引用本文
张明聚, 谢治天, 刘耀轩, 李鹏飞, 杨萌. 地铁基坑工程钢支撑活络端力学性能及改进措施[J]. 北京交通大学学报, 2019,43(3): 66-73.
ZHANG Mingju, XIE Zhitian, LIU Yaoxuan, LI Pengfei, YANG Meng. Mechanical properties and improvement measures of the active node in steel braced foundation pit engineering for subway[J]. JOURNAL OF BEIJING JIAOTONG UNIVERSITY, 2019,43(3): 66-73.
Doi:10.11860/j.issn.1673-0291.20180176  
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地铁基坑工程钢支撑活络端力学性能及改进措施
张明聚1, 谢治天1, 刘耀轩2, 李鹏飞1, 杨萌1
1.北京工业大学 城市与工程安全减灾省部共建教育部重点实验室,北京 100124
2.北京建工土木工程有限公司,北京 100015

第一作者:张明聚(1962—),男,河南南阳人,教授,博士,博士生导师.研究方向为岩土工程、隧道及地下工程等.email:zhangmj@bjut.edu.cn.

收稿日期: 2018-12-18
基金: 国家自然科学基金(51738010); 北京市朝阳区协同创新项目(CYXC1807)
摘要

为定量研究活络端的力学特性,在北京地铁施工现场抽取3组不同类型的活络端,在试验室对其进行了加载试验.测试了其整体荷载-变形( P-D)曲线,观察了其破坏形态;通过 P-D曲线分析给出了其工作状态下的承载力和刚度;把其承载力和刚度分别与串联使用的18、20、24 m钢支撑的承载力和刚度进行了比较分析,提出了增强活络端力学性能的改进措施.研究结果表明:3组不同类型活络端的力学性能有很大差异,采用子母楔的活络端优于采用单面楔的活络端;单厢式活络端的破坏形态为钢楔和中肋板受压屈服、中肋板和槽钢间的焊缝受剪破坏;双厢式活络端的破坏形态为箱形体端部截面屈服、侧壁屈曲;活络端决定着钢支撑的整体力学性能.建议增强钢支撑承载能力的措施有:提高钢楔强度、加强中肋板焊缝设计、采用子母楔.总之,基坑工程内撑式围护结构中,活络端是钢支撑体系中的薄弱环节,承载力和刚度不足,安全储备不够,应予以足够重视和改进.

关键词: 基坑工程; 活络端; 钢支撑; 承载力; 刚度
中图分类号:TU43 文献标志码:A 文章编号:1673-0291(2019)03-0066-08
Mechanical properties and improvement measures of the active node in steel braced foundation pit engineering for subway
ZHANG Mingju1, XIE Zhitian1, LIU Yaoxuan2, LI Pengfei1, YANG Meng1
1. Key Laboratory of Urban Security and Disaster Engineering, Ministry of Education, Beijing University of Technology, Beijing 100124, China
2. BCEG Civil Engineering Co. ,Ltd. ,Beijing 100015,China
Fund:National Natural Science Foundation of China (51738010); Collaborative Innovation Project in Beijing Chaoyang District (CYXC1807)
Abstract

In order to quantitatively study the mechanical characteristics of active nodes, load tests on 3 groups node whose specimens come from Beijing subway construction site are conducted in laboratory. The load-deformation ( P-D) curve and failure mechanisms of these specimens are obtained, based on which the bearing capacity and stiffness under its working condition are thoroughly analyzed. By comparing the bearing capacity and the stiffness between active nodes of them and that of 18, 20 and 24 m steel braces, the improvement measures to enhance the mechanical properties of these active nodes are put forward. The results show that the mechanical properties vary in the 3 groups with different active nodes. The bearing capacity and the stiffness of the specimen with the bidirectional wedge are stronger than that of the specimen with the unidirectional wedge. The failure mechanisms of single-box active node include the yield of rib in the middle position after being pressed,the shearing failure of the weld seam between the rib in the middle position and channel steel. And those of double-box active node show failure modes including the yield of rectangular-ambulatory-plane section of the movable end and the buckling damage of lateral walls of the movable end.The overall mechanical properties of steel braces are determined by the active node. It is suggested that the following measures to enhance the be aring capacity of steel brace should be adopted: improving the strength of steel wedge, strengthening the strength of weld seam between the rib in the middle position and channel steel, and adopting active node with the bidirectional wedge.In a word,in the internal-shoring retaining structure of foundation pit engineering,the active node is the weak link in the steel bracing system, whose bearing capacity, stiffness and emergency capacity are insufficient, thus requiring emphasis and improvement measures.

Keyword: foundation pit engineering; active node; steal brace; bearing capacity; stiffness

在明挖法施做基坑工程中, 内撑式围护结构由于可有效控制基坑变形[1], 得到了广泛的应用.

目前, 一些学者已对采用内撑式围护结构的基坑工程开展力学性能的研究.刘美麟等[2]分析了某换乘车站主体基坑侧壁的变形规律.刘国斌等[3]指出为防止支撑侧向刚度不足严禁使用活络端弥补钢支撑长度.曾宪宏[4]提出活络端的伸长量不应大于40 cm, 否则易造成偏心受力, 降低支撑的承载性能.熊栋栋等[5]指出由于活络端钢楔块的滑动等原因使得钢支撑预应力下降40%~45%.李书银等[6]指出预应力施加完成后要及时检查活络端钢楔是否嵌入牢固, 以便有效控制预加轴力的消散.另外, 很多专家学者指出某些基坑事故与支撑体系连接节点的抗力不足或整体性差、易松动等问题有着密切关系.杨学林[7]对多个基坑事故进行了对比分析, 指出钢支撑体系的一个重要问题是连接节点的问题, 尤其是活络节点, 整体性差, 与冠梁没有有效的焊接.张旷成等[8]针对杭州地铁湘湖站基坑事故进行原因分析, 指出该基坑中钢支撑体系存在薄弱节点是基坑坍塌的第3大主要原因.文献[9]中基坑事故是由于钢支撑间的腰梁发生局部屈曲, 引起基坑的连续垮塌.从某种程度上讲, 节点比其连接的构件重要层次更高, 因为节点失效会导致与其连接的所有构件失效, 构件的各种功能也随之丧失[10].在钢管支撑方面, Shaback等[11]揭示了普通钢支撑的破坏机制.Ross等[12]对中心受压焊接钢管柱的承载能力进行分析, 提出了焊接钢管柱的设计曲线.Ramberg等[13]提出的R-O本构模型可以准确计算材料的应力-应变关系.后经Hill[14]修正, 该模型被广泛应用于分析金属材料的弹塑性应力-应变关系.李斌等[15]考虑杆件的SD效应和初始缺陷的影响, 分析杆件的稳定性, 认为钢杆件的初始偏心会对杆件的极限承载力有很大影响.林志斌等[16]提出了一种全新的钢支撑施加预应力的数值模拟分析方法.

本文作者针对基坑工程中常见的钢楔式活络端进行试验研究并计算钢管支撑力学性能, 对比分析了活络端对钢支撑整体承载性能的影响, 确定了支撑杆件的薄弱节点, 并提出了活络端的改进意见.

1 钢楔式活络端室内加载试验
1.1 构造组成

单厢式活络端的主要部件是钢管和双拼槽钢.在两个槽钢间设置梯形中肋板, 中肋板的两条平行边, 一边与钢楔接触, 一边与活络端端板焊接.钢管正中间焊有一块矩形钢板, 称为中板.中板与中肋板均为活络端的主要受力构件.具体结构形式如图1所示.

图1 单厢式活络端Fig.1 Single-box active node

双厢式活络端采用20 mm厚Q235型钢板焊接而成.活动端主要受力构件是两个矩形的箱型体, 其插在固定端的矩形口内, 矩形桶侧壁上开有贯通的孔洞, 便于楔入钢楔.具体结构形式见图2.

图2 双厢式活络端Fig.2 Double-box active node

1.2 分组编号

在北京地铁施工现场抽取4件活络端作为试件, 分3组进行加载试验.试件在选取过程中进行了精心挑选, 所有试件在使用阶段所受压力均小于试件的设计承载力, 不会累积残余应变.钢楔选用施工现场从未使用过的备用钢楔.所选试件中单厢式活络端2种3件, 分别为DXD1、DXD2、DXC.双厢式活络端1件为SX.其中, 第1组试件DXD1和DXD2是完全相同的2个单厢式活络端; 第2组试件DXC是另一种常见的单厢式活络端; 第3组试件SX是1个双厢式活络端, 各试件见图3.

图3 试验试件Fig.3 Text specimens

同时考虑到施工现场可能有两种钢楔的楔入形式, 具体如图4所示.各试件具体参数及钢楔楔入形式如表1所示.

图4 钢楔形式Fig.4 Shape of steel wedge

表1 试件规格 Tab.1 The specimen specification
1.3 试验设备及测试项目

试验在北京工业大学工程抗震与结构北京市重点实验室完成, 试验机采用全自动液压千斤顶施加荷载.P-D曲线是测试的主要项目, 整个加载过程从开始加载到试件超出正常使用极限状态为止.

1.4 试验结果及分析

1.4.1 P-D曲线分析

各试件的P-D曲线没有明显的屈服台阶, 因此可以通过材料应力-应变关系中条件屈服点来确定试件的屈服荷载[17], 材料应力-应变关系示意图如图5所示.定义试件产生0.2%残余变形的应力值为其屈服应力, 屈服点所对应的荷载即屈服荷载, 记作Fy.刚度为P-D曲线中原点与屈服荷载间直线的斜率, 记作ka.

图5 材料应力-应变关系Fig.5 Stress-strain relation of steel

各试件P-D曲线见图6.DXD1和DXD2是相同活络端不同钢楔形式的两种试件.由图6可知, 单面楔试件DXD1加载至3 200 kN时曲线出现了屈服现象, 此时试件的单面楔被压平, 之后中肋板与钢楔的接触面积变大, 试件承载性能得到了提升, 曲线又出现了线性段, 但刚度降至130 kN/mm, 约为初始弹性段刚度的40%.单面楔试件DXD1的屈服荷载为2 590 kN, 远低于子母楔试件DXD2的4 790 kN.DXC与DXD2是不同种类的单厢式活络端试件.二者力学性能差异较大, 由于试件DXC的中肋板由两块钢板焊接而成, 而试件DXD2的中肋板由一块钢板制成, 主要受力部件的整体性影响试件的承载性能, 中肋板的完整性越好承载性能越强.由图6可知, 试件DXC的屈服荷载为1 780 kN.DXD2、DXC和SX为调节量、钢楔形式完全相同的3个活络端, 3者虽然均为子母楔活络端但是屈服荷载和刚度差别很大, 离散性很大.由图可知, 3组活络端屈服荷载和刚度有很大差别.同一组活络端, 单面楔时的屈服荷载和刚度低于子母楔时的屈服荷载和刚度.各试件试验结果见表2.

图6 试件P-D曲线Fig.6 P-D curves of all active nodes

表2 各试件试验结果汇总 Tab.2 Test results summary of active nodes specimen

1.4.2 第1组试件破坏类型

第1组试件破坏试验如图7所示. 试件DXD1加载至3 157 kN时, 试件发出“ 嘭、嘭” 声, 槽钢与中肋板间的焊缝变亮, 出现开裂迹象, 加载至7 700 kN, 槽钢与中肋板间的焊缝已经开裂明显, 总长度约50 mm.试验结束后发现, 由于单面楔受力不均匀使得中肋板被压弯, 向一侧发生了偏转, 偏转最大处约2 cm.其次钢楔变形明显, 单面楔完全被压平嵌入至下方的钢楔内.试件DXD2采用子母楔, 受力均匀, 当加载至6 500 kN时, 槽钢与中肋板间焊缝才开始变亮出现开裂迹象.当加载至8 100 kN, 总位移达到62 mm, 变形超出正常使用极限状态, 于是停止加载.整个过程未见明显的焊缝开裂.只有钢楔变形明显, 约47 mm.

图7 第1组试件破坏形态Fig.7 Failure form of the first group of specimen

1.4.3 第2组试件破坏类型

试件DXC与DXD2均采用子母楔, 由于DXC中肋板焊接而成, 整体性差, 存在十字焊缝, 故DXC力学性能有所降低, 试件加载至2 670 kN时, 槽钢与中肋板间焊缝开始开裂.当加载至3 000 kN时, 焊缝扩展严重.当加载至3 200 kN时, 试件的活动端明显偏转, 竖向位移达62 mm, 并且由于活动端偏转, 致使槽钢与中肋板两侧焊缝开裂不一致, 一侧焊缝开裂120 mm, 另一侧焊缝开裂80 mm, 见图8.

图8 第2组试件破坏形态Fig.8 Form of the second group of specimen

1.4.4 第3组试件破坏类型

试件SX的活动端箱体侧壁屈曲明显.箱体侧壁的上方因没有约束及两排钢楔不可能放置绝对水平, 导致该位置处向外突出约20 mm, 而侧壁下方因固定端的约束没有发生失稳破坏.钢楔变形不明显, 但活动端箱型体变形明显, 箱型体与钢楔接触位置处变形后呈现“ W” 形.具体破坏形态见图9.

图9 第3组试件破坏形态Fig.9 Failure form of the third group of specimen

3组试件的破坏形态总结为:单厢式活络端为钢楔和中肋板受压屈服、中肋板和槽钢间的焊缝受剪破坏; 双厢式活络端为箱形端部截面屈服、侧壁屈曲.

2 钢支撑力学模型拟合

地铁车站主体基坑施工时, 基坑跨度介于19~25 m之间.选取3种基坑跨度进行对比分析, 分别是19、21和25 m.基坑跨度可近似为是钢管支撑与活络端长度之和, 活络端的长度约1 m, 因此计算18、20和24 m钢支撑的力学参数, 拟合3者的P-D曲线.所选钢支撑均为Q235钢材制成, 直径609 mm, 壁厚16 mm.

2.1 钢支撑承载力计算

2.1.1 钢支撑极限承载力计算

当压杆的长度l不小于压杆长度界限值lp时, 压杆极限承载力使用欧拉公式求解, 而当压杆长度l小于lp时, 压杆极限承载力为压杆的临界荷载.压杆的长度界限值lp为

lp≥π2EIσpA(1)

式中:E为弹性模量, 取2.06× 105 N/mm2; σ p为比例极限, 取215 MPa; I为截面惯性矩, 解得1.31× 109 mm4; A为钢管截面积.

将各参数带入式(1), 可得lp≥ 20.6 m.即当钢支撑的长度不小于20.6 m时, 其极限承载力使用欧拉公式计算.其他情况钢支撑的极限承载力应考虑强度控制和初始受弯稳定性影响下的临界荷载.因此, 24 m钢管支撑的极限承载力为

N24=π2EIμl2(2)

式中:μ 为长度因数, 取1.0.

考虑强度控制, 18 m和20 m钢支撑的极限承载力为

Nx=σ1A(3)

式中:σ 1为强度控制下的极限应力.

考虑初始受弯稳定性, 18 m和20 m钢支撑的极限承载力为

Nx=1-βMγWσ2π2EA0.8λ2(4)

式中:σ 2为受弯稳定性控制下的极限应力; β 为等效弯矩系数, 取1.0; M为跨中最大弯矩; W为截面抵抗矩; γ 为塑性发展系数, 取1.15; λ 为钢支撑柔度.

式(3)和式(4)中的σ 1与σ 2应满足二者之和为钢材的极限应力σ b, σ b取372 MPa.

2.1.2 钢支撑屈服荷载计算

24 m钢支撑的破坏形态属于失稳破坏, 即杆件未达到屈服阶段就已经破坏而不能继续承载, 因此不计算24 m钢管支撑屈服荷载.

18 m和20 m钢管支撑的屈服荷载为

Fy=Aσy(5)

式中:σ y为材料真实屈服应力, σ y=a-bλ , a、b为相关常数, 根据文献[18]分别取304 MPa和1.12 MPa.

2.2 钢支撑刚度计算

钢支撑刚度通过杆件的刚度公式求解为

k=EAl(6)

2.3 钢支撑极限变形计算

钢支撑的极限变形为

Δu=εul(7)

式中:ε u为极限应变.

ε u通过Hill修正后的R-O本构模型求解.因此, 钢支撑的极限应变为

εu=σuE+σnσuσyn(8)

式中:σ u为极限应力; σ n和n由试验结果拟合得到.文献[19]通过多次试验拟合了Q235级钢材的σ n和n, 分别取0.002和9.252 4.

2.4 钢支撑P-D曲线拟合

将各钢支撑的力学参数代入式(2)~(8), 求解各钢支撑的屈服荷载Fy、极限承载Nx、刚度k和极限变形Δ u, 计算结果如表3所示.

表3 计算结果汇总 Tab.3 Summary of calculation results

钢支撑的P-D曲线由4阶段组成, 分别为弹性、屈服、应变硬化和颈缩阶段.钢支撑在颈缩阶段内承载力急速下降, 已超出钢支撑的正常使用极限状态, 故不拟合钢支撑在颈缩阶段内的P-D曲线.同时对应变硬化阶段的曲线进行简化, 简化为一条平直线, 其值恒为杆件的极限承载力.根据钢管支撑Fy、Nx、k和Δ u的计算值及简化要求, 拟合18、20、24 m跨钢管支撑的P-Δ 曲线, 见图10.

图10 3种钢支撑P-D关系拟合曲线Fig.10 P-D curves of steel pipe support with 3 kinds of length

3 钢楔式活络端与钢管支撑对比分析

图11为试件DXD2、DXC、SX与3种不同长度钢支撑的P-D曲线对比.试件DXD2的屈服荷载和刚度与24 m钢支撑较为接近, 但低于18 m和20 m钢支撑的屈服荷载和刚度.试件DXD2的屈服荷载和刚度都约为18 m钢支撑的77%, 约为20 m钢支撑的80%.极限承载力方面, 试件DXD2的极限承载力约为8 029 kN, 与18 m钢支撑的极限承载力8 209 kN接近.由图11可知, 试件DXC的刚度为428.6 kN/mm, 是18 m钢支撑刚度的1.3倍, 但试件DXC的屈服荷载仅为1 780 kN, 是18 m钢支撑屈服荷载的28%, 是20 m钢支撑屈服荷载的30%.极限承载力方面, 试件DXC的极限承载力为3 280 kN, 远低于任何长度钢支撑的极限荷载, 仅相当于24 m钢支撑极限承载力的69%.

图11 子母楔试件与钢支撑P-D曲线对比Fig.11 Comparison of P-D curves between idirectional wedge specimens and steel pipe support

试件SX的初始刚度与20 m钢支撑较为接近.由图11可知, 试件在2 100~3 500 kN之间刚度略有提升, 这是由于双厢式活络端两侧钢楔很难放置绝对水平, 在2 100 kN时两侧钢楔被压至水平, 因此刚度有了小幅提升.而在3 500 kN时活络端侧壁失稳, 刚度下降.试件SX的屈服荷载为2 750 kN, 远低于18 m及20 m钢支撑的屈服荷载, 仅相当于18 m钢支撑屈服荷载的44%、20 m钢支撑屈服荷载的46%.极限承载力方面, 试件SX的极限承载力为6 210 kN, 介于20 m钢支撑与24 m钢支撑的极限承载力之间, 约为18m钢支撑极限承载力的75%.

4 结论与建议

1) 3组活络端屈服荷载和刚度有很大差别.试件DXD2屈服荷载最大为4 790 kN, 试件DXC屈服荷载最小为1 780 kN, 刚度最大约为428 kN/mm; 试件DXD2的刚度最小仅为266.7 kN/mm.同一组活络端, 单面楔时的屈服荷载和刚度低于子母楔时的屈服荷载和刚度.因此, 钢管内支撑架设过程中, 要保证活络端的安装质量, 应采用子母楔, 以提高活络端的承载能力, 并有益于变形控制.

2) 单厢式活络端的破坏形态表现为钢楔和中肋板受压屈服以及中肋板和槽钢间的焊缝受剪破坏, 应该提高中肋板与槽钢间焊缝的强度或在中肋板与槽钢间增加肋板来防止由于焊缝撕裂带来的承载能力的折减.

3) 双厢式活络端的破坏形态表现为活动端箱体端部屈服及侧壁屈曲, 应该增加活动端侧壁钢板的厚度或增加侧壁与端板间的肋板数量, 来提高其承载性能, 并将侧壁失稳验算纳入活络端设计中.

4) 所有活络端的屈服荷载和刚度均低于钢支撑的屈服荷载和刚度.对于跨度小于25 m, 使用单跨钢支撑的基坑, 活络端是整个钢支撑体系中变形的主要来源或承载能力方面的薄弱节点, 活络端决定着钢支撑的整体承载性能.

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