CFRP-EMD加固灌漿套筒連接裝配式橋墩振動臺試驗

辛光濤, 王 瑾, 許維炳, 杜修力, 陳彥江, 王少劍, 楊樹強

(1.北京工業大學 城市建設學部,北京 100124;2.華北電力大學 水利與水電工程學院,北京 102206;3.中國公路工程咨詢集團有限公司,北京 100089)

裝配式混凝土橋墩的抗震性能是制約全預制橋梁推廣應用的關鍵[1-3]。灌漿套筒連接具有制造工藝簡單以及連接性能良好等優點[4],是裝配式混凝土橋墩的重要連接方式。灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩的破壞模式與現澆橋墩不同,現澆橋墩的抗震設計方法在該型裝配式橋墩中的適用性有待研究[5-6]。

橋梁抗震加固技術是震后快速修復的主要技術手段,而采用FRP外包橋墩是現階段較為常用的加固方式[7-9]。作為FRP的改進材料,CFRP具有輕質、高強、耐腐蝕等優點[10-13]。相關學者對采用CFRP加固的鋼筋混凝土橋墩[14]和裝配式混凝土橋墩[15]的抗震性能進行了研究。由于裝配式混凝土橋墩破壞模式與現澆橋墩存在顯著差異,單純采用CFRP等材料對裝配式混凝土橋墩進行加固效果較差,很難保證加固后試件的抗震變形能力;且目前對橋墩加固方法的研究大多是通過擬靜力試驗和有限元分析,對震后加固橋墩的振動臺試驗研究少之又少。

鑒于此,以受力筋灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩和灌漿套筒-預應力筋連接裝配式混凝土橋墩為研究對象,設計制作了兩類橋墩的縮尺試驗模型,并針對其震害特點提出了采用碳纖維復合材料-外置金屬耗能裝置(簡稱CFRP-EMD)的組合加固方法,開展了CFRP-EMD加固前后試驗橋墩的振動臺試驗,探討了CFRP-EMD對兩類受力筋灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩抗震性能的影響。

1 試驗概況

1.1 縮尺模型

原型橋為4×30 m的裝配式混凝土連續梁橋,墩高9.6 m,混凝土采用C40, 縱筋采用HRB400,箍筋采用HPB300。原型橋橋墩分別為受力筋灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩(簡稱SP16)和灌漿套筒-預應力筋連接裝配式混凝土橋墩(簡稱PSP16),二者的縱筋和箍筋配置均相同。為對比兩類橋墩的震損規律及相應的加固效果,設計了二者的縮尺模型,其相似特性見表1。模型橋墩相關材料參數、配筋率、軸壓比等均與原型橋墩一致,其中PSP16沿激勵方向縱筋內側設置了兩根預應力鋼絞線(附加軸壓比0.06),模型橋墩鋼筋信息見表2。為考慮上部主梁傳遞的荷載并獲得設計的橋墩等效質量密度,在試件頂部設置了現澆混凝土配重塊[16],模型總重約60 kN。縮尺橋墩配筋參數見圖1,圖1墩底加粗實線表示灌漿套筒。試驗測得混凝土立方體抗壓強度為43.2 MPa,試驗所得鋼筋、鋼絞線主要力學性能指標見表3。

表1 相似特性

表2 模型橋墩鋼筋配筋信息

表3 鋼筋主要力學性能

圖1 模型橋墩配筋設計(mm)

1.2 加固方法

1.2.1 CFRP設計

鑒于橋墩-承臺處采用灌漿套筒連接的裝配式混凝土橋墩的震害主要有接縫處破壞和灌漿套筒上緣破壞[16],單純采用纖維復合材料加固裝配式混凝土橋墩的墩身難以有效控制試件底部接縫處的損傷。因此,擬采用CFRP-EMD的組合加固措施分別對SP16和PSP16震損橋墩進行加固。墩身加固時不考慮EMD的影響,CFRP包裹的裝配式混凝土橋墩正截面承載力設計值可近似按式(1)～(5)計算[17],CFRP加固計算見圖2。

N≤α1fc0bx+f′y0A′s0-fy0As0-ffAf

(1)

ffAf(h-h0)

(2)

(3)

ei=e0+ea

(4)

Af=2nfbftf

(5)

式中:N為加固后軸向壓力設計值,kN;α1為受壓區混凝土矩形應力圖的應力值與混凝土軸心抗壓強度設計值的比值;fc0為原構件混凝土軸心抗壓強度設計值,N/mm2;x為混凝土受壓區高度,mm;b、h分別為矩形截面寬度和高度, mm;fy0、f′y0分別為原截面受拉鋼筋和受壓鋼筋的抗拉、抗壓強度設計值,N/mm2;ff為纖維復合材料抗拉強度設計值,N/mm2;As0、A′s0分別為原截面受拉、受壓鋼筋的截面面積,mm2;Af為配置在同一截面處纖維復合材的全截面面積,mm2;nf為纖維復合材層數;bf、tf分別為纖維復合材寬度和單層厚度,mm;h0為構件加固前的截面有效高度,mm;e為軸向壓力作用點至縱向受拉鋼筋As合力點的距離,mm;ei為初始偏心距,mm;e0為軸向壓力對截面重心的偏心距,mm,取為M/N,當需考慮二階效應時,M應按GB 50367—2013《混凝土結構加固設計規范》[17]第5.4.3條確定;ea為附加偏心距,mm,按偏心方向截面最大尺寸h確定:當h≤600 mm時,ea=20 mm;當h>600 mm時,ea=h/30;a、a′分別為縱向受拉鋼筋合力點、縱向受壓鋼筋合力點至截面近邊的距離,mm。

圖2 CFRP加固計算

經計算確定SP16、PSP16的加固方案:在墩高區域內粘貼1層縱向CFRP進行墩身補強,從墩底到2/3墩高位置再環向包裹3層CFRP,從2/3墩高到墩頂再環向包裹1層CFRP,且墩柱4個角都做了25 mm的倒角,以減緩應力集中效應并增大有效約束面積。

1.2.2 EMD設計

進行墩身CFRP加固后,在橋墩-承臺灌漿套筒連接處附加EMD。該裝置由Q235級U型預緊鋼板、耗能鋼筋、連接支架3部分組成。U型預緊鋼板與連接支架焊接,并通過高強螺栓和樹脂膠與墩身錨固;耗能鋼筋一端與基礎附加鋼板焊接,另一端通過高強螺栓與連接支架連接,EMD各組件的設計參數和實物見圖3。加固前試件的縱筋已屈服,考慮加固后試件的耗能能力均由耗能鋼筋提供,則可通過加固前后試件的耗能能力相等來設計耗能鋼筋。此時EMD的面積可按式(6)計算,EMD簡化計算見圖4,加固用材料力學性能見表4。

(r+nftf+h)Asyfsy

(6)

圖3 EMD裝置設計與制作

圖4 EMD簡化計算

表4 加固用材料力學性能

1.3 地震動

原型橋所處場地類別為Ⅱ類,抗震設防烈度為8度。白噪聲掃頻得出的模型橋墩前3階模態信息見表5(X向和Y向一致)。鑒于近斷層地震動對模型橋墩的抗震性能影響更為顯著,依據JTG/T 2231-01—2020《公路橋梁抗震設計規范》[18]中確定的設計反應譜,選定的地震動信息見表6,規范反應譜與地震波反應譜對比見圖5。由圖5可知,橋墩前3階振動頻率處二者譜值差均在±20%之內,滿足規范要求。

表5 模型橋墩前3階模態

表6 地震波詳細參數

圖5 規范反應譜與地震波反應譜對比

1.4 工況設置

基于選定的地震動,分別沿單向(X向)以及雙向(X+Y向)激勵,其中雙向輸入時X、Y向的地面峰值加速度Apg之比為1∶0.85。依據相似系數(表1),當Apg=0.3g時,相當于抗震設防烈度8度時E1地震作用;當Apg=0.5g時,相當于抗震設防烈度8度時E2地震作用。試驗工況見表7,為便于對比,加固前后橋墩的試驗工況相同。

表7 試驗工況

1.5 測點布置

兩個試件的測點布置見圖6, 加速度測點和位移測點均沿墩身相鄰面4等分墩高布置;考慮到塑性鉸區灌漿套筒的引入會造成橋墩塑性鉸上移或下移,因此將鋼筋應變測點布置在套筒底部和頂部縱筋處以監測墩底塑性發展情況;套筒基本保持彈性,因此將套筒應變測點布置在套筒中部外表面;混凝土應變測點布置在套筒中部混凝土區域和套筒頂部混凝土區域。為對加固后試件的CFRP和EMD的動力響應進行測試,分別在距離墩底0.1 m和0.6 m的CFRP上,以及EMD上設置了應變傳感器。

圖6 測點布置(mm)

2 加固前后結果對比

2.1 損傷破壞模式

2.1.1 加固前

不同激勵強度下加固前橋墩損傷狀況見表8。加固前模型橋墩的最終損傷狀態見圖7。由表8和圖7可知,隨Apg增加,兩類橋墩墩身均出現了開裂以及墩底混凝土的破損,墩底接縫處均出現開合,接縫處、灌漿套筒上緣是受力筋灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩的主要震損區域,且PSP16的抗震性能優于SP16,附加預應力鋼筋能夠降低墩身及裝配式節點的損傷程度。

表8 加固前試件損傷狀況

圖7 加固前橋墩試件最終震后狀態

2.1.2 加固后

對于加固后的SP16,當0.1g

圖8 加固試件最終震后狀態

2.2 基本動力特性

加固前后兩類橋墩的自振頻率變化曲線見圖9。由圖9可知,兩類試件的自振頻率變化趨勢相似。加固前,當Apg<0.3g時兩類橋墩的自振頻率下降速率較快,當Apg>0.3g時自振頻率下降速率降低。結合試驗現象分析,加固前模型橋墩在Apg<0.3g時墩身損傷發展較快,墩身裂縫開展較多。當Apg>0.3g后套筒頂部裂縫貫通,橋墩震損主要為接縫開合,墩身損傷減少。整個試驗過程中兩類試件的基頻(f)關系為f(PSP16)>f(SP16);震前,PSP16的初始基頻(3.258 Hz)是SP16初始基頻(3.028 Hz)的1.08倍;當Apg=1.0g時,PSP16和SP16的基頻分別下降了56.2%和63.8%。由此可知,PSP16的自振頻率下降速率明顯小于SP16,預應力筋的存在能夠提高構件剛度,減緩其損傷速率。

圖9 模型橋墩自振頻率

震損橋墩經加固后剛度得到提高,但橋墩損傷并未完全修復。單獨采用CFRP加固后,SP16的基頻由損傷后的1.095 Hz提高至1.859 Hz(+69.8%);PSP16的基頻由損傷后的1.425 Hz提高至2.249 Hz(+57.8%)。安裝EMD裝置后,SP16的基頻進一步提升了2.1%(相較于加固前提高了71.9%);PSP16的基頻進一步提升了7.4%(相較于加固前提高了65.2%)。加固后,試驗結束時SP16和PSP16的基頻分別下降了24.9%和22.7%,基頻降低速率明顯低于原橋墩,表明加固后試件的抗震變形能力有一定程度的提高,CFRP-EMD可用于裝配式混凝土橋墩的抗震加固中。

2.3 墩頂位移

RSN30波單向激勵下(Apg=1.0g),加固前后SP16和PSP16的墩頂位移時程曲線見圖10。加固前后SP16和PSP16的墩頂位移峰值對比見表9。由圖10可知,典型激勵條件下加固后橋墩墩頂位移均有所降低。由表9可知,兩類橋墩墩頂位移都隨Apg增加而增加;且相同Apg條件下,雙向激勵的位移響應均大于單向激勵。

加固前,1.0g雙向激勵下,SP16和PSP16的墩頂位移峰值最大值分別為27.8 mm和23.8 mm,PSP16的墩頂位移峰值最大值相比SP16降低了14.4%,附加預應力筋可提高橋墩的自復位能力,降低試件的位移響應。加固后,隨Apg增大,兩類試件的墩頂位移峰值均呈增大趨勢。1.0g雙向激勵下,SP16和PSP16的最大墩頂位移峰值分別為17.5 mm和13.4 mm。加固后兩類試件的墩頂位移峰值均比加固前明顯減小,表明CFRP-EMD可有效控制墩頂位移。

圖10 RSN30波單向激勵下加固前后墩頂位移時程(Apg=1.0 g)

表9 墩頂位移峰值

2.4 應變

2.4.1 加固前鋼筋應變

加固前兩類試件的墩底縱筋峰值應變隨Apg的變化曲線見圖11。由圖11可知,隨Apg增加,兩類試件的縱筋應變增加,且相同Apg條件下SP16的縱筋峰值應變大于PSP16,雙向激勵作用下墩底縱筋應變大于單向激勵的縱筋應變。原因是橋墩雙向彎曲時墩底縱筋的縱向拉力大于單向彎曲的墩底縱筋拉力。Apg=1.0g時,SP16最大縱筋峰值應變為1.495 7×10-3(雙向激勵),PSP16最大峰值應變為0.961 2×10-3(雙向激勵,比SP16的縱筋峰值應變小35.7%)。可見預應力筋能降低受力筋灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩縱筋在地震作用下的應力水平。

圖11 縱筋峰值應變

2.4.2 加固后EMD應變

加固后兩類試件EMD峰值應變隨Apg的變化曲線見圖12。由圖12可知,對于SP16,當Apg<0.8g時,EMD應變基本呈線性增長;0.8g雙向激勵下,EMD應變達到最大值1.952 3×10-3,耗能鋼筋進入彈塑性階段;而當Apg=1.0g時,EMD與墩身出現錨固失效,EMD的峰值應變下降。PSP16在單、雙向激勵下,EMD應變基本隨Apg增大線性增大;當Apg=1.0g時,耗能鋼筋的應變達到最大值1.070 2×10-3(雙向激勵),仍處于彈性階段。

圖12 EMD峰值應變

2.4.3 加固后CFRP應變

兩類試件不同高度處CFRP環向應變隨Apg的變化曲線見圖13。由圖13可知,對于SP16,1.0g雙向激勵下,CFRP的環向應變峰值為2.812 0×10-3,遠小于CFRP的極限抗拉應變11.489 4×10-3,CFRP仍處于彈性階段。當Apg≤ 0.5g時,CFRP環向應變均較小且增長平緩,對混凝土提供的約束作用不大。這是因為試件墩底接縫處的殘余變形較大,EMD裝置先參與試件的振動,而CFRP主要用于墩身加固,墩底接縫的殘余變形并不會顯著引起上部墩身受力的變化;當0.5g

此外,兩個試件墩底附近外包CFRP的環向應變響應均大于墩身中部應變響應,墩底位置的纖維復合材料加固設計需要加強。且PSP16底部和中部CFRP環向應變的差值比SP16小,說明預應力筋和EMD的共同作用下橋墩變形更加合理。

圖13 不同高度處CFRP環向應變

3 結 論

對CFRP-EMD加固的灌漿套筒連接、灌漿套筒-預應力筋連接裝配式橋墩試件進行了振動臺試驗,對比分析了加固前后兩類試件的震害現象和動力響應,主要結論如下:

1)近斷層地震動作用下,墩底灌漿套筒連接(包括灌漿套筒-預應力筋組合連接)裝配式混凝土橋墩試件的損傷均集中于墩底接縫和灌漿套筒上緣;損傷程度隨激勵強度增大而增大;雙向激勵造成的損傷大于單向激勵;附加預應力筋連接可提高構件剛度和自復位能力,降低墩身和接縫的損傷速率和損傷程度。

2)CFRP-EMD組合加固后SP16和PSP16的剛度均顯著增加,CFRP-EMD可有效控制二者的墩頂位移;加固后試件的抗震變形能力和整體抗震性能均有一定程度的提高;EMD與裝配式試件墩身之間的連接可靠性是影響CFRP-EMD加固效果的關鍵;CFRP-EMD加固后PSP16的塑性變形更加合理。提出的CFRP-EMD加固設計方法和實施原則可為其他類似工程借鑒。