鋼砼叉樁動力響應模擬分析探究

王亞月

(烏魯木齊市水利勘測設計院(有限責任公司)二分院，新疆 烏魯木齊 832000)

鋼砼叉樁沖擊動力響應規律的把握，對該結構抗震動技術性和安全性具有現實意義。本研究基于沖擊質量和速率組合作用的鋼砼叉樁動力響應課題開展有限元模擬計算，并與實驗室試驗檢測成果開展比對分析，探討鋼砼叉樁結構抗震動沖擊動力響應狀態規律。

1 幾何模型及有限元模型

1.1 幾何模型

本研究幾何模型選用ANSYS軟件構建。G81試樣部件的各項技術參數見表1。有限元模型約束條件及試樣規格保持固定不變，為增強計算效率，筆者專門對其中某些部件進行了簡化處理。將實際模型中的加載板與千斤頂處理為PART5鋼梁；將夾具與力感受器簡化為PART5鋼夾具；將底座混凝土處理為PART1樁端混凝土；按照等面積原則，將圓斷面預應力螺桿處理成規格為12.5mm×14mm矩形斷面預應力螺桿PART7；沖擊小車則被處理成高程400mm、直徑為200mm的半圓柱體的組合實體PART6及200mm×200mm×400mm的長方體。

經處理后的有限元模型如圖1所示。

單元模型中，除箍筋與縱筋被LINKI60桁架杄單元進行模擬之外，其他部件則全部采用SOLID164三維實體進行模擬。LINK160桁架桿單元形狀如圖2所示。SOLID164三維實體單元形狀如圖3所示。

表1 G81試樣部件匯總

圖1 試樣G81有限元模型

圖2 LINK160桁架桿單元

圖3 SOLID164三維實體單元

表2 鋼筋材料模型參數

1.2 材料模型

(1)混凝土：利用連續面蓋帽模型(即CSCM模型)對混凝土實施數值模擬。

(2)鋼筋：鋼筋的力學行為通過使用頻率相對較高的Cowper-Symonds模型進行模擬分析。其模型參數見表2。

(3)鋼材：利用專業且可靠的彈塑性模型對鋼材進行模擬分析。其模型參數見表3。

表3 鋼材材料模型參數

以共用節點的形式將混凝土單元與鋼筋單元進行連接。自動面-面系沖擊體圓弧面與樁帽夾具表面的觸接方式，其中被觸接面為樁帽夾具表面，觸接面為沖擊體圓弧面，10mm為它們的起始縫隙值。在構建的實際模型中，地面與試樣底座的接連是固定的，而在有限元模型中則代表了約束樁端混凝土底面的全部自由度。另外，本研究選用溫降法加施軸壓力，所以需對預應力螺桿底面全部自由度進行有效約束。筆者采用較均勻的網絡劃分方法，規格為15mm，總共生成69763個網絡，時間步長為1.9956×10-6。

2 求解控制和相關參數

各試樣的實測沖擊速率見表4。不僅要對沖擊體單元節點在x、y、z方向的轉角進行約束，同時也要對其在y、z方向的速率進行約束，唯有x方向的速率不被約束。

表4 各試樣實測沖擊速率匯總

2.1 計算時間

以獲取到的沖擊實驗結果為參考依據，各模型的計算時間均通過關鍵字*CONTROL_TERMINATION進行設置，設定各試樣有限元模型的計算時間，具體見表5。

表5 各模型計算時間匯總

2.2 時間步控制

為取得理想收斂性能，需有效控制臨界時間步長，縮放常數取值為0.9。

2.3 輸出步長控制

800為數據輸出步數的理想取值，即總求解時間的1/800即為相鄰兩個輸出步的時間差。為保證樁帽移位時程曲線及沖擊力時程曲線繪制的精準性，筆者專門對樁帽沖擊處的輸出步數進行重新設定，取值為8000。

2.4 沙漏能控制

在本實驗中，沙漏常數取值為0.03。計算模型的沙漏能與內能的比例通過關鍵字*CONTROL_ENERGY進行驗證，為確保軟件能精準計算沙漏能，特將運行參數HGEN調整為2，GLSTAT文件專門用來存儲計算結果，假設沙漏能比內能少10%，表明此結果通過了驗證。

2.5 人工體積粘結性常數控制

有限元模型的沙漏形變控制是通過人工體積粘結性常數調整來實現的，其中一次項、二次項常數取值依次為0.06與1.5。

3 數值模擬結果與實驗結果的比對

3.1 預壓力比對

圖4 預應力螺桿σz時程曲線

圖5 樁體混凝土σz時程曲線

由于三種試樣施加同等預壓力，故在本實驗中將G90試樣作為代表對象進行詳細介紹。在軸壓施加過程中，預應力螺桿σz時程曲線如圖4所示。由圖數據分析進一步發現，在計算動態響應前，預應力螺桿應力已基本接近穩定狀態，實際模型與計算模型的預應力螺桿σz值分別為542.85、538.63MPa，兩者之差在可控范圍內，并未超過0.78%。在軸壓施加過程中，樁體混凝土σz的時程曲線如圖5所示。

由圖數據分析進一步發現，在計算動態響應前，樁體混凝土的壓應力也已基本接近穩定狀態態，實際模型與計算模型的樁體混凝土σz值分別為6.59、6.18MPa，兩者之差在可控范圍內，并未超過6.22%。在預壓力加施完成時，三類試樣的σz分布狀態如圖6所示。由圖數據分析進一步發現，它們的σz均既達到了預期應力要求，而且規律分布態勢顯著。

在沖擊階段，預應力螺桿σz的時程曲線情況如圖7所示。由圖數據分析進一步發現，各試樣預應力螺桿的σz在t=0的情況下是完全一致的。在沖擊進程不斷加快的同時，試樣的預應力螺杄的拉應力及移位也相應加大。試樣到達極值移位后開始反彈，隨著進程的不斷加深，無預應力螺桿拉應力也相應降低。各試樣預應力螺桿的極值拉應力具體可見表6，由表6可知，隨著沖擊速率的不斷加快，各試樣預應力螺桿的極值拉應力也相應加大；對于抗側剛度較大的試樣來說，在沖擊速率保持不變的情況下，其預應力螺桿極值拉應力則會驟然下降。需注意，經極值拉應力值對比發現，相較于D72- 2試樣，D72- 3試樣更低一些，而且沖擊完成時生成的拉應力明顯沒有起始拉應力大，對該現象的解析為：參考實驗得到的D72- 3試樣損壞形態可以知道，試樣后樁樁頂內側部位已構成顯著的彈塑性鉸。彈塑性鉸在軸壓力的用下出現逆時針轉動，由此，不僅使樁帽反方向運動，還使預應力螺桿出現聚縮，進而拉低了拉應力。

表6 預應力螺桿極值拉應力

3.2 損壞形態的比對

各試樣的彈塑性應變如圖8—16所示，圖中從左到右即為沖擊載荷的方向，如實反映了各試樣在極值移位、1/2極值移位及沖擊結束這三個不同時間段的彈塑性應變情況。

圖6 預壓力加施完成時刻各試樣σz分布狀態圖

圖7 沖擊過程預應力螺桿σz時程曲線

圖8 試樣D72- 1彈塑性應變圖

圖9 試樣D72- 2彈塑性應變圖

圖10 試樣D72- 3彈塑性應變圖

圖11 試樣D81- 1彈塑性應變圖

圖12 D81- 2試樣彈塑性應變圖

圖13 試樣D81- 3彈塑性應變圖

圖14 試樣D90- 1彈塑性應變圖

圖15 試樣D90- 2彈塑性應變圖

圖16 試樣D90- 3彈塑性應變圖

圖17 沖擊力時程曲線比對圖

由圖8可知，在試樣到達1/2極值移位時刻，后樁樁頂外側及前樁樁頂內側是彈塑性應變的聚集區域，表明這兩個部位為試樣最先發生損壞的部位。后樁樁頂部位的彈塑性應變在試樣到達極值移位時刻從外側向內側呈條帶狀進展，而前樁樁頂部位的彈塑性應變則從內側向外側呈條帶狀進展，表明在該處已構成承拉裂隙。受沖擊載荷影響，D72- 1試樣的承拉裂隙寬度變化不大，由于本研究的網絡規格比裂隙的最大寬度高，所以單元刪除現象沒有發生。四個角的彈塑性應變在沖擊結束時呈條狀分布，表明這些部位均已發生承拉裂隙。另外還進一步了解到，四角承壓區的彈塑性應變很小，表明試樣未發生混凝土剝落問題。圖11及圖14同樣也出現了相似現象，表明隸屬第一類的試樣損壞模擬結果與實驗結果無太大差異。

由圖9分析可知，樁底部位的彈塑性應變在試樣到達1/2極值移位時達到最低，但樁頂部位的彈塑性應變卻達到最大。四個角的彈塑性應變在試樣到達極值移位時刻均呈明顯的條帶狀彈塑性應變分布，表明四個角存在承拉裂隙問題；由于彈塑性應變超出單元失效值的部位主要聚集于后樁樁頂內側，表明混凝土剝落在該處已發生，而且后樁樁頂棱邊處在沖擊結束時岀現垂向裂隙。圖10同樣也出現了相似現象，表明隸屬第二類的試樣損壞模擬結果與實驗結果無太大差異。

由圖13分析可知，試樣四個角在試樣到達1/2極值移位時均發生了混凝土單元被刪除的問題，表明這四個角的承拉裂隙寬度較大。樁體承拉側的彈塑性應變范圍在試樣到達極值移位時不斷擴大，表明試樣已構成更多的承拉裂隙；混凝土單元失效應變出現在四個角的承壓側，表明混凝土壓碎已在該處發生。試樣在沖擊結束時出現反彈，承拉區彈塑性應變范圍也大幅縮小，表明裂隙寬度得到有效控制。圖12、15、16同樣也出現了相似現象，表明隸屬第三類的試樣損壞模擬結果與實驗結果無太大差異。

3.3 沖擊力響應的比對

沖擊力時程曲線比對情況如圖17所示，此處忽略沖擊力負值部分。沖擊力極值數值模擬結果見表7。由圖7數據分析進一步了解，通過實驗取得的數值結果與有限元模擬生成的結果無太大差異，其唯一差別在于平臺階段的平穩程度及數值不同。參考文獻的結論，表明此結果與LS-DYNA算法相關。通過表數據分析，有限元模擬結果與實驗結果相對

表7 沖擊力極值數值模擬結果

誤差被控制在6.23%～18.62%內，表明兩者高度一致，其他試樣誤差非常小，唯有D90- 2試樣誤差在10%以上，可能是力感受器與試樣間存在著縫隙，才會導致實驗中的沖擊力偏小。

4 結語

本研究通過工程有限元模擬計算與實驗室試驗檢測比對分析，探討了基于有限元模擬方法的鋼砼叉樁結構抗震動沖擊動力響應狀態分析的適用性。通過預壓力比對分析、損壞形態比對分析以及沖擊力響應比對分析，驗證了有限元模擬結果與實驗結果的高度一致性。該方法便于操作，節省實驗成本，分析效果符合工程應用，可為同類叉樁抗震動沖擊工程研究應用提供樣式和技術參考。