預制裝配整體式混凝土綜合管廊結構受力性能分析

方 志, 金 崟, 張定方, 莫朝慶, 黃 尚

(1. 湖南大學 土木工程學院，湖南 長沙 410082；2. 湖南大學 設計研究院有限公司，湖南 長沙 410006)

綜合管廊又稱“共同溝”，是一種城市地下基礎設施工程，一般采用混凝土結構建造[1]?；炷凉芾劝唇ㄔ旃に嚳煞譃檎w現澆式、預制裝配式和預制裝配整體式3種形式[2-4]。整體現澆式管廊結構整體性好，防水處理方便，但現場模板和濕作業量大，工期較長；預制裝配式管廊采用節段整體或分塊預制拼裝工藝，質量易于保證，現場施工周期較短，但受吊運尺寸和重量的限制，預制節段縱向長度較小，導致接縫數量較多，接頭防水處理趨于困難；預制裝配整體式管廊各板件分別采用部分預制、部分現澆的疊合構件，即由夾芯墻板、疊合頂板和疊合底板組成，結合了整體現澆式和預制裝配式2種結構的優點，既減少了現場濕作業、縮短了施工周期，又減少了拼接縫數量，且接縫防水易于實現，具有更好的應用前景。目前預制裝配整體式管廊結構的工程應用較少，其受力性能有待驗證。此外，過街或跨線通道的結構形式與綜合管廊類似[5-6]，針對管廊結構受力性能的研究也可為這類通道的設計提供參考。

目前國內外對于預制裝配整體式結構的研究主要集中于疊合板件[7-10]，對于管廊整體結構的研究還較少。田子玄[11]對預制裝配整體式管廊結構節段足尺模型進行了試驗研究，結果表明：管廊結構具有良好的受力性能和防水性能。馬素[12]對預制裝配整體式管廊接頭受彎性能進行了有限元分析，結果表明：連接縫寬度越大，接頭抗彎剛度越低。顏良[13]采用ABAQUS建立了裝配整體式綜合管廊結構的有限元模型，分析結果表明：預制裝配整體式管廊結構的受力性能與現澆綜合管廊結構相近。

綜上所述，僅有少量關于預制裝配整體式管廊結構受力性能的研究，特別是預制板內的桁架鋼筋對這類管廊結構受力性能的影響研究鮮見文獻報道?；诖?，本文以實際工程為背景，對預制裝配整體式管廊節段足尺模型進行試驗，并采用有限元軟件ABAQUS建立了管廊節段的分析模型；基于被試驗結果驗證的有限元模型，對試件進行了數值模擬，分析了不同參數對管廊結構受力性能的影響。

1 試驗簡介

1.1 試件設計與制作

某城市雙倉室綜合管廊采用預制裝配整體式混凝土結構，斷面尺寸如圖1所示。

圖1 管廊斷面(單位：mm)

圖1中陰影部分為現澆混凝土，其余部分為預制板件，預制板的結合面均進行拉毛處理。疊合板和夾芯墻中配置桁架鋼筋，用作現澆層-預制板或2片預制板之間的連接。管廊現場澆筑時，在頂板跨中下方設置豎向支撐立桿，防止板件開裂。

管廊節段足尺模型構造及配筋與實際工程一致。節段縱向長度為1 000 mm，斷面尺寸及配筋見圖2。預制墻板制作時，均預留外伸U型縱筋，與頂、底板深入夾芯墻內現澆層的鋼筋進行搭接。管廊迎土側的保護層厚度為50 mm，其余部位保護層厚度均為30 mm。

(a) 管廊斷面配筋

預制板和現澆層混凝土的設計強度等級均為C40，實測立方體抗壓強度分別為57.0 MPa和57.9 MPa。

除桁架鋼筋斜腹桿采用HPB300級鋼筋外，其余鋼筋均采用HRB400級鋼筋。鋼筋力學性能如表1所示。

表1 鋼筋力學性能Table 1 Mechanical properties of the reinforcements普通鋼筋類型屈服抗拉強度/MPa極限抗拉強度/MPa彈性模量/MPaHPB3003845082.01×105HRB4004666132.05×105

1.2 加載裝置

為便于加載，基于各板件最大彎矩截面彎矩等效的原則,將頂板豎向均布荷載和墻外側的土壓力等效為相應的集中荷載。小倉室頂板及兩側外墻板上采用相應板跨中部位單點加載，其中外墻水平集中荷載采用自平衡裝置施加。大倉室頂板采用對稱板跨中的兩點加載。加載裝置如圖3所示。

(a) 加載實景

1.3 加載工況與測點布置

共設計3個試驗加載工況：

a.工況1：檢驗設計荷載的結構性能。同步成比例施加頂板豎向荷載PV1、PV2和外墻水平荷載PH至設計荷載的基本組合值，檢驗設計荷載下的結構受力性能。與結構承載能力極限狀態設計時控制截面內力基本組合對應的試驗加載值PV1、PV2和PH分別為320、180和195 kN。

b.工況2：確定大倉頂板的極限承載能力。保持PH不變，比例施加PV1、PV2至大倉室頂板破壞，以獲得大倉室頂板破壞時PV1的極限值。

c.工況3：確定大倉頂板的極限承載能力。大倉室頂板破壞后，保持PH不變且PV1不卸載，繼續施加PV2至小倉室頂板破壞，以確定小倉室頂板破壞時PV2的極限值。

試驗主要測量荷載值和板件變形，測點布置如圖4所示，圖中P1～P4為相應板件跨中位移測點。

圖4 測點布置

1.4 試驗現象

a.工況1加載：施加大倉室板頂荷載至310 kN時，B1板右端靠近SJ1節點處頂面出現彎曲裂縫，初始裂縫寬度為0.01 mm；繼續施加PV1(PV2、PH)至設計荷載320(180、195)kN時，B1左端靠近SJ2處頂面及外墻Q1上端靠近SJ1處迎土面出現彎曲裂縫，寬度為0.01 mm，此時B1右端頂面裂縫寬度增加至0.02 mm，結構其它部位未見裂縫出現。工況1下的最終荷載值是與結構承載能力極限狀態對應的荷載基本組合，在此荷載作用下，構件均未屈服，甚至尚未達到正常使用極限狀態，表明結構設計具有足夠的安全性。

b.工況2加載：在工況1的基礎上，繼續加載至大倉室頂板屈服后采用位移加載，位移達到27.4 mm時，大倉板頂荷載達到極限值1 468 kN，此后采用板B1跨中豎向位移控制繼續加載；隨位移增大，板頂荷載下降，當豎向位移施加到37.2 mm時，荷載下降至1 441 kN，B1兩端靠近節點處發生彎曲破壞、板底混凝土壓碎；當豎向位移施加到38.9 mm時，荷載降至1 432 kN，B1左側發生剪切破壞，加載點與SJ2間形成傾角為30o的主斜裂縫，斜裂縫上緣附近撕裂，表現出類似沖剪破壞的特征。大倉室頂板B1的極限承載能力1 468 kN是其設計基本組合320 kN的4.6倍，安全儲備較大。

c.工況3加載：大倉室頂板破壞后對小倉室頂板繼續加載。小倉室板頂荷載至2 100 kN時，B2右側發生剪切破壞，加載點至SJ2間形成傾角為28°的主斜裂縫，斜裂縫上緣混凝土壓碎。小倉室頂板B2的極限承載能力2 100 kN是其設計基本組合180 kN的11.7倍，亦具足夠的安全儲備。

管廊結構頂板加載至破壞時，整個頂板結合面未出現明顯的水平裂縫，節點和墻板結合面工作情況良好。大、小倉室頂板的破壞形態如圖5所示。

(a) 大倉室頂板B1

2 分析模型建立

2.1 材料本構模型

采用損傷模型模擬混凝土的非彈性行為，計算采用的應力-應變關系及相關參數均依據《混凝土結構設計規范》(GB50010—2010)確定[14]， 混凝土單軸受壓和受拉的應力-應變關系如圖6,及式(1)和式(6)所示。

圖6 混凝土單軸應力-應變曲線

混凝土單軸受壓應力-應變關系按式(1)計算：

σ=(1-dc)Ecε

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

式中：αc為混凝土單軸受壓應力-應變曲線下降段參數值；fc為混凝土單軸抗壓強度；εc為與fc相對應的峰值壓應變；dc為混凝土單軸受壓損傷演化參數；Ec為混凝土彈性模量。

混凝土單軸受拉應力-應變關系按式(6)計算：

σ=(1-dt)Ecε

(6)

(7)

(8)

(9)

式中：αt為混凝土單軸受拉應力-應變曲線下降段參數值；ft為混凝土單軸抗拉強度；εt為與ft相對應的混凝土峰值拉應變；dt為混凝土單軸受拉損傷演化參數。

根據規范[14]和材性試驗結果，混凝土材性取值如下：ρ為2 500 kg/m3，μ為0.2，Kc為0.67，fc為43.7 MPa，εc為1.84×10-3，αc為2.14，Ec為35.7 GPa，φ為35°，λ為0.1，ft為3.67 MPa，εt為1.31×10-4，αt為4.20。

ρ和μ分別為混凝土材料的密度和泊松比；ABAQUS的塑性損傷模型(CDP)中，Kc、φ和λ分別為混凝土強度特征參數、膨脹角和偏心率，參考相關文獻結果[15]，分別取為0.67、35°和0.1。

鋼筋應力-應變關系采用兩折線模型，如圖7及式(10)所示。

圖7 鋼筋應力-應變曲線

(10)

2.2 單元及邊界條件

模型及邊界條件如圖8所示。為模擬試件真實的受力狀態，試件加載區的鋼墊板亦予以模擬?；炷良颁搲|板采用實體單元(C3D8R單元)，鋼筋采用桁架單元(T3D2單元)。在中隔墻及外墻底部設置豎向約束，一側外墻底部設置水平約束；由于板頂荷載在板件寬度方向均勻分布，結構為平面受力，因此各墻底部均約束管廊斷面外的轉動位移。

(a) 模型鋼筋骨架

2.3 接觸關系

由于試驗中鋼筋與混凝土粘結性能良好，模型采用Embedded約束將鋼筋嵌入混凝土；因試驗結果表明，管廊頂板直至破壞，結合面未見明顯水平裂縫，工作情況良好，因此不考慮新舊混凝土結合面滑移對管廊結構受力性能的影響；因管廊節段足尺模型澆筑時，頂板跨中設置有豎向支撐立桿用來對頂板進行支撐，因此可不考慮疊合頂板的二次受力，將其視為整體現澆式管廊進行建模分析。

2.4 網格及加載步設置

沿頂板高度方向網格尺寸取為50 mm，頂板跨度方向網格尺寸取為100 mm，其余部位網格尺寸為200 mm。有限元求解時，開啟幾何大變形選項，采用位移加載，初始步長取0.01，其后采用自動時間步長。

2.5 結果對比

頂板荷載-位移曲線及裂縫形態的分析結果與試驗結果的比較分別如圖5和圖9所示。大倉室頂板B1跨中截面荷載-位移曲線峰值點處的極限承載力及撓度實測值分別為1 468 kN和27.4 mm，相應的計算值分別為1 530 kN和31.5 mm；小倉室頂板B2的實測荷載-位移曲線出現平臺段，是由于大倉室頂板破壞后的卸載導致小倉室頂板撓度突增，若剔除這一位移(圖9中虛線所示的修正值)，B2峰值點處極限承載能力和相應撓度實測值分別為2 100 kN和10.1 mm，相應的計算值分別為2 149 kN和7.0 mm；計算得到的大、小倉室頂板破壞形態分別為彎曲破壞和剪切破壞。實測值與計算值吻合較好，表明所建立的模型能夠較好地預測管廊結構的受力變形性能。

(a) 大倉室頂板B1跨中

3 參數分析

3.1 桁架鋼筋腹桿形式

設計了4種桁架鋼筋，對比分析不同桁架鋼筋構造下管廊頂板的受力性能。桁架鋼筋構造參數及示意分別如表2和圖10所示。表中編號P表示桁架鋼筋腹桿平行布置，T表示腹桿成三角形布置；d1、d2分別為桁架鋼筋上、下弦桿的直徑；n1、n2分別為上、下弦桿的數量；θ為斜腹桿與X-Z平面的夾角，當θ為0°角時，桁架鋼筋分離成平行于X-Z平面且有2根上弦桿的2片平行桁架；α為斜腹桿與X-Y平面的夾角，當α為90°角時，桁架腹桿均垂直于X-Y平面；其中P-θ0-α90類似于豎向雙肢箍筋的布置。

表2 桁架鋼筋構造Table 2 The detail of truss reinforcement編號d1/mmn1d2/mmn2腹桿配筋率/%P-θ0-α901021020.30T-θ0-α671021020.30T-θ18-α671411020.30P-θ0-α1131021020.30

圖10 桁架鋼筋構造

配置不同桁架鋼筋時頂板跨中截面的荷載-位移曲線分析結果如圖11所示?？芍?/p>

(a) 大倉室頂板B1跨中的荷載-位移曲線

a.對于凈跨/板厚比為10的B1板，最終破壞形態均為彎曲破壞，桁架鋼筋腹桿構造對其抗彎性能影響甚微，主要是桁架上、下弦桿的面積較板內所配縱向受拉鋼筋面積小得多所致；對于凈跨/板厚比4.9的B2板，最終破壞形態均為剪切破壞，桁架鋼筋腹桿構造的影響較為明顯，是此時桁架腹桿鋼筋直接參與抗剪所致。

b.相較于P-θ0-α90(桁架腹桿鋼筋豎直布置)的配筋形式，腹桿鋼筋采用T-θ0-α67和T-θ18-α67配置時，B2板的抗剪承載力沒有變化，反映本試驗所采用的桁架鋼筋構造對管廊結構頂板抗剪承載力的貢獻與同等配箍率的矩形箍筋相近，此時桁架腹桿鋼筋的抗剪作用可近似按豎向箍筋考慮；P-θ0-α113的桁架腹桿鋼筋傾角從90o增加到113°，此時腹桿鋼筋軸線與主拉應力方向相近，使得抗剪承載力增大9.4%。

3.2 桁架腹桿鋼筋配筋率

桁架腹桿鋼筋配筋率對發生剪切破壞的小倉室頂板B2抗剪承載力的影響如圖12所示?？芍簩τ诳绺弑容^小的B2板，增大桁架腹桿鋼筋的配筋率能有效提高板件的抗剪承載力。相較于配筋率為0.3%時的結果，腹桿配筋率為0.68%、1.21%、1.53%、1.89%時的抗剪承載能力分別增大5%、14%、22%、22%。就所分析的情形而言，腹桿配筋率的上限值為1.53%。

(a) 小倉室頂板B2跨中的荷載-位移曲線

3.3 混凝土強度

混凝土強度等級對頂板受力性能的影響如圖13所示?？芍簩τ诳绺弑容^大、發生彎曲破壞的B1板，混凝土強度等級對其抗彎承載力的影響較小，混凝土等級從C35提高到C55，抗彎承載力僅增大6.6%；對于跨高比較小、發生剪切破壞的B2板，提高混凝土強度等級，能有效提高抗剪承載力；相較于混凝土強度等級為C35的情形，混凝土強度等級為C40、C45、C50、C55時，抗剪承載力分別提高4%、9%、13%、20%。

(a) 大倉室頂板B1跨中的荷載-位移曲線

4 結論

基于本文預制裝配整體式鋼筋混凝土管廊節段足尺模型的試驗及有限元分析結果，可得到以下結論：

a.試驗結果表明：凈跨/板厚比為10的大倉室頂板B1發生縱筋屈服后的剪切破壞，凈跨/板厚比為4.9的小倉室頂板B2發生剪切破壞；管廊結構頂板破壞時，各墻板、節點及疊合面工作狀態良好；結構設計具有足夠的安全儲備。

b.分析結果表明：桁架鋼筋腹桿構造對板件抗彎性能影響甚微；桁架腹桿鋼筋的抗剪作用可近似按豎向箍筋計算；就所分析的情形而言，腹桿鋼筋配筋率的上限值為1.53%。