陳盛揚 胡翔 薛偉辰

同濟大學土木工程學院 上海200092

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)澆和預制拼裝兩種方式，預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］。

相較于現(xiàn)澆的施工方式，預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。韓國延世大學的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)計的重要因素［2］。本文作者所在研究團隊研究表明預制綜合管廊整體結(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，預制拼裝將是綜合管廊的發(fā)展趨勢。

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

針對單倉預制槽型拼裝混凝土綜合管廊，胡翔、康明睿等通過環(huán)向加載試驗以及低周反復試驗研究了其整體力學性能以及抗震性能［5］，對于雙倉預制槽型拼裝混凝土綜合管廊的抗震性能試驗研究也已展開［6］。本文基于雙艙預制槽型拼裝綜合管廊整體結(jié)構(gòu)的低周反復荷載試驗，采用ABAQUS有限元軟件對其環(huán)向受力進行模擬，研究了雙艙預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，模型為雙倉預制槽型拼裝綜合管廊，所有節(jié)點均加腋，模型高2900mm，

左右兩個倉內(nèi)徑分別長2600mm和1700mm?；炷帘緲?gòu)采用混凝土損傷塑性模型，該模型抗拉強度、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。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。

1.2 關(guān)鍵問題的處理

為保證計算的順利進行，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實測值。此外，為了對預應(yīng)力筋施加預應(yīng)力，建模過程中對預應(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應(yīng)力筋單元發(fā)生“冷縮”，進而對混凝土進行壓縮，從而得到施加預應(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 有限元模型試驗驗證

2.1 試驗概況

以某雙艙預制槽型拼裝綜合管廊為背景，對預應(yīng)力連接的槽型拼裝綜合管廊整體試件的力學性能進行了試驗研究，試件如圖2所示［6］。試件均為1∶1足尺模型，所有節(jié)點均加腋，在側(cè)壁中間拆分成上下兩個槽型預制分塊，上下預制分塊采用預應(yīng)力筋連接，混凝土強度等級為C40，壁板和底板縱筋均為HRB400。

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

試驗采用100t電液伺服作動器在頂板端部施加水平反復荷載。試驗裝置如圖3所示，通過6個鋼支座將試件以底板兩端鉸接的方式錨固在試驗臺面上，并在支座兩端分別用兩個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)果與試驗結(jié)果對比

為了驗證本文建立的預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確性，將有限元分析得到的破壞形態(tài)、承載能力與試驗結(jié)果進行對比。

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

1.破壞形態(tài)

在水平荷載的作用下，預制管廊的有限元模型與試驗試件的整體變形對比如圖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 試件有限元和試驗整體變形對比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)點側(cè)壁上下兩端混凝土壓潰剝落，縱筋壓屈外露，邊節(jié)點處的側(cè)壁和頂?shù)装逋鈧?cè)的混凝土保護層剝落，縱筋拉屈外露。壁板由于有預應(yīng)力筋的加強，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)力分布與試驗觀測到的基本一致，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；角部加強區(qū)外側(cè)受拉縱筋應(yīng)力較大，從而導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，且破壞前會在角部鋼筋加強區(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

雙倉預制槽型拼裝綜合管廊的有限元計算結(jié)果與試驗骨架曲線對比情況如圖6所示。由圖6可知，有限元計算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。試驗的峰值荷載正反向分別為376kN、371kN，有限元計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，本文建立的預制混凝土板式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，該模型可用于預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

為研究雙倉預制槽型拼裝混凝土綜合管廊的整體力學性能，本文在已建立的預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。預制拼裝綜合管廊環(huán)向加載有限元模型如圖7所示，所有節(jié)點均加腋，在側(cè)壁中間拆分成上下兩個槽型預制分塊，上下預制分塊采用預應(yīng)力筋連接。模型的場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)計算可知最大荷載設(shè)計值為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)與破壞機制

圖8 顯示了模型計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、頂板的加載點位置發(fā)生受彎破壞，具體表現(xiàn)為加載點混凝土壓碎，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)點腋角鋼筋未屈服。

模型的初始裂縫出現(xiàn)在邊節(jié)點腋角外側(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)壁的跨中擴展。外荷載接近極限荷載時，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)象與前章低周反復試驗的結(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)壁預應(yīng)力筋的作用，預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?。有限元混凝土?yīng)力云圖結(jié)果顯示，邊結(jié)點拼縫處應(yīng)力最大，中節(jié)點核心區(qū)的應(yīng)力小于邊節(jié)點核心區(qū)。邊節(jié)點處應(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)向加載時拼接縫的剛度變小。

圖8 試件變形、應(yīng)力、應(yīng)變云圖Fig.8 The deformation，Mises stress and strain of the specimen

3.2 承載能力

有限元模型計算得到側(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，因此本文采用等能量法確定其屈服點，并采用極限變形Δu和屈服變形Δy的比值來計算延性系數(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

環(huán)向加載時構(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，達到荷載設(shè)計值的1.8倍，具有較高的安全余量。