預(yù)制槽型拼裝混凝土綜合管廊整體結(jié)構(gòu)受力性能分析*

陳盛揚(yáng) 胡翔 薛偉辰

同濟(jì)大學(xué)土木工程學(xué)院 上海200092

引言

綜合管廊是指在城市地下建造一個(gè)隧道空間，將電力、通信、燃?xì)?、給排水等市政管線收納其中，實(shí)施統(tǒng)一規(guī)劃、統(tǒng)一管理，是保障城市運(yùn)行的生命線工程。目前，我國(guó)綜合管廊施工通常采用現(xiàn)澆和預(yù)制拼裝兩種方式，預(yù)制拼裝綜合管廊是在工廠內(nèi)分節(jié)段澆筑成型，現(xiàn)場(chǎng)采用拼裝工藝施工形成整體的綜合管廊［1］。

相較于現(xiàn)澆的施工方式，預(yù)制拼裝具有施工周期短、質(zhì)量易保證、環(huán)保節(jié)能綜合效益顯著等優(yōu)點(diǎn)。韓國(guó)延世大學(xué)的Nam后續(xù)研究表明地下結(jié)構(gòu)的承載力和延性是抗震設(shè)計(jì)的重要因素［2］。本文作者所在研究團(tuán)隊(duì)研究表明預(yù)制綜合管廊整體結(jié)構(gòu)的承載力、位移延性及耗能能力等主要抗震性能指標(biāo)均能做到等同現(xiàn)澆［3］。所以從抗震性能、施工等方面綜合考慮，預(yù)制拼裝將是綜合管廊的發(fā)展趨勢(shì)。

從施工的角度來看，國(guó)內(nèi)外出現(xiàn)了四種常見的節(jié)段預(yù)制拼裝方案：整艙預(yù)制拼裝、預(yù)制槽型拼裝、預(yù)制板拼裝和疊合板拼裝。其中預(yù)制槽型拼裝綜合管廊的主要特點(diǎn)是其在橫截面方向劃分為上、下兩個(gè)單槽型或多槽型預(yù)制分塊，并在施工現(xiàn)場(chǎng)通過預(yù)應(yīng)力筋、螺栓、套筒灌漿等方式進(jìn)行連接。預(yù)制槽型拼裝綜合管廊相比于整艙預(yù)制綜合管廊可大幅度減小預(yù)制構(gòu)件自重，同時(shí)又顯著減少現(xiàn)場(chǎng)濕作業(yè)與拼裝工作量，具有良好的應(yīng)用前景［4］。

針對(duì)單倉(cāng)預(yù)制槽型拼裝混凝土綜合管廊，胡翔、康明睿等通過環(huán)向加載試驗(yàn)以及低周反復(fù)試驗(yàn)研究了其整體力學(xué)性能以及抗震性能［5］，對(duì)于雙倉(cāng)預(yù)制槽型拼裝混凝土綜合管廊的抗震性能試驗(yàn)研究也已展開［6］。本文基于雙艙預(yù)制槽型拼裝綜合管廊整體結(jié)構(gòu)的低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，采用ABAQUS有限元軟件對(duì)其環(huán)向受力進(jìn)行模擬，研究了雙艙預(yù)制槽型拼裝混凝土綜合管廊在環(huán)向荷載作用下的受力性能。

1 有限元建模

1.1 單元和材料選取

混凝土和鋼筋分別采用C3D8R、T3D2單元，有限元模型如圖1所示，模型為雙倉(cāng)預(yù)制槽型拼裝綜合管廊，所有節(jié)點(diǎn)均加腋，模型高2900mm，

左右兩個(gè)倉(cāng)內(nèi)徑分別長(zhǎng)2600mm和1700mm。混凝土本構(gòu)采用混凝土損傷塑性模型，該模型抗拉強(qiáng)度、抗壓強(qiáng)度和彈性模量參數(shù)均根據(jù)試驗(yàn)中混凝土實(shí)測(cè)力學(xué)性能指標(biāo)進(jìn)行設(shè)置，以更好地模擬實(shí)際結(jié)構(gòu)的受力性能。此外，為更好地表現(xiàn)出混凝土材料的塑性損傷特性，模型中設(shè)置了混凝土材料的拉伸損傷和壓縮損傷系數(shù)。鋼筋的本構(gòu)采用描述彈塑性的雙折線模型，即屈服前為完全彈性，屈服后的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系簡(jiǎn)化為水平直線。各鋼筋屈服強(qiáng)度和彈性模量均根據(jù)試驗(yàn)中鋼筋實(shí)測(cè)力學(xué)性能指標(biāo)進(jìn)行設(shè)置，以更好地模擬實(shí)際結(jié)構(gòu)的受力性能。

1.2 關(guān)鍵問題的處理

為保證計(jì)算的順利進(jìn)行，接觸面的切線行為采用“Penalty”函數(shù)定義，其中摩擦因子取為0.8；接觸面的法向行為設(shè)置為“硬接觸”，且允許接觸后拼縫面分離。模型中預(yù)應(yīng)力筋采用線彈性模型，其極限應(yīng)力與彈模采用材性試驗(yàn)實(shí)測(cè)值。此外，為了對(duì)預(yù)應(yīng)力筋施加預(yù)應(yīng)力，建模過程中對(duì)預(yù)應(yīng)力筋單元設(shè)置了熱膨脹系數(shù)。這樣即可通過降低溫度使預(yù)應(yīng)力筋單元發(fā)生“冷縮”，進(jìn)而對(duì)混凝土進(jìn)行壓縮，從而得到施加預(yù)應(yīng)力的效果。

圖1 管廊整體構(gòu)件有限元模型Fig.1 Finite element model

2 有限元模型試驗(yàn)驗(yàn)證

2.1 試驗(yàn)概況

以某雙艙預(yù)制槽型拼裝綜合管廊為背景，對(duì)預(yù)應(yīng)力連接的槽型拼裝綜合管廊整體試件的力學(xué)性能進(jìn)行了試驗(yàn)研究，試件如圖2所示［6］。試件均為1∶1足尺模型，所有節(jié)點(diǎn)均加腋，在側(cè)壁中間拆分成上下兩個(gè)槽型預(yù)制分塊，上下預(yù)制分塊采用預(yù)應(yīng)力筋連接，混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C40，壁板和底板縱筋均為HRB400。

圖2 試件構(gòu)造Fig.2 Details of the specimen

試驗(yàn)采用100t電液伺服作動(dòng)器在頂板端部施加水平反復(fù)荷載。試驗(yàn)裝置如圖3所示，通過6個(gè)鋼支座將試件以底板兩端鉸接的方式錨固在試驗(yàn)臺(tái)面上，并在支座兩端分別用兩個(gè)500kN的千斤頂限位，以避免加載過程中結(jié)構(gòu)產(chǎn)生整體平移。

2.2 有限元分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比

為了驗(yàn)證本文建立的預(yù)制槽型拼裝混凝土綜合管廊整體結(jié)構(gòu)非線性有限元分析模型的準(zhǔn)確性，將有限元分析得到的破壞形態(tài)、承載能力與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行對(duì)比。

圖3 結(jié)構(gòu)試驗(yàn)加載Fig.3 Schematic diagrams of test setup

1.破壞形態(tài)

在水平荷載的作用下，預(yù)制管廊的有限元模型與試驗(yàn)試件的整體變形對(duì)比如圖4所示。各試件有限元模型混凝土和鋼筋的mises應(yīng)力云圖如圖5所示。

圖4 試件有限元和試驗(yàn)整體變形對(duì)比Fig.4 Comparison of finite element and experiment deformation

圖5 試件混凝土和鋼筋Mises應(yīng)力云圖（單位：MPa）Fig.5 Mises stress of concrete and reinforcement of the specimen（unit：MPa）

由圖5可知，有限元模型得到的整體變形與試驗(yàn)現(xiàn)象基本一致，整體模型的破壞模式為彎曲破壞，試件中壁的上下兩端以及頂?shù)装宓膬啥诵纬伤苄糟q。破壞現(xiàn)象具體表現(xiàn)為中節(jié)點(diǎn)側(cè)壁上下兩端混凝土壓潰剝落，縱筋壓屈外露，邊節(jié)點(diǎn)處的側(cè)壁和頂?shù)装逋鈧?cè)的混凝土保護(hù)層剝落，縱筋拉屈外露。壁板由于有預(yù)應(yīng)力筋的加強(qiáng)，兩端的彎曲幅度較小，頂?shù)装鍙澢容^大，頂板出現(xiàn)明顯的彎折現(xiàn)象。有限元鋼筋應(yīng)力分布與試驗(yàn)觀測(cè)到的基本一致，頂、底板兩側(cè)受拉鋼筋及腋角受力鋼筋應(yīng)力大于壁板受拉鋼筋；角部加強(qiáng)區(qū)域內(nèi)，外側(cè)受拉鋼筋應(yīng)力小于內(nèi)側(cè)受拉鋼筋；角部加強(qiáng)區(qū)外側(cè)受拉縱筋應(yīng)力較大，從而導(dǎo)致該處裂縫寬度較大，混凝土裂縫首先出現(xiàn)在腋角邊緣，并逐漸在各板受拉區(qū)開展，其中頂、底板開裂情況要嚴(yán)重于壁板；管廊頂、底板及壁板均在外側(cè)受拉區(qū)開展裂縫，且破壞前會(huì)在角部鋼筋加強(qiáng)區(qū)邊緣形成較寬的裂縫（較大的應(yīng)變）；管廊頂、底板在底部加強(qiáng)區(qū)邊緣的位置出現(xiàn)了較大的剪應(yīng)變，使得混凝土退出工作，試件破壞。

2.承載能力

雙倉(cāng)預(yù)制槽型拼裝綜合管廊的有限元計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)骨架曲線對(duì)比情況如圖6所示。由圖6可知，有限元計(jì)算的骨架曲線與試驗(yàn)所得的骨架曲線總體形狀及變化趨勢(shì)相近。試驗(yàn)的峰值荷載正反向分別為376kN、371kN，有限元計(jì)算的峰值荷載正反向分別為360kN、352kN，二者正反向分別相差4%和5%，這與試驗(yàn)結(jié)果基本一致。

圖6 試件荷載-位移曲線Fig.6 Load displacement curve of the specimen

綜上所述，本文建立的預(yù)制混凝土板式綜合管廊非線性有限元分析模型計(jì)算得到的結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果吻合良好，該模型可用于預(yù)制混凝土板式綜合管廊的全過程有限元分析。

3 環(huán)向荷載作用下受力性能分析

為研究雙倉(cāng)預(yù)制槽型拼裝混凝土綜合管廊的整體力學(xué)性能，本文在已建立的預(yù)制拼裝綜合管廊模型基礎(chǔ)上模擬了管廊環(huán)向加載試驗(yàn)。預(yù)制拼裝綜合管廊環(huán)向加載有限元模型如圖7所示，所有節(jié)點(diǎn)均加腋，在側(cè)壁中間拆分成上下兩個(gè)槽型預(yù)制分塊，上下預(yù)制分塊采用預(yù)應(yīng)力筋連接。模型的場(chǎng)地條件為管廊覆土厚度2.7m、地下水位高度1.5m、土體容重18kN／m3、土體側(cè)壓力13kN／m3、混凝土容重25kN／m3、地面活載20kPa，根據(jù)計(jì)算可知最大荷載設(shè)計(jì)值為243kN／m。

圖7 試件環(huán)向加載有限元模型Fig.7 Finite element model of circumferential loading of the specimen

3.1 破壞形態(tài)與破壞機(jī)制

圖8 顯示了模型計(jì)算得到的試件整體變形、試件初始變形、有限元模型混凝土應(yīng)力及應(yīng)變分布。由圖8可知，在試件初始加載階段，管廊頂板處位移明顯，隨著加載進(jìn)行，頂板處位移逐漸趨近于初始位移。廊四壁均有較大變形，且有拼縫的壁板撓度明顯大于整澆壁板，管廊整體結(jié)構(gòu)首先在側(cè)壁、頂板的加載點(diǎn)位置發(fā)生受彎破壞，具體表現(xiàn)為加載點(diǎn)混凝土壓碎，側(cè)壁兩端外側(cè)鋼筋首先受拉屈服，然后腋角鋼筋受壓屈服，最后頂板跨中附近鋼筋受拉屈服，中節(jié)點(diǎn)腋角鋼筋未屈服。

模型的初始裂縫出現(xiàn)在邊節(jié)點(diǎn)腋角外側(cè)，隨后裂縫向上發(fā)展，隨著外荷載的增大，側(cè)向位移逐漸增加，裂縫不斷擴(kuò)展，拼縫面受壓區(qū)混凝土開始出現(xiàn)水平裂縫，隨后裂縫開始逐漸向頂板、底板和側(cè)壁的跨中擴(kuò)展。外荷載接近極限荷載時(shí)，試件拼縫面完全張開，受壓區(qū)混凝土大塊剝落。

管廊模型的塑性鉸首先出現(xiàn)在側(cè)壁上下兩端，之后在頂?shù)装鍍啥诵纬伤苄糟q。這一現(xiàn)象與前章低周反復(fù)試驗(yàn)的結(jié)果不同，前章試件的塑性鉸首先出現(xiàn)在中壁的上下兩端，之后由于外側(cè)壁預(yù)應(yīng)力筋的作用，預(yù)制試件的塑性鉸沒有在側(cè)壁形成，最終在頂?shù)装鍍啥诵纬伞Ｓ邢拊炷翍?yīng)力云圖結(jié)果顯示，邊結(jié)點(diǎn)拼縫處應(yīng)力最大，中節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的應(yīng)力小于邊節(jié)點(diǎn)核心區(qū)。邊節(jié)點(diǎn)處應(yīng)力雖然最大，但由最大應(yīng)變圖知該位置處應(yīng)變不是最大，說明在環(huán)向加載時(shí)拼接縫的剛度變小。

圖8 試件變形、應(yīng)力、應(yīng)變?cè)茍DFig.8 The deformation，Mises stress and strain of the specimen

3.2 承載能力

有限元模型計(jì)算得到側(cè)壁拼接縫處骨架曲線，如圖9所示。由于試件的荷載位移曲線沒有明顯的屈服點(diǎn)，因此本文采用等能量法確定其屈服點(diǎn)，并采用極限變形Δu和屈服變形Δy的比值來計(jì)算延性系數(shù)，根據(jù)能量法得到的試件位移延性系數(shù)為2.1。由曲線分析可知：有限元計(jì)算整體結(jié)構(gòu)的環(huán)向極限荷載為438.5kN／m，大于荷載設(shè)計(jì)值243kN／m，滿足該工況下結(jié)構(gòu)的安全性。

圖9 骨架曲線Fig.9 Skeleton curves

4 結(jié)語(yǔ)

環(huán)向加載時(shí)構(gòu)件裂縫最先出現(xiàn)在腋角外側(cè)，四壁均有較大變形，且有拼縫的壁板撓度明顯大于整澆壁板，雙艙預(yù)制槽型拼裝混凝土綜合管廊的最終破壞形態(tài)為側(cè)壁和頂板的跨中部位發(fā)生受彎破壞，具體表現(xiàn)為加載點(diǎn)混凝土壓碎，側(cè)壁、頂板跨中附近鋼筋受拉屈服。結(jié)構(gòu)的位移延性系數(shù)為2.1，環(huán)向極限荷載為438.5kN／m，達(dá)到荷載設(shè)計(jì)值的1.8倍，具有較高的安全余量。