李長春, 卓衛(wèi)東, 孫作軒, 肖澤榮, 陳冠華, 黃新藝

(1.福州大學 土木工程學院,福建 福州 350108; 2.福州市規(guī)劃設計研究院集團有限公司,福建 福州 350108)

長期以來,我國橋梁建造采用以現(xiàn)場澆筑混凝土為主的施工方式,存在施工周期長、質量不穩(wěn)定、環(huán)境污染大等弊端,特別是在城市環(huán)境里,較長的工期阻斷交通,造成了極大的社會損耗成本,同時施工噪音及揚塵嚴重污染了城市環(huán)境。為了解決傳統(tǒng)現(xiàn)澆施工方式存在的弊端,預制拼裝技術越來越受到青睞[1-3]。然而,在裝配式城市橋梁中,混凝土蓋梁的預制裝配化問題卻一直難以得到解決,主因是整體預制混凝土蓋梁往往呈現(xiàn)長懸臂、大體積、自重大等特點,嚴重受限于城市道路通行能力以及城市橋梁建設場地面積,難以運輸與吊裝。分段預制拼裝預應力混凝土蓋梁技術是解決整體現(xiàn)澆蓋梁運輸和吊裝難題的一種有效方案,并已在眾多工程項目中得到成功應用。從國內外的工程實踐來看,分段預制拼裝預應力混凝土(precast assembled concrete,PC)蓋梁主要以橫向分段為主,現(xiàn)場拼裝只對接縫處進行處理,無需立模澆筑[4]。目前,對分段預制拼裝PC蓋梁接縫的認識主要來自于對分段預制拼裝PC梁的接縫研究。文獻[5-9]均通過一系列試驗,研究了接縫類型對分段預制拼裝混凝土梁受力性能的影響。采用膠接縫的分段預制PC梁的受力性能優(yōu)于采用干接縫的分段預制PC梁,而且接近于整體現(xiàn)澆PC梁。利用膠接縫的分段預制拼裝大懸臂PC蓋梁在彈性階段的力學性能與整體現(xiàn)澆PC蓋梁基本相同,但接縫是分段預制拼裝蓋梁薄弱環(huán)節(jié),導致極限荷載明顯低于后者,且破壞時裂縫疏而寬[10-11]。因此,對膠接縫的準確模擬是有限元模型的關鍵點。采用不同模擬方法模擬膠接縫,均無法準確模擬膠接縫處混凝土開裂及膠體與混凝土界面因粘結強度不足發(fā)生張拉開裂現(xiàn)象[12-14]。對分塊預制拼裝PC蓋梁,實踐中常用的接縫構造主要有大鍵齒、小鍵齒、鋼鍵式和牛腿式構造等[4],其中,牛腿式接縫構造具有較佳的施工性能。與實踐應用相比,國內外對分段預制拼裝PC蓋梁的理論研究均已嚴重滯后。

為深入研究牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁的受力性能,本文在模型試驗基礎上,采用ABAQUS軟件建立其非線性有限元模型,探討膠接縫的合理模擬技術,并通過參數(shù)分析,探索接縫位置、預應力水平、預應力筋數(shù)量、膠體粘結失效面積和截面尺寸等因素對其受力性能的影響規(guī)律。

1 蓋梁模型靜力試驗

1.1 試驗概況

本文以福州市新店外環(huán)路西段道路工程主線高架橋采用的預制拼裝PC蓋梁為原型,原型結構采用實心多邊形截面,橫橋向寬25.2 m,縱橋向長2.2 m,中間段梁高1.9 m,懸臂長度達6.8 m。模型采用1∶5幾何縮尺比例,長5 040 mm。根據(jù)截面面積及慣性矩不變的原則,將原型蓋梁截面按相似關系簡化為500 mm×390 mm的等效實心矩形截面,懸臂段也由變截面簡化為等截面。原型蓋梁與墩柱的線剛度之比為1.21,為正確模擬這一關系,調整墩柱高度為1 000 mm,墩柱截面尺寸為400 mm×320 mm。

本文分別按整體預制和分段預制方案共設計了2個大懸臂PC蓋梁模型。其中,ZT0模型為整體預制蓋梁模型;NT1模型為牛腿式接縫分段預制拼裝蓋梁模型,NT1模型采用現(xiàn)階段主流的“橫向分三段方案”[4],根據(jù)工程經驗,接縫設置在距立柱外側0.225 m 處。2個模型均采用原型材料制作,蓋梁混凝土強度為C50,縱筋和箍筋均采用HRB400級鋼筋;牛腿式構造內配置抗剪鋼筋。圖1為模型的構造尺寸及配筋示意圖。

試驗模型的蓋梁部分為后張有粘結預應力構件,共布置3束通長的預應力鋼束。其中N1束1束,由3根1×7-15.24-1860-GB/T 5224-2014的預應力鋼絞線組成,位于截面的豎向對稱軸上;N2束2束,各由2根與N1束同型號的預應力鋼絞線組成,沿截面左右對稱布置;所有預應力鋼絞線均為曲線布置,無平彎,預應力筋布置如圖2所示。

圖2 預應力筋布置示意Fig.2 Layout of prestressed reinforcement

在原型結構中,上部結構恒、活載通過5個支座傳遞給蓋梁。本文對模型加載方案進行簡化,僅在兩側懸臂端部單點加載,該方案為一種最不利的加載方案,可充分探究NT1模型整體及接縫處的受力性能。圖3為試驗加載裝置,包括2個2 000 kN千斤頂和1個5 000 kN的反力架系統(tǒng)。采用單調分級加載制度逐級施加靜力荷載,直至蓋梁模型破壞為止。

圖3 試驗加載裝置示意Fig.3 Schematic diagram of test setup

試驗量測內容包括試驗荷載、梁體混凝土應變、撓度和裂縫等。利用標定后的50 t壓力傳感器測量試驗荷載;沿梁縱向共布置11個豎向位移傳感器,以測量梁體撓度;選取全梁多個典型截面測試混凝土應變,包括跨中截面及接縫截面,并沿蓋梁長度方向在頂、底板布置一定數(shù)量的應變片,觀測全梁混凝土應變變化情況。試驗中,同步觀察并記錄各級荷載下裂縫發(fā)展情況。

1.2 試驗結果

圖4為2個蓋梁模型實測的加載點荷載-撓度曲線,ZT0和NT1模型的荷載-撓度曲線均呈現(xiàn)出較為明顯的彈性階段、裂縫發(fā)展階段和破壞階段的3階段特點:1)當荷載較小、梁體未開裂時,各模型均處于彈性階段,撓度隨荷載的增大近似呈比例增大,且初始剛度相同;2)超過開裂荷載后,各模型均進入裂縫發(fā)展階段,曲線斜率隨荷載增大不斷減小,非線性特征明顯。在裂縫發(fā)展的大部分階段,2個模型的切線剛度都基本相同,在后期NT1模型的切線剛度才明顯低于ZT0模型;3)進入破壞階段后,曲線斜率接近于零,梁體撓度增長迅速,各模型最終因梁體受壓區(qū)混凝土被壓碎而破壞。與ZT0模型相比,NT1模型的極限承載力和極限變形能力分別減小了16%和25%,下降幅度明顯。

圖4 試驗模型荷載-撓度曲線比較Fig.4 Comparison of load-deflection curves of test models

圖5所示為2個蓋梁模型實測的最大裂縫寬度隨荷載的變化曲線,各蓋梁模型的裂縫寬度發(fā)展可概括為開裂初期-中期-后期3個發(fā)展階段:在開裂初期,裂縫寬度發(fā)展較慢;在裂縫發(fā)展中期,其寬度發(fā)展明顯加快;在裂縫后期,其裂縫寬度急劇增長。

圖5 試驗模型荷載-最大裂縫寬度曲線比較Fig.5 Comparison of load-maximum crack width curves of test models

NT1模型與ZT0模型相比,兩者開裂荷載相同,但前者裂縫寬度發(fā)展更快,且破壞時最大裂縫寬度已遠遠超出裂縫觀測儀的2 mm量程范圍,而后者破壞時最大裂縫寬度僅為1.6 mm。造成此現(xiàn)象的原因,源于NT1模型牛腿接縫兩側縱向普通鋼筋不連續(xù),使接縫界面成為整個蓋梁結構的薄弱環(huán)節(jié),在破壞階段牛腿接縫附近的主裂縫寬度開展較大。

圖6顯示2個蓋梁模型在達到極限承載力時的裂縫分布和破壞形態(tài),可以看出,ZT0和NT1模型的裂縫分布形態(tài)基本相同,破壞時梁體裂縫分布稀疏,且裂縫寬度較大;從破壞形態(tài)看,2個模型都是在彎矩最大截面(懸臂根部)梁體底部混凝土被壓碎而破壞,NT1模型牛腿接縫構造未發(fā)生剪切破壞。與ZT0模型相比,NT1模型的裂縫主要分布在膠接縫與懸臂根部之間,膠接縫到自由端之間沒有出現(xiàn)裂縫;此外,破壞時接縫界面內側的主裂縫寬度較大,受拉區(qū)混凝土完全分離,表明牛腿接縫界面是其薄弱環(huán)節(jié)。

圖6 試驗模型裂縫分布與破壞形態(tài)Fig.6 Crack distribution and failure mode of each model

2 有限元模型及驗證

2.1 試驗模型有限元模擬

采用ABAQUS軟件,分別建立ZT0和NT1模型的精細化有限元模型。鑒于模型尺寸較大,為提高計算效率,根據(jù)結構的對稱性,僅建立1/2結構有限元模型。圖7為本文建立的NT1模型的有限元模型,其中,混凝土單元網格尺寸總體控制為50 mm,高度方向取為39 mm;對膠接縫附近區(qū)域進行局部網格加密,控制網格任意兩邊長之比小于3,采用結構化網格劃分。鋼筋及預應力筋網格長度取為100 mm,為混凝土網格的1～4倍。

圖7 NT1模型的有限元模型Fig.7 Finite element model of NT1 model

建模中,普通混凝土單元采用8節(jié)點六面體線性減縮積分單元(C3D8R),本構模型選為塑性損傷模型,部分參數(shù)取值如表1所列。預應力筋及普通鋼筋采用2節(jié)點桁架單元(T3D2),本構模型分別采用理想彈塑性模型和二折線模型;采用嵌入約束將預應力筋、普通鋼筋骨架與混凝土實體進行連接。

表1 塑性損傷模型部分參數(shù)取值Table 1 Some parameter values of plastic damage model

對NT1模型,接縫構造的準確模擬是建立正確有限元模型的關鍵,通常采用實體單元、綁定約束、彈簧單元和接觸單元等4種模擬方法。其中,綁定單元無法有效模擬膠接縫界面開裂現(xiàn)象,而實體單元存在局部網格劃分密度過大的問題。此外,NT1模型膠接縫厚度僅為2～3 mm,相對于模型長度可忽略不計,也不宜采用實體單元模擬。因此,本文分別采用粘性接觸單元和彈簧單元模擬膠接縫界面。通過模型試驗發(fā)現(xiàn),膠接縫界面會存在一定的環(huán)氧樹脂粘結劑脫空現(xiàn)象,故采用粘性接觸單元模擬膠接縫時,將損失起始應力取為2.5 MPa(對粘結強度最大值3 MPa進行折減);界面剛度K取值目前還缺乏理論依據(jù)和經驗,本文經試算,將接觸界面剛度K取值為2×104MPa/mm。

預應力荷載施加采用降溫法[15],在初始分析步中設置初始溫度為0 ℃,隨后在下一個分析步中設置溫度-477 ℃;為了便于計算收斂,加載方式采用位移加載[16]。邊界條件取為柱底固結。

2.2 有限元模型驗證

為驗證有限元模型的正確性,首先將ZT0模型的計算結果與試驗結果進行對比。圖8給出有限元模型計算得到的荷載-撓度曲線與試驗實測曲線對比,可以發(fā)現(xiàn),兩者曲線發(fā)展規(guī)律總體一致,極限荷載也幾乎相同,均在440 kN左右。與試驗實測曲線相比,有限元模型計算得到的曲線斜率總體較大,分析兩者差異的原因,主要源于有限元模型假定柱底固結,而試驗模型柱底無法實現(xiàn)理想固結邊界條件。此外,有限元模型中忽略鋼筋與混凝土間的粘結滑移,也使其剛度偏大。

圖8 ZT0模型有限元與試驗荷載-撓度曲線對比Fig.8 Comparison of load-deflection curves of ZT0 model between FE and test results

圖9顯示有限元模型計算得到的ZT0模型破壞時的裂縫分布和破壞形態(tài)。與圖6對比可以看出,兩者裂縫分布基本吻合,且破壞形態(tài)均表現(xiàn)為懸臂根部梁體底部混凝土被壓碎。

圖9 ZT0模型有限元與試驗破壞現(xiàn)象對比Fig.9 Comparison of failure phenomena of ZT0 model between FE and test results

圖10為NT1模型由有限元模型計算得到的荷載-撓度曲線及荷載-最大裂縫寬度曲線與試驗實測曲線對比,可以看出,采用粘性接觸單元模擬膠接縫的有限元模型計算得到的結果與試驗結果吻合較好,而采用彈簧單元模擬膠接縫的有限元模型得到的結果與試驗結果相差較大,特別是最大裂縫寬度計算結果差異明顯。分析有限元計算結果與試驗結果存在差異的原因,主要在于彈簧單元剛度取值由環(huán)氧樹脂粘結劑的彈性模量確定,而試驗現(xiàn)象觀察表明,裂縫是從接縫界面內側混凝土開始發(fā)展的,膠層并未破壞;粘性接觸單元的界面剛度綜合考慮了膠接縫及臨近混凝土的材料特性取值,能夠更合理地模擬裂縫從臨近接縫混凝土產生并發(fā)展的現(xiàn)象。

圖10 NT1模型有限元與試驗結果對比Fig.10 Comparison between FE and test results of NT1 model

3 有限元的參數(shù)分析

由于本文僅開展了1個牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁模型的靜載試驗,為彌補試驗次數(shù)的不足,通過有限元模型進行參數(shù)拓展分析。對蓋梁模型的有限元模擬結果表明,有限元模型可較好地模擬PC蓋梁在靜載作用下的受力全過程。其中,對牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁,采用粘性接觸單元模擬牛腿接縫,亦可得到滿意的結果。

采用經驗證的建模技術,本文對牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁開展有限元模型參數(shù)分析,探索接縫位置、預應力因素、接縫粘結失效面積、蓋梁截面尺寸等對結構受力性能的影響規(guī)律。

3.1 接縫位置影響分析

接縫位置是牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁設計的關鍵參數(shù)之一,通常接縫位置設置需綜合考慮施工便捷性、有效減輕最大起吊重量且避免沖突和延緩膠接縫區(qū)域開裂3個原則?？紤]到接縫位于兩柱之間難以進行拼裝作業(yè),故本文僅考慮接縫設于懸臂段的情況,共設置3種分析工況,如圖11所示,工況1、工況2、工況3分別距離懸臂根部外側625、425、225 mm,其余設計參數(shù)與NT1模型相同。經有限元模型計算,工況1、工況2和工況3分別能減輕最大吊重28%、37%和44%,即懸臂段的接縫位置越靠近懸臂根部,越能有效減輕蓋梁的最大吊重。

圖11 3種不同接縫位置工況Fig.11 Three different joint positions working conditions

圖12給出不同分析工況下蓋梁加載點位置的荷載-撓度曲線,可以發(fā)現(xiàn),接縫位置對彈性階段和裂縫發(fā)展階段曲線基本沒有影響,對破壞階段曲線有一定影響;越靠近懸臂根部,蓋梁的極限承載力越低,與工況1相比,工況2、工況3的極限承載力分別下降了4.0%和7.4%?？梢?接縫位置設置基本不影響開裂荷載,然而減輕蓋梁的最大吊重與極限承載力有所沖突,設計時應綜合考慮機械設備起吊能力和結構受力性能,設置符合需求的接縫位置。

圖12 不同工況荷載-撓度曲線Fig.12 Comparison of load-deflection curves among three different cases

3.2 預應力因素影響分析

原型蓋梁模型在預應力張拉完成后懸臂段處于上緣受壓、下緣受拉的預壓狀態(tài),接縫界面沿高度方向彎曲正應力分布不均勻。為研究不同預應力水平的影響,以有效預應力為分析參數(shù),將其分別設為0.75σcon、0.70σcon、0.65σcon和0.60σcon4個水平進行分析,其余設計參數(shù)與NT1模型相同。

圖13為不同有效預應力水平下蓋梁加載點位置的荷載-撓度曲線,可以發(fā)現(xiàn),正常取值范圍內,有效預應力大小對牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁的彈性段曲線基本沒有影響,隨著有效預應力的增大,其開裂荷載和極限承載力均相應增大,而與極限荷載對應的位移(下文簡稱為峰值位移)則相應減小:與有效預應力為0.60σcon的分析工況相比,當有效預應力達0.75σcon時,開裂荷載和極限承載力分別增大了16.9%和3.5%,而峰值位移減少24.4%。分析原因,是因為有效預應力不能改變牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁的初始剛度,但提高有效預應力可延長其彈性段范圍,增大接縫附近混凝土開裂面的摩阻力和預應力筋的銷栓力,并減小主裂縫寬度,故在一定程度上提高了其極限承載力和破壞階段的剛度。

圖13 不同有效預應力水平下荷載-撓度曲線比較Fig.13 Comparison of load-deflection curves among different effective prestress levels

為進一步分析預應力筋數(shù)量的影響,設置5種分析工況,與工況1～5對應的預應力筋根數(shù)分別為7根、10根、13根、14根和15根,各預應力筋的有效應力均取為標準強度的75%,其余設計參數(shù)與NT1模型相同。圖14為不同預應力筋數(shù)量下蓋梁加載點位置的荷載-撓度曲線,可以發(fā)現(xiàn),預應力筋數(shù)量對牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁的受力性能有較大影響,其初始剛度、開裂荷載和極限承載力均隨預應力筋數(shù)量的增多而相應增大,而峰值位移則相應減小。與工況1相比,工況2～5的極限承載力分別提高了17.1%、29.5%、36.1%和39.2%,均超出整體現(xiàn)澆PC蓋梁模型的極限承載力,峰值位移分別減小了29.7%、34.8%、39.8%和46.6%,說明增加預應力筋的數(shù)量可明顯提高牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁的極限承載力,并減小其峰值位移。

圖14 不同預應力筋數(shù)量下荷載-撓度曲線Fig.14 Comparison of load-deflection curves among different numbers of prestressed tendons

3.3 接縫粘結失效面積影響分析

分段預制拼裝PC蓋梁進行拼接施工時,為避免環(huán)氧樹脂粘結劑進入預應力孔道,在涂抹粘結劑時會在接縫界面做一定的留白處理。為保證界面粘結質量,往往需要對接縫表面進行鑿毛處理,然而鑿毛處理后可能會導致粘結面局部脫空。

為模擬實際拼接施工中接縫界面粘結劑局部脫空現(xiàn)象對結構受力性能的影響,本文共設置3個分析工況,并假設粘結失效面積均位于牛腿上部接縫,下部接縫粘結良好,各分析工況假設的粘結失效面積如圖15所示,其余設計參數(shù)與NT1模型相同。

圖15 接縫界面粘結失效面積分析工況Fig.15 Cases of different bond failure areas at joint interface

表2列出了不同分析工況下的有限元計算結果,表中“裂縫寬度”取為荷載達250 kN時梁體的最大裂縫寬度?？梢钥闯?接縫界面粘結失效面積越大,開裂荷載、裂縫寬度和極限承載力均越小。此外,粘結失效面積對開裂荷載、裂縫寬度均有較大影響,而對極限承載力的影響不大。建議在有可靠措施避免環(huán)氧樹脂粘結劑進入預應力孔道的前提下,增加環(huán)氧樹脂粘結劑用量,使牛腿接縫有多余的環(huán)氧樹脂粘結劑被擠出,以減小粘結失效面積。

表2 不同粘結失效面積下有限元計算結果Table 2 FE results under cases of different bond failure areas

3.4 蓋梁截面尺寸影響分析

由試驗結果可知,NT1模型的極限承載力僅為ZT0模型的84%。為提高牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁的承載力,除了增加預應力筋數(shù)量外,還可增大蓋梁的截面尺寸。本文分別以梁高、梁寬為變量,分別設置了3種分析工況,如圖16所示,其余設計參數(shù)與NT1模型相同。

圖16 截面尺寸分析工況Fig.16 Cases of different section dimensions

圖17給出不同分析工況下蓋梁加載點位置的荷載-撓度曲線,可以發(fā)現(xiàn),隨著梁高或梁寬的增大,牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁的開裂荷載和極限承載力均相應增大。與工況1相比,工況2和工況3的極限承載力分別提高了11.2%和28.2%;與與工況4相比,工況5和工況6的極限承載力分別提高了5.7%和9.4%?？梢?增大梁高可明顯提高其極限承載力,而增大梁寬對其極限承載力的提高幅度相對較小。

圖17 不同截面尺寸下荷載-撓度曲線比較Fig.17 Comparison of load-deflection curves among different section dimensions

4 結論

1)與整體預制PC蓋梁模型相比,牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁模型的極限承載力和極限變形能力均有明顯下降,但其開裂荷載和破壞形態(tài)基本相同。

2)接縫界面是牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁的薄弱環(huán)節(jié),破壞時接縫界面內側的主裂縫寬度較大,受拉區(qū)混凝土完全分離,采用cohesive粘性接觸單元模擬牛腿接縫的有限元模型的計算結果與試驗結果吻合良好。

3)牛腿接縫位置對初始剛度和開裂荷載基本沒有影響,接縫越靠近懸臂根部,蓋梁的極限承載力越低。接縫設置應綜合考慮減輕蓋梁的最大吊重與極限承載力之間的沖突。

4)增加預應力筋數(shù)量或增大蓋梁截面高度,均是提高牛腿式接縫分段預制拼裝PC蓋梁極限承載力的有效措施。