螺栓連接板式拼裝混凝土綜合管廊受力性能分析*

嚴佳佳,陳盛揚,薛偉辰

(1.中國電建集團華東勘測設(shè)計研究院有限公司,浙江 杭州 310014; 2.同濟大學(xué)土木工程學(xué)院,上海 200092)

0 引言

綜合管廊是指在城市地下建造一個隧道空間,將電力、通信、燃氣、給排水等市政管線收納其中,實施統(tǒng)一規(guī)劃、統(tǒng)一管理,是保障城市運行的生命線工程。目前,我國綜合管廊施工通常采用現(xiàn)澆和預(yù)制拼裝2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)場采用拼裝工藝施工形成整體的綜合管廊[1-2]。相較于現(xiàn)澆施工方式,預(yù)制拼裝因具有施工周期短、質(zhì)量易保證、環(huán)保節(jié)能、綜合效益顯著等優(yōu)點而被廣泛應(yīng)用于實際工程[3-4]。

根據(jù)構(gòu)造方案不同,預(yù)制混凝土綜合管廊主要包括整艙預(yù)制拼裝綜合管廊、槽型預(yù)制拼裝綜合管廊、預(yù)制板式拼裝綜合管廊和疊合板式管廊4類[5-7],預(yù)制板式拼裝混凝土綜合管廊將管廊預(yù)制節(jié)段拆分成預(yù)制底板、預(yù)制壁板和預(yù)制頂板,該拼裝方案預(yù)制構(gòu)件質(zhì)量小,便于運輸和拼裝;此外,接頭的半剛性特性釋放接頭處彎矩約束,提高結(jié)構(gòu)自身變形能力[8]。因此,預(yù)制板式拼裝混凝土綜合管廊具有良好體系適用性,接頭的半剛性特征使地下綜合管廊結(jié)構(gòu)變?yōu)槿嵝泽w系,增加管廊變形能力,提高地下綜合管廊抗震能力;此外,該預(yù)制拼裝方案施工便捷,技術(shù)要求相對較低,是一種適合在我國大規(guī)模推廣應(yīng)用的預(yù)制混凝土綜合管廊。

目前,有關(guān)預(yù)制板式拼裝混凝土綜合管廊受力性能的研究主要集中在我國。2017年,筆者團隊提出灌漿套筒連接預(yù)制板式拼裝混凝土綜合管廊,并開展6個足尺節(jié)點低周反復(fù)荷載試驗研究,研究結(jié)果表明,預(yù)制試件承載力和延性均等同現(xiàn)澆[9]。

綜上可見,我國在預(yù)制板式拼裝混凝土綜合管廊受力性能方面已開展了一系列試驗研究,但仍存在以下問題:①相較于整艙預(yù)制拼裝綜合管廊、槽型預(yù)制拼裝綜合管廊、疊合板式管廊拼裝方案,預(yù)制板式拼裝混凝土綜合管廊拼裝方案較單一;②目前預(yù)制板式拼裝混凝土綜合管廊主要連接方式為灌漿套筒連接,對構(gòu)件的加工安裝精度要求較高,其安裝效率及灌漿密實度受施工人員技術(shù)水平影響較大,且灌漿密實性檢測難度較高。

鑒于此,本文提出基于螺栓連接的預(yù)制板式拼裝混凝土綜合管廊方案,對其下部邊節(jié)點及現(xiàn)澆對比試件擬開展低周反復(fù)荷載試驗研究。在試驗基礎(chǔ)上,基于ABAQUS有限元分析軟件建立了螺栓連接板式拼裝混凝土綜合管廊下部邊節(jié)點有限元分析模型,進一步開展了腋角高度、軸壓比對該拼裝方案力學(xué)性能影響研究,為此類預(yù)制拼裝混凝土綜合管廊設(shè)計和推廣應(yīng)用提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與試驗簡介

本文以螺栓連接預(yù)制拼裝混凝土多艙綜合管廊為基礎(chǔ)(如圖1所示,截面長、高分別為6 600,3 800mm), 共設(shè)計2個邊節(jié)點試件(預(yù)制PTC1和現(xiàn)澆RTC1),預(yù)制試件尺寸如圖2所示。預(yù)制試件側(cè)壁與底板通過簡易螺栓連接,螺栓直徑為32mm,試件所用混凝土強度等級均為C40,所用主要受力鋼筋強度等級為HRB400。試驗加載如圖2所示,加載點位于側(cè)壁頂部,節(jié)點核心區(qū)為鉸支座,試件右側(cè)為滑動支座。

圖1 螺栓連接預(yù)制拼裝混凝土綜合管廊

圖2 試件尺寸與試驗加載設(shè)備

1.2 主要試驗結(jié)果

本試驗采用500kN電液伺服作動器施加水平低周反復(fù)荷載試驗中,按JGJ 101—1996《建筑抗震試驗方法規(guī)程》中規(guī)定的荷載-位移混合控制加載方法施加水平低周反復(fù)荷載。

試件的破壞形態(tài)如圖3所示,下部2個綜合管廊邊節(jié)點試件最終破壞形態(tài)均為受彎破壞。對于現(xiàn)澆試件,邊節(jié)點的破壞位置主要集中在壁板下部,具體表現(xiàn)為壁板下端內(nèi)側(cè)和外側(cè)混凝土受壓剝落,外側(cè)縱筋全部露出;對于預(yù)制試件,邊節(jié)點的破壞位置主要集中在底板與側(cè)壁交界面區(qū)域,具體表現(xiàn)為底板與壁板交界面處形成通縫,此區(qū)域外側(cè)混凝土大量剝落,外側(cè)縱筋全部露出。

圖3 試件破壞形態(tài)

2個試件的骨架曲線如圖4所示,由圖可知各試件在水平低周反復(fù)荷載作用下均經(jīng)歷了開裂、屈服、達到峰值荷載破壞4個階段。開裂前,荷載和位移基本呈線性增長;開裂后,試件剛度明顯降低,骨架曲線變得平緩;屈服后,隨著位移增加,試件剛度不斷下降直至破壞,在此過程中未出現(xiàn)荷載突然降低,表現(xiàn)出良好延性。不同試件的初始剛度基本相同,但隨著水平位移增加,現(xiàn)澆試件剛度降低較快;正向承載力大于反向承載力,這是由于邊節(jié)點迎水面配有角部附加筋,增加了節(jié)點的正向承載力;預(yù)制試件PTC1的正向承載力比現(xiàn)澆試件RTC1低6%,反向承載力高7.2%。

圖4 試件骨架曲線

2 節(jié)點有限元分析及試驗驗證

2.1 有限元建模

基于ABAQUS軟件,按與試驗一致的邊界條件,即一端為鉸支座,即約束水平和豎直方向平動、但不約束垂直紙面方向的轉(zhuǎn)動;一端為滑動支座,即約束豎直方向平動但不約束水平方向平動和垂直紙面方向的轉(zhuǎn)動,建立預(yù)制節(jié)點有限元模型(見圖5),混凝土采用C3D8R單元,鋼筋采用T3D2單元。

圖5 管廊節(jié)點有限元模型

鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)非線性有限元分析過程中混凝土采用了損傷塑性模型,其抗拉強度、抗壓強度和彈性模量參數(shù)均根據(jù)試驗中混凝土實測力學(xué)性能指標進行設(shè)置,以更好地模擬實際結(jié)構(gòu)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)系簡化為水平直線。各鋼筋屈服強度和彈性模量均根據(jù)試驗中鋼筋實測力學(xué)性能指標進行設(shè)置,以更好地模擬實際結(jié)構(gòu)的受力性能。

對于螺栓連接預(yù)制板式拼裝混凝土綜合管廊,螺栓模擬是關(guān)鍵一步。本文為保證計算結(jié)果可靠及有限元收斂性,孔道中鋼筋(螺栓)采用線單元,模型去掉螺母,為保證模型與試件相同的連接構(gòu)造,孔道中螺栓鋼筋與手孔處混凝土設(shè)置tie接觸。

2.2 有限元分析

2.2.1破壞形態(tài)

在水平荷載作用下,有限元模型和試驗試件的整體變形對比如圖6所示。各節(jié)點有限元模型混凝土和鋼筋的Mises應(yīng)力云圖如圖7所示。

圖6 節(jié)點有限元和試驗變形對比

圖7 邊節(jié)點混凝土和鋼筋Mises應(yīng)力云圖

由圖6和圖7可知,有限元模型得到的節(jié)點變形形態(tài)與試驗現(xiàn)象基本一致,節(jié)點模型均為側(cè)壁或底板角部截面受彎破壞。試件拼縫處有明顯變形,與試驗時實際觀察到的變形現(xiàn)象基本一致。鋼筋及混凝土的Mises應(yīng)力云圖中,在水平荷載作用下,計算模型受壓側(cè)混凝土達到極限壓應(yīng)變,受拉側(cè)縱筋受拉屈服,這與試驗中觀測到的試件破壞形態(tài)基本一致。

2.2.2承載力

節(jié)點水平荷載-位移關(guān)系曲線的有限元計算結(jié)果與試驗骨架曲線對比情況如圖8所示,綜合管廊下部節(jié)點試件試驗和有限元分析水平承載力對比如下:有限元分析結(jié)果正向178kN、反向110kN,試驗值正向189kN、反向104kN,正、反向相對誤差分別為7.9%,5.8%。

圖8 邊節(jié)點有限元結(jié)果和試驗結(jié)果的荷載-位移曲線對比

由圖8和以上對比數(shù)據(jù)可知,有限元計算得到的下部節(jié)點試件的骨架曲線與試驗所得的骨架曲線總體形狀及變化趨勢相近。對于邊節(jié)點試件PTC1,有限元分析得到的峰值荷載和試驗得到的峰值荷載基本一致,與試驗值相比峰值荷載相差在8%以內(nèi)。

綜上可知,本文建立的螺栓連接混凝土綜合管廊非線性有限元分析模型計算得到的結(jié)果與試驗結(jié)果吻合良好,該模型可用于進行螺栓連接混凝土綜合管廊的全過程有限元分析。

3 參數(shù)分析

在地震作用下,箱形地下結(jié)構(gòu)底板應(yīng)力要大于頂板應(yīng)力。因此,在實際工程中,底部節(jié)點通常加腋而頂板不加腋。此外,結(jié)構(gòu)埋深將會影響結(jié)構(gòu)軸壓力。為了研究腋角和軸壓比對管廊邊節(jié)點承載力影響,開展了關(guān)于腋角和軸壓比的參數(shù)分析。

3.1 腋角

為了分析腋角高度對管廊受力性能的影響,對腋角高度H分別為150mm和250mm的螺栓連接綜合管廊邊節(jié)點開展了有限元分析(見圖9),有限元計算結(jié)果如圖10～12所示。

圖9 不同腋角高度模型

圖10 不同腋角高度管廊節(jié)點正反向變形

由圖10a,10b及圖11可知,腋角高度為150mm時,節(jié)點的破壞模式為側(cè)壁角部變截面處受彎破壞,具體表現(xiàn)為受壓側(cè)混凝土壓潰、受拉側(cè)鋼筋屈服。節(jié)點反向(管廊內(nèi)側(cè)受拉)受拉時,腋角處鋼筋屈服,說明腋角對反向承載力具有一定影響。由圖10c,10d及圖12可知,腋角高度為250mm時,節(jié)點破壞模式及響應(yīng)與腋角高度為150mm時相同。

圖11 試件計算結(jié)果(H=150mm)

圖12 試件計算結(jié)果(H=250mm)

由圖13可知,腋角明顯提升節(jié)點的承載力。相較于無腋試件,當腋角高度為150mm時,正、反向承載力分別提升4.5%和13.6%;當腋角高度為250mm時,正、反向承載力分別提升12%和27%。腋角構(gòu)造對邊節(jié)點正向承載力影響較小,但對反向承載力影響較大。

圖13 不同腋角高度荷載-位移曲線

3.2 軸壓比

埋深對結(jié)構(gòu)軸壓力影響明顯,為了研究螺栓連接管廊邊節(jié)點在不同軸壓力作用下結(jié)構(gòu)響應(yīng)的差異,對0.1,0.2,0.4軸壓比的管廊結(jié)構(gòu)開展了有限元分析,有限元模型如圖14所示,計算結(jié)果如圖15～17 所示。側(cè)壁頂部采用集中荷載模擬不同軸壓力。

圖14 有軸壓試件有限元模型

圖15 軸壓比0.1計算結(jié)果

圖16 軸壓比0.2計算結(jié)果

圖17 軸壓比0.4計算結(jié)果

螺栓連接管廊邊節(jié)點在軸壓比為0.1時結(jié)構(gòu)有限元分析結(jié)果如圖15所示,由圖可知,結(jié)構(gòu)為側(cè)壁底部受彎破壞,具體表現(xiàn)為受壓側(cè)混凝土剝落、受拉區(qū)鋼筋屈服,手孔處雖產(chǎn)生裂縫,但周圍鋼筋受力較小,所以手孔處存在較大安全余量。當試件受拉時,側(cè)壁內(nèi)側(cè)縱筋和底板內(nèi)側(cè)縱筋受拉屈服。隨著軸壓比提升,試件破壞形態(tài)發(fā)生變化。當軸壓比為0.2時,試件在正向荷載作用下側(cè)壁外側(cè)鋼筋屈服,節(jié)點核心區(qū)內(nèi)側(cè)混凝土壓潰,此時,結(jié)構(gòu)底板外側(cè)鋼筋未屈服。試件在反向荷載作用下底板內(nèi)側(cè)鋼筋屈服,底板外側(cè)混凝土剝落,此時,側(cè)壁鋼筋應(yīng)力較大但依舊未屈服。當軸壓比為0.4時,試件在正向荷載作用下側(cè)壁外側(cè)鋼筋屈服,節(jié)點核心區(qū)內(nèi)側(cè)混凝土壓潰,此時,結(jié)構(gòu)底板外側(cè)鋼筋未屈服。試件在反向荷載作用下底板內(nèi)側(cè)鋼筋屈服,底板外側(cè)混凝土剝落,此時,側(cè)壁鋼筋應(yīng)力相較于軸壓比為0.2時變小。由上述可知,當結(jié)構(gòu)受到正向荷載時,軸壓力對其破壞形態(tài)的影響較小,但對于結(jié)構(gòu)反向,軸壓力改變了其塑性鉸出現(xiàn)位置,隨著軸壓力增大,塑性鉸由側(cè)壁底處逐漸轉(zhuǎn)移到底板處。

由圖18可知,軸壓力提升了節(jié)點承載力,但影響不明顯。相較于無軸壓力試件,當軸壓比為0.1時,試件正、反向承載力分別提升2.1%和3.6%;當軸壓比為0.2時,試件正、反向承載力分別提升5.1%和10%;當軸壓比為0.4時,試件正、反向承載力分別提升9.0%和15%。

圖18 不同軸壓比下結(jié)構(gòu)荷載-位移曲線

4 結(jié)語

1)在低周反復(fù)荷載作用下,預(yù)制和現(xiàn)澆試件均為側(cè)壁受彎破壞,具體表現(xiàn)為側(cè)壁端部受彎破壞,預(yù)制試件承載力比現(xiàn)澆試件低7.0%。

2)腋角明顯提升節(jié)點承載力,相較于無腋試件,當腋角高度為150mm時,正、反向承載力分別提升4.5%和13.6%;當腋角高度為250mm時,正、反向承載力分別提升12%和27%。

3)軸壓力提升節(jié)點承載力,軸壓力對試件正向破壞模式影響較小,對結(jié)構(gòu)反向破壞模式影響較大。