鋼筋銹蝕作用下盾構隧道結構損傷劣化性能

許勇,夏明,張煒,李哲宇,張志強

(1.上海市隧道工程軌道交通設計研究院,上海 200235; 2.南昌軌道交通集團有限公司,南昌 330038;3.西南交通大學土木工程學院,成都 610031)

隧道鋼筋混凝土襯砌結構作為隧道工程最主要的結構,其服役年限要求長達數十年乃至上百年。在服役過程中,鋼筋混凝土結構不可避免會出現鋼筋銹蝕問題[1]。在荷載和侵蝕性物質的聯合作用下,隧道鋼筋混凝土襯砌結構將經歷腐蝕-損傷-劣化過程而逐漸失效破壞,最終導致襯砌結構力學性能不能完全達到設計承載力,使得襯砌的服役性能大幅降低,出現耐久性失效問題[2-5]。因此研究鋼筋混凝土襯砌結構在鋼筋銹蝕作用下損傷劣化對提高襯砌結構的服役性能具有重大意義。

現有研究中,大量學者多采用數值仿真的方法來模擬鋼筋混凝土結構由無損狀態向失效狀態發展的非線性演化過程,從離子侵蝕劣化機理、襯砌結構力學性能、服役壽命、安全性評估方法等方面對侵蝕環境鋼筋混凝土襯砌結構展開研究。在劣化機理方面,劉四進等[6]建立滲流狀態下離子侵蝕模型研究腐蝕環境下水下盾構隧道襯砌結構的劣化機理;劉才瑋等[7]分析了氯離子侵蝕作用下材料性能的退化規律。林紅威等[8]以試件表面銹脹裂紋寬度為研究變量,探究了荷載-銹蝕耦合作用對鋼筋混凝土結構粘結性能的影響。在襯砌結構力學性能方面,周建庭等[9]建立了考慮混凝土等級和鋼筋銹蝕率的數值計算模型研究構件剛度的退化規律;Zhang等[10]基于銹蝕后鋼筋拉拔試驗分析銹蝕率對襯砌結構承載力的影響;戴宇[11]研究了鋼筋銹蝕對隧道襯砌結構力學行為和破壞特征的影響。劉四進等[12-13]將隧道襯砌結構等效為受力特點相似的偏心柱構件以研究混凝土襯砌結構的服役性能。李昕等[14]提出基于裂縫限值準則和承載力極限準則的服役壽命預測方法。韓興博等[15]基于概率統計理論研究了碳化侵蝕和氯離子銹蝕共同作用下管片的承載能力。王海彥等[16]以鹽類侵蝕作用下襯砌結構抗壓強度退化趨勢為表征因素,研究了襯砌結構服役壽命衰減規律。張冬梅等[17]研究了銹蝕率與隧道結構失效概率的關系。敖芃[18]將鋼筋銹蝕作用等效為混凝土力學性能退化問題,提出一種基于銹蝕深度和銹蝕范圍等因素的穩定性評估方法。Yousif[19]提出了綜合考慮黏結強度、試件力學行為和混凝土裂縫的銹蝕隧道襯砌強度評估的方法。

隨著計算機性能的提高和數值仿真技術的發展,數值模擬已成為鋼筋銹蝕作用下隧道結構損傷劣化性能研究的重要手段。然而,目前對銹蝕作用下襯砌結構性能劣化的有限元分析存在以下不足:①影響因素考慮不充分,僅針對鋼筋粘結性能退化和自身強度降低對整體結構性能的影響,而忽略鋼筋銹脹對結構的損傷,導致計算結果存在局限性。②缺少銹蝕發展過程中襯砌全過程損傷及內力演化形態和整體劣化特征,且多集中于銹蝕條件下隧道整體耐久性和承載力,對襯砌結構分區劣化鮮有討論。③實際中圍巖側的銹蝕率往往大于臨空側銹蝕率,現有研究中將襯砌結構不同位置的鋼筋銹蝕率視為相同的做法與實際存在較大區別。

鑒于此,現考慮實際隧道襯砌結構服役環境,選擇水土荷載及氯離子侵蝕性環境為主要研究背景,建立考慮鋼筋混凝土間粘結滑移的隧道襯砌精細化有限元模型,研究鋼筋銹蝕作用下襯砌結構形變、損傷、裂縫等變化規律,為隧道襯砌結構服役性能的評估提供理論基礎。

1 參數選取與標定

1.1 混凝土本構參數選取

混凝土塑性損傷(concrete damaged plasticity,CDP)模型綜合了損傷彈性和拉伸、壓縮塑性,可以準確地表征混凝土的非彈性力學行為,是研究結構工程最常用的一種本構[20],因此采用CDP模型表征混凝土材料力學行為。CDP模型單軸周期荷載(拉-壓-拉)作用下應力ε-應變σ曲線如圖1所示。根據能量等價法進行損傷因子的計算[21],CDP模型塑性屈服準則參數見表1。

σt0為拉應力峰值;E0為初始剛度;dt為剛度受拉折減系數;dc為剛度受壓折減系數;wc為材料轉化為受壓狀態后的權重因子(默認取1);wt為材料轉化為受拉狀態后的權重因子(默認取0)

1.2 鋼筋本構參數選取

襯砌結構裂縫作為一種最常見的病害,將顯著影響材料的力學性能[22]。圖2所示為氯離子侵蝕作用下鋼筋混凝土結構的銹蝕劣化過程。在這種作用下,混凝土內部鋼筋發生銹蝕,生成銹蝕產物填充鋼筋與混凝土之間空隙;伴隨著銹蝕程度的加深,銹蝕產物體積不斷增大,造成鋼筋體積膨脹;銹蝕產物體積進一步增加,在周圍混凝土的約束作用下,鋼筋混凝土交界面將產生銹脹力,引起混凝土保護層受拉開裂。隨裂紋不斷擴展貫通,材料性能顯著降低。隧道工程中,二次襯砌內鋼筋并非簡單直線段,而是由多個圓弧段組成,并且由于目前大多研究認為鋼筋銹脹位移不是各向同性的,而僅在橫截面產生銹脹位移[23],因此計算模型中,采用溫度場模擬鋼筋銹脹作用時,對不同圓弧段的鋼筋設置相應局部坐標系、鋼筋材料方向和各向異性的熱膨脹系數,使鋼筋僅在13平面內產生膨脹位移,見圖3(a)。二次襯砌采用HRB400鋼筋,通過設置溫度相關材料屬性來表征其隨銹蝕率增大屈服強度降低的力學特點。鋼筋均勻銹蝕后的截面見圖3(b)。

圖2 氯離子侵蝕作用模型

圖3 鋼筋銹蝕計算模型

假定鋼筋長度、質量均勻,鋼筋質量損失即鋼筋橫截面損失,銹蝕率與溫度場關系推導公式為

(1)

式(1)中:r為鋼筋直徑;δ為銹蝕深度,滿足Δ=(n-1)δ,Δ為名義銹蝕層厚度,計算中取n=2。

此時鋼筋橫截面膨脹的面積為

ΔScor=π(r+Δ)2-πr2

=π[(n-1)2δ2+2r(n-1)δ]

(2)

鋼筋的線膨脹系數α=1.2×10-5/℃,當溫度變化為ΔT時,鋼筋橫截面膨脹的面積為

ΔST=πr2[(1+αΔT)2-1]

=πr2(2αΔT+α2ΔT2)

(3)

將鋼筋直徑與相關參數代入,并由溫度膨脹面積ΔST與銹蝕膨脹面積ΔScor相等,可推導出溫度場與銹蝕率的關系。結合鋼筋強度與銹蝕率的關系運算[24],即可得到銹蝕條件下鋼筋屈服強度與溫度場關系。

1.3 黏結性能本構參數選取

目前研究中,多采用非線性彈簧來表征鋼筋混凝土之間的黏結性能[25-26],然而彈簧單元的作用力-位移關系僅支持在分析步間人為改變,不能很好地模擬鋼筋銹蝕發展過程中黏結性能逐漸劣化的特點。基于這種原因,采用內聚力本構模型(cohesive zone model,CZM)表征鋼筋與混凝土間的粘結性能,以Cohesive單元損傷劣化模擬隧道營運階段鋼筋銹蝕導致的黏結性能削弱。

鋼筋與混凝土之間的相互作用分為垂直鋼筋方向(法向)上的擠壓作用和平行鋼筋方向(切向)上的粘結-滑移作用,采用Cohesive單元模擬鋼筋與混凝土的黏結性能時需要對單元法向關鍵參數和切向關鍵參數分別進行標定。

法向參數:由于在鋼筋混凝土擠壓作用產生法向變形較小,單元剛度不會產生損傷,因此Cohesive單元法向剛度可取一大值(近似混凝土剛度數量級)。

切向參數:Cohesive單元的切向參數可通過中心拉拔試驗獲得的粘結-滑移曲線進行標定,對比試驗數據與拉拔數值模擬的計算結果進行Cohesive單元的計算參數的選取。

1.3.1 中心拉拔試驗

設計12組中心拉拔試件,由HRB400鋼筋及C40混凝土組成,配置HPB300鋼筋作為箍筋防止出現劈裂破壞?；炷灵L×寬×高 =150 mm × 150 mm × 150 mm,鋼筋直徑25 mm,黏結長度70 mm,非黏結段用絕緣膠布包裹,詳細尺寸如圖4所示。試件制作過程如圖5所示。

圖4 中心拉拔試驗試件尺寸

圖5 試件制作

試件拉拔裝置由位移計、反力裝置、加載裝置等組成,如圖6所示。以0.1 kN/s的速率進行加載,加載過程中,每隔0.05 mm記錄一次荷載值,同時記錄最大荷載的值及其對應的自由端位移。剔除其中由于試樣制作、數據誤差等問題造成的離群試樣結果,選擇了其中4組結果較好的粘結-滑移曲線,取其平均值作為最終的標定曲線,如圖7所示。

圖6 拉拔試驗裝置示意圖

圖7 試驗得到的拉力-滑移曲線

1.3.2 有限元參數標定

采用ABAQUS有限元軟件建立與拉拔試件相同尺寸的模型,混凝土采用損傷塑性模型,主筋和箍筋采用彈塑性模型。將混凝土四個側面完全固定,添加參考點與鋼筋拔出端的截面耦合。三維拉拔有限元參數標定模型如圖8所示。

圖8 CZM參數標定模型

有限元計算參數中,材料切向剛度控制粘結-滑移曲線彈性階段斜率,損傷起始應力控制粘結-滑移曲線最大拉力,斷裂能控制粘結-滑移曲線與x軸組成的面積。參數標定中,通過不斷調整材料切向剛度、損傷起始應力和斷裂能,使有限元計算的粘結-滑移曲線盡可能與試驗獲得的平均粘結-滑移曲線接近,選取最相似的計算結果對應的參數作為鋼筋混凝土過渡區域斷裂參數。

有限元與試驗的拉力-滑移曲線對比如圖9所示。兩者最大拉拔力與對應滑移量的計算結果和Cohesive單元斷裂參數分別見表2和表3。

表2 數值試驗與室內試驗結果對比

圖9 拉力-滑移曲線對比

2 盾構隧道襯砌性能劣化分析模型

基于Terzaghi松動土壓力公式計算襯砌荷載,結構荷載模式如圖10所示。采用表面荷載方式施加荷載q、p,僅受壓彈簧模擬圍巖約束作用,彈簧剛度數值等于地層抗力系數與所連接單元面積的乘積,襯砌結構整體圓環剛度乘以折減系數η取0.8。

圖10 管片結構荷載模式

數值計算模型如圖11所示。其中主筋直徑25 mm,中心間距200 mm布置,混凝土保護層厚度為50 mm。國內外三維管片襯砌結構計算中多以多環管片作為一個計算單元,共建立5環管片,各管片之間采用“面-面”接觸,其中目標計算襯砌結構處于模型中間。同時為節省計算資源,取半結構進行有限元計算,采用非線性彈簧模擬圍巖對襯砌的作用,螺栓接頭作用采取T3D2單元通過Embedded region方式模擬。

圖11 襯砌損傷劣化計算模型

鋼筋混凝土襯砌結構在服役期間性能的劣化來自兩方面:圍巖荷載作用和離子侵蝕作用。一般來說,襯砌中的鋼筋銹蝕作用需要較長時間,長達數年乃至數十年,圍巖荷載作用下襯砌結構的變形在此階段之前就已經達到穩定。因此將圍巖荷載作用與鋼筋銹蝕膨脹作用對襯砌結構的影響按不同分析步考慮,第一個分析步單純為襯砌結構抵抗圍巖作用產生變形階段,第二個分析步為襯砌結構變形穩定后的內部鋼筋銹蝕階段。

3 結果分析

3.1 襯砌結構變形分析

提取圍巖荷載穩定后鋼筋銹蝕作用下引起的盾構區間襯砌結構不同部位變形,各測點變形量隨銹蝕率的變化如圖12所示。由圖12可見,盾構襯砌在圍巖荷載和離子侵蝕共同作用下發生變形,出現拱頂下沉,拱底上升,左右拱腰向圍巖側偏移的現象。銹蝕作用很大程度地加大了各位置的變形量,測點A的變形量最大、測點B、C次之說明銹蝕造成襯砌結構不同部位的剛度損失是不同的,即銹蝕作用下襯砌結構損傷存在差異性。

圖12 結構變形隨銹蝕率的變化曲線

盾構區間內地下水埋深2～6 m,設計水位線采用地面標高,因此計算高水壓工況時,提高6 m水位高度,即水位與隧道頂部的距離從11.854 m提高至17.854 m(水壓從0.118 5 MPa提高到0.178 5 MPa)。計算結果表明襯砌結構變形收斂趨勢與圖12(b)相差不大,僅第一個水土荷載分析步在位移數值上存在較大差距,第二個銹蝕分析步位移變形相差較小,比較位移相差最大部位——拱頂(點A),如表4所示。表中位移差表示不同銹蝕率下襯砌位移與無銹蝕襯砌位移的差值。由表中數據可以看出,在第一個分析步(水土荷載分析步),高水壓大幅提高了無銹蝕時襯砌結構的初始收斂值;在第二個分析步(銹蝕分析步),高水壓與低水壓的襯砌結構的位移差值有一定程度增加,但是增大的幅度極小。因此認為高水壓對襯砌結構銹蝕過程中的收斂變形沒有影響。

表4 不同水壓荷載作用下A測點位移對比

3.2 襯砌結構內力重分布分析

隧道作為一種超靜定結構,在長時間的服役過程中,受到圍巖荷載以及離子侵蝕的影響,導致結構自身的性能不斷劣化,出現裂縫、掉塊等現象,使得截面內力分布不再遵循線彈性關系,引起結構內力重分布,最終使結構達到新的平衡狀態。工程中,常采用彎矩與軸力作為結構安全性的重要判斷指標,提取0～30%銹蝕率η下襯砌結構各斷面的彎矩、軸力值,分析銹蝕作用對襯砌結構內力重分布的影響規律。銹蝕發展過程的襯砌結構彎矩和軸力變化如圖13所示。

圖13 銹蝕過程中襯砌結構內力分布

由圖13(a)可以看出,隨著銹蝕率的增大,襯砌結構不同部位的彎矩變化不同,彎矩值變化最大的位置與損傷嚴重的區域對應。臨空側受拉位置如拱頂、拱底,彎矩不斷減小,圍巖側受拉位置如拱腰,彎矩不斷增大。值得注意的是2斷面隨著銹蝕發展,由無銹蝕條件下的臨空側受拉轉變為圍巖側受拉。由圖13(b)可以看出,隨著銹蝕率的增大,各個部位的軸力均有不同程度的增大,但是總的來說軸力增幅較小,增幅最大部位位于拱頂及仰拱,為10.30%。

不同水位情況下盾構襯砌結構的彎矩及軸力分布如圖14所示。由圖14可見,在土壓及鋼筋銹蝕程度不變情況下,水位增加6 m時,管片彎矩沿環向分布大致相同,有一定程度的減小,但是幅度很小,均在7%左右;管片軸力沿環向分布大致相同,最大軸力變化位于拱頂,無銹蝕時拱頂軸力由1 906.84 kN增加為2 467.00 kN,增幅為29.38%,銹蝕率30%時軸力由2 103.24 kN增加為2 787.08 kN,增幅為32.51%。

圖14 不同水壓條件下襯砌結構內力分布

3.3 襯砌結構損傷演化分析

襯砌結構處于侵蝕環境中,圍巖側首先受到離子侵蝕影響,而后不斷向臨空側滲透,導致襯砌結構臨空側和圍巖側鋼筋銹蝕程度和損傷不同,因此將襯砌結構分為圍巖側和臨空側討論,襯砌結構后處理視圖如圖15所示。

圖15 襯砌結構視圖

如圖16所示為襯砌結構圍巖側在銹蝕發展過程中的損傷變化。由圖16可以看出,當銹蝕率為0,即襯砌結構僅在圍巖荷載作用下時,襯砌結構圍巖側幾乎沒有損傷,代表無銹蝕襯砌結構能較好地承受住水土壓力。隨著離子的侵蝕作用,襯砌結構內部鋼筋開始出現銹蝕,對結構產生環向損傷;隨著銹蝕發展,損傷區域不斷沿縱向擴展,最終連成一片,使結構剛度嚴重降低;隨著銹蝕進一步發展,損傷區域擴展速率放緩,逐漸趨于穩定。

圖16 銹蝕過程中襯砌結構圍巖側損傷演化

圖17所示為襯砌結構臨空側在銹蝕發展過程中的損傷變化。由圖17可以看出,當銹蝕率為0,即襯砌結構僅在圍巖荷載作用下時,襯砌結構臨空側沒有損傷,代表無銹蝕襯砌結構能較好地承受住水土壓力。隨著離子的侵蝕作用,襯砌結構內部鋼筋發生銹脹,產生環向損傷以及截面上的點狀損傷;隨著銹蝕的發展,點狀分布的損傷沿縱向逐漸相連,并不斷由外向內擴展,最終形成大片損傷區域。另外,測點B、D之間的襯砌結構損傷始終較小。

圖17 銹蝕過程中襯砌結構臨空側損傷演化

如圖18所示為測點A～B、C～D、D～E三個部位的銹蝕深度演化。由圖18可以看出,由于圍巖側最先受到侵蝕環境的影響,因此圍巖側的鋼筋銹脹先于臨空側,產生的損傷也更早。A～B段和D～E段的損傷不斷由圍巖側向臨空側擴展,表現為銹蝕深度增加。隨銹蝕率的進一步增加,臨空側的鋼筋銹脹作用凸顯,兩損傷區域逐漸靠攏,有貫穿襯砌的危險。相較而言,C～D段損傷深度發展緩慢,損傷區域有限。

圖18 銹蝕深度演化

鋼筋銹蝕率為30%時,不同水位襯砌損傷分布如圖19所示。從圖19中可以看出,高水壓襯砌損傷區域較低水壓損傷區域有一定減少。分析出現以上現象的原因在于,損傷主要由混凝土受拉破壞引起,增加水壓后,盾構襯砌彎矩出現一定程度減小,但是下降幅度不大,軸力與彎矩相反,存在增大趨勢。軸力增加,彎矩減小,導致結構所受拉力減弱,損傷分布范圍減少。

圖19 不同水壓條件下損傷分布差異

3.4 襯砌結構裂縫寬度演化分析

鋼筋受到周圍環境中的侵蝕性離子影響產生銹脹,銹脹作用又會導致混凝土結構產生裂縫,使侵蝕性離子更容易進入內部鋼筋,進一步導致鋼筋混凝土襯砌結構劣化,可見裂縫對襯砌結構的重要影響,并且裂縫寬度還是衡量襯砌結構耐久性和安全性的一個關鍵因素。由于上述兩點原因,提取銹蝕發展過程中襯砌結構不同部位的最大裂縫寬度,討論裂縫寬度變化規律。

一定范圍內,平均裂縫寬度與平均裂縫間距存在以下關系

(4)

式(4)中:wavg為平均裂縫寬度;lavg為平均裂縫間距;Δεavg為裂縫區域內鋼筋與混凝土的應變差值;εs、εc分別為鋼筋應單元變與混凝土單元應變。

文獻[27-28]的試驗結果,(1-εc/εs)≈0.77,裂縫寬度擴大系數α取為1.66,得到最大裂縫寬度計算公式為

=1.66×0.77εslavg

(5)

提取銹蝕發展過程中襯砌結構不同部位的最大裂縫寬度,繪制測點A～B、B～C、C～D和D～E部分的最大裂縫寬度與銹蝕率之間的關系,如圖20所示?？梢钥闯鯝～B和B～C段在0～12%銹蝕率階段,最大裂縫寬度隨銹蝕率呈線性增大;12%～30%銹蝕率階段,最大裂縫寬度的增大速率經歷先加快后減緩,最終趨于穩定的過程。C～D和D～E段最大裂縫寬度隨銹蝕率呈線性增長。最大裂縫寬度增長速率為拱頂處最快,上拱腰、下拱腰次之,拱底增長速率最慢。A～B段裂縫擴展速率最快的原因是:鋼筋銹蝕以后,黏結性能減弱,隨著銹蝕率的發展,隧道A～B段的彎矩雖然持續減小,但相應的,其截面損傷程度極其嚴重,且有貫穿襯砌的危險,截面抗彎能力降低明顯,拱頂向臨空側持續發生變形,因而該位置的裂縫擴展最快。

圖20 銹蝕過程中襯砌各部位最大裂縫寬度

根據《城市軌道交通隧道結構養護技術標準》[29]對隧道裂縫健康度進行評定。以裂縫寬度0～0.2、0.2～0.5、0.5～1.0、1.0～2.0 mm為標準,將健康度劃分為1～4級別。以襯砌最不利部位(A～B段)作為評定對象,在銹蝕率0～8%、8%～13%、13%～20%、20%～30%階段其健康度分別屬于1、2、3、4級。

提取設計水位為地面標高的裂縫發展情況,如圖21所示。高水壓的最大裂縫寬度較低水壓發展更慢,達到30%銹蝕率時,最大裂縫寬度更小。低水位情況下,襯砌結構拱頂到達30%銹蝕率時,最大裂縫寬度為1.252 mm,高水位情況下減小為1.064 mm,下降約15%。分析出現裂縫寬度下降的原因在于水位增加導致結構彎矩減小,軸力增加,混凝土結構所受拉力減少,導致相應的拉裂縫寬度也減小。因此,綜合考慮損傷、內力重分布及裂縫寬度等因素,認為水壓增加,可以在一定程度上提高盾構襯砌結構的耐久性。

圖21 高水壓條件銹蝕過程中襯砌各部位最大裂縫寬度

4 結論

建立隧道襯砌銹蝕劣化有限元模型,綜合考慮了鋼筋銹蝕引起的自身力學劣化、混凝土有效截面損失及鋼筋混凝土粘結性能退化等因素,以此分析了圍巖壓力和鋼筋銹蝕共同作用下襯砌結構變形、損傷、內力重分布、裂縫寬度的變化規律,得到如下主要結論。

(1)襯砌結構在圍巖荷載和離子侵蝕共同作用下發生拱頂下降、拱底上升、左右拱腰向外側偏移變形。銹蝕作用導致襯砌結構剛度降低,大大加深了襯砌結構的變形程度。銹蝕造成襯砌結構不同部位的剛度損失不同,反映了銹蝕作用下襯砌結構損傷的差異性。

(2)襯砌結構的圍巖側與臨空側損傷差異較大。由于混凝土的抗拉強度遠遠小于抗壓強度,容易產生拉裂縫,受拉側的損傷最嚴重。相同銹蝕率下,襯砌受壓側受到擠壓作用,限制裂縫的發展,導致受壓側損傷很小。

(3)隧道襯砌結構受拉側損傷范圍隨銹蝕發展不斷增加,拱頂處彎矩不斷減小,但拱頂損傷在銹蝕發展過程中不斷加深,損傷區域逐漸擴展,有貫穿襯砌的風險,截面剛度損傷最顯著。

(4)鋼筋混凝土襯砌結構受到圍巖荷載以及離子侵蝕的影響,結構自身的性能不斷劣化,出現內力重分布現象。由于圍巖側鋼筋銹脹作用更嚴重,襯砌結構的裂縫均出現在圍巖側。拱頂的裂縫寬度發展最快,拱底發展最慢。