隧道高強鋼管格柵與鋼筋格柵承載特性室內模型試驗

宋 遠，黃明利*，張旭東，張志恩

(1.北京交通大學 城市地下工程教育部重點實驗室，北京 100044；2.中鐵十一局集團有限公司，湖北 武漢 430061)

進入21世紀，中國交通基礎設施、水利水電等領域地下工程建設需求增加，隧道工程等基礎建設迎來了前所未有的發(fā)展機遇。中國西部山區(qū)隧道工程地質條件和圍巖力學性質極端復雜，所處地域構造運動活躍，施工過程中出現(xiàn)的高地應力軟巖大變形問題成為隧道施工的常見災害之一，嚴重制約隧道工程的施工建設安全與長期運營穩(wěn)定，給隧道施工期間的災害防控帶來諸多新的挑戰(zhàn)。

針對高地應力軟巖隧道大變形控制技術難題，國內外眾多學者開展了大量的理論探討和試驗研究，取得了豐碩的研究成果，并積累了寶貴的經驗。Oreste等針對陶恩隧道在穿越高地應力環(huán)境下軟巖地層時，發(fā)生持續(xù)擠壓變形，頻繁出現(xiàn)鋼拱架扭曲、斷裂，噴混凝土開裂、掉塊，支護失穩(wěn)及侵限破壞等現(xiàn)象，通過采取長錨桿加固、可縮式鋼架、噴層預留變形量等措施成功抑制圍巖變形；張祉道針對在穿越高地應力條件下的煤系軟弱地層時，南昆鐵路家竹菁隧道產生擠壓性大變形，嚴重威脅隧道施工安全，通過采用優(yōu)化隧道斷面形狀、施作長錨桿、設置可縮式鋼架，雙層模注混凝土襯砌等技術措施，達到了良好的控制效果；李國良、雷軍等針對在高地應力軟弱圍巖地質開挖過程中，蘭新鐵路烏鞘嶺長大深埋隧道擠壓大變形顯著，初期支護開裂擠壓破壞嚴重，通過設置迂回導坑釋放圍巖壓力，多重支護加強支護剛度，優(yōu)化臺階長度，中長錨桿加固圍巖，合理預留變形量，超前錨管預支護等方法有效控制了圍巖大變形；劉高、楊木高等針對蘭渝鐵路木寨嶺隧道穿越極高地應力軟弱圍巖區(qū)，初期支護發(fā)生多次大變形，拆換頻繁，二次襯砌施作后出現(xiàn)不同程度開裂的情況，通過采用超前導洞擴挖應力釋放，圓形四層支撐體系、長錨桿錨索和徑向注漿加固，超前預支護及預加固等變形控制方案，改善了支護結構受力，限制了變形增長；成蘭高鐵某隧道工程穿越汶川高烈度區(qū)，李術才等借鑒高層建筑核心筒理念，設計實施了鋼格柵混凝土核心筒支護結構形式，有效控制了隧道變形。

根據國內嚴重大變形隧道治理經驗，可從支護理念及配套施工技術上重新審視大變形隧道的控制思路，提出適用于大變形隧道的支護體系。對圍巖大變形的處置，從支護設計理念和支護系統(tǒng)組成而言，可分為柔性讓壓支護和及時強支護兩類，柔性讓壓支護理念則利用一定的柔性支護措施允許圍巖產生一定的形變以釋放部分圍巖壓力，減輕支護結構承受荷載，例如讓壓錨桿、可縮性鋼架、多重支護及超前導洞應力釋放等。及時強支護理念通過及時架設大剛度、高強度的支護結構控制圍巖變形，例如空間鋼網架支護、高強鋼筋格柵拱架支護、鋼管混凝土支護、裝配式弧板支護、高強預應力錨索一次支護、長大預應力錨桿–錨索協(xié)同支護等措施。上述研究成果極大推動了中國軟巖大變形隧道工程支護技術的發(fā)展與革新，助力隧道等交通基礎設施建設。目前，國內外學者對鋼筋格柵的結構形式、力學性能及鋼筋格柵與噴射混凝土的復合支護特性進行了研究。Baumann等設計出了一種8字結腹筋構造的三肢格柵拱架，通過開展一系列的格柵拱架現(xiàn)場應用試驗，驗證了該結構設計的合理性；Nomikos等對未噴混凝土情況下的三肢格柵拱架的受力特性進行了分析，闡述了不同參數下格柵拱架的力學響應問題；Kim等設計出一種格構形式的四肢格柵拱架，結合四點彎曲試驗和數值模擬，與三肢格柵拱架進行對比，評估了二者在極限承載力及結構穩(wěn)定性方面的差異；Lee等開展對高強度格柵拱架的力學性能研究，得出了合理的結構設計參數，并驗證其具備良好的穩(wěn)定性和經濟性；Qiu等為評價四肢格柵拱架極限承載力與其部件成本之間的關系，引入優(yōu)化指標參數，就腹筋直徑和焊縫長度等因素對格柵拱架的力學性能影響規(guī)律進行了系統(tǒng)化研究；于富才等對高強鋼筋格柵混凝土復合支護的力學特性、適用性進行了研究，得出高強鋼筋的應用顯著提高了格柵混凝土復合支護結構的極限承載力和極限變形能力，能夠適用于特殊圍巖或地質條件很差的隧道工程。然而，針對高強鋼管代替主肢鋼筋的研究，至今隧道工程界仍鮮有涉及，對鋼管格柵在初期支護體系中的作用機理缺乏必要的討論。

初期支護作為承擔施工階段全部荷載的主要承載結構，軟巖大變形隧道的穩(wěn)定性控制對支護結構性能提出了更高的要求，為盡快提供有效支護抗力，控制圍巖變形，減小松動荷載，可設計采用高強度、大剛度的新型拱架結構，達到強化初期支護的目的。為此，本文設計了1種以高強無縫鋼管為主材的4肢鋼管格柵初期支護結構，通過室內模型試驗方法對該新型支護結構的承載特性和變形破壞機制進行深入分析，以期為軟巖大變形隧道安全施工建設提供新思路、新方法。

1 試驗背景

隨著西南地區(qū)交通建設步入新的發(fā)展階段，穿越高地應力軟弱圍巖地段的深埋隧道不斷出現(xiàn)，盡管采用超前加固、分部開挖等措施保障施工安全，仍然有發(fā)生拱架扭曲破壞、噴射混凝土開裂，甚至隧道坍塌等工程災害（圖1）。成蘭鐵路躍龍門隧道穿越龍門山山脈，不良地質多變，軟巖大變形顯著。躍龍門隧道采用雙洞分修，左、右線全長近20 km，最大埋深為1 445 m。發(fā)生擠壓性圍巖大變形區(qū)段有巖漿熱液侵入、多次褶曲等構造活動，地應力高達20.0～31.5 MPa。在施工后期通過遵從“主動控制”的理念，采取“雙層支護”等措施，及時有效支護，較好地抑制了圍巖變形和破碎范圍的發(fā)展。

圖1 混凝土掉塊和鋼架扭曲破壞Fig. 1 Shotcrete block falling and steel arch distortion

本文結合實際工程需要，立足軟巖大變形隧道施工控制技術難題，利用高強度無縫鋼管代替主肢鋼筋作為格柵拱架的主受力件，發(fā)揮主肢鋼管高強度、高韌性的特點，同時保留格柵拱架與噴射混凝土較好的黏結性能，與鋼筋格柵開展對比模型試驗研究，為該新型支護結構的參數設計及后續(xù)工程應用提供借鑒。

2 鋼格柵試件抗彎力學特性試驗

2.1 鋼格柵試件設計

鋼格柵試件構造型式如圖2所示。新奧法施工隧道廣泛采用腹筋為8字結或π形設計形式的4肢格柵拱架，抗壓主筋和抗拉主筋多為同直徑、同材質帶肋鋼筋，直徑一般在22～32 mm，腹筋直徑多為10～14 mm，具體構造如圖2（a）、（b）所示。此次試驗設計加工腹筋為π形設計形式的格柵拱架，構件總長為3.2 m，主筋直徑為32 mm，π形和U形連接筋直徑為14 mm，三者材質均為HRB400，箍筋直徑為8 mm，材質為HPB300。

圖2 試件構造型式Fig. 2 Structural types of the specimens

新型鋼管格柵，主要部件包括高強度無縫薄壁圓鋼管，π形筋+U形筋組成的架立件，通過焊接工藝將主受力件與架立件形成整體。鋼管選用Q420無縫鋼管，鋼管外直徑為50 mm，壁厚6 mm；架立件采用HRB400帶肋鋼筋，直徑為14 mm；箍筋采用HPB300光圓鋼筋，直徑為8 mm。鋼管格柵具體構造如圖2（c）所示。

試件的設計參數見表1，鋼材材料性能見表2。為了更好地研究兩種試件的經濟效益差異，對二者每延米造價進行了對比分析，得到的統(tǒng)計數據見表3，其中，成本核算已將加工成本和人工成本納入。分析可知，相較于鋼筋格柵，鋼管格柵每延米質量基本相同，但每延米造價提高14.14%。

表1 主要構造參數
Tab. 1 Main structural parameters

構件類型鋼管直徑×壁厚/(mm×mm)主筋直徑/mm構件長度/mm腹筋直徑/mm箍筋直徑/mm截面尺寸/(mm×mm)平均每延米質量/(kg·m–1)慣性矩Ix/cm4慣性矩Iy/cm4鋼筋格柵—323 200148200×26431.894 349.372 290.50鋼管格柵50×6—3 200148200×26432.193 880.011 947.88

表2 鋼材力學性能
Tab. 2 Mechanical properties of steels

材料彈性模量E/GPa屈服強度fy/MPa強度設計值f/MPa抗拉強度fu/MPa伸長率(ΔL·L–1)/%Φ8 mm鋼筋206311.90267.54436.2329.39 Φ14 mm鋼筋198430.34353.76576.8123.60 Φ32 mm鋼筋201445.64367.35592.5019.28 Φ50 mm×6 mm鋼管205457.78398.64604.6125.47

表3 成本核算
Tab. 3 Cost accounting

主肢鋼管(鋼筋)π形筋U形筋箍筋構件類型總造價/元 每延米造價/(元·m–1)用量/kg 單價/(元·t–1)用量/kg 單價/(元·t–1)用量/kg 單價/(元·t–1)用量/kg 單價/(元·t–1)鋼筋格柵 80.814 1009.433 9008.243 9003.593 300412.08128.78鋼管格柵 83.334 7508.863 9007.283 9003.523 300470.38146.99

2.2 鋼格柵試件加載方案

通過4點純彎曲試驗對比分析鋼筋格柵與新型鋼管格柵的鋼筋/鋼管應力、跨中撓度、極限承載力及破壞形態(tài)等力學特性。在此基礎上，進一步研究二者與噴射混凝土耦合作用下的受力及變形破壞規(guī)律。

圖3為兩種構件的4點純彎曲加載示意圖。支座位置距構件兩端各100 mm，在載荷分配梁下左右對稱布置加載墊塊實現(xiàn)豎向荷載的傳遞，墊塊距跨中450 mm，利用豎向液壓千斤頂施加垂直荷載，構件的截面尺寸均為200 mm×264 mm（圖4）。

圖3 4點純彎曲加載示意圖Fig. 3 Schematic diagram of 4-point pure bending loading

圖4 鋼筋格柵和鋼管格柵截面尺寸Fig. 4 Section size of lattice girder and steel tube grid

室內試驗在Y32–500A四柱式液壓加載系統(tǒng)上進行，豎向最大公稱壓力可達5 000 kN，滑塊行程為900 mm。試驗前，對構件進行幾何和物理對中。加載分3步進行：首先，對構件進行預加載，保證構件和加載裝置接觸良好；隨后，采用分級加載方式，每級荷載增量為10 kN，每級加載后并保壓持續(xù)3 min；當荷載壓力不再繼續(xù)增長后，改為位移加載方式，加載速率為1 mm/min，直至構件失穩(wěn)破壞。鋼格柵試件試驗過程中具體加載情況如圖5所示。

圖5 鋼格柵試件加載試驗Fig. 5 Loading tests of steel grid specimens

2.3 測點布置

在鋼筋格柵和鋼管格柵構件的1/2截面和1/4截面位置，沿橫向和縱向粘貼金屬應變片共16個，中部π形連接筋表面粘貼應變片8個，設置3個撓度位移計。具體測點布設情況如圖6所示。

圖6 鋼格柵試件測點布置圖Fig. 6 Layout of measuring points of steel grid specimens

2.4 鋼格柵試件試驗過程及現(xiàn)象

圖7為鋼筋格柵試件的室內加載變形破壞形態(tài)。由圖7可見：在加載過程中試件展現(xiàn)出左右對稱變形，在加載初期，試件未發(fā)生明顯變化，當彎矩增加至37.28 kN·m時，主肢鋼筋在加載處出現(xiàn)較明顯的彎曲變形，同時下部的π形筋受荷載擠壓變形幅度大；當彎矩增加至55.13 kN·m時，主肢鋼筋變形進一步加劇，表現(xiàn)出折線形壓彎破壞，π形筋變形顯著，并在焊接點附近出現(xiàn)鋼筋破斷；加載完成后卸載，試件的回彈變形量較小。

圖7 鋼筋格柵破壞形態(tài)Fig. 7 Failure mode of lattice girder

圖8為鋼管格柵試件的室內加載變形破壞形態(tài)。由圖8可見：試件表現(xiàn)為左右對稱變形，加載初期，試件無明顯變化，當彎矩增加至65.63 kN·m時，主肢鋼管產生一定程度的彎曲變形，但幅度很小，此時下部的π形筋變形亦不明顯；當彎矩增加至98.18 kN·m時，主肢鋼管彎曲幅度進一步加大，表現(xiàn)為平滑曲線形破壞，π形筋變形明顯，未出現(xiàn)鋼筋破斷；加載完成后卸載，測得的回彈變形量較大。

圖8 鋼管格柵破壞形態(tài)Fig. 8 Failure mode of steel tube grid

綜上分析可知，鋼筋格柵和鋼管格柵在破壞形態(tài)、極限承載力及回彈量方面存在較明顯的差異，其中鋼管格柵表現(xiàn)出更好的變形特性及韌性特征。

2.5 鋼格柵試件試驗結果分析

2.5.1 彎矩–應變曲線

圖9為鋼筋格柵主肢鋼筋的彎矩–應變關系曲線，圖10為鋼管格柵主肢鋼管的彎矩–應變關系曲線，均包括1/2和1/4這2個監(jiān)測斷面。

圖9 鋼筋格柵試件彎矩–應變關系曲線Fig. 9 Bending moment-strain relationship curves of lattice girder

1）鋼筋格柵主筋

由圖9（a）可見：鋼筋格柵上主筋測點SBS–1和SBS–3起初表現(xiàn)為壓應變，當彎矩增加到一定程度，轉變?yōu)槔瓚?，構件失穩(wěn)破壞時拉應變?yōu)?02×10和834×10，應力值約為103.4和171.8 MPa；而鋼筋格柵上主筋測點SBS–2和SBS–4起初表現(xiàn)為拉應變，隨后轉變?yōu)閴簯?，最大壓應變分別為–150×10和–134×10，應力值約為30.9和27.6 MPa；鋼筋格柵下主筋測點SBS–5和SBS–7始終承受拉應力，構件失穩(wěn)破壞時拉應變分別為1 546×10和2 471×10，應力值約為318.5和509.0 MPa，測點SBS–7超過了鋼材的屈服強度；鋼筋格柵下主筋測點SBS–6和SBS–8始終承受壓應力，最大壓應變分別為–364×10和–548×10，應力值約為75.0和112.9 MPa。

由圖9（b）可見：鋼筋格柵上主筋測點SBS–1和SBS–3主要表現(xiàn)為拉應變，加載后期應變增速明顯，構件失穩(wěn)破壞時拉應變分別為3 078×10和2 857×10，應力值約為634.1和588.5 MPa，超過了鋼材的屈服強度；鋼筋格柵上主筋測點SBS–2和SBS–4承受拉應力，最大拉應變分別為–730×10和–613×10，應力值約為150.4和126.3 MPa；鋼筋格柵下主筋測點SBS–5和SBS–7承受拉應力，構件失穩(wěn)破壞時拉應變分別為2 307×10和2 206×10，應力值約為475.2和454.4 MPa，超過了鋼材的屈服強度；鋼筋格柵下主筋測點SBS–6和SBS–8承受壓應力，最大壓應變分別為–471×10和–423×10，應力值約為97.0和87.1 MPa。

2）鋼管格柵鋼管

由圖10（a）可見：鋼管格柵上主肢鋼管測點STS–1和STS–3起初表現(xiàn)為壓應變，隨著彎矩不斷增加，應力狀態(tài)逐漸向拉應力轉變，構件失穩(wěn)破壞時拉應變?yōu)?87×10和602×10，應力值約為59.1和124.0 MPa；測點STS–2和STS–4表現(xiàn)為拉應變，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)?83×10和152×10，應力值約為37.7和31.3 MPa；鋼管格柵下主肢鋼管測點STS–5和STS–7始終承受拉應力，達到極限承載狀態(tài)時應變?yōu)? 325×10和2 588×10，應力值分別為479.0和533.1 MPa，超過了鋼材的屈服強度；測點STS–6和STS–8始終承受壓應力，最大壓應變分別為–659×10和–1 373×10，應力值分別為135.8和282.9 MPa。

由圖10（b）可見：鋼管格柵上主肢鋼管測點STS–1和STS–3起初表現(xiàn)為壓應變，加載后期轉變?yōu)槔瓚?，且應變增速明顯，構件失穩(wěn)破壞時拉應變分別為895×10和1 608×10，應力值約為184.4和331.2 MPa；測點STS–2和STS–4承受輕微的拉應力；鋼管格柵下主肢鋼管測點STS–5和STS–7承受明顯的拉應力，構件失穩(wěn)破壞時拉應變分別為1 489×10和1 025×10，應力值約為306.7和211.2 MPa；測點STS–6和STS–8承受壓應力，構件失穩(wěn)破壞時壓應變分別為–479×10和–379×10，應力值約為98.7和78.1 MPa。

圖10 鋼管格柵試件彎矩–應變關系曲線Fig. 10 Bending moment-strain relationship curves of steel tube grid

3）π形筋

圖11為鋼筋格柵和鋼管格柵π形筋彎矩–應變關系曲線。在初始加載階段，應變值與彎矩大小之間呈線性增長關系，此時，應變增長速率較緩，當荷載增加到一定范圍，應變增速有所加快，隨后產生塑性變形，達到構件極限承載力時，應變值仍不斷提高。

圖11 鋼筋格柵和鋼管格柵π形筋彎矩–應變關系曲線Fig. 11 Bending moment-strain relationship curves of πshaped bar of lattice girder and steel tube grid

由圖11（a）可見：對于鋼筋格柵，測得的π形筋拉、壓應變值基本處在–1 200×10～1 100×10的范圍內，僅測點SBS–7應變值過大，超過材料的屈服強度，整體上π形筋的工作狀態(tài)良好，能很好地起到力系的傳遞作用。

由圖11（b）可見：對于鋼管格柵，π形筋各測點主要表現(xiàn)為壓應變，其中測點SBS–3承受較大的拉應力，構件失穩(wěn)破壞時最大應變?yōu)? 896×10，應力為390.6 MPa；測點SBS–2承受較大的壓應力，構件失穩(wěn)破壞時最大應變?yōu)? 698×10，應力為555.8 MPa，超過材料的屈服強度，表明鋼筋處于較高的應力狀態(tài)，構件的屈服和破壞易率先在此發(fā)生。

綜上分析可知：對于鋼筋格柵和鋼管格柵試件，截面不同，測點位置不同，應變大小和受力模式也隨之發(fā)生變化。在加載初期，各個測點應變隨彎矩呈線性增加；隨著彎矩繼續(xù)施加，達到彈性極限應變，材料產生初始屈服，應變增速明顯加快，達到極限承載狀態(tài)后，發(fā)生屈服的區(qū)域應變仍不斷增大；鋼筋格柵下主肢鋼筋處于較高的應力應變狀態(tài)，而鋼管格柵主要是π形筋應力值較高，表明鋼管格柵具有良好的受力性能和合理的結構型式。

2.5.2 彎矩–撓度曲線

圖12為鋼筋格柵和鋼管格柵試件的彎矩–撓度曲線對比，試件中間位置的豎向位移作為跨中撓度，取值為正，跨中所受彎矩由荷載傳感器采集到的壓力換算得到。

圖12 鋼筋格柵和鋼管格柵彎矩–位移關系曲線對比Fig. 12 Bending moment-deflection relationship curves of lattice girder and steel tube grid

由圖12可見：在整個彎矩–撓度歷程曲線中，加載初期鋼筋格柵和鋼管格柵均處于彈性變形階段，撓度隨彎矩呈線性增加，鋼筋格柵試件的撓度增長速率較快；彎矩繼續(xù)施加，撓度增長速率逐漸提高，試件開始進入塑性變形階段；達到極限承載力后，撓度位移迅速增長，但承載力保持穩(wěn)定，并持續(xù)較長時間。鋼筋格柵達到極限承載狀態(tài)時的跨中撓度約為34.3 mm，對應的極限承載力為53.6 kN·m，而鋼管格柵達到極限承載狀態(tài)時的跨中撓度約為55.1 mm，對應的極限承載力為96.6 kN·m，為鋼筋格柵的1.8倍，說明鋼管格柵具備高強度高韌性的特點。

3 格柵混凝土試件抗彎力學特性試驗

3.1 格柵混凝土試件設計

格柵混凝土試件總長亦為3.2 m，所使用鋼材的材質、規(guī)格及尺寸等參數參照表1和2，噴射混凝土采用C25商品混凝土代替，上、下保護層厚度為43 mm，截面尺寸為300 mm×350 mm（見圖13）。澆筑后的格柵混凝土試件如圖14所示。

圖13 格柵混凝土試件截面尺寸Fig. 13 Section size of grid concrete specimens

圖14 澆筑后格柵混凝土試件Fig. 14 Grid concrete specimens after pouring

3.2 格柵混凝土試件加載方案

通過4點純彎曲試驗深入分析兩種格柵混凝土試件在撓度、極限承載力及整個加載過程中的混凝土表面應力應變演化規(guī)律。室內試驗同樣在Y32-500A四柱式液壓加載系統(tǒng)上進行，加載裝置和加載控制方法與第2.2節(jié)相同。試驗過程中具體加載情況如圖15所示。

圖15 格柵混凝土試件加載試驗Fig. 15 Loading tests of grid concrete specimens

3.3 格柵混凝土試件測點布置

在鋼筋格柵混凝土試件和鋼管格柵混凝土試件的1/2截面和1/4截面位置，于上、下、前、后4個表面沿橫向和縱向黏貼混凝土應變片共計32個，設置3個撓度位移計。格柵混凝土試件測點布設情況如圖16所示。

圖16 格柵混凝土試件測點布置Fig. 16 Layout of measuring points of grid concrete specimens

3.4 格柵混凝土試件試驗過程及現(xiàn)象

通過室內試驗得知，鋼筋格柵混凝土試件和鋼管格柵混凝土試件在破壞形態(tài)和裂縫擴展規(guī)律方面存在較大區(qū)別。

圖17為鋼筋格柵混凝土試件和鋼管格柵混凝土試件的室內加載變形破壞形態(tài)。由圖17（a）、（b）可見：在加載初期，試件底部出現(xiàn)數條間距均勻的豎向裂縫，裂縫深度較淺，多位于加載梁下方；彎矩繼續(xù)增加，原有豎向裂縫深度有所發(fā)展，新增豎向裂縫數量有限，但斜向裂縫不斷產生和擴展，逐漸向中部延伸，生成水平裂縫；達到極限承載力后，試件變形進一步加劇，多條裂縫從底部擴展到頂部，貫穿了整個截面。

圖17 鋼筋和鋼管格柵混凝土破壞形態(tài)Fig. 17 Failure modes of lattice girder concrete and steel tube grid concrete

由圖17（c）、（d）可見：在加載初期同樣出現(xiàn)幾條間距較為均勻的豎向裂縫，裂縫深度淺，主要位于加載梁下方；彎矩進一步提高，原有豎向裂縫深度發(fā)展緩慢，新增豎向裂縫數量少，但斜向裂縫數量增長明顯，裂縫擴展速度較快；達到極限承載力后，試件破壞明顯，多條斜向裂縫從底部兩側逐漸擴展到頂部，形成貫穿裂縫。

3.5 格柵混凝土試件試驗結果分析

3.5.1 彎矩–應變曲線

1）鋼筋格柵混凝土

圖18為鋼筋格柵混凝土1/2截面彎矩–應變關系曲線。由圖18（a）可見：鋼筋格柵混凝土上表面測點CS–1和CS–3表現(xiàn)為拉應變，構件失穩(wěn)破壞時應變分別為302×10和1 290×10，應力值約為6.9和29.7 MPa；測點CS–2和CS–4表現(xiàn)為壓應變，構件失穩(wěn)破壞時應變分別為–3 449×10和–3 042×10，應力值約為79.3和70.0 MPa；下表面測點CS–9始終承受壓應力，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)楱C264×10，應力值約為6.1 MPa，測點CS–11起初表現(xiàn)為壓應變，隨后轉變?yōu)槔瓚?，最大拉應變?yōu)?51×10，應力值約為5.8 MPa；測點CS–10和CS–12表現(xiàn)為拉應變，最終應變值分別為1 007×10和1 020×10，應力值約為23.2和23.5 MPa。

圖18 鋼筋格柵混凝土1/2截面彎矩–應變關系曲線Fig. 18 Bending moment-strain relationship curves of 1/2 section of lattice girder concrete

由圖18（b）可見：鋼筋格柵混凝土前表面測點CS–5出現(xiàn)拉、壓應力狀態(tài)的轉換，但應變值較小，測點CS–7表現(xiàn)為拉應變，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)? 557×10，應力值約為35.8 MPa；測點CS-6表現(xiàn)為壓應變，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)?936×10，應力值約為21.5 MPa，測點CS–8表現(xiàn)為拉應變，最大應變?yōu)? 351×10，應力值約為31.1 MPa；后表面測點CS–13表現(xiàn)為壓應變，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)楱C197×10，應力值約為4.5 MPa，測點CS–15表現(xiàn)為拉應變，最大應變?yōu)?31×10，應力值約為16.8 MPa；測點CS–14表現(xiàn)為拉應變，最大應變?yōu)?79×10，應力值約為20.2 MPa，測點CS–16起初表現(xiàn)為壓應變，隨后轉變?yōu)槔瓚儯畲罄瓚優(yōu)? 493×10，應力值約為34.3 MPa。

圖19為鋼筋格柵混凝土1/4 截面彎矩–應變關系曲線。

圖19 鋼筋格柵混凝土1/4截面彎矩–應變關系曲線Fig. 19 Bending moment-strain relationship curves of 1/4 section of lattice girder concrete

由圖19（a）可見：鋼筋格柵混凝土上表面測點CS–1開始表現(xiàn)為拉應變，后轉變?yōu)閴簯儯瑯嫾Х€(wěn)破壞時應變?yōu)楱C220×10，應力值約為5.1 MPa；測點CS–3表現(xiàn)為拉應變，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)?39×10，應力值約為7.8 MPa；測點CS–2和測點CS–4開始呈現(xiàn)為受壓狀態(tài)，隨著荷載不斷提高，構件變形不斷加劇，逐漸轉變?yōu)槭芾瓲顟B(tài)，監(jiān)測到二者的應變值范圍為–533×10～445×10。鋼筋格柵混凝土下表面測點CS–9承受壓應力，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)楱C114×10，應力值約為2.6 MPa，測點CS–11表現(xiàn)為拉應變，最大拉應變?yōu)?16×10，應力值約為11.9 MPa；測點CS–10和測點CS–12起初表現(xiàn)為拉應變，隨后轉變?yōu)閴簯?，構件失穩(wěn)破壞時應變分別為–131×10和–84×10。

由圖19（b）可見：鋼筋格柵混凝土前表面測點CS–5和測點CS–7均表現(xiàn)為拉應變，最大應變值分別為3 135×10和1 622×10；測點CS–6表現(xiàn)為壓應變，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)楱C335×10，應力值約為7.7 MPa，測點CS–8表現(xiàn)為拉應變，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)?49×10，應力值約為5.7 MPa；鋼筋格柵混凝土后表面測點CS–13和測點CS–15表現(xiàn)為拉應變，最大應變分別為3 240×10和338×10，應力值約為74.5和7.8 MPa；測點CS–14起初表現(xiàn)為拉應變，隨后轉變?yōu)閴簯?，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)楱C342×10，應力值約為7.9 MPa，測點CS–16，壓應變?yōu)楱C172×10，應力值約為4.0 MPa。

2）鋼管格柵混凝土

圖20為鋼管格柵混凝土1/2截面彎矩–應變關系曲線。

圖20 鋼管格柵混凝土1/2截面彎矩–應變關系曲線Fig. 20 Bending moment-strain relationship curves of 1/2 section of steel tube grid concrete

由圖20（a）可見：鋼管格柵混凝土上表面測點CS–1和CS–3表現(xiàn)為拉應變，構件失穩(wěn)破壞時應變分別為1 194×10和514×10，應力值約為27.5和11.8 MPa，已超過混凝土的極限抗拉強度；而上表面測點CS–2和CS–4表現(xiàn)為明顯的壓應變，構件失穩(wěn)破壞時應變分別為–2 219×10和–2 949×10，應力值約為51.0和67.8 MPa，同樣已超過混凝土的極限抗壓強度；鋼管格柵混凝土下表面各測點主要表現(xiàn)為拉應力，最大拉應變發(fā)生在測點CS–12，為804×10，應力值約為18.5 MPa。

由圖20（b）可見：鋼管格柵混凝土前表面測點CS–5和CS–6表現(xiàn)為壓應變，構件失穩(wěn)破壞時應變分別為–148×10和–855×10，應力值約為3.4和19.7 MPa；測點CS–7出現(xiàn)拉、壓應變的轉換，但應變值較小，最大壓應變?yōu)楱C209×10，應力值約為4.8 MPa，測點CS–8表現(xiàn)為拉應變，在加載初期應變就達到2 955×10，應力值約為68.0 MPa；后表面測點CS–13、CS–14和CS–15均表現(xiàn)為拉應變，構件失穩(wěn)破壞時應變分別為1 581×10、1 875×10和200×10，相對應的應力值約為36.4、43.1和4.6 MPa；測點CS–16表現(xiàn)為壓應變，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)?89×10，應力值約為15.8 MPa。

圖21為鋼管格柵混凝土1/4截面彎矩–應變關系曲線。

圖21 鋼管格柵混凝土1/4截面彎矩–應變關系曲線Fig. 21 Bending moment-strain relationship curves of 1/4 section of steel tube grid concrete

由圖21（a）可見：鋼管格柵混凝土上表面測點CS–1表現(xiàn)為拉應變，最大應變?yōu)?3×10，應力值約為1.7 MPa；測點CS–2和CS–4表現(xiàn)出明顯的受壓狀態(tài)，構件失穩(wěn)破壞時應變分別為–557×10和–596×10，應力值約為12.8和13.7 MPa；測點CS–3起初表現(xiàn)為拉應變，隨后轉變?yōu)閴簯?，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)楱C141×10，應力值約為3.2 MPa。鋼管格柵混凝土下表面測點CS–9表現(xiàn)為壓應變，最大壓應變?yōu)楱C117×10，應力值約為3.2 MPa；測點CS–10表現(xiàn)為拉應變，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)?21×10，應力值約為9.7 MPa；測點CS–11和CS–12表現(xiàn)出明顯的受拉狀態(tài)，測得的最大拉應變分別為2 731×10和1 800×10，應力值約為62.8和41.4 MPa。

由圖21（b）可見：鋼管格柵混凝土前表面測點CS–5和CS–7在加載前期表現(xiàn)為受壓狀態(tài)，后期轉變?yōu)槭芾瓲顟B(tài)，測得的最大拉應變分別為1 373×10和2 002×10，應力值約為31.6和46.0 MPa；測點CS–6表現(xiàn)為受壓狀態(tài)，構件失穩(wěn)破壞時壓應變?yōu)楱C406×10，應力值約為9.3 MPa；測點CS–8在加載前期表現(xiàn)為受拉狀態(tài)，隨后測點失效，測得的最大拉應變?yōu)? 062×10，應力值約為24.4 MPa；鋼管格柵混凝土后表面測點CS–13在加載初期應變就達到2 800×10，應力值約為64.4 MPa；測點CS–15在加載前期表現(xiàn)為受壓狀態(tài)，后期轉變?yōu)槭芾瓲顟B(tài)，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)?76×10，應力值約為15.5 MPa；測點CS–16表現(xiàn)為受壓狀態(tài)，構件失穩(wěn)破壞時應變?yōu)楱C601×10，應力值約為13.8 MPa。

3.5.2 彎矩–撓度曲線

圖22為鋼筋格柵混凝土試件和鋼管格柵混凝土試件的彎矩–撓度曲線對比。由圖22可見：加載初期，2種試件均處于彈性變形階段，撓度隨彎矩呈線性增加，二者的撓度增長速率基本一致；彎矩繼續(xù)施加，撓度增長速率漸漸提高，鋼筋格柵混凝土的變形幅度較大；達到極限承載力后，鋼管格柵混凝土的承載力出現(xiàn)明顯下降，最終仍維持在較高水平。鋼筋格柵混凝土試件達到極限承載狀態(tài)時的跨中撓度約為45.8 mm，極限承載力為258.3 kN·m, 而鋼管格柵混凝土達到極限承載狀態(tài)時的跨中撓度約為47.8 mm，極限承載力為316.3 kN·m，較鋼筋格柵提高了22.5%，表明，鋼管格柵混凝土具有較高的承載能力和較好的抗變形能力。

圖22 鋼筋格柵混凝土和鋼管格柵混凝土彎矩–位移關系曲線對比Fig. 22 Bending moment-deflection relationship curves of lattice girder concrete and steel tube grid concrete

4 結 論

通過室內模型試驗，對新型鋼管格柵拱架用作隧道初期支護的承載特性進行了研究，對比分析了鋼筋格柵和鋼管格柵的變形特征、破壞形態(tài)及應力應變規(guī)律，主要結論如下：

1）鋼筋格柵表現(xiàn)出折線形壓彎破壞，主肢鋼筋處于較高的應力應變狀態(tài)，π形筋變形顯著，卸載后回彈變形量較?。讳摴芨駯疟憩F(xiàn)為平滑曲線形破壞，π形筋變形明顯，應力值較高，卸載后回彈變形量較大。

2）鋼管格柵的極限承載力為96.6 kN·m，相當于鋼筋格柵的1.8倍，并且，其最大允許變形量達55.1 mm，約為鋼筋格柵的1.6倍，驗證了鋼管格柵高強度高韌性的特點。

3）鋼筋格柵混凝土試件豎向裂縫深度較發(fā)育，多條裂縫從底部逐漸擴展到頂部，貫穿了整個截面，斜向裂縫不斷產生和擴展，并形成多條水平裂縫；鋼管格柵混凝土試件豎向裂縫深度較淺，加載后期斜向裂縫數量增長明顯，裂縫擴展速度較快，多條斜向裂縫從底部兩側逐漸延伸到頂部，形成貫穿裂縫。

4）鋼筋格柵混凝土試件最大允許變形量為45.8 mm，極限承載力為258.3 kN·m；而鋼管格柵混凝土試件最大允許變形量為47.8 mm，極限承載力為316.3 kN·m，承載力較鋼筋格柵提高了22.5%，體現(xiàn)出鋼管格柵混凝土較高的承載能力和較好的抗變形能力。

綜上分析，高強鋼管格柵支護結構具有優(yōu)異的受力性能，為隧道初期支護提供了一種新方法，對軟弱破碎、早期變形速度快的圍巖條件或隧道洞口、聯(lián)絡通道等地段具有較好的潛在推廣價值。但文中未對鋼管格柵和鋼筋格柵與混凝土的黏結性能差異展開詳細討論，由于試驗條件的單一性和在實際隧道工程使用條件的復雜性，高強鋼管格柵的支護特性及適用范圍還有待進一步工程驗證。