多艙組合預制拼裝預應力地下綜合管廊有限元分析*

王建 李茂 付偉慶

1.上海市政工程設計研究總院（集團）有限公司 200092

2.青島理工大學 266033

引言

綜合管廊作為一種地下結構，將電力、通信、燃氣、給排水、熱力等市政管線整合到一個隧道空間內，既解決了架空管線的安全隱患和市容影響，同時解決了由于城市迅猛發展而導致的地下管線擴容引起的道路反復開挖問題［1－3］。

由于綜合管廊通常沿道路開挖，若采用現場支模澆筑的方法，會造成工期較長、長期占道等問題，對城市交通有較大影響。因此，預制拼裝綜合管廊成為未來發展的趨勢。常見的預制拼裝體系有節段整體式、疊合法、槽型拼裝、板式組合、多艙組合等。對于多艙組合綜合管廊，不同預制管廊之間的橫向連接及接頭處的安全問題成為當前研究的熱點［4－7］。常見的連接方式有預應力筋連接和螺栓連接兩種，預應力或螺栓預緊力的大小對結構的受力有著較大的影響［8－14］。同時，由于綜合管廊截面形式多變，拆分結構的組合方式也千變萬化，不同組合形式也有著不同的傳力方式。因此，預制裝配式綜合管廊的各種組合模式在不同大小預應力下的受力性能是值得研究的。

為了探究不同組合方式和預應力大小對地下綜合管廊的變形和受力性能的影響，本文對兩個常見的四艙管廊結構形式：4×1排列和2×2排列進行了靜力下的非線性有限元分析計算。對整體結構和不同組合方法的結構進行了對比分析，同時考慮了預應力鋼絞線的有無和預應力的大小對結構的影響。

1 工程概況

保定某地下綜合管廊總長度約5km，斷面形式如圖1所示。截面尺寸14m×4.8m，最大單艙跨度3.6m，最小跨度2.2m。所分析區段管廊埋深約為10m，縱向3m為一節段，不同節段之間采用預應力鋼絞線進行拉結。綜合管廊為鋼筋混凝土結構，混凝土采用C40防水混凝土，鋼筋采用HRB400，迎土面混凝土保護層厚度為50mm，其余為30mm。

綜合管廊下部為粉細砂，地基土承載力特征值為160kPa。工程所在地抗震設防烈度為8度，設計基本地震加速度值為0.30g，設計地震分組為第二組。結構構件的裂縫控制等級為三級，結構構件的最大裂縫寬度限值應小于或等于0.2mm，且不得貫通。

圖1 保定某綜合管廊四艙斷面Fig.1 Section of four cabin municipal tunnel in Baoding

上海地下綜合管廊為四艙（2×2）標準斷面，截面尺寸7.05m×6.45m，總長度約721m。上海地下綜合管廊為四艙（2×2）標準斷面，頂面覆土3.0m，斷面形式如圖2所示。管廊底部地基為粉質黏土，地基承載力特征值為50kPa。場地抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度為0.10g，設計地震分組為第二組。

為了方便運輸與施工，將管廊在中部進行拆分，拆分后管廊斷面如圖3所示。其中，左右結構接觸位置縱墻相互獨立，配筋與原整體結構相同。預應力鋼絞線置于結構頂板與底板中，頂板與底板各放置2根，預應力鋼絞線的布置如圖4所示。

圖2 上海綜合管廊斷面Fig.2 Section of municipal tunnel in Shanghai

圖3 綜合管廊拼裝斷面Fig.3 Section of assembly municipal tunnel

圖4 預應力鋼絞線的布置Fig.4 Arrangement of prestressed steel strand

2 模型建立

2.1 模型與材料參數

采用ABAQUS軟件對結構進行了建模與非線性分析。其中，混凝土采用實體單元，損傷模型采用軟件中的混凝土損傷塑性模型［15，16］；鋼筋與預應力鋼絞線采用桁架單元建模，采用Embed約束將混凝土與鋼筋進行耦合，不同拆分結構之間設為接觸連接，摩擦系數設為0.8。

2.2 荷載與約束

為了簡化計算，恒荷載僅考慮頂部土體對結構頂面和側面造成的豎向土壓力與側向土壓力，土體容重取18kN／m3，不考慮地下水浮力的作用；活荷載僅考慮車輛荷載20kPa。荷載組合為正常使用極限狀態的荷載組合Sd＝SGk＋SQk。

結構底部采用軟件中彈簧單元模擬地基土對結構的支撐作用，彈簧剛度系數根據土體的基床系數按照公式（1）進行取值［17］：

式中：k為土彈簧剛度系數；K為土體基床系數；L和d分別為構件（單元）的長度與寬度。

預應力鋼絞線采用1×7結構鋼絞線，公稱直徑Dn＝15.2mm，公稱抗拉強度ftpk＝1860MPa?？估瓘姸仍O計值fpy＝1320MPa，張拉控制應力σcon＝0.75ftpk＝1395MPa。預應力采用降溫法進行施加，降溫法即對預應力施加溫度荷載，由于鋼材降溫會發生收縮，從而使混凝土獲得預應力。

3 橫向拼裝結構

3.1 有限元計算結果分析

根據上述參數建立有限元模型并對其進行了靜力分析，圖5～圖7、圖8～圖10分別為保定、上海綜合管廊整體結構與橫向拼裝結構混凝土的位移、第一主應力（拉應力）、第三主應力（壓應力）（變形放大系數1000倍）。

圖5 保定綜合管廊混凝土豎向位移云圖（單位：mm）Fig.5 Vertical displacement nephogram of Baoding municipal tunnel concrete（unit：mm）

圖6 保定綜合管廊混凝土第一主應力云圖（單位：MPa）Fig.6 The max principal stress of Baoding municipal tunnel concrete（unit：MPa）

圖7 保定綜合管廊混凝土第三主應力云圖（單位：MPa）Fig.7 The min principal stress of Baoding municipal tunnel concrete（unit：MPa）

圖8 上海綜合管廊混凝土豎向位移云圖（單位：mm）Fig.8 Vertical displacement nephogram of Shanghai municipal tunnel concrete（unit：mm）

圖9 上海綜合管廊混凝土拉應力云圖（單位：MPa）Fig.9 The max principal stress of Shanghai municipal tunnel concrete（unit：MPa）

圖10 上海綜合管廊混凝土壓應力云圖（單位：MPa）Fig.10 The min principal stress of Shanghai municipal tunnel concrete（unit：MPa）

從圖5和圖8中可看出，整體結構的變形主要發生在結構頂部跨中。相比于整體結構，橫向拼裝結構由于缺少中部節點的約束和相互作用力，兩側結構跨中位移均有增加。

在圖6和圖9中可以看出，整體結構的應力最大值出現在中部節點上側，由于節點對變形進行了約束，因而減小了節點兩側跨中混凝土的拉應力。但拼裝結構缺少了節點的約束，使兩跨跨中拉應力增加，圖6中最大拉應力接近混凝土抗拉強度設計值，但未發生損傷。同時，由于橫向拼裝結構在中部斷開，使原本中部節點的力得到釋放，減輕了頂部節點處的應力。

對于混凝土壓應力，橫向拼裝結構相對于整體結構加厚了中部縱墻，由圖7、圖10可見，橫向拼裝結構混凝土壓應力小于整體結構，但兩種結構混凝土壓應力均遠小于混凝土抗壓強度設計值。

3.2 預應力參數分析

為了增強組合結構的整體性，按照圖4a、b所示預應力鋼絞線的布置對設有不同大小預應力值的預應力鋼絞線綜合管廊模型進行了分析。圖11、圖12為不同預應力值下橫向拼裝結構位移、拉應力云圖，圖13和圖14為不同預應力橫向拼裝結構跨中頂板豎向位移與拉應力。

從圖13、圖14中可以看出隨著預應力值的不斷增大，橫向拼裝結構的位移和拉應力都有不同程度的減少，結構頂板跨中減小尤為顯著。同時，無論是豎向位移還是拉應力，整體結構由于其中部節點的約束作用而表現最好。對于橫向拼裝結構，增加預應力鋼絞線但不施加預應力對結構變形和應力影響很小。隨著預應力值的增加，當預應力達1395MPa時，保定綜合管廊橫向拼裝結構位移和拉應力與整體結構接近，上海綜合管廊整體表現優于整體結構，此時預應力鋼絞線對拆分結構整體性起到較大作用。

圖11 不同預應力橫向拼裝結構位移云圖（單位：mm）Fig.11 Assembled structures displacement with different prestressed transverse（unit：mm）

圖12 不同預應力橫向拼裝結構拉應力云圖（單位：MPa）Fig.12 Assembled structures max principal stress with different prestressed transverse（unit：MPa）

圖13 不同預應力橫向拼裝結構跨中頂板豎向位移Fig.13 Transverse assembled structures vertical displacement of the roof plate with different prestresses

4 縱向拼裝結構

4.1 有限元計算結果分析

縱向拼裝結構的豎向位移、拉應力與壓應力云圖如圖15所示。

從圖15中可以發現，縱向拼裝結構混凝土在荷載作用下都未發生損傷，由于結構頂面為直接受力面，其變形和應力最大。對比整體結構和縱向拼裝結構，縱向拼裝結構對頂面受力狀態影響不大，因此兩個結構的應力和變形相近。

圖14 不同預應力橫向拼裝結構跨中拉應力Fig.14 Transverse assembled structures max principal stress of the roof plate with different prestresses

4.2 預應力參數分析

按照圖4c所示的布置進行分析。如圖16、圖17所示為不同預應力值下混凝土結構的豎向位移和拉應力。

從圖17中可以看出，隨著預應力值的增大，混凝土在預應力鋼絞線錨固端產生了較大的應力集中。實際上，當預應力大于900MPa時，預應力鋼絞線錨固端處的混凝土便發生了損傷。

圖15 縱向拼裝結構混凝土變形和應力云圖Fig.15 Vertical assembled structure vertical displacement and max principal stress

圖16 不同預應力縱向拼裝結構位移云圖（單位：mm）Fig.16 Vertical assembled structure displacement with different prestresses（unit：mm）

圖17 不同預應力縱向拼裝結構拉應力云圖（單位：MPa）Fig.17 Vertical assembled structure max principal stress with different prestresses（unit：MPa）

圖18 為縱向拼裝結構上部艙頂板豎向位移與拉應力。

圖18 縱向拼裝結構上部艙頂板豎向位移與拉應力Fig.18 Vertical assembled structures vertical displacement and max principal stress of the roof plate

從圖18中可看出，對于縱向拼裝結構，預應力鋼絞線呈豎向布置，預應力的增加限制了綜合管廊側面的變形，增加了側面向頂部傳遞的彎矩，最終導致頂部變形小幅度增加。同時，在圖18b中可以看到，由于預應力鋼絞線的縱向布置方式，預應力值的大小對頂板處的拉應力影響甚微。

5 結論

1.對于橫向拼裝結構，通過施加一定大小的預應力，不僅使組合結構艙體的變形和應力與整體結構相同或優于整體結構，也消除了整體結構中部節點的集中應力。

2.對于縱向拼裝結構，在靜力工況下，增加預應力對結構受力影響不大，甚至起到相反作用，因此無預應力的縱向拼裝結構在受力上最接近整體結構。