鄭力之 賀耀北 李 瑜 崔劍峰 王 甜

(1.中南建設集團有限公司 長沙 410003; 2.湖南省交通規(guī)劃勘察設計院有限公司 長沙 410200)

預應力錨固體系、型鋼錨固體系,是懸索橋主纜錨固體系的2種主要類型[1]。預應力錨固體系由預應力、索股連接件兩部分構(gòu)成,用鋼量少、易布置、對安裝要求低,但存在可靠性差,后期維護成本高的缺點。型鋼錨固體系,用鋼量較大,制作安裝所需精度較高,但剛度大、可靠性高,且無需后期養(yǎng)護,體現(xiàn)了“全壽命”設計理念,在越來越多的大跨徑懸索橋中得到了應用,如日本的南北備贊橋、美國的金門大橋、華盛頓大橋、廣東虎門大橋、汕頭海灣大橋和南京長江四橋等[2]。

王煜東等[3]針對杭瑞高速洞庭湖大橋型鋼錨固體系進行試驗與數(shù)值研究,分析了多錨桿結(jié)構(gòu)體系與單錨桿結(jié)構(gòu)體系承載能力之間的關(guān)系。周陽等[4]依托湖北省白洋長江公路大橋,對懸索橋錨固體系安裝定位施工技術(shù)進行了研究總結(jié)。鐘永新等[5]針對懸索橋型鋼錨固體系,研究應用了錨固體系分層安裝工藝及支架設計方法。代道芬等[6]以白洋長江公路大橋北岸重力式錨碇型鋼錨固系統(tǒng)為背景,總結(jié)了施工過程的重點要點;王康明等[7]提出了主纜型鋼錨固系統(tǒng)安裝的精度控制技術(shù);梁隆祥等[8]在中國土木工程學會2021年學術(shù)年會上,總結(jié)匯報了主跨710 m的地錨式玻璃懸索橋型鋼錨固體系施工技術(shù)。

近年來學者在懸索橋型鋼錨固系統(tǒng)方面的研究,大多集中于施工技術(shù)上,受力機理方面的研究較少。近年來的斜拉橋型鋼錨固相關(guān)研究表明[9-10],型鋼錨固體系破壞模式與承載力,與錨體幾何尺寸顯著相關(guān)。因此,開展懸索橋錨體尺寸對型鋼錨固結(jié)構(gòu)承載力的影響研究十分必要。

本文以杭瑞高速洞庭湖大橋錨固體系為研究對象,通過ABAQUS有限元模擬,研究型鋼錨固體系中前錨桿及后錨梁的相關(guān)尺寸參數(shù)對錨固能力的影響,以為大跨徑懸索橋的建設提供支撐。

1 依托工程

杭瑞高速岳陽洞庭湖大橋為1 480 m+453.6 m雙塔雙跨鋼桁梁懸索橋,是世界上跨徑最大的板桁結(jié)合加勁梁懸索橋,其橋型布置圖見圖1。

圖1 橋型布置圖(單位:cm)

大橋主纜兩端均采用型鋼錨固體系與重力式錨碇結(jié)合。錨固體系由錨桿和后錨梁組成,后錨梁埋于錨體混凝土內(nèi),錨桿一端連接在后錨梁工字形接頭上,另一端伸出錨體前錨面,與主纜索股相連。單根主纜一端布置105根H型鋼錨桿,9根后錨梁采用“][”截面,由2片分離的槽鋼通過綴板、加勁肋等連接而成。大橋型鋼錨固體系的設置見圖2。

圖2 型鋼錨固體系(錨體混凝土澆筑前)

2 有限元模型

為研究單根錨桿的受力過程和破壞模式,分析錨固受力的影響參數(shù),采用ABAQUS對錨固結(jié)構(gòu)進行分析計算。

2.1 分析方法與幾何參數(shù)

型鋼錨固體系總體布置圖見圖3,依托工程錨桿間距1.25 m,錨梁間距1.78 m,錨梁中心至錨體上表面為24 m,錨梁下側(cè)至錨體底面為1.5 m,錨梁高度為1 m,錨桿長度為27.5 m。

圖3 型鋼錨固體系總體布置圖(單位:m)

單根錨桿,由以下3部分組成:①H型鋼錨桿,規(guī)格為H460 mm×450 mm×24 mm×20 mm;②埋置于錨體中,且與錨桿端部焊接的“][”槽鋼錨梁,槽鋼規(guī)格為460 mm×70 mm×24 mm,2片槽鋼間距為450 mm;③包裹錨梁和大部分錨桿的混凝土錨體。錨桿由上、下2段組成,下段為工字形接頭,與錨梁一起制作,其翼緣與錨梁腹板焊接,整體澆筑于錨體混凝土中;上段與下段通過高強螺栓連接,上段與錨體混凝土無黏結(jié)。

根據(jù)結(jié)構(gòu)對稱性,建立1/4模型。模型采用對稱約束,以模擬實際;對于底面約束,采用邊界固結(jié)處理,其余均為自由。加載方式對頂端截面施加豎向位移,以模擬原結(jié)構(gòu)響應。建立有限元模型見圖4。

圖4 有限元模型示意圖(1/4模型)

2.2 材料本構(gòu)

混凝土為C30普通混凝土。采用混凝土損傷塑性模型,拉-壓本構(gòu)數(shù)據(jù),根據(jù)GB 50010-2011 《混凝土結(jié)構(gòu)設計規(guī)范》采用,拉、壓本構(gòu)模型分別見圖5、圖6。如圖所示,壓應力峰值為20.1 MPa,對應的應變?yōu)? 471×10-6,拉應力峰值為2.01 MPa,對應的應變?yōu)?5×10-6。

圖5 C30混凝土受拉本構(gòu)

圖6 C30混凝土受壓本構(gòu)

錨桿及錨梁鋼材為Q235C結(jié)構(gòu)鋼,采用雙折線本構(gòu)模型,屈服強度225 MPa,極限抗拉強度370 MPa,彈性模量2.06 GPa。

2.3 構(gòu)件接觸關(guān)系

鋼錨桿、鋼錨梁、錨體混凝土之間存在3種相互作用:①鋼與混凝土的黏結(jié);②鋼與混凝土的摩擦;③鋼梁承壓面與混凝土錨體間的直接接觸壓力。

依托工程鋼混間黏結(jié)長度僅0.45 m,黏結(jié)力可以忽略;鋼混間的摩擦力也僅在破壞后才能明顯體現(xiàn),無研究價值。因此,本文僅考慮后錨梁承壓面與混凝土的接觸壓力傳遞,面-面接觸設置為有限滑移,法向為硬接觸,切向無摩擦。承壓面位置示意見圖7(略去加勁肋)。

圖7 承壓面位置示意圖

2.4 研究參數(shù)

錨頭尺寸是錨固體系受力的關(guān)鍵參數(shù),見圖8,涉及設計水平尺寸(1/2錨桿中心距A、1/2錨梁中心距B、錨梁邊緣與錨體邊緣的凈距b)與豎向參數(shù)(錨梁頂與錨體頂?shù)木嚯xh1,錨梁底與錨體底的距離h2,錨體高度H) 共6個。

圖8 研究參數(shù)示意

依托工程錨桿為等距排列,故錨桿間距A為0.625 m,保持為定值,故水平尺寸主要考慮B與b的變化。建立ABAQUS分析模型,分析尺寸對結(jié)構(gòu)承載力的影響,探討錨梁及錨桿間距的合理值,研究錨固破壞模式。

3 參數(shù)影響分析

3.1 水平尺寸參數(shù)

為驗證水平尺寸參數(shù)的影響,設置7組不同水平尺寸分析模型,其參數(shù)取值見表1。

表1 水平尺寸分析模型參數(shù)表 cm

計算得到各參數(shù)模型的荷載-位移曲線見圖9～圖11。

圖9 峰值荷載-側(cè)向尺寸曲線

圖10 B1-B7荷載-位移

圖11 承壓面S1、S2、S3壓力-位移曲線

由圖9可知,錨固體系的承載能力隨著混凝土錨體水平尺寸B的增大而增大,但增大的趨勢隨尺寸繼續(xù)增大而趨于平緩。由圖 10各組可知,隨著結(jié)構(gòu)尺寸的變化,出現(xiàn)了受力模式的轉(zhuǎn)變:B1～B4組,荷載-位移關(guān)系為近似直線的模式,從B5開始,表現(xiàn)出明顯的強化段,轉(zhuǎn)變?yōu)殡p折線模式,水平尺寸B越大,強化段越長。觀察圖11中的3個承壓面壓力變化,由圖中各承壓面峰值荷載可知,對于總的荷載-位移曲線,S2承壓面上的荷載的占比最大,水平尺寸繼續(xù)增長,S2上荷載的變化,愈加與總體荷載曲線相似。

進一步地,觀察圖10、圖11,可以發(fā)現(xiàn),承壓面S1及S2的壓力-位移曲線峰值,隨著B的增加而逐漸后移。同時,觀察橫坐標可知,S3承壓面最先到達峰值點。由圖11b)可以看出,S2壓力曲線在S3卸載的位移位置,斜率變陡,因此可以看出承壓面S3的卸載轉(zhuǎn)為了承壓面S2承擔,因此圖10中各個模型的總荷載-位移曲線未發(fā)生明顯突變。

由圖 11a)、b)可見,S1曲線峰值點與S2曲線剛度變化點非常接近,結(jié)合圖 10總荷載-位移曲線,可以推斷,結(jié)構(gòu)總體的剛度改變是由于S1承壓面的卸載導致,且后續(xù)強化段主要由于S2的承載能力提供。另外,從S1、S2荷載曲線數(shù)值可以看出,在B5～B7這幾個模型工況下,S1承壓面的荷載峰值,小于S2承壓面。

由圖11c)可見,對于S3承壓面,不同模型工況下其荷載-位移曲線斜率差異較小,峰值點位置基本一致,說明S3承壓面的承載能力較為恒定,水平參數(shù)對其影響較小。分析可知,S3承壓面在錨體內(nèi)部,水平參數(shù)的改變引起的承載能力變化小。而S1、S2的承載力隨水平參數(shù)的增大而增大。

3.2 豎向尺寸參數(shù)

對豎向尺寸進行參數(shù)分析,豎向尺寸變化分為2種情況:①錨梁頂與錨體頂?shù)木嚯xh1逐漸增大,錨梁底與錨體底的距離h2不變(U組,模型U1～U6);②錨梁頂與錨體頂?shù)木嚯xh1不變,錨梁底與錨體底的距離h2逐漸增大(D組,模型D1～D6)。各模型參數(shù)見表2。

表2 豎向尺寸變化模型參數(shù)表 cm

3.3 錨梁頂與錨體頂?shù)木嚯xh1變化情況

分析得到U1～U6結(jié)構(gòu)的總荷載-位移曲線計算結(jié)果見圖12。

圖12 U1～U6總荷載-位移曲線

由圖 12可知,各模型的總荷載-位移曲線差異不大。

圖13為各模型結(jié)構(gòu)峰值荷載隨參數(shù)h1的變化情況。由圖13可見,模型整體荷載(Pu)和各承壓面峰值荷載(Fs1～Fs3)均變化較小(<5%)?？梢哉J為h1大于0.5 m時,結(jié)構(gòu)整體的承載能力與h1的關(guān)系不大。

圖13 U組模型整體及各承壓面荷載-位移變化圖

3.4 錨梁底與錨體底的距離h2變化情況

繪制隨h2變化D1～D6模型總荷載-位移曲線如圖 14所示。

圖14 D1～D6總荷載-位移曲線

由圖14可見,與U組類似,D1～D6工況的總體荷-載位移曲線峰值變化很小,總承載能力幾乎不變。

圖15為各模型結(jié)構(gòu)峰值荷載隨參數(shù)h1的變化情況。

圖15 D組模型整體及各承壓面荷載-位移變化圖

由圖15可見,模型整體峰值荷載變化較小,各承壓面上的荷載波動不大(<3%)。3個承壓面曲線變化與圖13的變化表現(xiàn)一致。

通過U組、D組的參數(shù)化分析得知,豎向尺寸H、h1、h2的變化,不會對工程結(jié)構(gòu)受力造成較大的影響。

4 破壞模式分析

4.1 破壞模式探討

綜合考慮水平參數(shù)及豎向參數(shù),建立H組H1～H5的分析模型,見表3。

表3 H組模型參數(shù)表 cm

分析得到H1～H5損傷云圖見圖16。由圖16可見,豎向尺寸H影響損傷破壞面發(fā)展方向。當H較小時(如H1～H3),頂端承壓面S1兩側(cè)的破壞面會從結(jié)構(gòu)面邊緣,向上傾斜發(fā)育;當H較大時(如H5),破壞面完全水平。

圖16 H1～H5損傷云圖

H增大后,破壞面的發(fā)展逐漸轉(zhuǎn)向水平方向,破壞面由斜截面變化至水平投影面,面積逐步減小,因此,結(jié)構(gòu)總體的極限承載能力反而略微降低。綜合U組、D組、H組的分析情況,可以發(fā)現(xiàn),H取值在2個方面的增加,導致?lián)p傷方向均會轉(zhuǎn)變?yōu)楫a(chǎn)生水平破壞面,降低結(jié)構(gòu)極限承載力。

4.2 型鋼錨固承載力關(guān)鍵因素分析

型鋼錨固承載力的關(guān)鍵因素是工程建設最為關(guān)注的問題,見表4,對H組與D組豎向尺寸一致的模型(D1、D3、D5與H2、H3、H4)對比分析。在2組模型水平面積不變前提下,比較水平截面面積之比。

隨著結(jié)構(gòu)的水平尺寸擴大,在結(jié)構(gòu)中表現(xiàn)為更大的破壞面,使得H組的承載能力比D組明顯增高。承載能力的增大幅度與水平面積的增大幅度幾乎一致。

表4 D組、H組中相同豎向尺寸結(jié)構(gòu)的峰值荷載比較

5 結(jié)論

本文以杭瑞高速洞庭湖大橋主纜型鋼錨固體系為研究對象,探究型鋼錨固體系的尺寸影響機理、承載能力和破壞模式影響因素,得到如下結(jié)論。

1) 錨固結(jié)構(gòu)承載能力與水平尺寸參數(shù)高度相關(guān),隨著水平尺寸的增加,結(jié)構(gòu)荷載-位移曲線,變?yōu)殡p折線形式,極限承載能力表現(xiàn)出明顯的強化段。

2) 豎向尺寸增加,可顯著改變錨體損傷破壞面的發(fā)展方向,破壞面的發(fā)展轉(zhuǎn)變?yōu)樗椒较?極限承載力略有降低,但總體影響有限。

3) 錨固體系極限承載能力主要由破壞面的發(fā)展面積控制,豎向尺寸達到一定后,破壞面近似沿水平發(fā)展,水平尺寸決定破壞面的發(fā)展面積,是錨固結(jié)構(gòu)極限承載力的關(guān)鍵。