基于整體模型的預(yù)制拼裝綜合管廊節(jié)段接頭抗彎性能分析

張曉曦，丁思盼，夏樟華，葉世集，林上順

(1.福建省永富建設(shè)集團(tuán)有限公司， 福建 福州 350002；2.福州大學(xué) 土木工程學(xué)院， 福建 福州 350116；3.福建工程學(xué)院 土木工程學(xué)院， 福建 福州 350118)

地下綜合管廊能夠有效避免路面反復(fù)填挖，影響交通出行與市民生活的情況，有效解決“馬路拉鏈”“空中蜘蛛網(wǎng)”“城市看?！盵1-3]的問題，近年來管廊采用了多種多樣的裝配技術(shù)，如分塊預(yù)制拼裝[4-5]、節(jié)段預(yù)制拼裝[6-8]、疊合式預(yù)制拼裝[9-14]等。與現(xiàn)澆綜合管廊相比，預(yù)制拼裝綜合管廊的主要問題為節(jié)段與節(jié)段間存在接縫，其接縫位置的變形情況顯得尤為重要，嚴(yán)重時(shí)則會(huì)導(dǎo)致地下水、地下土壤以及腐蝕物質(zhì)進(jìn)入廊體內(nèi)部，影響管廊使用壽命。目前，陳小贊等[15-16]對(duì)綜合管廊接頭的力學(xué)特性與承載性質(zhì)進(jìn)行相關(guān)研究，對(duì)雙艙綜合管廊進(jìn)行抗彎與抗剪特性的數(shù)值分析，分析預(yù)應(yīng)力對(duì)其力學(xué)特性的影響。陳智強(qiáng)[17]、胡翔等[18]依托于上海世博會(huì)園區(qū)的地下綜合管廊工程，對(duì)預(yù)制綜合管廊的受力性能包括接頭模型的受力情況等。劉芳等[19]通過ABAQUS有限元軟件對(duì)含有拼裝接頭的預(yù)制節(jié)段與整體節(jié)段進(jìn)行靜力試驗(yàn)的模擬，并對(duì)拼裝節(jié)段提出結(jié)構(gòu)上的優(yōu)化建議。李榮華等[20]利用FLAC3D有限差分方法模擬土工布對(duì)填土沉降的防護(hù)以及土工格柵的構(gòu)造因素對(duì)外部荷載作用下的管廊防護(hù)進(jìn)行研究。為研究管廊節(jié)段接頭抗彎性能，本文以平潭某管廊工程為背景，建立與實(shí)際工程相符的預(yù)制綜合管廊整體節(jié)段模型，對(duì)預(yù)制拼裝綜合管廊節(jié)段接頭模型進(jìn)行受力性能研究，通過綜合管廊接頭的撓度、接縫底部張開量、接頭處變形等數(shù)據(jù)進(jìn)行分析。

1 有限元模型

1.1 工程概況

該綜合管廊工程采用單艙截面形式，為矩形截面，位于平潭綜合實(shí)驗(yàn)區(qū)金井灣組團(tuán)內(nèi)的如意湖片區(qū)，路線圍繞如意湖水體布設(shè)，整體長(zhǎng)度約為5.413 km。綜合管廊凈截面尺寸為寬3.2 m、高3.4 m。預(yù)制綜合管廊節(jié)段的整體尺寸為寬3.9 m、高4.1 m、長(zhǎng)2.0 m。頂?shù)装寮案拱灞诤窬鶠?.35 m。在管廊內(nèi)側(cè)的四周處設(shè)有腋角，腋角尺寸為0.25 m×0.25 m，在腋角處設(shè)有圓波紋管，用于通過預(yù)應(yīng)力鋼絞線，以便于預(yù)制節(jié)段間的連接，具體管廊整體尺寸如圖1所示。

該管廊工程采用預(yù)應(yīng)力筋與承插式接頭相結(jié)合的方式作為接頭形式，既利用了承插式接頭的兩道密封防水措施,又借助縱向連接鋼筋,形成了工作面壓縮膠圈密封與縱向串接壓縮結(jié)合,能夠較好地滿足抗?jié)B密封以及受力要求。采用這種接頭形式的管廊,應(yīng)在其腋角位置預(yù)留縱向連接筋的孔道與錨固孔,管廊施工時(shí)穿入縱向連接筋并張拉錨固,約束鎖緊各管廊形成整體。

圖1 管廊尺寸圖(單位：cm)

1.2 有限元建模

1.2.1 管廊節(jié)段的建立

ABAQUS有限元軟件具有強(qiáng)大的前、后處理能力，可以通過拉伸、切削等方式對(duì)所建立的實(shí)體進(jìn)行二次加工，對(duì)于管廊節(jié)段而言，首先通過拉伸創(chuàng)建一個(gè)長(zhǎng)4 100 mm、寬2 000 mm、高3 900 mm的立方體，其次通過創(chuàng)建切削中的拉伸工具，繪制節(jié)段內(nèi)側(cè)截面并進(jìn)行切削。最后復(fù)制該模型，將管廊節(jié)段分為承口節(jié)段與插口節(jié)段，分別按照承插口尺寸及深度對(duì)模型進(jìn)行切削與拉伸。至此，綜合管廊建立完成的模型以及加載示意圖如圖2所示。

圖2 管廊節(jié)段

1.2.2 MPC約束

由于該管廊工程采用無粘結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼絞線進(jìn)行連接。故鋼絞線與混凝土間沒有粘結(jié)作用，不適合采用Embeded的方式將鋼絞線與混凝土進(jìn)行約束，故采用MPC的方式進(jìn)行約束，MPC(Multi-Point Constraints，MPC)即多點(diǎn)約束。由于預(yù)應(yīng)力鋼絞線在腋角處進(jìn)行錨固，故腋角區(qū)域的錨墊板與預(yù)應(yīng)力鋼絞線之間屬于剛性連接。將預(yù)應(yīng)力鋼絞線的端點(diǎn)設(shè)置為控制點(diǎn)，將腋角區(qū)域設(shè)置為剛性約束區(qū)域。

1.2.3 網(wǎng)格劃分

在整體管廊模型中由于腋角的存在，與上一章中的模型類似，若按照默認(rèn)的網(wǎng)格劃分方式(見圖3(a))，模型中將會(huì)出現(xiàn)不規(guī)則的網(wǎng)格。必須對(duì)部件進(jìn)行拆分，再設(shè)置對(duì)應(yīng)的網(wǎng)格類型。首先對(duì)管廊的四個(gè)腋角處進(jìn)行分割，管廊整體模型被分割為8個(gè)區(qū)域。其次將四個(gè)腋角區(qū)域所采用的網(wǎng)格單元形狀為楔形，使用掃掠網(wǎng)格劃分技術(shù)。其他區(qū)域采用六面體網(wǎng)格單元，使用結(jié)構(gòu)化網(wǎng)格劃分技術(shù)(見圖3(b))。

1.2.4 接觸方式

該整體管廊模型采用承插式接頭，在接頭處的接觸面較多，若采用通用接觸，雖然在前期設(shè)定較為簡(jiǎn)單方便，但是在計(jì)算過程中會(huì)產(chǎn)生較大的計(jì)算量。故采用面-面接觸對(duì)接頭處的各個(gè)表面進(jìn)行設(shè)置，將接頭的接觸面限制在承插式接頭范圍內(nèi)，法向設(shè)置硬接觸，切向采用摩爾-庫侖模型。模型裝配完成后，如圖4所示。

圖3 網(wǎng)格劃分

圖4 裝配完成圖

2 計(jì)算結(jié)果與分析

2.1 荷載-撓度曲線

通過有限元模擬結(jié)果所得的荷載撓度曲線(見圖5)可知，在豎向荷載為605 kN左右時(shí)，整體模型的跨中撓度為0.07 mm，整體模型開始下?lián)?，可以先假定整體模型的消壓荷載為605 kN。在加載的初始階段，荷載撓度曲線的斜率較大，這表示撓度的增長(zhǎng)速率較低。當(dāng)豎向荷載達(dá)到1 491 kN時(shí)，跨中撓度為0.41 mm，該點(diǎn)為荷載撓度曲線的拐點(diǎn)，隨后試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷目缰袚隙仍鲩L(zhǎng)速率有一定的提高。最后，從荷載撓度曲線中可以看出，當(dāng)施加的豎向荷載為2 482 kN時(shí)，試驗(yàn)?zāi)Ｐ瓦_(dá)到屈服，此時(shí)跨中的最大撓度達(dá)到4.70 mm。

2.2 頂部與底部預(yù)應(yīng)力筋與荷載的關(guān)系

在預(yù)應(yīng)力張拉完成時(shí)，頂部與底部腋角位置的預(yù)應(yīng)力筋應(yīng)力值相等，都為1 067.5 MPa。在施加豎向荷載的過程中，當(dāng)荷載為605 kN時(shí)，底部預(yù)應(yīng)力筋的應(yīng)力開始隨著荷載的增大而增大。當(dāng)荷載為2 482 kN時(shí)模型達(dá)到屈服，可知底部預(yù)應(yīng)力筋的應(yīng)力值為1 860 MPa，而頂部的預(yù)應(yīng)力筋并未達(dá)到屈服，其應(yīng)力值為1 137 MPa，變化較小。通過圖6中兩條曲線的關(guān)系可以推測(cè)，當(dāng)荷載為1 491 kN時(shí)底部和頂部預(yù)應(yīng)力筋的應(yīng)力同時(shí)出現(xiàn)拐點(diǎn)，底部預(yù)應(yīng)力筋的應(yīng)力隨著荷載的增大變化較大，頂部預(yù)應(yīng)力筋的應(yīng)力隨著荷載的增大變化較小。

圖5 荷載撓度曲線

圖6 頂部和底部預(yù)應(yīng)力筋應(yīng)力與荷載曲線

2.3 接頭變形

圖7表示的是當(dāng)豎向荷載分別為600 kN、1 000 kN、1 300 kN、1 500 kN、1 700 kN、2 000 kN、2 100 kN、2 200 kN、2 300 kN、2 482 kN時(shí)，接縫側(cè)面從下至上各高度位置的變形量。從圖7中可知當(dāng)荷載為600 kN時(shí)，接縫側(cè)面沒有發(fā)生明顯變形。但實(shí)際上接縫底部已經(jīng)發(fā)生微小變形。隨著荷載的增大，接縫側(cè)面下半部分逐漸發(fā)生變形，上半部分混凝土受壓區(qū)域越來越少，當(dāng)荷載達(dá)到1 500 kN時(shí)，接縫張開量較為明顯，僅在頂部呈擠壓狀態(tài)。

在豎向荷載達(dá)到1 500 kN之后，接縫開始發(fā)生變形，但接縫的張開量相對(duì)較小。隨著荷載的增大，接縫各位置變形量迅速增大。荷載在1 500 kN～1 700 kN時(shí)，接縫變形量迅速增大，隨后接縫側(cè)面不同高度位置的接縫變形量均勻增大，直至屈服。

圖7 接頭變形量

2.4 荷載-接縫張開量曲線

將兩節(jié)預(yù)制拼裝綜合管廊的接縫底部中點(diǎn)在沿管廊縱向上的位移之差定義為試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷慕涌p張開量。圖8(a)為通過有限元模擬結(jié)果得到的接縫底部張開量與荷載的關(guān)系曲線。從該曲線關(guān)系中可知，當(dāng)所施加的豎向荷載值在0 kN～605 kN之間時(shí)，接縫底部張開量為0 mm，此時(shí)試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷某胁迨浇宇^保持緊密貼合。當(dāng)施加的荷載為605 kN時(shí)，底部接縫出現(xiàn)張開量為0.017 mm，隨著荷載的增大，接縫底部張開量也隨之增大，當(dāng)荷載達(dá)到1 491 kN時(shí)，接縫底部張開量為0.805 mm，此后，接縫底部的張開量迅速增大，且增長(zhǎng)速率一致，當(dāng)達(dá)到屈服時(shí)，所施加的豎向荷載值為2 480 kN，此時(shí)的張開量最大為18.596 mm。

為了更好的研究整體模型的接縫變形情況，現(xiàn)取接縫頂部中點(diǎn)，接縫側(cè)面某點(diǎn)、以及接縫底部中點(diǎn)的變形情況進(jìn)行對(duì)比。從圖8(b)中可知，在施加豎向荷載的過程中，接縫的頂部并沒有發(fā)生明顯的變形。實(shí)際上，在豎向荷載的作用下，整體管廊的模型接縫頂部一直處于受壓狀態(tài)，所以并沒有發(fā)生張開。而在接縫側(cè)面某點(diǎn)處的變形與底部的接縫變形趨勢(shì)相同，但變形量小于接縫底部，這是因?yàn)榈撞拷涌p變形量最大。

2.5 結(jié)構(gòu)優(yōu)化措施

有限元分析結(jié)果表明：預(yù)制拼裝綜合管廊的接頭破壞以預(yù)應(yīng)力筋達(dá)到屈服強(qiáng)度為標(biāo)志；預(yù)制拼裝綜合管廊的接頭破壞以變形作為主要特征，且接頭變形對(duì)于管廊的正常運(yùn)行也有較大影響。根據(jù)管廊接頭的特點(diǎn)，提出以下優(yōu)化措施：

(1) 在選擇預(yù)制管廊的連接材料時(shí)，應(yīng)選擇合適的材料，在建設(shè)初期，以螺栓連接為主，但其長(zhǎng)度較短，且在施工中不能確定其連接緊固情況，現(xiàn)已較少使用。目前常見的是以預(yù)應(yīng)力筋為主的連接方式，但在施工時(shí)存在張拉力不足與預(yù)應(yīng)力損失的情況，在施工時(shí)應(yīng)進(jìn)行二次張拉，確保張拉力。同時(shí)，除在管廊腋角位置設(shè)置預(yù)應(yīng)力，也可在四壁中部設(shè)置預(yù)應(yīng)力，加強(qiáng)節(jié)段間的連接。

圖8 接縫張開量與荷載曲線

(2) 針對(duì)管廊接頭處的變形情況，可在管廊內(nèi)壁四周增設(shè)連接裝置，以鋼板或是加勁板與螺栓進(jìn)行固定。其次針對(duì)接頭構(gòu)造進(jìn)行優(yōu)化，在已有基礎(chǔ)上設(shè)置凹凸型接頭構(gòu)造，增加接頭的咬合力。針對(duì)土體情況較差的地區(qū)，可以采用在外部設(shè)置固定支撐的方式減小接頭的變形情況。

3 結(jié) 論

(1) 有限元分析結(jié)果表明：預(yù)制拼裝綜合管廊在承受對(duì)稱豎向力作用時(shí)的屈服撓度較小，跨中最大撓度為4.70 mm；其接縫處的變形情況表現(xiàn)為由下往上減小，在接縫頂部以受壓為主。通過對(duì)接縫各處的張開量進(jìn)行分析可知，底部張開量最大為18.60 mm，而側(cè)面與頂部的張開量相對(duì)小一些。

(2) 預(yù)制拼裝綜合管廊接頭主要以預(yù)應(yīng)力筋作為主要承受部件，且破壞的結(jié)果以大變形為主要特征，因此可通過對(duì)其連接材料與方式進(jìn)行優(yōu)化，并采用抑制接頭變形等措施，改善接頭的受力性能。