、1.98mm。引入平均裂缝宽度wm与管节平均半径R′的比值作为表征开裂程度的指标ξ:

根据试验结果,未产生内部保护层腐蚀减薄的管节的ξ值达到0.2%～0.3%时,应及时进行修复,以避免管道发生进一步结构性破坏。而对于内保护层已经产生腐蚀减薄的管节,应在ξ值达到0.1%就加以修复,并及时将结构壁厚采用砂浆喷筑等方法恢复至原有厚度。

3.2 基于应变的剩余承载能力评价

通过试验测得的管节内外侧应变值,可以计算得到对应截面的曲率1/ρ为[19]:

1/ρ=|εo-εi|/h

(2)

进而求得计算截面处的弯矩M为:

M=EI/ρ

(3)

式中:εo为外侧应变值;εi为内侧应变值;h为计算截面高度;EI为计算截面的抗弯刚度。

钢筋混凝土矩形截面的抗弯刚度EI可按照《水工混凝土结构设计规范》(SL191—2008)[20]进行取值:

EI=(0.025+0.28αEη)Ecbh3

(4)

式中:αE为钢筋与混凝土弹性模量之比;η为配筋率;Ec为混凝土弹性模量;b为计算截面宽度。

采用试验测量得到的最大应变,通过式(2)～(4)可以得到管节四个危险截面(管顶、管底和两侧)的极限弯矩,用能量法可以求得三点荷载试验条件下的管道极限承载能力。

由于试验过程中管顶和管底外侧分别与加载横梁以及底座相接触,未进行应变片的粘贴,因此无法通过式(2)得到管顶和管底截面的曲率。本节假设四个危险截面处的极限弯矩均相等[21],采用左右管侧截面的内外侧应变进行分析,计算结果见表3。混凝土弹性模量(Ec)以及钢筋与混凝土弹性模量之比(αE)采用C50混凝土和HRB400牌号的钢筋弹性模量进行取值[22],配筋率η和截面几何参数根据表2进行计算和取值,将各组计算得到的承载力计算值Feva和试验值Fexp进行对比。

表3 基于应变的试验管节承载力计算值和试验值对比

从表3来看,计算得到的管节承载力均大于试验结果,且计算结果不稳定,M、C1、C2组计算值和试验值均存在很大误差。经分析,造成误差的原因主要包括传感器和计算模型两个方面:1)应变片的粘贴位置、角度等的影响。由于应变片的几何尺度相对试验管节整体尺度而言是相当小的,因此虽然可以大致判断管节的四个危险截面位置,但是粘贴的应变片仍然有未横跨危险截面的可能(例如粘贴到粗骨料上),且检测结果较大受限于应变片自身的性能。2)试验模型过于理想。当管节发生变形之后,裂缝随之出现,此时管节的抗弯刚度应产生一定折减,且随着管节变形量增加,管节的抗弯刚度越来越低,直到危险截面处受拉钢筋达到流限,可以考虑此时危险截面已经形成塑性铰,抗弯刚度降为0。而在本模型中自始至终都是采用管节初始状态下的抗弯刚度进行计算的,因此计算结果要大于实际承载力。

总的来看,采用监测应变的方式进行三点荷载试验条件下剩余承载力评价稳定性较差,对传感器和操作要求较高。如果使用应变片进行测量,应在管节中选取多个断面进行,更好的方法是采用分布式光纤传感器进行全断面的应变采集。从理论模型上来看,现有计算模型得到的理论值会大于试验值,在现有模型的基础上,应进一步考虑裂缝扩展造成的截面抗弯刚度折减对管节剩余承载力的影响,这也可以作为后续的研究方向。

3.3 基于间接设计法的埋地管节承载能力评价

在管节的实际埋设条件下,竖向荷载沿管道截面方向分布,支座反力的分布则取决于管道垫层的种类。在此条件下,管节的承载能力可以通过垫层系数与室内试验结果联系起来[23],根据出厂管节测试得到的结果就可以对管节实际埋设的最大承载力进行预测和设计,这种设计方法即为埋管的间接设计方法。垫层系数是管节在实际埋设条件下的最大弯矩和管节出厂时测试得到的最大弯矩的比值,最早由Spangler提出并命名为荷载系数,然而这个术语名称随后在钢筋混凝土管极限强度设计方法中被重新定义,为了避免混淆,Spangler提出的这个比值被更名为垫层系数。

三点法外荷载试验作为管节出厂的标准化测试试验,其结果可以通过垫层系数与管道实际埋设的最大承载力相互转化,以此可以对实际埋管是管节的承载能力做出评价,垫层系数Bf可以通过以下公式计算得出:

式中:Mtest为三点法外荷载试验测得最大弯矩;Mfield为实际埋设管节承受的最大弯矩;NFS为三点法外荷载试验管节弹簧线处环向拉力;D和t分别为管节内径和壁厚;MFI和NFI分别为实际埋设管节底部弯矩和环向拉力;c为混凝土管内侧保护层厚度。

管节实际埋设过程如图20所示,根据管节选用不同的回填土情况以及压实度,实际埋设过程中回填土及其压实度可以按照表4分为三类。

图20 埋管回填区域示意图

表4 标准回填土类型与不同回填区域最小压实度要求

按照美国混凝土管协会(ACPA)提出的间接设计法的标准安装方法和垫层系数[23],对于表4中给出的几种回填类型,不同内径的管节可以按表5中给定的垫层系数来取值。

表5 不同回填土类型下埋设不同管径管节的垫层系数

综上所述,三点荷载试验条件下测得的缺陷管节剩余承载力可以通过除以垫层系数的方式得到管节实际埋设条件下的最大承载力,即:

Ffield=Ftest/Bf

(8)

式中:Ftest为三点法外荷载试验测得的管节破坏荷载;Ffield为实际埋设条件下管节的破坏荷载。

4 结论与建议

(1)内部腐蚀模型试验表明,当混凝土保护层没有被完全腐蚀时,腐蚀对管节承载能力的影响相对较小,因为保护层主要起到防腐和保护钢筋的作用,而当保护层被完全破坏,内圈钢筋笼周围及更深处混凝土遭到腐蚀折减时,由于截面的有效受压高度减小,管节能承受的最大弯矩会快速降低,其承载能力也会快速降低。

(2)预压变形模型试验表明,管道在受到竖向变形及裂缝破坏时,其剩余承载能力往往比受到内壁腐蚀时更低,这是因为腐蚀首先只影响保护层,对结构强度的影响较为有限,而裂缝扩展一般都会贯穿保护层甚至贯穿整个管壁,因此对结构具有更大的损害。且循环荷载作用与一次性加载破坏相比对管节具有更大的破坏性。

(3)采用裂缝宽度评价管节承载能力的结果表明,当管节内部具有腐蚀减薄缺陷时,由于保护层自身厚度减小,破坏时其危险截面的裂缝宽度较之于完整保护层更小且更不易监测,因此对于此类缺陷需要警惕管节在较小开裂情况下发生破坏的风险。对于具有完整厚度保护层的管节,当其危险截面平均裂缝宽度与平均半径的比值ξ达到0.2%～0.3%时,应及时进行修复,而对于壁厚减薄的管节,ξ达到0.1%就应采取相应修复措施。

(4)本文中给出了一种采用管节危险截面处应变进行管节承载能力评价的方法,结果表明,该方法目前稳定性较差,对传感器和操作要求较高,但仍有一定的应用潜力。可以从两个方面对该方法进行改进:传感器方面,采用分布式光纤传感器进行全断面的应变采集,以获得精度更高、更稳定的全断面应变数据;理论模型方面,应进一步考虑裂缝扩展造成的截面抗弯刚度折减对管节剩余承载力的影响,这也可以作为后续的研究方向。

(5)采用管道间接设计的思路将三点法外荷载试验测试的结果与实际管道埋设条件下的承载力联系起来,并给出了几种常用的回填土类型下垫层参数的取值,便于实际工程中直接取用。

在研究过程中发现,对于钢筋混凝土管节预压变形的理论研究较为陈旧,且大多数研究者没有综合考虑变形-开裂和变形-腐蚀共同作用下的管节剩余承载能力,本文基于顶管管节模型的结论给出了腐蚀减薄和预压变形两种情况下管节剩余承载能力模型,在实际工程应用中可以作为参考,但仍需相关理论公式支撑,得到半理论半经验的公式,相对而言更具有普适意义。其次,由于三点法外荷载试验试验与实际埋设的荷载形式有所不同,对于试验结果如何与实际情况相联系的问题,本文采用了间接设计法的思路,通过垫层系数对二者进行互相转化,然而由于条件限制无法进行现场试验以对其结果加以印证,留待后续试验和研究加以补充,同时为今后的研究提供一定的思路。