大型商务中心建筑的楼板结构长度一般超过100m, 考虑到大面积混凝土浇筑所产生的温度应力、收缩应力等因素, 通常间隔40~50m就会设置1条贯通的温度后浇带。采用逆作法进行设计和施工的基坑, 以地下室主体结构楼板作为水平支撑体系, 后浇带的设置将水平支撑体系一分为二, 使得水平力无法传递。在基坑逆作施工过程中, 通常在楼板框架梁或次梁内设置小截面型钢, 来解决逆作楼板的水平传力问题。而后浇带两侧梁板结构的竖向变形问题, 则通过在后浇带两侧设置临时立柱来解决。

目前, 关于后浇带结构的研究主要是针对设置在楼层或者大面积底板结构中的后浇带结构, 研究内容主要包括以下3个方面:后浇带的设置与设计方式^[1,2,3,4,5]、后浇带封闭时间确定^[6,7,8]、后浇带对差异沉降的控制作用^[9,10,11]。

对于逆作基坑中的型钢后浇带结构, 国内已有相关工程实例, 但对于基坑施工期间作为水平支撑体系的后浇带结构受力及变形特性方面的研究仍未见报道。因此, 本文针对逆作基坑工程中所采用的后浇带型钢组合结构, 采用模型试验和数值模拟分析相结合的研究方法, 对其在荷载作用下的变形和受力特性进行研究。

传统逆作法通常会在框架梁或次梁内设置小截面型钢 (比如I32a) 作为水平传力构件, 以解决水平梁板结构的水平传力问题。但是, 小截面型钢仅能够起到传递水平力的作用, 而不能有效控制后浇带两侧梁板结构的竖向变形。实际工程中, 还需要在后浇带两侧增设2排临时立柱, 以控制楼板结构的竖向变形。

在后浇带两侧增设临时立柱, 对于控制楼板结构的竖向变形是切实有效的。但对于超大面积的基坑工程而言, 当后浇带数量较多时增设临时立柱的工程量是相当可观的, 临时立柱拆除所造成的浪费巨大。

型钢后浇带结构是通过在主、次梁中锚入大截面的H型钢梁, 让后浇带两侧的主、次梁成为型钢-混凝土组合结构, 能够同时承担水平荷载和竖向荷载, 从而取消后浇带两侧的临时立柱。

通过大量的分析研究和工程实践, 在逆作法基坑工程的水平支撑体系中采用型钢后浇带结构, 取得了较好的工程效果和经济效益。

1) 在逆作法基坑工程中, 型钢后浇带的设置同时解决了后浇带缺失带来的水平支撑体系传力连续性和楼板结构竖向变形控制的问题, 具有结构简单、施工方便的优势。

2) 型钢后浇带中的型钢截面通过优化, 使后浇带两侧的框架梁成为一个连续结构, 能够控制主、次梁以及楼板的竖向变形, 从而取消了两侧临时立柱, 具有非常好的工程经济性。

3) 型钢后浇带的设置保证了梁板结构体系作为水平支撑体系所应具有的刚度, 能够有效控制围护结构的侧向变形和位移。

图1a为传统逆作法后浇带的处理方式。由图1可见, 后浇带处埋设的型钢截面为H400×400×13×21, 其抗弯刚度有限只能起到传递水平力的作用, 而不能控制后浇带两端结构的竖向沉降, 后浇带两侧需增设临时立柱。

图1b为型钢后浇带结构的处理方式。由图1b可知, 将截面为H488×300×11×18的H型钢作为传力结构, 锚入后浇带两端的结构梁中, 不仅能够保证基坑施工阶段的水平传力要求, 并且能够保证结构竖向变形的控制要求。如此便可以取消后浇带两侧增设的临时立柱。

主体结构设计中, 后浇带分缝宽度一般为1.0m左右, 分缝通常位于主梁 (或次梁) 的1/3截面位置。在主梁 (或次梁) 1/3截面处设置后浇带, 是因为该截面位置的弯矩较小或接近于零, 有利于后期封闭后浇带处楼板结构的受力安全和防止出现裂缝。

采用型钢锚入混凝土梁作为后浇带结构, 首先需要对型钢的截面形式进行确定, 进而确定其抗弯、抗压刚度, 最后需要对型钢锚入混凝土梁的长度进行优化分析, 这也是型钢后浇带设计中的关键技术和难点。

1) 在型钢后浇带结构设计中, 目前没有特别的规范论及这种分段组合梁结构的设计计算方法, 只能参考变刚度截面梁的理论进行设计计算。采用型钢作为后浇带处的水平传力构件, 需要将其锚入混凝土主、次梁或者楼板结构中。型钢与混凝土梁结合的部位处于复杂的应力状态, 需要对其受力特性进行详细分析。

2) 型钢截面形式的确定 采用工字钢作为水平传力构件, 能够解决水平传力问题, 但由于受到梁高的限制, 其抗弯刚度过小而不能控制后浇带两侧结构的竖向变形, 不适合作为大开口逆作法水平支撑体系中的型钢后浇带结构。H型钢同时具有足够的抗压刚度和适当的抗弯刚度, 能够同时作为水平传力构件和抗弯构件, 则比较适合作为型钢后浇带的截面形式。

3) H型钢截面尺寸的确定 增大H型钢的横截面面积, 会带来两方面的影响: (1) 增大了型钢的抗压刚度; (2) 增大了型钢的抗弯刚度。型钢抗压刚度越大, 对于水平力的传递和控制围护结构的变形越有利;抗弯刚度越大, 其后浇带结构两侧所产生的竖向变形越小, 对于结构竖向变形的控制越有利。尽管如此, 型钢结构的抗弯刚度也并非越大越好, 较大的抗弯刚度会减小结构的不均匀沉降容许值, 这一点对于结构变形是不利的。

4) H型钢长度的确定 型钢锚入混凝土梁或板的长度过短, 则有可能在竖向荷载作用下从混凝土结构中拔出而产生结构破坏和失效;型钢锚入混凝土梁或板的长度过长, 则降低了混凝土结构调节温度应力和不均匀沉降的能力, 同时也造成了不必要的浪费。

图2为型钢后浇带结构锚固段的剖面。以主体结构楼板为梁板结构体系为例, 主梁截面为400mm×800mm的情况, 可将截面为H488×300×11×18的H型钢锚入后浇带两侧的主梁中;同时, 次梁截面为300mm×600mm时, 可将截面为H400×200×8×13的H型钢锚入后浇带两侧的次梁中。型钢在主、次梁中的锚入长度通常为1.0m左右, 即可满足结构受力要求。在后浇带分缝宽度为1.0m的情况, H型钢的长度约为3.0m。

相似理论是模型试验的基础。进行结构模型试验的目的是试图从模型试验的结果分析预测原型结构的性能, 相似性要求将模型结构和原型结构联系起来^{[12,13,14,15,16]}。

考虑到加载设备的能力及模型试件的尺寸, 根据相似理论确定本试验采用的缩尺比例为1∶4。根据荷载相似及边界相似的条件要求, 设计加载设备及确定加载方式。

本试验中, 模型试件的混凝土梁截面为200mm×100mm, 试件总长度2.1m, 混凝土强度等级C35;型钢截面为H122×65×6×6, 型钢长度为750mm, 标号为Q235。

型钢后浇带模型试件的加工过程主要有以下几个步骤: (1) 绑扎后浇带两端钢筋笼; (2) 固定H型钢及钢筋笼; (3) 浇筑及振捣混凝土; (4) 混凝土表面抹平及养护; (5) 拆除试件模板; (6) 同时制作混凝土标准试块。试验加工成型的模型试件如图3所示。

模型试验的加载装置由槽钢及工字钢焊接而成。按照加载装置所承受的荷载, 计算可以得到加载装置的构件所产生的应力及变形。

构件应力的控制标准为: (1) 应力在荷载作用下, 钢材的最大拉、压应力均小于钢材强度设计值的50%; (2) 变形在荷载作用下, 构件所产生的挠度应小于其跨度的1/500。

按照结构所承受的荷载, 确定加载装置采用的构件为以下2种: (1) 槽钢型号为[12.6, 标号为Q345; (2) 工字钢型号为I10, 标号为Q345, 为双拼焊接。

梁柱节点模型由放置在双拼H型钢中部的千斤顶施加竖直向上的荷载, 加载装置两侧的槽钢作为铰支座, 约束型钢后浇带模型两端的竖向位移。根据计算, 采用顶力为50k N、行程20mm的千斤顶即可满足试验要求。

模型试件加载过程中的测试系统主要包括:电阻应变片、YE2539高速静态应变仪、油压表以及位移百分表。

电阻应变片是模型试验中的主要测试元件, 所有的应变片均通过电缆线与静态应变仪连接, 应变仪再通过数据线连接到计算机。通过数据采集程序控制采集仪, 进行数据采集。

1) 模型试件承载力 型钢后浇带模型的主梁截面抗弯承载力M_u为3.895k N·m, 型钢后浇带两端铰支座的水平间距为2.0m, 千斤顶加载位置位于跨中截面。根据结构计算可知, 千斤顶所施加的竖向荷载达到7.79k N时, 主梁跨中截面弯矩达到其受弯承载力M_u。

2) 加载制度 采用荷载-位移双控制的加载制度, 主要加载制度有以下4点: (1) 按照试件设计荷载的10%为级差分级加载, 在试件接近开裂及屈服前适当减少级差进行加载; (2) 荷载达到设计荷载的70%之后, 采用变形控制加载, 每级荷载所产生的变形控制在0.05mm之内; (3) 加载过程中, 应保证加载速度稳定、均匀, 始终保持施加在节点两端混凝土梁上的荷载同步; (4) 每级荷载观测时间≥5min;如表1所示。

3) 试件破坏过程及现象 (1) 试件1, 2, 3分别在分级荷载达到60%, 70%, 90%时, 混凝土受拉侧出现肉眼可见的细微裂缝, 裂缝出现在主梁跨中截面位置。 (2) 试件1, 2分别在分级荷载达到80%, 90%时, 裂缝迅速发展, 延伸至混凝土中性轴截面以下, 裂缝宽度非常明显, 大约在1.0~2.5mm;试件3在分级荷载达到110%时 (超过结构设计承载力) , 裂缝扩展较为迅速, 宽度大约为2.5mm。 (3) 试件1, 2, 3分别在分级荷载达到80%, 90%, 110%之后, 位移百分表读数持续增大, 但压力表读数不再增加, 说明梁端挠度不断增大, 而竖向荷载不再增加, 构件发生屈服破坏。 (4) 试件发生破坏时, 可听到混凝土内钢筋拉断的声音, 说明构件属于钢筋屈服而产生的破坏。

在加载过程中, 型钢后浇带结构所产生的细微裂缝开始出现时, 裂缝宽度较小, 并未贯穿梁整个截面, 结构仍具有一定的承载力;随着裂缝迅速发展, 其宽度明显增大, 并贯穿整个截面, 结构发生破坏。

图4为型钢后浇带模型在梁端荷载作用下的挠度曲线, 即P-δ曲线。测点编号从左至右依次为W1~W6;其中W1, W6为梁端测点, W2为H型钢中部测点, W3为型钢锚固段测点, W4为跨中测点, W5测点位置沿跨中截面与W3对称布置。

从图4可知: (1) 随着跨中荷载逐级增大, 型钢后浇带上各测点的挠度也逐步增大;结构发生破坏时, 跨中挠度测点W4最大值约为2.83mm。 (2) 梁端荷载P小于设计承载力的70%时, 荷载P与挠度δ之间基本为正比关系, 型钢后浇带结构处于弹性工作状态。 (3) 梁端荷载P大于设计承载力的70%时, 混凝土梁的塑性变形逐渐增大, 随着荷载P的增大, 其挠度δ增加的速率明显增大。 (4) 在结构发生破坏之前, W1~W6各测点的挠度最大值依次为1.45, 2.31, 2.66, 2.83, 2.41, 1.77mm。

图5为型钢后浇带模型在跨中荷载作用下, 受压侧混凝土的应变曲线。其中, D3, D7测点与跨中截面的距离均为342mm, 左右两侧对称布置, D3测点位于型钢混凝土组合截面, D7测点为对照测点。

1) 在荷载作用下, 型钢混凝土组合截面的混凝土应变ε基本为直线, 组合结构处于弹性工作状态, 结构发生破坏时, D3测点的最大压应变为126με。

2) 梁端荷载P小于设计承载力的60% (P<4.8k N) 时, 钢筋混凝土截面的混凝土应变ε基本为直线, 结构处于弹性工作状态;P大于设计承载力的60% (P>4.8k N) 时, 混凝土应变ε发展较快, 结构产生明显的塑性变形;D7测点的最大压应变为126με。

3) 在荷载条件相同时, D7测点位于钢筋混凝土截面, 作为D3测点的对照组, 该位置所产生的应变明显大于后者, 说明型钢混凝土组合结构具有较大的刚度, 相应截面的混凝土所产生的应变也较小。

图6为型钢后浇带模型在跨中荷载作用下, 受压侧混凝土的应变曲线。其中, D4, D6测点与跨中截面的距离均为259mm, 左右两侧对称布置, D4测点位于型钢混凝土组合截面, D6测点为对照测点。

1) 梁端荷载P小于设计承载力的60% (P<4.8k N) 时, D4, D6测点的混凝土应变ε基本为直线, 且两条曲线比较接近, 结构处于弹性工作状态。

2) 梁端荷载P为设计承载力的60%~80% (4.8k N<P<6.1k N) 时, D4, D6测点的混凝土应变ε发展较快, 结构产生明显的塑性变形。

3) 梁端荷载P大于设计承载力的80% (P>6.1k N) 时, D6测点的混凝土应变ε明显大于D4测点;当P=8.6k N时, D4, D6测点的压应变分别为345, 434με, 两者相差25.8%, 说明在荷载水平较高的情况下, 型钢混凝土组合结构具有较大的刚度, 仍然能够有效控制混凝土梁的变形。

4.3 H型钢的荷载-应变曲线

图7为型钢后浇带模型在跨中荷载作用下, H型钢的荷载-应变曲线。其中, S1, S2测点位于型钢翼缘受拉侧, S5, S6测点位于型钢翼缘受压侧。

1) S1, S6测点位于型钢中部截面, 在荷载相同时, 受拉侧翼缘的应变值小于受压侧翼缘应变值。比如P=7.2k N时, S1, S6应变值分别为225, 245με, 两者相差8.9%。

2) S2, S5测点位于型钢靠近锚固段位置, 在荷载相同时, 受拉侧翼缘的应变值小于受压侧翼缘应变值;比如P=7.2k N时, S2, S5应变值分别为255, 388με, 两者相差52.1%。

3) S1, S2, S5, S6测点的应变值均小于钢材相应的屈服应变1 307με, 型钢处于弹性工作状态, 能够保证后浇带结构的安全性。

数值计算模型的建立主要考虑以下几点因素。

1) 混凝土采用弹塑性模型进行模拟, 弹性模量取值为混凝土达到抗压强度设计值时的割线模量, 具体值为7.5GPa。

2) 主梁混凝土采用实体单元模拟, 计算模型不考虑主梁中钢筋的影响。

3) 钢材采用弹塑性模型进行模拟, 试件中钢材应变处于比较小的状态, 弹性模量取为206GPa。

4) H型钢同样采用实体单元模拟, 分析中不考虑焊缝、焊接残余应力对结构的影响。

根据型钢后浇带结构形式及尺寸所建立的数值分析几何模型及网格划分如图8所示。

图9为D3, D7测点的模型试验与数值分析结果对比曲线, 由图中曲线可知以下结论。

1) D3测点的实测应变值与数值计算结果吻合较好;在跨中荷载相等时, 实测值略小于数值解;梁端荷载P大致等于设计承载力 (P=7.1k N) 时, 数值计算与试验结果之间的差异大约为17.3%。

2) D7测点的实测应变值与数值结果的变化趋势相同, 但具体数值有一定的差异;梁端荷载P大致等于设计承载力的90% (P=7.1k N) 时, 数值计算与试验结果之间的差异最大, 两者相差25.8%。

3) 数值计算结果表明, 型钢锚固段的混凝土应变值明显小于对称位置的混凝土梁应变值, 这一结论得到了模型试验的验证, 说明锚固段型钢对于改善后浇带两侧主梁的受力起到了积极的作用。

在力矩荷载作用下, H型钢受拉、受压翼缘的应变值大小相等, 符号相反, 因此, 图10中数值解用同一条曲线表示。

1) S1, S6测点的试验结果与数值计算结果趋势相同, 应变曲线基本吻合。

2) 数值计算结果与S1测点 (受拉翼缘) 所得数据较接近, 两者之间的差异最大不超过24.3%。

3) 数值计算结果与S6测点 (受压翼缘) 所得数据较S1测点略微大一些, 两者之间的差异最大不超过37.7%。

4) 数值计算和试验结果均表明, H型钢在荷载作用下处于弹性工作状态, 能够保证结构安全。

1) 型钢后浇带模型试件出现肉眼可见细微裂缝的分级荷载约为设计承载力的60%~90%;裂缝迅速扩展、结构发生破坏的分级荷载最高达到设计承载力的110%。

2) 型钢后浇带模型试件的破坏发生在主梁跨中截面, 这也是裂缝出现的位置;结构属于钢筋拉屈而产生的破坏, 结构发生破坏时, 后浇带两侧锚固段的混凝土及型钢结构处于弹性工作状态。

3) 型钢后浇带模型试件发生破坏时, 锚固段混凝土及型钢应变值均远小于相应的材料屈服应变, 型钢后浇带结构满足梁板结构的设计承载力及变形控制要求。

4) 在竖向荷载作用下, 梁柱节点的荷载-应变关系数值分析结果与试验数据能够较好吻合, 数值模型能够比较准确地反映实际结构的受力特性。模型试验中, H型钢锚固段与混凝土之间黏结性能良好, 未出现混凝土开裂、型钢拔出等损坏。