■傅木森

（福州市城鄉(xiāng)建總集團(tuán)有限公司，福州 350001）

在土地稀缺的驅(qū)動下，我國諸多規(guī)劃人員都在認(rèn)真思考地下空間來滿足居民居住城市的商業(yè)、交通、工業(yè)和市政需求，進(jìn)而提出了城市綜合管廊概念，綜合管廊概念的提出就是為了解決城市管線錯雜無蹤以及地下排水等諸多問題，利用綜合管廊對城市管線進(jìn)行統(tǒng)一安放，保證城市管線鋪設(shè)的合理有效。

目前國內(nèi)外綜合管廊主要有全現(xiàn)澆、疊合拼裝與全預(yù)制拼裝3 種形式。 傳統(tǒng)全現(xiàn)澆式綜合管廊大部分操作在施工現(xiàn)場進(jìn)行，而現(xiàn)場養(yǎng)護(hù)條件環(huán)境差影響了混凝土的質(zhì)量， 混凝土外觀成型質(zhì)量差，易造成蜂窩、麻面等混凝土病害，影響管廊結(jié)構(gòu)質(zhì)量及防水效果。 而且施工現(xiàn)場由于各方面因素易造成資源浪費(fèi)，并且基坑開挖量大，兩側(cè)需預(yù)留過多的操作空間，占用道路嚴(yán)重容易造成交通不便。 傳統(tǒng)的全現(xiàn)澆式管廊的施工進(jìn)度還受到天氣因素制約，為提高施工進(jìn)度帶來不便；施工過程中粉塵難以控制，并伴隨著噪音污染。 因此，有許多學(xué)者開展新型管廊結(jié)構(gòu)研究。 陳小文等[1]研究了疊合板式拼裝綜合管廊下部節(jié)點(diǎn)受力性能分析； 王靈仙等[2]基于ABAQUS 研究某地下綜合管廊主體結(jié)構(gòu)受力性能；郭琳等[3]研究了單艙及多艙六邊形管廊結(jié)構(gòu)的受力性能；龐瑞等[4]進(jìn)行裝配方式對矩形斷面雙艙地下綜合管廊受力性能影響分析；田子玄[5]進(jìn)行了裝配疊合式混凝土地下綜合管廊受力性能試驗研究；賀磊[6]對比了預(yù)制管廊與現(xiàn)澆管廊的內(nèi)力；林煒超[7]開展了城市預(yù)制裝配疊合式管廊受力性能試驗及有限元分析；肖立韜[8]研究了直螺栓連接預(yù)制拼裝綜合管廊節(jié)段的力學(xué)性能。

通過對于管廊主體結(jié)構(gòu)的研究，提出了一種疊合式的綜合管廊以改進(jìn)現(xiàn)有的現(xiàn)澆及全預(yù)制。 將管廊主體結(jié)構(gòu)進(jìn)行拆分，部分結(jié)構(gòu)在預(yù)制工廠進(jìn)行生產(chǎn)，保證構(gòu)件的質(zhì)量；在現(xiàn)場拼裝完預(yù)制部分后，通過后澆混凝土形成整體綜合管廊結(jié)構(gòu)。 對于運(yùn)輸而言，由于將管廊拆分為多個預(yù)制構(gòu)件，運(yùn)輸更加簡便快捷；在施工現(xiàn)場拼裝，并不需要大面積的開挖，且對于周圍環(huán)境影響較小。 本研究以福州某項目新型疊合式管廊為原型，進(jìn)行有限元分析，掌握極限荷載下新型疊合式管廊的受力性能。

1 新型疊合式管廊有限元模型分析

1.1 有限元模型與參數(shù)

本研究的混凝土本構(gòu)模型根據(jù)實際工程來界定，實際施工過程中混凝土的最終損傷普遍為局部受壓或受拉造成， 故選擇了塑性損傷模型。 根據(jù)GB50010-2015《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》，確定鋼筋混凝土單軸受壓應(yīng)力—應(yīng)變曲線。

ABAQUS 的單元種類繁多，針對不同的材料選擇不同的單元類型，預(yù)制管廊主要由混凝土與鋼筋組成，考慮到實際工程中混凝土的實際應(yīng)力—應(yīng)變，模型中選用C3D8R 單元類型。 因為在線性的減縮積分單元具有一定的“沙漏”數(shù)據(jù)情況，使得單元出現(xiàn)較柔的情況， 產(chǎn)生沒有任何實質(zhì)性的計算結(jié)果，所以ABAQUS 在減縮積分單元里面添加了一個人為控制的“沙漏剛度”，能夠明顯控制“沙漏”模式的發(fā)展。 考慮到實際鋼筋在受理過程中主要承擔(dān)受拉的角色，選取T3D2，模擬鋼筋在混凝土結(jié)構(gòu)中軸向僅受拉及受壓的情況。

考慮到材料本身的特性，假設(shè)預(yù)制管廊與現(xiàn)澆接觸截面本身不存在抗拉強(qiáng)度以及粘結(jié)力，因此可以把新舊混凝土表面的接觸分為2 個分量，即受到壓力時平行于混凝土表面的摩擦力以及法向方向上的壓力。 在ABAQUS 中具有多種接觸算法，能夠保證截面的切向與法向上能正確地進(jìn)行模擬。 根據(jù)預(yù)制管廊的受力特征在相互作用屬性中創(chuàng)建接觸，定義相互作用上的切向與法向關(guān)系，將法向方向定義為硬接觸，切向上定義為罰接觸，通過設(shè)定其摩擦系數(shù)來約束預(yù)制管廊切向行為。 對于某些影響較小的部位采用tie 約束進(jìn)行綁定， 提高模型的計算效率及收斂性。 有限元模型見圖1。

圖1 破壞階段有限元模型示意圖

1.2 有限元分析

1.2.1 損傷分析

由圖2（a）、（b）可知，在1 倍設(shè)計荷載下新型疊合式管廊整體未出現(xiàn)太大的損傷， 抗壓損傷為0.068%，抗拉損傷為26.46%，出現(xiàn)在外側(cè)墻底部靠近腋角部位；從圖2（c）、（d）可知，在2 倍設(shè)計荷載下抗拉損傷部位明顯增加， 出現(xiàn)在內(nèi)側(cè)墻跨中、外側(cè)墻頂、底部腋角位置及頂板兩側(cè)靠近腋角，損傷值到達(dá)95.69%，此時預(yù)制管廊側(cè)墻頂、底部、跨中及頂板靠近腋角部位已產(chǎn)生不可逆破壞；為進(jìn)一步研究預(yù)制管廊破壞模式，對其繼續(xù)加載，隨著力的加載，由圖2（e）、（f）可知，3 倍設(shè)計荷載下內(nèi)側(cè)墻跨中抗拉損傷面積擴(kuò)大，側(cè)墻底部靠近腋角部位損傷面積逐漸向上蔓延，頂板抗拉損傷向跨中擴(kuò)散損傷值達(dá)到95.6%，相較于2 倍荷載，損傷程度并無明顯增大，但是損傷面積急劇增加，此時的新型管廊出現(xiàn)多處開裂現(xiàn)象，而抗壓損傷無明顯變化；從圖2（g）、（h）可知，整體管廊出線大面積的抗拉損傷，損傷值已達(dá)到98.29%，裂縫急劇增加。

圖2 不同設(shè)計荷載抗壓、抗拉損傷因子圖

1.2.2 塑性應(yīng)變分析

以構(gòu)件右半邊為例，由圖3（a）～（c）可知，在1 倍設(shè)計荷載之下，即荷載值為126.61 kN 時，新型疊合式管廊整體塑性應(yīng)變并不明顯，僅在外側(cè)墻底部靠近腋角位置出現(xiàn)明顯的塑性集中。

由圖3（d）～（g）可知，在2 倍設(shè)計荷載之下，即荷載值為253.22 kN 時， 塑性應(yīng)變逐漸明顯外側(cè)墻底部位置塑性應(yīng)變區(qū)域面積增加，且在外側(cè)墻頂部靠近腋角位置、內(nèi)側(cè)墻跨中及頂板兩側(cè)靠近腋角位置均出現(xiàn)塑性應(yīng)變，從整體情況來看外側(cè)墻底部塑性應(yīng)變值在2 倍設(shè)計荷載情況之下明顯高于其他部位的塑性應(yīng)變。 由圖3（g）～（i）可以看出在3 倍設(shè)計荷載下，即荷載值為379.83 kN 時，整體的塑性應(yīng)變區(qū)域與2 倍設(shè)計荷載的塑性應(yīng)變區(qū)域相似，但塑性應(yīng)變區(qū)域明顯增大，外側(cè)墻頂、底部靠近腋角部位的塑性應(yīng)變最大。 由圖3（j）～（l）可知，在極限設(shè)計荷載下，即荷載值為569.745 kN 時，各區(qū)域塑性應(yīng)變值增大，塑性區(qū)域面積明顯增加，外側(cè)墻底部靠近腋角位置塑性應(yīng)變明顯。從模擬分析來看，新型疊合式管廊的整體破壞最先出現(xiàn)在外側(cè)墻底部靠近腋角部位，隨著加載的提高，側(cè)墻跨中、外側(cè)墻頂部靠近腋角部分以及頂板兩側(cè)均出現(xiàn)明顯的塑性應(yīng)變。結(jié)合預(yù)制管廊不同部位塑性應(yīng)變分析：頂板的破壞主要靠近腋角部分，主要以拉應(yīng)力為主，而隨著荷載的不斷加強(qiáng)，頂板外側(cè)（現(xiàn)澆層）的塑性應(yīng)變集中明顯； 最有可能出現(xiàn)的破壞為靠近腋角部分區(qū)域出現(xiàn)開裂，進(jìn)而導(dǎo)致滲水等病害。 從側(cè)墻的塑性應(yīng)變云圖上可以看出，主要的塑性應(yīng)變集中發(fā)生在上、下部腋角部位以及內(nèi)側(cè)墻板跨中位置， 塑性應(yīng)變集中最大部分為底部腋角區(qū)域（100 mm 側(cè)墻）。 最有可能先在側(cè)墻底部部腋角區(qū)域發(fā)生混凝土拉裂， 導(dǎo)致側(cè)墻上部疊合面失效，造成管廊主體結(jié)構(gòu)性能失效；其次在頂部部腋角區(qū)域會發(fā)生與底部相似破壞； 而在內(nèi)側(cè)墻板的跨中會發(fā)生開裂現(xiàn)象。 而在底板的塑性應(yīng)變發(fā)展過程中可以看出， 底板并無明顯的塑性集中， 僅在極限破壞荷載下底板靠近腋角部位發(fā)生了明顯的塑性集中， 故在整個受力過程中底板較為安全可靠。

圖3 不同設(shè)計荷載塑性應(yīng)變圖

1.2.3 Miss 應(yīng)力分析

新型疊合式管廊破壞性有限元模型應(yīng)力云圖見圖4，如圖4（a）～（b）新型疊合式管廊在1 倍均布循壞荷載加載下時，應(yīng)力集中主要發(fā)生在跨中及上下腋角部位，最大鋼筋應(yīng)變數(shù)值為47.29 MPa，發(fā)生在外側(cè)墻底部縱筋位置以及側(cè)墻跨中位置，此時的預(yù)制管廊依舊處于彈性狀態(tài)。 隨著力的加載。 由圖4（c）～（h）可知，新型疊合式管廊內(nèi)側(cè)墻應(yīng)力集中明顯，當(dāng)荷載為253.22 kN 時，底板及側(cè)壁受拉區(qū)混凝土裂縫增加， 內(nèi)側(cè)壁跨中及側(cè)墻底部腋角縱筋受拉，所受應(yīng)力增大，側(cè)墻縱筋受拉值達(dá)到187.9 MPa。 緊接著隨著荷載的逐漸增大，受拉鋼筋以及受壓鋼筋應(yīng)力也逐漸增大。 當(dāng)試件加載到極限承載力時，側(cè)壁跨中及腋角位置部分受拉鋼筋屈服，頂板及底板鋼筋尚未屈服，而試件頂板頂面受壓鋼筋以及試件腋角受壓鋼筋遠(yuǎn)未達(dá)到鋼筋屈服應(yīng)力，表明試件的側(cè)墻跨中及底部腋角區(qū)域為結(jié)構(gòu)的危險區(qū)域。 在整個加載過程中，試件的側(cè)墻鋼筋的應(yīng)力逐漸增大，受拉縱筋應(yīng)力集中區(qū)域主要為試件側(cè)墻跨中及底部腋角縱筋位置，且部分縱筋受拉應(yīng)力已達(dá)到屈服強(qiáng)度（約420 MPa），受壓鋼筋應(yīng)力集中區(qū)域主要為試件頂板、 底板及腋角加強(qiáng)鋼筋，且應(yīng)力遠(yuǎn)未達(dá)到屈服強(qiáng)度， 表明在加載過程中，主要由鋼筋承受拉應(yīng)力，受拉區(qū)域主要集中在模型的側(cè)墻跨中、腋角部位。

1.2.4 最大主應(yīng)力分析

從圖5（a）～（i）可知，基本上應(yīng)力集中位置與Miss 應(yīng)力云圖相對應(yīng)，均發(fā)生在側(cè)墻跨中及4 個腋角位置。 在最終破壞時的鋼筋應(yīng)力云圖可以看出，破壞始于側(cè)墻底部及側(cè)墻跨中縱筋達(dá)到其屈服強(qiáng)度，至此新型疊合式管廊結(jié)構(gòu)失效。

1.2.5 界面受力分析

將新型疊合式管廊模型拆分，進(jìn)行更為詳細(xì)的界面受力分析。 從圖6（a）～（d）可知，在頂板界面上應(yīng)力集中均集中在新型疊合式管廊的腋角位置，且隨著力級加載應(yīng)力集中位置不斷向頂板跨中延伸。

圖6 不同設(shè)計荷載頂板界面應(yīng)力云圖

從圖7（a）～（d）可知，底板界面應(yīng)力集中位置與頂板界面應(yīng)力集中位置相似，均發(fā)生在腋角。 在加載初期底板腋角的應(yīng)力集中就十分明顯，隨著加載過程的進(jìn)行，應(yīng)力值不斷升高，直至破壞。

圖7 不同設(shè)計荷載底板界面應(yīng)力云圖

由圖8（a）～（d）可知，側(cè)墻界面的應(yīng)力集中主要位于80 mm 側(cè)墻板的底部及頂部位置。隨著加載的進(jìn)行，應(yīng)力集中越發(fā)明顯。側(cè)墻界面的應(yīng)力集中位置與頂、底板界面應(yīng)力集中位置是相互對應(yīng)的，且80 mm 側(cè)墻板底部位置應(yīng)力集中發(fā)生時間早，貫穿整個加載過程，表明80 mm 側(cè)墻底部位置在整個過程中相對處于不利的受力狀態(tài)。

圖8 不同設(shè)計荷載側(cè)墻界面應(yīng)力云圖

1.3 位移分析

由圖9 可知，在加載過程中，位移主要發(fā)生在側(cè)墻跨中與頂、底板跨中位置，與實際受力相對符合，橫向位移量由0.1143～17.22 mm，縱向位移量由0.0164～0.692 mm。 而從整個管廊破壞過程來看，在1、2、3 倍設(shè)計荷載下的位移量增長都較為平緩，而在極限設(shè)計荷載之下，橫向位移量突然從0.517 mm 增加至17.22 mm，表明此時預(yù)制管廊出現(xiàn)較大裂縫導(dǎo)致預(yù)制管廊結(jié)構(gòu)位移突增，結(jié)構(gòu)已徹底破壞。

圖9 不同設(shè)計荷載橫向、縱向位移云圖

由圖10 可知，數(shù)值模擬計算中，側(cè)墻受拉區(qū)混凝土到達(dá)其受拉開裂塑性應(yīng)變之前， 側(cè)墻跨中荷載—位移曲線成線性上升，處于彈性階段；荷載達(dá)到253 kN 時， 側(cè)墻下腋角位置到達(dá)受拉開裂塑性應(yīng)變，側(cè)墻跨中荷載—位移曲線的斜率減小，說明此時數(shù)值模型的剛度降低，試件進(jìn)入塑性狀態(tài)。 荷載達(dá)到379 kN 時， 側(cè)墻跨中荷載—位移曲線斜率再次降低，模型剛度再次下降，側(cè)墻跨中橫向位移增長速度增快，說明此時側(cè)墻受拉區(qū)混凝土基本開裂。 根據(jù)試驗所得的破壞形態(tài)，側(cè)墻跨中受拉鋼筋達(dá)到本構(gòu)定義的屈服應(yīng)力時所受荷載為569.7 kN。此時從頂板荷載—位移曲線來看，頂板并未破壞。

圖10 側(cè)墻、頂板跨中荷載-橫向位移曲線

2 現(xiàn)澆綜合管廊有限元對比分析

2.1 損傷分析

由圖11（a）～（d）可知，在1 倍設(shè)計荷載下現(xiàn)澆管廊整體并未出現(xiàn)太大的損傷， 抗拉損傷僅為0.068%，出現(xiàn)在外側(cè)墻底部及內(nèi)側(cè)墻跨中位置；隨著力的加載，出現(xiàn)抗拉損傷的位置逐漸轉(zhuǎn)移到4 個腋角及側(cè)墻跨中位置；在極限荷載作用下，現(xiàn)澆管廊最終在4 個腋角及側(cè)墻跨中部位發(fā)生了破壞，抗拉損傷為98%。

圖11 不同設(shè)計荷載下現(xiàn)澆綜合管廊抗拉應(yīng)變云圖

2.2 塑性應(yīng)變對比分析

由圖12（a）～（b）可知，在加載初期，現(xiàn)澆綜合管廊主要出現(xiàn)塑性應(yīng)變處為側(cè)墻跨中、側(cè)墻底部位置處；隨著加載的進(jìn)行，側(cè)墻跨中塑性應(yīng)變區(qū)域面積擴(kuò)大，側(cè)墻底部位置塑性應(yīng)變向內(nèi)發(fā)展至腋角區(qū)域，頂板塑性應(yīng)變增強(qiáng)。 與預(yù)制管廊相比較而言，最終出現(xiàn)塑性應(yīng)變區(qū)域大致相同，但是在塑性應(yīng)變發(fā)展階段兩者有所不同，預(yù)制疊合式管廊首先是在側(cè)墻底部腋角位置出現(xiàn)塑性應(yīng)變，而后塑性應(yīng)變擴(kuò)展到側(cè)墻跨中及頂板腋角位置。

圖12 不同設(shè)計荷載下現(xiàn)澆綜合管廊塑性應(yīng)變云圖

2.3 應(yīng)力對比分析

由圖13（a）～（b）可知，在1 倍設(shè)計荷載加載時，現(xiàn)澆管廊應(yīng)力主要集中于4 個腋角位置，側(cè)墻跨中部位出現(xiàn)微弱的應(yīng)力集中；

圖13 不同設(shè)計荷載下混凝土鋼筋應(yīng)力應(yīng)變云圖

由13（c）～（f）可知，隨著力的加載，混凝土應(yīng)變主要集中于4 個腋角部位及外側(cè)墻跨中，外側(cè)墻底部縱筋及內(nèi)側(cè)墻跨中縱筋受拉。 在極限荷載下，側(cè)墻底部縱筋及側(cè)墻跨中縱筋達(dá)到屈服強(qiáng)度而導(dǎo)致預(yù)制管廊整體失效。 這與預(yù)制疊合式管廊的應(yīng)力集中十分相似，有所不同的是預(yù)制管廊的應(yīng)力集中比現(xiàn)澆管廊的應(yīng)力集中偏大。

2.4 位移分析

由圖14 可知，在加載過程中，位移主要發(fā)生在側(cè)墻跨中，橫向位移量由0.1047～10.03 mm，說明在加載過程中側(cè)墻相較于頂、底板更為不利。 而從整個管廊破壞過程來看，在1、2、3 倍設(shè)計荷載下的位移量增長都較為平緩， 而在極限設(shè)計荷載之下，橫向位移量突然從0.445 mm 增加至10.03 mm， 表明此時現(xiàn)澆管廊已出現(xiàn)不可逆破壞，導(dǎo)致側(cè)墻位移量突增。 與預(yù)制管廊相比較，出現(xiàn)較大位移處均發(fā)生在側(cè)墻跨中部位，且破壞時側(cè)墻橫向位移量均發(fā)生突增，說明破壞均發(fā)生在側(cè)墻面上。

3 結(jié)論

本研究建立了新型疊合式管廊模型，分析了新型疊合式管廊的受力特征和破壞形式，得到以下結(jié)論：（1）新型疊合式管廊初期的應(yīng)力集中發(fā)生在底部腋角及側(cè)墻跨中位置。 隨著加載過程的進(jìn)行，應(yīng)力集中逐漸向頂、底板跨中和頂部腋角延伸，鋼筋在此過程中均未屈服；最終破壞是發(fā)生在側(cè)墻底部腋角位置，由于側(cè)墻底部鋼筋達(dá)到屈服，結(jié)構(gòu)位移突增，整體結(jié)構(gòu)失效；（2）通過新型疊合式管廊與現(xiàn)澆管廊的模擬結(jié)果對比分析：現(xiàn)澆管廊破壞同樣發(fā)生在管廊的4 個腋角及側(cè)墻跨中部位，與新型疊合式管廊的破壞部位基本一致。