黃 懿

(中南林業(yè)科技大學土木工程學院，湖南 長沙 410004)

0 引言

綜合管廊是城市基礎設施建設現(xiàn)代化的重要標志，我國已迎來綜合管廊建設熱潮?，F(xiàn)代城市交通組成中重載超載情況并不少見，因此開展重載對綜合管廊結構的影響具有現(xiàn)實意義。在綜合管廊受力變形特性的相關研究方面，國內外相關學者進行了一系列的研究。田子玄[1]主要針對裝配疊合式混凝土管廊的鋼筋連接方式、管廊節(jié)點形式進行試驗研究和分析,并在大量試驗成果的基礎上，進行了ABAQUS有限元對比分析。榮哲等[2]結合某實際工程，對荷載計算、模型選取內力計算等方面進行了分析。狄東超[3]對綜合管廊汽車輪壓等效均布活荷載進行分析。Kawashima，Shamsabadi等對綜合管廊等地下結構沉降問題進行了系統(tǒng)而深入的研究[4]。

地表交通荷載是地下管廊結構承受的主要荷載之一。田飛等[5]利用有限元模擬軟件驗證了波動荷載在道路各層次中傳遞的規(guī)律，并計算出了交通荷載的影響深度。陳劍等[6]通過有限元軟件對路基土在交通荷載作用下的動力響應進行數值分析，分析得到荷載影響深度為6 m～8 m。Boris Rakitin等[7]通過離心機試驗和幾種廣泛采用的設計方法，對淺埋大直徑鋼管進行超重荷載的試驗及數值分析。Edgar Kraus等[8]以重復超重交通荷載，對德克薩斯州城市聚氯乙烯(PVC)和混凝土管的疲勞性能進行了大規(guī)模的試驗測試，并采用有限元方法進行了實驗結果敏感性分析。

可見交通荷載對常規(guī)淺埋于城市道路中央或兩側的地下綜合管廊有重要影響。尤其是當今經濟快速發(fā)展的同時，車輛超載日益顯著。而目前的文獻中關于超重荷載對綜合管廊的影響鮮有進行研究。

1 工程概況

本文研究對象為湖南長沙某綜合管廊工程，大致呈東西走向，全長約1.2 km，標準斷面設計寬度為13.95 m，設計高度為4.25 m。管廊底板厚500 mm，頂板和外墻壁厚450 mm。采用C30防水混凝土建造，迎水面保護層厚度為50 mm，其余取30 mm。管廊結構重要性系數取1.1，結構構件裂縫控制等級為三級；防水等級為二級；地基基礎設計等級為丙級，混凝土結構環(huán)境類別為二類b。

綜合管廊布置在道路兩側人行道以內和車行道下方，開挖深度為10 m左右，覆土厚度在4.0 m左右?？辈橘Y料顯示，車輛經過敷設綜合管廊的交叉路口的場地良好，場地無活動性斷裂，區(qū)域場地穩(wěn)定，未見不良地質作用及其引發(fā)的地質災害。建筑物安全等級為一級，場地等級為二級，場地地基等級為一級，基坑側壁安全等級為一級，持力層性質較好。地下綜合管廊采用明挖法施工，基坑支護方式為放坡結合拉森鋼板樁支護。標準斷面如圖1所示。

2 有限元數值模擬與后處理分析

2.1 有限元模型的設定[9,10]

為簡化分析，在建立有限元模型時，做出如下簡化：

1)土體與綜合管廊混凝土接觸并形成一個連續(xù)的受力整體，主要考慮管廊結構豎向位移，在接觸中只建立其法相接觸。

2)由于土中表層滯水量較少，所以不考慮水的浮力的影響。

3)考慮綜合管廊混凝土材料和鋼筋材料兩者共同受力工作情況。

4)有限元采用移動靜力荷載模擬，考慮時間效應和分析步時間的長度效應。

根據工程實際情況的分析，將綜合管廊的三維線性工程問題簡化為二維平面應變問題。根據楊林德等[11]的實驗結果確定自由場平面尺寸與管廊模型平面尺寸之比，比值介于3倍～4倍即可，建立綜合管廊結構力學模型。取土體寬97.65 m，高21.00 m，網格劃分形式為CPE4I，劃分為46 391個單元；綜合管廊混凝土部分寬13.95 m，高4.25 m，網格劃分形式為CPE4，劃分個數為8 617個；結構內鋼筋采用T2D2單元，外保護層滿足地下綜合管廊設計混凝土保護層厚度要求，劃分單元個數1 896個，總單元個數共計56 904個。

2.2 計算分析

根據工程勘察及設計資料，模型計算參數選取如表1所示。

表1 各材料參數表

1)建立模型，輸入材料參數，定義材料集合，裝配部件，定義分析步，定義接觸與約束，自定義荷載和邊界條件，單元類型的定義，劃分網格。

2)計算：超重荷載采用用戶自定義子程序DLOAD進行荷載的施加，荷載定義為線荷載，荷載值為500 kN，從土體邊界左側以50 km/h的速度行駛至邊界右側。過程中荷載作用于土體，土體將荷載傳遞至地下綜合管廊結構。通過計算得出，荷載從左端行駛到右端的時間約為8 s。根據朱照宏[12]的路面力學計算的車輛荷載對路面的作用時間，為了便于計算收斂，將初始分析步時間長度定為0.1 s，將最小分析時間設為10-9s；將最大分析時間設置為0.25 s，可較合理地模擬超重荷載在移動過程當中的傳遞情況。

3)結果分析：分析荷載作用于綜合管廊結構時的豎向應變的情況。

2.3 計算結果與數值分析

通過查看計算監(jiān)控顯示結果，可得荷載從初始左端位置到右端結束位置的時間為7.83 s，與設置的分析步總時長8 s基本吻合。軟件中規(guī)定以向上位移為正，向下位移為負。現(xiàn)取荷載作用于主要控制位置的分析步進行分析。

如圖2所示，荷載作用于管廊左側電力艙與綜合艙分隔墻頂部，管廊電力艙與綜合艙內墻以受壓為主，頂板受力呈外側受拉，內側受壓情況；外墻頂部最大豎向位移為2.843×10-2mm?？紤]內墻厚度為250 mm，在豎向重載作用下內墻縱向可能出現(xiàn)失穩(wěn)鼓脹情況，建議在后續(xù)設計計算中加以考慮。

由圖3所示，荷載作用于綜合艙頂板跨中附近，頂板呈兩端固定梁的工作狀態(tài)，上部截面受壓、下部截面受拉，頂板呈現(xiàn)左右對稱式下?lián)?，荷載沿角點將荷載分散。由于綜合艙的跨徑最大，跨中豎向位移值為5.290×10-2mm，占豎向位移控制限值20 mm的0.26%。

如圖4所示，最大位移點位于管廊綜合艙右側1/4跨下緣附近，豎向位移達到本次模擬正演的最大值5.812×10-2mm，較前一步荷載作用時撓度略有增大。其原因與混凝土在上一個工作狀態(tài)中變形未得到有效時間恢復，而后又受到下一步荷載作用的疊加影響有關，導致總豎向位移值加大。荷載對右側分隔墻腋腳產生進一步的擠壓，腋腳附近處于較高的應力狀態(tài)，因此需進一步考慮腋下鋼筋斜撐和外包混凝土的受力情況，防止腋腳部分出現(xiàn)混凝土開裂和鋼筋壓屈服情況。

3 結語

基于有限元分析軟件ABAQUS，采用子程序DLOAD對超重荷載作用下綜合管廊結構的變形影響進行了數值模擬，得出以下主要認識：

1)荷載作用在綜合管廊兩側時，綜合管廊承受大偏心受壓荷載會沿橫截面平面產生扭轉現(xiàn)象，扭轉位移值均較小，與最大豎向位移限值相比只有1%～1.21%，對結構影響較小。

2)綜合管廊在超重荷載作用下最大豎向位移點位于綜合艙的跨中附近，最大豎向位移值為5.812×10-2mm，綜合管廊監(jiān)測預警值為20 mm，單次超重荷載作用下綜合管廊最大豎向位移值未超限值，綜合管廊結構可正常工作。

3)綜合管廊內墻厚度為250 mm，在豎向重載作用下內墻縱向可能出現(xiàn)失穩(wěn)鼓脹情況。

4)模擬采用單次重載作用下土—結構的受力變形分析，今后應進一步開展長期重載作用下對結構的累計變形分析，了解綜合管廊沉降變形的規(guī)律，為今后對綜合管廊的深入研究提供參考。

參考文獻:

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