深中通道組合結構沉管管節混凝土澆筑變形分析*

李永軒，宋神友，金文良，劉玉擎

(1.同濟大學土木工程學院，上海 200092； 2.深中通道管理中心，廣東 中山 528400)

0 引言

鋼殼-混凝土組合結構，是一種將鋼上下面板、橫縱隔板焊接形成鋼殼格室，在其內部填充混凝土而形成的組合結構，鋼面板與混凝土之間往往布置連接件以保證二者的緊密結合[1-2]。與傳統的混凝土結構不同，鋼殼-混凝土組合結構外置雙層鋼面板，既可承擔彎矩作用、保障防水性能、提高耐久性能，還能作為混凝土澆筑時的模板，承擔施工期間荷載并省去拆模脫模工序，近年來開始應用于近海工程、海底沉管隧道等結構中[3-4]。

混凝土澆筑對鋼殼-混凝土組合結構沉管的工程質量至關重要。小島朗史等[5]對日本港島沉管隧道首節沉管的混凝土澆筑方法和相關測試進行了介紹，為減少水化熱的影響，提出了對稱澆筑方案。玉井昭治等[6]提出了先澆筑墻體、后澆筑頂底板、沿管節橫縱向對稱澆筑的方法，以增強浮態澆筑時結構的縱向剛度。但浮態澆筑時，沉管底板位于水下受壓，頂板浮于海面受日照升溫影響較大，最終變形往往為縱向上拱，且其澆筑質量受天氣、海浪等因素影響。因此，為保證工程質量，管節澆筑施工過程導致的結構變形應引起重視并得到有效控制。

深中通道組合結構沉管斷面寬度較大，頂板下撓成為混凝土澆筑施工的主要控制指標。為此，針對深中通道首節沉管E1澆筑方案，建立考慮混凝土彈性模量、水化熱溫度隨時間變化的板殼-實體精細化有限元模型，采用線性疊加法對澆筑全過程進行模擬，揭示了鋼殼-混凝土組合結構沉管澆筑隨時間的變形規律，為首節沉管澆筑施工提供技術支撐。

1 深中通道首節沉管管節構造

深中通道項目全長約24km，是集“橋、島、隧”于一體的重大交通跨海工程。其中，沉管隧道段長6.845km，主體結構由32個鋼殼-混凝土組合結構沉管管節組成。

首節沉管E1緊鄰海中人工島，長123.5m，斷面高10.6m，寬46.0m，單孔凈跨徑18.3m。沉管的頂板、底板、側墻厚度均為1.5m，中墻厚0.8m，如圖1所示。沉管頂板、底板、中墻、側墻結構均由鋼殼-混凝土組合沉管結構組成。其中，鋼殼結構主要由鋼上下面板、橫隔板、縱隔板焊接而成。同時，鋼上下面板布置T肋、板肋，以提高結構剛度、減小變形，確保鋼板與混凝土有效連接。在焊接形成的封閉鋼格室中澆筑混凝土，橫、縱隔板間距分別約為3.0，3.5m，所形成的沉管頂底板標準格室大小為15.75m3。首節沉管鋼格室總數為1 681個，混凝土澆筑總量約2.2萬m3。

圖1 首節沉管E1構造與尺寸(單位：m)

2 首節組合結構沉管澆筑方案

2.1 制作過程

首節沉管E1的鋼殼加工完成通過驗收后，浮運至混凝土澆筑廠，卸駁后采用臺車頂升，將鋼殼從卸駁區縱向移動至澆筑區、轉移到固定支承上，完成體系轉換。到達澆筑區后，設置6臺澆筑設備同時進行澆筑，并依次、對稱完成底板、墻體和頂板的混凝土澆筑。澆筑完成后，采用臺車將E1管節第2次縱移至淺塢區，進行壓載水系統、端封門、GINA止水帶等第1次舾裝。干塢區注水，沉管依次橫移至深塢區、塢外水域、與運安一體船進行連接，最后浮運至指定水域進行施工作業。

2.2 支承條件

E1管節澆筑時底部設置8列條狀支承。其中側墻、中墻底部設4列臺車支承緊密排列，其頂平面為4.6m×1.4m鋼板。底板中部設4列寬0.4m的鋼梁支承，鋼梁架設在固定墩上，墩頂設千斤頂調整高度，提供豎向反力。

2.3 澆筑過程

E1管節鋼格室共1 681個，其中底板、墻體、頂板分別為574，656，451個格室。澆筑工期共57d，澆筑底板需19d，調整機具設備至頂板需3d，側墻澆筑需19d，頂板澆筑需16d。為減小水化熱對周邊格室的影響，沉管的底板、側墻均采用對稱均衡的澆筑方法。

管節頂板的澆筑區域及順序如圖2所示，澆筑該區域的時間為第42～57天。為定位澆筑區域，將頂板澆筑區分為UL-1～UL8，UR-1～UR8。如UL-1，UR-1為左、右側近端部區間，分別包含30，25個鋼格室。同時，該格室的澆筑天數以數字標出，如數字42，50代表第42，50d的澆筑區域，其余時間的澆筑區域在其附近標注“第n天”。

圖2 頂板澆筑區域及順序

首節E1的澆筑方案中，同一區域的鋼格室采用對稱、跳倉澆筑，即第1批澆筑的鋼格室按梅花布置，并當其強度合格、溫度降低后，澆筑第2批格室混凝土。如第42天澆筑UR-2、UL-7區域，第43天澆筑UL-2，UR-7區域，二者沿管節縱向、橫向對稱；將第42，43天統稱為第1批混凝土，8天后，即第50，51天針對UR-2，UL-7，UL-2，UR-7區域中的剩余格室開展澆筑，為第2批澆筑的混凝土，與第1批呈梅花形交錯。

3 模擬計算方法

3.1 有限元模型

E1管節板殼-實體有限元模型如圖3所示。針對鋼殼底板下面板與臺車、鋼梁上翼緣接觸區域，約束其節點x，y，z方向自由度，以模擬固定支承。

圖3 有限元模型

模型包括鋼殼結構和內填混凝土，其中鋼殼結構的下面板、上面板、縱向鋼隔板、橫向鋼隔板及面板加勁設置的橫向T肋、縱向板肋等細部構造均采用4節點有限應變板殼單元shell181進行網格劃分，單元尺寸為0.10～0.25m；混凝土為實體單元，采用8節點實體單元solid65進行網格劃分，單元尺寸約0.25m，模型中單元總數超過150萬。

內填混凝土處于鋼格室內部，各表面與鋼格室頂底板、縱橫隔板耦合三向自由度，不考慮二者相對分離。內填混凝土28d軸心抗壓強度、彈性模量、密度均值分別為56.8MPa，36.5GPa，2 387kg/m3。

3.2 混凝土材性隨時間的變化

模型中考慮混凝土水化熱產生的溫度荷載。為明確溫度變化，針對單個標準格室(3.0m×3.5m×1.5m)的混凝土，采用大體積混凝土溫度測試儀進行水化熱溫度測試，測試結果擬合溫度曲線及簡化模型如圖4所示。混凝土入模溫度為18.9℃，入模后38h(1.6d)后達到水化熱最高溫，約為67.8℃；再經過288h(12d)，溫度從最高溫度降到室溫23.7℃，降溫過程平緩。

圖4 水化熱溫度隨時間變化曲線

基于實測數據和對稱澆筑方案，設定格室內混凝土水化熱溫度簡化模型，即混凝土初始環境溫度設為20.0℃，第1天升溫50.0℃，并在第4，8，12天降溫，每次15.0℃，最后達到室溫25.0℃。混凝土的線膨脹系數取10με/℃。

模型中考慮混凝土彈性模量隨時間的變化曲線如圖5所示，且不同格室區域澆筑的混凝土分別考慮。基于CEB-FIP公式[7]，提出了彈性模量簡化模型。第1～4天均為0.75Ec，此后，第4，8，12天時分別增加0.15Ec，0.05Ec，0.05Ec，13d后混凝土的彈性模量為1.00Ec。

圖5 混凝土彈性模量隨時間變化曲線

3.3 模擬方法

澆筑過程的模擬采用線性疊加法。每次澆筑定義為一個工況，并單獨進行計算，結構的最終變形為各次澆筑引起的變形和。即模型第i節點處最終變形應為所有計算工況(1～N)引起的變形線性疊加，按下式計算：

(1)

式中：Δi，Δij分別為i節點處的最終變形，j工況下變形；Gj，Tinc，Tdec分別為j工況下的自重、升溫、降溫荷載；Kij(j為隨工況變化的結構剛度。

每個格室內的混凝土均考慮澆筑前、澆筑中和澆筑后3個計算狀態。澆筑前，格室混凝土單元未激活；澆筑中，激活混凝土單元，考慮單元質量但不考慮其剛度；澆筑后，混凝土單元考慮剛度變化和溫度影響，但不考慮其質量。分別計算每個格室混凝土自重引起的結構變形，并疊加得到總變形。結合圖4，5，澆筑后的混凝土計算狀態又可依次定義為C3-1～C3-8，如表1所示。

表1 單個格室混凝土計算狀態

模型計算不僅包括澆筑底板、墻體、頂板的57d，還包括所有格室內混凝土的降溫過程，總計算天數為71d。

4 澆筑過程模擬結果及分析

4.1 模擬與測試結果比較

有限元計算結果和澆筑過程中測試數據的比較如圖6所示。提取路徑為單孔頂板跨中鋼下面板沿管節縱向中心線。管節縱向降至室溫后，測試數據顯示管節頂板跨中大部分位置下撓8～10mm，最大10mm，均值8.23mm。與管節中部相比，端部跨中下撓較小，為4～5mm。頂板下撓最大處位于距管節端部的20～30m截面，而該截面為管節最先澆筑的區域。除端截面受邊界條件影響下撓較小，管節大部分截面跨中下撓變形均為8～10mm，變化較小。

圖6 頂板豎向撓度計算與測試結果比較

有限元計算結果最大值為跨中下撓8.95mm，均值為8.26mm，與測試結果的誤差分別為7.0%，0.4%，模型能夠較好地反映結構變形，可用于混凝土澆筑過程分析。

4.2 水化熱對澆筑變形的影響

管節中部橫斷面頂板豎向撓度如圖7所示。不考慮水化熱溫度變化，頂板澆筑完成時豎向變形最大為下撓3.45mm，位于頂板中部；考慮水化熱溫度變化后，頂板跨中下撓增加至8.95mm，升降溫作用引起的變形增量占總下撓值的61.5%，不考慮水化熱影響會明顯低估結構的變形。

圖7 管節中部橫斷面頂板豎向撓度

4.3 管節澆筑變形隨時間變化特征

管節端截面、中截面頂底板撓度隨時間變化曲線如圖8所示。結果顯示，底板跨中V1，V3的下撓隨時間的變化較小，頂板跨中V2，V4的變化較大。

圖8 管節豎向變形隨時間變化曲線

對澆筑全過程進行分析，澆筑底板時，各關鍵點撓度變化均較小，在±2mm范圍內；澆筑側墻時，墻體區域溫度升高使得頂板整體向上變形，跨中豎向變形V2，V4最大為上拱2.37mm；澆筑頂板時，頂板因混凝土自重和水化熱溫度作用產生了明顯的下撓；頂板端截面、中截面的最終變形分別為下撓5.71，8.95mm，表明頂板混凝土自重、頂板降溫是其下撓的主要原因。

降至室溫時，與澆筑剛完成時相比，頂板端截面、中截面V4點的下撓分別增大了80.8%，83.5%，跨中下撓進一步增大，這表明，雖然澆筑過程已結束，但降溫過程結構變形的影響十分明顯，水化熱溫度作用不可忽略。

管節端截面、中截面的側墻橫向變形隨時間變化曲線如圖9所示。結果顯示，側墻底H1，H3因支承約束較強，隨時間的變化較小，側墻頂H2，H4變化較大。

圖9 管節橫向變形隨時間變化

對澆筑全過程分析可知，澆筑底板對側墻頂橫向位移的影響較小；澆筑墻體和頂板時，H2，H4先橫向向外擴張、后向管節內收；澆筑剛完成時，端截面H2，H4的變形外張分別為2.32，2.41mm，表明頂板升溫產生了一定的膨脹變形；當降溫過程開始后，H2，H4分別從外張轉為內收，增量明顯大于墻體降溫時的影響，最終橫向位移分別為內收6.12，6.35mm，表明澆筑頂板及頂板降溫是墻體頂部橫向變形的主要原因。

4.4 E1管節變形模擬結果

澆筑完成并降至室溫后的管節變形如圖10所示。管節豎向變形主要為頂板跨中下撓8.95mm，與中截面相比，端截面的頂板跨中下撓最大3.57mm，管節豎向變形沿縱向不均勻分布，最大處位于管節中間截面。

圖10 E1管節變形分布

管節橫向變形主要為側墻與頂板相交的角隅處橫向內收變形，兩側側墻內收7.13，6.85mm，橫向變形沿縱向分布較均勻。管節縱向變形主要為端截面頂板混凝土內收8.86，8.21mm，且沿管節縱向近似對稱。

最終澆筑完成后的變形表明，混凝土澆筑引起的主要變形為頂板跨中下撓、側墻頂部內收，分別為頂板凈跨的5.4/10 000，側墻高度的6.7/10 000。管節端部頂板產生縱向內收變形，為管節縱向長度的0.7/10 000。與橫向和豎向變形相比，管節的縱向變形相對值較小。

5 結語

1) 針對深中通道沉管澆筑方案，建立了考慮混凝土彈性模量、水化熱溫度等隨時間變化的板殼-實體精細化有限元模型，澆筑全過程模擬得到的頂板豎向撓度與實測結果吻合較好。

2) 與不考慮混凝土水化熱相比，水化熱導致的頂板豎向變形占總變形的61.5%；與澆筑剛完成時相比，降溫結束時，頂板的豎向變形、側墻頂橫向變形明顯增加，水化熱對結構變形的影響不容忽視。

3) 澆筑底板、側墻的混凝土時，結構變形較小，澆筑頂板的混凝土時結構變形明顯增大。其主要變形為頂板下撓、側墻頂部內收，分別為頂板凈跨的5.4/10 000、側墻高度的6.7/10 000，其主要原因為頂板澆筑混凝土的自重和降溫。