地下管廊減隔震裝置抗震性能分析

李 剛,趙文博,楊夢柔

(1.西安科技大學 建筑與土木工程學院,陜西 西安 710054;2.中交第一公路勘察設計研究院有限公司,陜西 西安 710075)

0 引 言

綜合管廊收納城市供水、供氣、電力、通訊等多種管線,具有形狀簡單、尺寸偏小、縱橫方向錯綜復雜的結構特點。地震作用下綜合管廊結構一旦出現破壞,會導致區域內供電、供水等功能障礙,直接影響城市正常運轉,同時由于特殊的建造結構和工程性質,管廊結構破壞位置往往較為隱蔽且修復困難。因此,分析綜合管廊抗震性能、研發綜合管廊減隔震控制技術十分必要。

國外對綜合管廊抗震性能的研究起步較早。管廊主體結構抗震性能方面,KIMURA等提出通過優化施工方法來提升綜合管廊抗震性能[1];CANTO等分析了綜合管廊抗震性能提升目標[2];MARSHALL等研究了土與管廊之間的作用關系,分析了結構埋深、土體剛度等因素的影響[3-5];SARAH等提出了地下結構抗震設施升級方案,為管廊抗震提供參考[6];PITILAKIS等從受力、位移、變形模式等方面系統研究了地下結構的動力響應特征[7];NKANURA等提出采用錨桿和CFRP作為綜合管廊的防護措施,有效地降低了墻板接縫處剪切破壞的機率[8];管廊內部減隔震裝置方面,ZAGHI等分析了地震作用下管廊的破壞模式[9];TIAN等通過室內試驗研究了不同形式支架的抗震性能差異[10-11],結果顯示支架連接件性能顯著影響支架的抗震性能。

國內對綜合管廊主體結構抗震性能的研究最早見于2007年,岳慶霞、JIANG、CHEN、馮瑞成、黃子淵等通過數值模擬和足尺試驗研究了管廊抗震性能的關鍵影響因素[12-16];陳國興、楊劍等分析了可液化土層上綜合管廊的動態響應和結構變形特征[17-18];劉述虹等通過數值模擬分析不同工況下管廊的動態響應特征[19-21];黃臣瑞、王鵬宇、XU等對比了預制拼裝管廊和現澆結構管廊在地震作用下的動力響應特征,提出了預制拼裝結構抗震性能影響因素[22-24]。減隔震裝置方面,由浩宇研究了減隔震裝置剛度、阻尼、幾何尺寸等要素對管廊抗震效果的影響[25];尚慶學等通過擬靜力試驗研究了鋼纜式、梁夾式、螺桿式3類抗震支撐的極限承載力,結果表明螺桿式抗震支撐的承載力最高,且吊桿直徑越小其變形能力越大[26]。

目前國內外對綜合管廊抗震性能的研究更多集中在主體結構方面,對管廊內部支架、支墩等附屬設施的研究相對較少,已有研究成果系統性不足。在分析地震作用下圍巖-管廊體系力學響應特征的基礎上,針對綜合管廊抗震需求提出新型減隔震裝置,并通過數值模擬和室內試驗驗證其抗震性能,可為綜合管廊抗震能力的提升提供技術支撐。

1 模擬方法及參數

地下綜合管廊大多為淺埋,以明挖法為主,截面多為矩形或近似矩形,在建立有限元模型的時候,平面應變模型或平面應力模型都不能準確地描述其變形特性。結合地下綜合管廊結構的特點,考慮土體與結構的相互作用,借助有限元軟件建立三維有限元模型。

1.1 物理模型

1.1.1 土體模型

土體采用Drucker-Prager模型,以更好的反應巖土材料屈服強度特性。土體各向均質、同性、水平方向無限伸展;綜合管廊結構與周圍土體不發生相對滑動;不考慮孔隙水壓變化影響;地基在地震作用下不出現沉降和失穩現象。

1.1.2 土-管廊接觸面

由于管廊與土體2種材料物理力學性質差異很大,在地震作用下,二者之間會出現較大的相對變形,接觸面的相互作用是一個復雜的非線性接觸問題。分析時采用目前較為有效的處理方法——接觸對法,定義剛性體作為從接觸面,柔性體的表面作為接觸面;采用Lagrange乘子算法,以TARGE 170單元模擬3D情況下的剛性面,以CONTA 173單元模擬3D情況下的柔性面。

1.1.3 邊界條件

對綜合管廊結構與土體尺寸而言,為減少波在邊界的反射對分析的影響,一般將土體簡化為無限域模型。但在實際分析中,有限元分析軟件只能對土體的有限范圍進行分析,且地基范圍過大而結構過小時,不能真實的反應動力情況。采用人工粘彈性邊界條件建立模型,通過彈簧阻尼系統來表征粘彈性邊界特性;引入等效實體單元,將實體單元外層邊界固定,通過定義等效單元的材料性質,使其等效于彈簧阻尼系統。

圖1中KBN為彈簧法向剛度;KBT為彈簧切向剛度;CBN為阻尼器法向阻尼系數;CBT為阻尼器切向阻尼系數。建模時綜合管廊兩側為粘彈性邊界,管廊上部為自由邊界,管廊底部為固定邊界。

圖1 等效彈簧-阻尼系統及人工實體單元Fig.1 Equivalent spring-damping system and artificial solid element

1.2 地震波選取和輸入

提取地震波中信息最為豐富的前15 s作為分析過程中的輸入地震波,將其加速度作為模型的水平方向加速度,其他兩個方向的地震波按照1(水平1)∶0.85(水平2)∶0.65(豎向)確定,并對水平2、豎向兩個方向進行幅值的調整,達到7°設防的要求(圖2)。

圖2 地震波加速度時程 Fig.2 Time-history of seismic wave acceleration

1.3 圍巖-管廊體系有限元模型建立

根據管廊單倉結構形式,取60 m長作為分析對象,構建有限元模型(圖3)。模型橫截面的側向邊界取至離相鄰結構邊墻3倍結構寬度處,底部邊界取至試算結果趨于穩定的深度處;縱向邊界取至離結構端部距離為2倍結構橫斷面面積當量寬度處的橫剖面。

圖3 圍巖-管廊體系有限元模型Fig.3 Finite element model of surrounding rock-utility tunnel system

綜合管廊為混凝土結構,建模時單元類型選擇Shell 65,彈性模量E為3.0×1010Pa,泊松比μ為0.25,密度ρ為2 400 kg/m3。土體單元類型選擇Shell 45,彈性模量E為59×106Pa,泊松比μ為0.4,密度ρ為2 000 kg/m3,黏聚力c為19 kPa,內摩擦角φ為30°,膨脹角為0°。

2 圍巖-管廊體系地震響應特征

2.1 模態分析

對圍巖-管廊體系進行模態分析,提取前十階固有頻率及振型。圍巖-管廊體系前10階固有頻率位于3.5～6.1 Hz,均為低頻。多發地震頻率一般在15 Hz之內,也集中在低頻,因此地震作用下管廊易產生共振,影響結構整體穩定性(圖4)。

圖4 圍巖-管廊體系前10階固有頻率Fig.4 First ten natural frequencies of surrounding rock-utility tunnel system

管廊結構和土體的振動規律基本相似,說明管廊結構的振動受到土體變形的控制。同時,一階振型下結構主要為整體橫向振動,之后隨著階數的增加,出現豎向振動和整體扭振,對結構安全產生不利影響。結構頂板的變形較大,說明該位置處震動最為強烈,需加強抗震設計(圖5)。

圖5 圍巖-管廊體系振型Fig.5 Natural vibration modes of surrounding rock-utility tunnel system

2.2 動力時程

加載地震波,分析管廊橫斷面不同位置、不同時刻的應力和位移變化情況。在管廊橫斷面的下部、中部和頂部布設8處采樣點(圖6)。

圖6 橫斷面采樣點布置Fig.6 Layout of sampling points on the cross section

不同位置處最大應力均出現在6～8 s,應力水平相差較大。P2、P4、P5、P7等中部位置應力曲線變化幅度較小,應力分布在0～8 MPa,水平較低;而P3和P6端點處應力水平較高,最大值分別為43.20,42.68 MPa,接近混凝土抗壓強度,易產生破壞(圖7)。

圖7 采樣點應力時程Fig.7 Time-history of stress for the points

不同位置處最大位移也出現在6～8 s,但水平相差較小,總體而言中上部節點位移變化大于下部節點,最大值為P2位置處的35.4 mm(圖8)。

圖8 采樣點位移時程Fig.8 Time-history of displacement for the points

3 減隔震裝置設計

管廊內部用于懸掛或支撐管線的裝置主要包括支架和支墩2類;支架一般為鋼構件,安裝于管廊上部支撐較輕的管線;支墩則為混凝土或磚砌結構,用于支撐管廊下部自重較大的管線。

3.1 支架

傳統支架多采用預埋鐵板+焊接支吊架的結構形式,支架直接焊接或用螺栓連接在綜合管廊側壁的預埋鋼件上,結構剛度較大且僅對管線提供豎向支撐。在管廊側壁預埋鋼架,橫梁垂直安裝于鋼架側面,為管線提供豎向支撐;橫梁與鋼架之間設置緩沖塊,用以減輕地震對支架的直接作用;橫梁下方和側面設置斜向支撐,使支架在地震作用下存在一定容許位移;在橫梁端部設置限位塊,限制管線的橫向移動(圖9)。

圖9 新型減隔震支架結構Fig.9 New seismic support structure

3.2 支墩

傳統支墩一般為設有弧形槽的混凝土結構,管道直接放置于結構之上或經簡單固定,能夠承載重力和水平方向受力,但是無法有效吸收地震帶來的震動力,地震作用下易產生較大位移;且支墩與管道剛性接觸,在地震力作用下易造成破壞。

型鋼底座錨栓固定在混凝土基礎上,將管道放置在底座上;管道上方設置鑄鐵限位圈,并將限位圈與底座用螺栓連接,用于限制管道的豎橫向移動;底座及限位圈內部與管道相接處設置阻尼橡膠墊,避免管道與支墩的剛性碰撞(圖10)。

圖10 新型減隔震支墩結構Fig.10 New seismic buttress structure

4 圍巖-管廊-支撐體系抗震分析

4.1 圍巖-管廊-支架體系

建模時水泥混凝土單元類型選擇Shell 65,彈性模量E為3.0×1010Pa,泊松比μ為0.25,密度ρ為2 400 kg/m3。鑄鐵及鋼件單元類型選擇Shell 63,彈性模量E為2.06×1011Pa,泊松比μ為0.31,密度ρ為7 850 kg/m3。橡膠材料簡化為弾性模型,單元類型選擇Shell 45,彈性模量E為50×106Pa,泊松比μ為0.45,密度ρ為1 300 kg/m3。

普通支架最大應力位于支架橫梁根部,為66.4 MPa,可能造成支架沿根部焊接縫處斷裂破壞或管廊側壁的破壞。而減隔震支架最大應力位置移至支架斜撐連接處,為49.4 MPa,較普通支架降低26%(圖11),說明減隔震支架的緩沖塊和斜撐組件減震作用明顯,改善了支架受力情況,提升了整體穩定性。

圖11 最大應力時刻云圖Fig.11 Maximum stress nephogram

普通支架最大位移為20.9 mm,減隔震支架為9.4 mm,位移幅度降低55%;同時普通支架在6～10 s內位移均較大,而減隔震支架僅在6 s左右出現最大值,較大位移持續時間明顯縮短(圖12)。說明減隔震支架中斜撐組件自身的運動與變形起到了耗能減震的作用,使支架的整體變形得到了有效控制。

圖12 普通支架與減隔震支架的位移時程Fig.12 Time-history of displacement for the traditional and seismic supports

4.2 圍巖-管廊-支墩-管道體系

建立圍巖-管廊-普通支墩-管道和圍巖-管廊-減隔震支墩-管道有限元模型。

采用普通支墩管道的最大應力位于管道與底座的接觸角點處,為2.95 MPa;而采用減隔震支墩管道的最大應力位于鑄鐵限位圈側面阻尼橡膠與管道接觸點位置處,為2.24 MPa,降低24.06%(圖13)。說明減隔震支墩中的阻尼橡膠及限位圈有效改善了管道的受力環境,起到明顯的隔震避震作用。由于支架根部及斜撐連接部位存在應力集中的現象,因此支墩的最大應力分析結果小于支架。

圖13 最大應力時刻云圖Fig.13 Maximum stress nephogram

采用普通支墩管道的最大位移為3.41 cm,而采用減隔震支墩的則為3.07 cm,減小9.97%;同時采用減隔震支墩的管道位移出現時間相對后移(圖14)。說明減隔震支墩中增設的限位圈和阻尼橡膠墊,有效抑制了管道隨地震的跳動。

圖14 管道位移時程Fig.14 Time-history of displacement for the pipelines

5 抗震性能室內試驗

5.1 試驗準備

5.1.1 試驗設備

參考行業規范《建筑機電設備抗震支吊架通用技術條件》(CJ/T 476—2015)設計試驗,試驗儀器選用SDS500電液伺服動靜試驗機。由于試驗儀器只能加載垂直方向動力,因此減隔震支架試件僅設置了縱向支撐,但也能充分反應支架的減隔震效果。

5.1.2 試驗步驟

將支架安裝在試驗機,使其承受規定的循環荷載,加載頻率為0.1 Hz。在試驗中,前15次循環加載的力值幅值是固定的,為等幅加載;其后為增幅值加載,每次循環加載的力值幅值都是前次循環的加載幅值的(15/14)1/2倍;出現以下任意一種情況時,則試驗結束:組件試驗過程中豎直面內的位移超過50 mm;循環加載數滿足試驗要求,即完成55次循環加載;構件出現破壞。

5.1.3 初始荷載

對于預計載荷小于2.25 kN的單套支架,施加在試樣上的初始載荷為2.25 kN;當支架在一組動載荷試驗下未發生破壞時,則采用初始載荷為9 kN對其加載,以確定支架的承載極限。

5.2 試驗結果

支架破壞位置均為橫梁根部焊縫處,該處為應力集中位置,試驗結果與動力有限元分析結果一致。同時,新型減隔震支架極限抗拉承載力為普通支架的2.39倍,極限抗壓承載力為普通支架的4.53倍,新型減隔震支架可有效降低地震對綜合管廊內部管線的作用,減隔震性能顯著優于普通支架(表1)。

表1 試驗結果

6 結 論

1)圍巖-管廊體系前10階固有頻率均為低頻,地震作用下易產生共振;上部及棱角處受地震作用影響大,需提升支撐裝置的抗震性能。

2)提出新型減隔震支架、減隔震支墩設計方案。地震作用下減隔震支架、減隔震支墩可有效改善結構受力情況,降低應力集中現象;可有效降低最大位移,控制整體變形。

3)減隔震支架室內振動試驗中極限抗拉承載力、極限抗壓承載力較普通支架均有明顯降低,減隔震性能優越。