■吳江鴻
(福建省交通規(guī)劃設(shè)計(jì)院,福州350004)
混合梁斜拉橋結(jié)合段加勁過渡區(qū)受力機(jī)理分析
■吳江鴻
(福建省交通規(guī)劃設(shè)計(jì)院,福州350004)
為揭示混合梁斜拉橋鋼混結(jié)合段加勁過渡區(qū)承載能力及破壞機(jī)理,以鋼梁加勁過渡段局部模型試驗(yàn)為基礎(chǔ),建立考慮殘余應(yīng)力、初始缺陷等因素的鋼梁加勁過渡區(qū)非線性計(jì)算模型,模擬分析過渡區(qū)應(yīng)力集中和屈曲等受力特點(diǎn)。通過比較有限元計(jì)算和試驗(yàn)結(jié)果,表明采用A NS Y S建立殼單元有限元模型能夠較好地模擬加勁過渡區(qū)的承載性能;基于加勁過渡區(qū)受壓數(shù)值模擬分析,認(rèn)為其破壞過程是局部剛度削弱引起屈曲,從而導(dǎo)致結(jié)構(gòu)加勁過渡區(qū)整體屈曲發(fā)生。
混合梁結(jié)合段加勁過渡區(qū)受力機(jī)理有限元
混合梁斜拉橋結(jié)構(gòu)體系具有方便架設(shè)、保證支座不產(chǎn)生負(fù)反力、提高邊跨剛度、有效控制主梁豎向變形、減少斜拉索疲勞影響等諸多優(yōu)點(diǎn)[1]。結(jié)合段處是混合梁剛度的突變點(diǎn),大橋需要通過混合梁結(jié)合段來實(shí)現(xiàn)剛度的平穩(wěn)過渡。若設(shè)計(jì)不當(dāng)則容易造成剛度的跳躍,產(chǎn)生變形突變和折角,出現(xiàn)橋面行車不平順、跳車等現(xiàn)象,進(jìn)而產(chǎn)生沖擊荷載對(duì)結(jié)合段及其附近鋼箱梁和混凝土箱梁的橋面系造成局部破壞。
鋼混結(jié)合段主要包括鋼梁加勁過渡段、鋼混結(jié)合部、混凝土梁加強(qiáng)過渡段三部分組成。鋼梁加勁過渡段一般由母板、后承壓板、U肋、復(fù)合加勁肋、橫隔板等組成。其目的在于將來自橋面板較大的軸力擴(kuò)散至全截面,達(dá)到整個(gè)結(jié)構(gòu)的傳力平順。劉榮[2]通過有限元計(jì)算模擬3種鋼梁加勁過渡段形式,對(duì)傳統(tǒng)復(fù)合加勁肋力學(xué)性能進(jìn)行比較,探討了復(fù)合加勁端部應(yīng)力集中特點(diǎn)。辛灝輝[3]對(duì)2種新型加勁過渡段進(jìn)行模型試驗(yàn),揭示了其復(fù)合加勁端部局部屈曲的發(fā)生機(jī)理。
本研究以實(shí)橋混合梁鋼混結(jié)合段尺寸為基礎(chǔ),開展鋼梁過渡段1∶2縮尺的承載性能模型試驗(yàn),并通過有限元建模研究鋼梁加勁過渡段端部的受力機(jī)理、破壞模式及承載能力。
最近建設(shè)的幾座混合梁斜拉橋?yàn)榱藴p少鋼梁加勁過渡段端部的應(yīng)力集中,一般將焊接在U肋上的T肋在端部改為板肋。模型試件如圖1所示,試件母板長(zhǎng)1720mm,寬1040mm,厚10mm。U型加勁肋通長(zhǎng)加勁,厚4mm。變高度T型加勁肋加勁長(zhǎng)1000mm,豎板橫板厚均為12mm。為改善突變截面的應(yīng)力集中現(xiàn)象,T肋豎板前端延長(zhǎng)300mm。
圖1 模型試件構(gòu)造及尺寸(單位:mm)
圖2模型試件
圖2 為模型試件,在后承壓板開洞并使用螺栓固定在試驗(yàn)臺(tái)底部,前承壓板與試驗(yàn)臺(tái)作動(dòng)器連接。圖3為加載示意圖,采用電液伺服協(xié)調(diào)加載系統(tǒng)分級(jí)加載,并記錄結(jié)構(gòu)荷載位移曲線及相關(guān)數(shù)據(jù)。原橋在最不利工況下(成橋恒載+公路I級(jí)活載及人群荷載+溫度作用+沉降作用),結(jié)合段截面軸力約在150000kN。由于模型僅包含三根肋且設(shè)計(jì)相對(duì)偏安全,模型構(gòu)件對(duì)應(yīng)的2.5倍設(shè)計(jì)荷載約為2000kN。故試驗(yàn)加載在2000kN以下采用力控制,2000kN以上采用位移控制加載。
圖3 加載示意圖
3.1 模型建立
采用大型通用有限元軟件ANSYS進(jìn)行有限元模擬,使用可以考慮彈塑性本構(gòu)、大變形大位移的SHELL181建立殼單元模型。構(gòu)件網(wǎng)格劃分及邊界條件如圖4所示。單元尺寸為板件厚度的3~4倍,滿足結(jié)構(gòu)受力分析要求。與作動(dòng)器連接的頂部建立剛域,施加分布加載的位移荷載,并約束水平方向自由度。底部單元節(jié)點(diǎn)約束三個(gè)方向自由度,以模擬構(gòu)件底部與結(jié)構(gòu)固結(jié)。
圖4 有限元模型建立及邊界條件
鋼材材料性質(zhì)測(cè)試結(jié)果如表1所示。以測(cè)試結(jié)果數(shù)據(jù)為基礎(chǔ),采用雙線性隨動(dòng)強(qiáng)化模型引入材料的本構(gòu)關(guān)系。
表1 鋼材材料性質(zhì)測(cè)試結(jié)果
有限元計(jì)算中引入殘余應(yīng)力及初始缺陷,殘余應(yīng)力分布依照FHWA取值[4][5],如圖5所示。殘余壓應(yīng)力取值為0.25fy,殘余拉應(yīng)力取值fy,且滿足截面自平衡。初始缺陷依照歐洲規(guī)范Eurocode3[6],采用有限元一階彈性屈曲模態(tài),對(duì)應(yīng)彈塑性計(jì)算取值為板寬1/150。
圖5 殘余應(yīng)力分布
3.2 與試驗(yàn)結(jié)果的比較分析
圖6是模型試件在軸向力作用下荷載-位移曲線。試件受壓過程共分成3個(gè)節(jié)段,分別是彈性受力階段、彈塑性受力階段和承載力下降段。三個(gè)階段的剛度逐漸變化,在彈性受力階段和彈塑性受力階段,試件剛度與試驗(yàn)結(jié)果相近。
試件的承載力Pu在3890kN,為0.78Py,有限元計(jì)算承載力與試驗(yàn)值誤差在2.3%。其中P為結(jié)構(gòu)受壓承載力,Py為結(jié)構(gòu)最薄弱截面全截面受壓屈服的理論承載力。
圖6模型試件荷載-位移曲線比較
圖7 是試件受壓破壞模態(tài),試件出現(xiàn)了較為明顯的局部屈曲和整體屈曲。在試驗(yàn)過程中,由于局部屈曲與整體屈曲的發(fā)生時(shí)間相近,無(wú)法比較先后關(guān)系。局部屈曲的位置在復(fù)合T肋加勁的末端,整體屈曲出現(xiàn)的彎折也在此附近。U肋頂面與側(cè)板均出現(xiàn)局部屈曲,頂面內(nèi)凹,側(cè)板外凸。試件在T肋延長(zhǎng)段末端出現(xiàn)整體屈曲,彎折明顯。對(duì)比屈曲發(fā)生的位置及趨勢(shì),有限元的計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果均吻合。
鋼混結(jié)合段加勁過渡區(qū)在加載初期處于彈性受力階段,剛度保持不變,結(jié)構(gòu)的承載力是與結(jié)構(gòu)的軸向位移成正比,達(dá)到構(gòu)件的彈性承載力Pe在0.45Py左右。
加勁過渡區(qū)應(yīng)變狀態(tài)如圖8所示,隨著荷載繼續(xù)增加,加勁過渡區(qū)進(jìn)入彈塑性受力階段。塑性應(yīng)變最早產(chǎn)生自過渡區(qū)突變截面,位于T型加勁板豎板的延長(zhǎng)前端。此處過渡區(qū)U肋截面由于應(yīng)力集中和一定的初始缺陷,含有殘余壓應(yīng)力的部分截面進(jìn)入屈服,導(dǎo)致截面剛度下降。此階段過渡區(qū)斜率逐漸降低,加勁過渡區(qū)剛度不斷下降,達(dá)到加勁過渡區(qū)的彈性承載力Pu≈0.78Py。當(dāng)結(jié)構(gòu)承載力到Pu時(shí),突變截面全截面進(jìn)入塑性,突變截面以上的母板區(qū)域出現(xiàn)較大塑性區(qū)。由于應(yīng)力集中,位于U肋頂面的塑性區(qū)塑性發(fā)展最大。
圖7 試件破壞模態(tài)
圖8 加勁過渡區(qū)塑性應(yīng)變狀態(tài)
為進(jìn)一步了解結(jié)構(gòu)塑性應(yīng)變隨承載力的發(fā)展,加勁過渡區(qū)各板件位于突變截面處的塑性應(yīng)變隨荷載變化如圖9所示。
加勁過渡區(qū)受壓的塑性發(fā)展可分為三部分:即(1)承載力達(dá)到Pe后,構(gòu)件U肋頂面塑性應(yīng)變逐漸增加;(2)在承載力增至0.6Py時(shí),含有殘余壓應(yīng)力的母板板件塑性應(yīng)變逐漸發(fā)展;(3)達(dá)到Pu后,母板各塊板件塑性變形迅速發(fā)展,U肋頂面塑性應(yīng)變基本已不再發(fā)展。
通過塑性應(yīng)變發(fā)展可知,在承載力上升段,剛度削弱分成兩次:第一次是U肋頂面進(jìn)入塑性;第二次是含殘余壓應(yīng)力的母板進(jìn)入塑性。在承載力上升過程中,U肋的屈曲逐漸發(fā)展;而母板的屈曲發(fā)生在承載力的下降過程中。
圖10為各部分板件屈曲位移隨受壓荷載變化的曲線。荷載到達(dá)Pu,由于局部缺陷的影響引起變截面處U肋局部屈曲,U肋側(cè)板面外位移反向增大。母板面外位移在達(dá)到Pu前較小,當(dāng)U肋加勁效果因屈曲降低后,母板承擔(dān)比例增加,面外位移迅速增大,最終引起朝向U肋方向的整體屈曲。
圖9 板件塑性應(yīng)變隨荷載的變化
圖10 板件屈曲位移隨荷載的變化
(1)基于ANSYS有限元模擬混合梁結(jié)合段加勁過渡區(qū),計(jì)算極限承載力與試驗(yàn)結(jié)果誤差為2.3%,剛度變化趨勢(shì)與試驗(yàn)測(cè)試結(jié)果相近,破壞形態(tài)與試驗(yàn)現(xiàn)象吻合。
(2)加勁過渡區(qū)破壞原因是應(yīng)力集中導(dǎo)致含有殘余壓應(yīng)力與初始缺陷的U肋頂面及側(cè)面的局部屈曲,削弱了截面剛度,在模型進(jìn)一步承載過程中,受力偏心導(dǎo)致結(jié)構(gòu)整體屈曲發(fā)生。
(3)加勁過渡區(qū)剛度削弱其原因一是因?yàn)閺?fù)合T肋延長(zhǎng)板導(dǎo)致U肋截面應(yīng)力集中,塑性變形最先發(fā)生在U肋頂面及側(cè)面;二是因?yàn)槟赴搴袣堄鄩簯?yīng)力板件進(jìn)入塑性,最終母板與U肋均發(fā)生局部屈曲并喪失剛度。
[1]劉玉擎.混合梁接合部設(shè)計(jì)技術(shù)的發(fā)展[J].世界橋梁,2005(4):9-12.
[2]Liu Rong,Liu Yuqing.Analysis of auxiliary ribs in steel–concrete joint of hybrid girder[J].Journal of Constructional Steel Research. 2015,112:363-372.
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[4]肖維思,王佳,劉玉擎,黃李驥.高強(qiáng)度U肋加勁鋼板殘余應(yīng)力測(cè)試及模擬分析[J].同濟(jì)大學(xué)學(xué)報(bào):自然科學(xué)版,2016,44(11):1645-1652.
[5]Department of Transportation Federal Highway Administration(FHWA).(2012).Manual for Design,Construction,and Maintenance of Orthotropic Steel Deck Bridges,No.FHWA-IF-12-027.
[6]European Committee for Standardization,(2005).Eurocode 3:Design of steel structure–Part 1–5:Plated Structural Elements,Brussels,EN 1993-1-5.