螺栓連接板式拼裝混凝土綜合管廊受力性能分析*

嚴佳佳,陳盛揚,薛偉辰

(1.中國電建集團華東勘測設計研究院有限公司,浙江 杭州 310014; 2.同濟大學土木工程學院,上海 200092)

0 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,實施統一規劃、統一管理,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澆和預制拼裝2種方式,預制拼裝綜合管廊是在工廠內分節段澆筑成型,現場采用拼裝工藝施工形成整體的綜合管廊[1-2]。相較于現澆施工方式,預制拼裝因具有施工周期短、質量易保證、環保節能、綜合效益顯著等優點而被廣泛應用于實際工程[3-4]。

根據構造方案不同,預制混凝土綜合管廊主要包括整艙預制拼裝綜合管廊、槽型預制拼裝綜合管廊、預制板式拼裝綜合管廊和疊合板式管廊4類[5-7],預制板式拼裝混凝土綜合管廊將管廊預制節段拆分成預制底板、預制壁板和預制頂板,該拼裝方案預制構件質量小,便于運輸和拼裝;此外,接頭的半剛性特性釋放接頭處彎矩約束,提高結構自身變形能力[8]。因此,預制板式拼裝混凝土綜合管廊具有良好體系適用性,接頭的半剛性特征使地下綜合管廊結構變為柔性體系,增加管廊變形能力,提高地下綜合管廊抗震能力;此外,該預制拼裝方案施工便捷,技術要求相對較低,是一種適合在我國大規模推廣應用的預制混凝土綜合管廊。

目前,有關預制板式拼裝混凝土綜合管廊受力性能的研究主要集中在我國。2017年,筆者團隊提出灌漿套筒連接預制板式拼裝混凝土綜合管廊,并開展6個足尺節點低周反復荷載試驗研究,研究結果表明,預制試件承載力和延性均等同現澆[9]。

綜上可見,我國在預制板式拼裝混凝土綜合管廊受力性能方面已開展了一系列試驗研究,但仍存在以下問題:①相較于整艙預制拼裝綜合管廊、槽型預制拼裝綜合管廊、疊合板式管廊拼裝方案,預制板式拼裝混凝土綜合管廊拼裝方案較單一;②目前預制板式拼裝混凝土綜合管廊主要連接方式為灌漿套筒連接,對構件的加工安裝精度要求較高,其安裝效率及灌漿密實度受施工人員技術水平影響較大,且灌漿密實性檢測難度較高。

鑒于此,本文提出基于螺栓連接的預制板式拼裝混凝土綜合管廊方案,對其下部邊節點及現澆對比試件擬開展低周反復荷載試驗研究。在試驗基礎上,基于ABAQUS有限元分析軟件建立了螺栓連接板式拼裝混凝土綜合管廊下部邊節點有限元分析模型,進一步開展了腋角高度、軸壓比對該拼裝方案力學性能影響研究,為此類預制拼裝混凝土綜合管廊設計和推廣應用提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設計與試驗簡介

本文以螺栓連接預制拼裝混凝土多艙綜合管廊為基礎(如圖1所示,截面長、高分別為6 600,3 800mm), 共設計2個邊節點試件(預制PTC1和現澆RTC1),預制試件尺寸如圖2所示。預制試件側壁與底板通過簡易螺栓連接,螺栓直徑為32mm,試件所用混凝土強度等級均為C40,所用主要受力鋼筋強度等級為HRB400。試驗加載如圖2所示,加載點位于側壁頂部,節點核心區為鉸支座,試件右側為滑動支座。

圖1 螺栓連接預制拼裝混凝土綜合管廊

圖2 試件尺寸與試驗加載設備

1.2 主要試驗結果

本試驗采用500kN電液伺服作動器施加水平低周反復荷載試驗中,按JGJ 101—1996《建筑抗震試驗方法規程》中規定的荷載-位移混合控制加載方法施加水平低周反復荷載。

試件的破壞形態如圖3所示,下部2個綜合管廊邊節點試件最終破壞形態均為受彎破壞。對于現澆試件,邊節點的破壞位置主要集中在壁板下部,具體表現為壁板下端內側和外側混凝土受壓剝落,外側縱筋全部露出;對于預制試件,邊節點的破壞位置主要集中在底板與側壁交界面區域,具體表現為底板與壁板交界面處形成通縫,此區域外側混凝土大量剝落,外側縱筋全部露出。

圖3 試件破壞形態

2個試件的骨架曲線如圖4所示,由圖可知各試件在水平低周反復荷載作用下均經歷了開裂、屈服、達到峰值荷載破壞4個階段。開裂前,荷載和位移基本呈線性增長;開裂后,試件剛度明顯降低,骨架曲線變得平緩;屈服后,隨著位移增加,試件剛度不斷下降直至破壞,在此過程中未出現荷載突然降低,表現出良好延性。不同試件的初始剛度基本相同,但隨著水平位移增加,現澆試件剛度降低較快;正向承載力大于反向承載力,這是由于邊節點迎水面配有角部附加筋,增加了節點的正向承載力;預制試件PTC1的正向承載力比現澆試件RTC1低6%,反向承載力高7.2%。

圖4 試件骨架曲線

2 節點有限元分析及試驗驗證

2.1 有限元建模

基于ABAQUS軟件,按與試驗一致的邊界條件,即一端為鉸支座,即約束水平和豎直方向平動、但不約束垂直紙面方向的轉動;一端為滑動支座,即約束豎直方向平動但不約束水平方向平動和垂直紙面方向的轉動,建立預制節點有限元模型(見圖5),混凝土采用C3D8R單元,鋼筋采用T3D2單元。

圖5 管廊節點有限元模型

鋼筋混凝土結構非線性有限元分析過程中混凝土采用了損傷塑性模型,其抗拉強度、抗壓強度和彈性模量參數均根據試驗中混凝土實測力學性能指標進行設置,以更好地模擬實際結構受力性能。此外,為更好地表現出混凝土材料的塑性損傷特性,模型中設置混凝土材料的拉伸損傷和壓縮損傷系數。鋼筋的本構采用描述彈塑性的雙折線模型,即屈服前為完全彈性,屈服后的應力-應變關系簡化為水平直線。各鋼筋屈服強度和彈性模量均根據試驗中鋼筋實測力學性能指標進行設置,以更好地模擬實際結構的受力性能。

對于螺栓連接預制板式拼裝混凝土綜合管廊,螺栓模擬是關鍵一步。本文為保證計算結果可靠及有限元收斂性,孔道中鋼筋(螺栓)采用線單元,模型去掉螺母,為保證模型與試件相同的連接構造,孔道中螺栓鋼筋與手孔處混凝土設置tie接觸。

2.2 有限元分析

2.2.1破壞形態

在水平荷載作用下,有限元模型和試驗試件的整體變形對比如圖6所示。各節點有限元模型混凝土和鋼筋的Mises應力云圖如圖7所示。

圖6 節點有限元和試驗變形對比

圖7 邊節點混凝土和鋼筋Mises應力云圖

由圖6和圖7可知,有限元模型得到的節點變形形態與試驗現象基本一致,節點模型均為側壁或底板角部截面受彎破壞。試件拼縫處有明顯變形,與試驗時實際觀察到的變形現象基本一致。鋼筋及混凝土的Mises應力云圖中,在水平荷載作用下,計算模型受壓側混凝土達到極限壓應變,受拉側縱筋受拉屈服,這與試驗中觀測到的試件破壞形態基本一致。

2.2.2承載力

節點水平荷載-位移關系曲線的有限元計算結果與試驗骨架曲線對比情況如圖8所示,綜合管廊下部節點試件試驗和有限元分析水平承載力對比如下:有限元分析結果正向178kN、反向110kN,試驗值正向189kN、反向104kN,正、反向相對誤差分別為7.9%,5.8%。

圖8 邊節點有限元結果和試驗結果的荷載-位移曲線對比

由圖8和以上對比數據可知,有限元計算得到的下部節點試件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。對于邊節點試件PTC1,有限元分析得到的峰值荷載和試驗得到的峰值荷載基本一致,與試驗值相比峰值荷載相差在8%以內。

綜上可知,本文建立的螺栓連接混凝土綜合管廊非線性有限元分析模型計算得到的結果與試驗結果吻合良好,該模型可用于進行螺栓連接混凝土綜合管廊的全過程有限元分析。

3 參數分析

在地震作用下,箱形地下結構底板應力要大于頂板應力。因此,在實際工程中,底部節點通常加腋而頂板不加腋。此外,結構埋深將會影響結構軸壓力。為了研究腋角和軸壓比對管廊邊節點承載力影響,開展了關于腋角和軸壓比的參數分析。

3.1 腋角

為了分析腋角高度對管廊受力性能的影響,對腋角高度H分別為150mm和250mm的螺栓連接綜合管廊邊節點開展了有限元分析(見圖9),有限元計算結果如圖10～12所示。

圖9 不同腋角高度模型

圖10 不同腋角高度管廊節點正反向變形

由圖10a,10b及圖11可知,腋角高度為150mm時,節點的破壞模式為側壁角部變截面處受彎破壞,具體表現為受壓側混凝土壓潰、受拉側鋼筋屈服。節點反向(管廊內側受拉)受拉時,腋角處鋼筋屈服,說明腋角對反向承載力具有一定影響。由圖10c,10d及圖12可知,腋角高度為250mm時,節點破壞模式及響應與腋角高度為150mm時相同。

圖11 試件計算結果(H=150mm)

圖12 試件計算結果(H=250mm)

由圖13可知,腋角明顯提升節點的承載力。相較于無腋試件,當腋角高度為150mm時,正、反向承載力分別提升4.5%和13.6%;當腋角高度為250mm時,正、反向承載力分別提升12%和27%。腋角構造對邊節點正向承載力影響較小,但對反向承載力影響較大。

圖13 不同腋角高度荷載-位移曲線

3.2 軸壓比

埋深對結構軸壓力影響明顯,為了研究螺栓連接管廊邊節點在不同軸壓力作用下結構響應的差異,對0.1,0.2,0.4軸壓比的管廊結構開展了有限元分析,有限元模型如圖14所示,計算結果如圖15～17 所示。側壁頂部采用集中荷載模擬不同軸壓力。

圖14 有軸壓試件有限元模型

圖15 軸壓比0.1計算結果

圖16 軸壓比0.2計算結果

圖17 軸壓比0.4計算結果

螺栓連接管廊邊節點在軸壓比為0.1時結構有限元分析結果如圖15所示,由圖可知,結構為側壁底部受彎破壞,具體表現為受壓側混凝土剝落、受拉區鋼筋屈服,手孔處雖產生裂縫,但周圍鋼筋受力較小,所以手孔處存在較大安全余量。當試件受拉時,側壁內側縱筋和底板內側縱筋受拉屈服。隨著軸壓比提升,試件破壞形態發生變化。當軸壓比為0.2時,試件在正向荷載作用下側壁外側鋼筋屈服,節點核心區內側混凝土壓潰,此時,結構底板外側鋼筋未屈服。試件在反向荷載作用下底板內側鋼筋屈服,底板外側混凝土剝落,此時,側壁鋼筋應力較大但依舊未屈服。當軸壓比為0.4時,試件在正向荷載作用下側壁外側鋼筋屈服,節點核心區內側混凝土壓潰,此時,結構底板外側鋼筋未屈服。試件在反向荷載作用下底板內側鋼筋屈服,底板外側混凝土剝落,此時,側壁鋼筋應力相較于軸壓比為0.2時變小。由上述可知,當結構受到正向荷載時,軸壓力對其破壞形態的影響較小,但對于結構反向,軸壓力改變了其塑性鉸出現位置,隨著軸壓力增大,塑性鉸由側壁底處逐漸轉移到底板處。

由圖18可知,軸壓力提升了節點承載力,但影響不明顯。相較于無軸壓力試件,當軸壓比為0.1時,試件正、反向承載力分別提升2.1%和3.6%;當軸壓比為0.2時,試件正、反向承載力分別提升5.1%和10%;當軸壓比為0.4時,試件正、反向承載力分別提升9.0%和15%。

圖18 不同軸壓比下結構荷載-位移曲線

4 結語

1)在低周反復荷載作用下,預制和現澆試件均為側壁受彎破壞,具體表現為側壁端部受彎破壞,預制試件承載力比現澆試件低7.0%。

2)腋角明顯提升節點承載力,相較于無腋試件,當腋角高度為150mm時,正、反向承載力分別提升4.5%和13.6%;當腋角高度為250mm時,正、反向承載力分別提升12%和27%。

3)軸壓力提升節點承載力,軸壓力對試件正向破壞模式影響較小,對結構反向破壞模式影響較大。