地下管廊减隔震装置抗震性能分析

2023-11-02赵文博杨梦柔

西安科技大学学报 2023年5期

李刚,赵文博,杨梦柔

(1.西安科技大学建筑与土木工程学院,陕西西安 710054;2.中交第一公路勘察设计研究院有限公司,陕西西安 710075)

0 引言

综合管廊收纳城市供水、供气、电力、通讯等多种管线,具有形状简单、尺寸偏小、纵横方向错综复杂的结构特点。地震作用下综合管廊结构一旦出现破坏,会导致区域内供电、供水等功能障碍,直接影响城市正常运转,同时由于特殊的建造结构和工程性质,管廊结构破坏位置往往较为隐蔽且修复困难。因此,分析综合管廊抗震性能、研发综合管廊减隔震控制技术十分必要。

国外对综合管廊抗震性能的研究起步较早。管廊主体结构抗震性能方面,KIMURA等提出通过优化施工方法来提升综合管廊抗震性能[1];CANTO等分析了综合管廊抗震性能提升目标[2];MARSHALL等研究了土与管廊之间的作用关系,分析了结构埋深、土体刚度等因素的影响[3-5];SARAH等提出了地下结构抗震设施升级方案,为管廊抗震提供参考[6];PITILAKIS等从受力、位移、变形模式等方面系统研究了地下结构的动力响应特征[7];NKANURA等提出采用锚杆和CFRP作为综合管廊的防护措施,有效地降低了墙板接缝处剪切破坏的机率[8];管廊内部减隔震装置方面,ZAGHI等分析了地震作用下管廊的破坏模式[9];TIAN等通过室内试验研究了不同形式支架的抗震性能差异[10-11],结果显示支架连接件性能显著影响支架的抗震性能。

国内对综合管廊主体结构抗震性能的研究最早见于2007年,岳庆霞、JIANG、CHEN、冯瑞成、黄子渊等通过数值模拟和足尺试验研究了管廊抗震性能的关键影响因素[12-16];陈国兴、杨剑等分析了可液化土层上综合管廊的动态响应和结构变形特征[17-18];刘述虹等通过数值模拟分析不同工况下管廊的动态响应特征[19-21];黄臣瑞、王鹏宇、XU等对比了预制拼装管廊和现浇结构管廊在地震作用下的动力响应特征,提出了预制拼装结构抗震性能影响因素[22-24]。减隔震装置方面,由浩宇研究了减隔震装置刚度、阻尼、几何尺寸等要素对管廊抗震效果的影响[25];尚庆学等通过拟静力试验研究了钢缆式、梁夹式、螺杆式3类抗震支撑的极限承载力,结果表明螺杆式抗震支撑的承载力最高,且吊杆直径越小其变形能力越大[26]。

目前国内外对综合管廊抗震性能的研究更多集中在主体结构方面,对管廊内部支架、支墩等附属设施的研究相对较少,已有研究成果系统性不足。在分析地震作用下围岩-管廊体系力学响应特征的基础上,针对综合管廊抗震需求提出新型减隔震装置,并通过数值模拟和室内试验验证其抗震性能,可为综合管廊抗震能力的提升提供技术支撑。

1 模拟方法及参数

地下综合管廊大多为浅埋,以明挖法为主,截面多为矩形或近似矩形,在建立有限元模型的时候,平面应变模型或平面应力模型都不能准确地描述其变形特性。结合地下综合管廊结构的特点,考虑土体与结构的相互作用,借助有限元软件建立三维有限元模型。

1.1 物理模型

1.1.1 土体模型

土体采用Drucker-Prager模型,以更好的反应岩土材料屈服强度特性。土体各向均质、同性、水平方向无限伸展;综合管廊结构与周围土体不发生相对滑动;不考虑孔隙水压变化影响;地基在地震作用下不出现沉降和失稳现象。

1.1.2 土-管廊接触面

由于管廊与土体2种材料物理力学性质差异很大,在地震作用下,二者之间会出现较大的相对变形,接触面的相互作用是一个复杂的非线性接触问题。分析时采用目前较为有效的处理方法——接触对法,定义刚性体作为从接触面,柔性体的表面作为接触面;采用Lagrange乘子算法,以TARGE 170单元模拟3D情况下的刚性面,以CONTA 173单元模拟3D情况下的柔性面。

1.1.3 边界条件

对综合管廊结构与土体尺寸而言,为减少波在边界的反射对分析的影响,一般将土体简化为无限域模型。但在实际分析中,有限元分析软件只能对土体的有限范围进行分析,且地基范围过大而结构过小时,不能真实的反应动力情况。采用人工粘弹性边界条件建立模型,通过弹簧阻尼系统来表征粘弹性边界特性;引入等效实体单元,将实体单元外层边界固定,通过定义等效单元的材料性质,使其等效于弹簧阻尼系统。

图1中KBN为弹簧法向刚度;KBT为弹簧切向刚度;CBN为阻尼器法向阻尼系数;CBT为阻尼器切向阻尼系数。建模时综合管廊两侧为粘弹性边界,管廊上部为自由边界,管廊底部为固定边界。

图1 等效弹簧-阻尼系统及人工实体单元Fig.1 Equivalent spring-damping system and artificial solid element

1.2 地震波选取和输入

提取地震波中信息最为丰富的前15 s作为分析过程中的输入地震波,将其加速度作为模型的水平方向加速度,其他两个方向的地震波按照1(水平1)∶0.85(水平2)∶0.65(竖向)确定,并对水平2、竖向两个方向进行幅值的调整,达到7°设防的要求(图2)。

图2 地震波加速度时程 Fig.2 Time-history of seismic wave acceleration

1.3 围岩-管廊体系有限元模型建立

根据管廊单仓结构形式,取60 m长作为分析对象,构建有限元模型(图3)。模型横截面的侧向边界取至离相邻结构边墙3倍结构宽度处,底部边界取至试算结果趋于稳定的深度处;纵向边界取至离结构端部距离为2倍结构横断面面积当量宽度处的横剖面。

图3 围岩-管廊体系有限元模型Fig.3 Finite element model of surrounding rock-utility tunnel system

综合管廊为混凝土结构,建模时单元类型选择Shell 65,弹性模量E为3.0×1010Pa,泊松比μ为0.25,密度ρ为2 400 kg/m3。土体单元类型选择Shell 45,弹性模量E为59×106Pa,泊松比μ为0.4,密度ρ为2 000 kg/m3,黏聚力c为19 kPa,内摩擦角φ为30°,膨胀角为0°。

2 围岩-管廊体系地震响应特征

2.1 模态分析

对围岩-管廊体系进行模态分析,提取前十阶固有频率及振型。围岩-管廊体系前10阶固有频率位于3.5～6.1 Hz,均为低频。多发地震频率一般在15 Hz之内,也集中在低频,因此地震作用下管廊易产生共振,影响结构整体稳定性(图4)。

图4 围岩-管廊体系前10阶固有频率Fig.4 First ten natural frequencies of surrounding rock-utility tunnel system

管廊结构和土体的振动规律基本相似,说明管廊结构的振动受到土体变形的控制。同时,一阶振型下结构主要为整体横向振动,之后随着阶数的增加,出现竖向振动和整体扭振,对结构安全产生不利影响。结构顶板的变形较大,说明该位置处震动最为强烈,需加强抗震设计(图5)。

图5 围岩-管廊体系振型Fig.5 Natural vibration modes of surrounding rock-utility tunnel system

2.2 动力时程

加载地震波,分析管廊横断面不同位置、不同时刻的应力和位移变化情况。在管廊横断面的下部、中部和顶部布设8处采样点(图6)。

图6 横断面采样点布置Fig.6 Layout of sampling points on the cross section

不同位置处最大应力均出现在6～8 s,应力水平相差较大。P2、P4、P5、P7等中部位置应力曲线变化幅度较小,应力分布在0～8 MPa,水平较低;而P3和P6端点处应力水平较高,最大值分别为43.20,42.68 MPa,接近混凝土抗压强度,易产生破坏(图7)。

图7 采样点应力时程Fig.7 Time-history of stress for the points

不同位置处最大位移也出现在6～8 s,但水平相差较小,总体而言中上部节点位移变化大于下部节点,最大值为P2位置处的35.4 mm(图8)。

图8 采样点位移时程Fig.8 Time-history of displacement for the points

3 减隔震装置设计

管廊内部用于悬挂或支撑管线的装置主要包括支架和支墩2类;支架一般为钢构件,安装于管廊上部支撑较轻的管线;支墩则为混凝土或砖砌结构,用于支撑管廊下部自重较大的管线。

3.1 支架

传统支架多采用预埋铁板+焊接支吊架的结构形式,支架直接焊接或用螺栓连接在综合管廊侧壁的预埋钢件上,结构刚度较大且仅对管线提供竖向支撑。在管廊侧壁预埋钢架,横梁垂直安装于钢架侧面,为管线提供竖向支撑;横梁与钢架之间设置缓冲块,用以减轻地震对支架的直接作用;横梁下方和侧面设置斜向支撑,使支架在地震作用下存在一定容许位移;在横梁端部设置限位块,限制管线的横向移动(图9)。

图9 新型减隔震支架结构Fig.9 New seismic support structure

3.2 支墩

传统支墩一般为设有弧形槽的混凝土结构,管道直接放置于结构之上或经简单固定,能够承载重力和水平方向受力,但是无法有效吸收地震带来的震动力,地震作用下易产生较大位移;且支墩与管道刚性接触,在地震力作用下易造成破坏。

型钢底座锚栓固定在混凝土基础上,将管道放置在底座上;管道上方设置铸铁限位圈,并将限位圈与底座用螺栓连接,用于限制管道的竖横向移动;底座及限位圈内部与管道相接处设置阻尼橡胶垫,避免管道与支墩的刚性碰撞(图10)。

图10 新型减隔震支墩结构Fig.10 New seismic buttress structure

4 围岩-管廊-支撑体系抗震分析

4.1 围岩-管廊-支架体系

建模时水泥混凝土单元类型选择Shell 65,弹性模量E为3.0×1010Pa,泊松比μ为0.25,密度ρ为2 400 kg/m3。铸铁及钢件单元类型选择Shell 63,弹性模量E为2.06×1011Pa,泊松比μ为0.31,密度ρ为7 850 kg/m3。橡胶材料简化为弾性模型,单元类型选择Shell 45,弹性模量E为50×106Pa,泊松比μ为0.45,密度ρ为1 300 kg/m3。

普通支架最大应力位于支架横梁根部,为66.4 MPa,可能造成支架沿根部焊接缝处断裂破坏或管廊侧壁的破坏。而减隔震支架最大应力位置移至支架斜撑连接处,为49.4 MPa,较普通支架降低26%(图11),说明减隔震支架的缓冲块和斜撑组件减震作用明显,改善了支架受力情况,提升了整体稳定性。

图11 最大应力时刻云图Fig.11 Maximum stress nephogram

普通支架最大位移为20.9 mm,减隔震支架为9.4 mm,位移幅度降低55%;同时普通支架在6～10 s内位移均较大,而减隔震支架仅在6 s左右出现最大值,较大位移持续时间明显缩短(图12)。说明减隔震支架中斜撑组件自身的运动与变形起到了耗能减震的作用,使支架的整体变形得到了有效控制。

图12 普通支架与减隔震支架的位移时程Fig.12 Time-history of displacement for the traditional and seismic supports

4.2 围岩-管廊-支墩-管道体系

建立围岩-管廊-普通支墩-管道和围岩-管廊-减隔震支墩-管道有限元模型。

采用普通支墩管道的最大应力位于管道与底座的接触角点处,为2.95 MPa;而采用减隔震支墩管道的最大应力位于铸铁限位圈侧面阻尼橡胶与管道接触点位置处,为2.24 MPa,降低24.06%(图13)。说明减隔震支墩中的阻尼橡胶及限位圈有效改善了管道的受力环境,起到明显的隔震避震作用。由于支架根部及斜撑连接部位存在应力集中的现象,因此支墩的最大应力分析结果小于支架。

图13 最大应力时刻云图Fig.13 Maximum stress nephogram

采用普通支墩管道的最大位移为3.41 cm,而采用减隔震支墩的则为3.07 cm,减小9.97%;同时采用减隔震支墩的管道位移出现时间相对后移(图14)。说明减隔震支墩中增设的限位圈和阻尼橡胶垫,有效抑制了管道随地震的跳动。

图14 管道位移时程Fig.14 Time-history of displacement for the pipelines

5 抗震性能室内试验

5.1 试验准备

5.1.1 试验设备

参考行业规范《建筑机电设备抗震支吊架通用技术条件》(CJ/T 476—2015)设计试验,试验仪器选用SDS500电液伺服动静试验机。由于试验仪器只能加载垂直方向动力,因此减隔震支架试件仅设置了纵向支撑,但也能充分反应支架的减隔震效果。

5.1.2 试验步骤

将支架安装在试验机,使其承受规定的循环荷载,加载频率为0.1 Hz。在试验中,前15次循环加载的力值幅值是固定的,为等幅加载;其后为增幅值加载,每次循环加载的力值幅值都是前次循环的加载幅值的(15/14)1/2倍;出现以下任意一种情况时,则试验结束:组件试验过程中竖直面内的位移超过50 mm;循环加载数满足试验要求,即完成55次循环加载;构件出现破坏。

5.1.3 初始荷载

对于预计载荷小于2.25 kN的单套支架,施加在试样上的初始载荷为2.25 kN;当支架在一组动载荷试验下未发生破坏时,则采用初始载荷为9 kN对其加载,以确定支架的承载极限。