高烈度區波紋管連接預制拼裝橋墩抗震性能研究

劉 斌, 黃永福, 宋彥臣, 韓 強, 白洪濤, 丁 開

(1. 云南省交通規劃設計研究院股份有限公司,昆明 650041; 2. 北京工業大學 橋梁工程安全與韌性全國重點實驗室,北京 100124)

近年來,為適應我國橋梁建設的快速發展,綠色、高效、節能的預制拼裝橋梁技術成為了橋梁工程領域的重要發展方向[1-3]。針對預制拼裝橋墩的研究,主要集中在不同的連接構造形式、新材料的使用以及拓展應用范圍等方面。根據預制拼裝橋墩根據連接處的構造不同,主要分為承插式、灌漿波紋管、灌漿套筒、法蘭連接等形式[4]。國內外學者對不同連接構造形式開展了大量試驗研究。Zhang等[5]提出了一種預埋鋼管混凝土的墩柱-蓋梁承插式連接方案,擬靜力試驗結果表明預制橋墩在損傷演化、破壞模式和滯回響應等方面與現澆橋墩相同。李文武等[6]提出部分埋置核心鋼管組合橋墩,并對其抗震性能進行研究,認為受鋼管埋置長度和規格大小的影響,組合橋墩呈現墩身中部剪切破壞、墩身中部彎曲破壞以及墩底區域彎曲破壞三種失效模式,并根據受力分析提出了水平力計算方法。邱文亮等[7]同樣對鋼管混凝土組合橋墩進行了擬靜力分析,認為墩身埋置核心鋼管的橋墩可以提高墩柱承載力、變形和耗能能力,并減小卸載后的殘余位移。Wang等[8]通過擬靜力試驗,對比了灌漿波紋管連接、灌漿套筒連接、后張預應力三種預制拼裝橋墩與現澆橋墩的抗震性能,結果表明灌漿波紋管和灌漿套筒與現澆橋墩的滯回性能相似,后張預應力鋼筋試件強度較高,但耗能能力較弱。劉雪山等[9]針對預制拼裝鋼管混凝土橋墩開展了擬靜力試驗,結合數值模擬揭示了不同構造下搖擺式橋墩的破壞模式和機理,結果表明搖擺式鋼管混凝土橋墩延性與耗能能力優勢明顯。賈俊峰等[10-11]研究了自復位搖擺橋墩的抗震性能,認為帶有外置耗能器的自復位搖擺橋墩可以具有良好的耗能能力和優異的自復位能力。

在眾多連接方式中,灌漿波紋管連接是一種施工速度快、施工容差大且連接性能可靠的方式[12],是預制拼裝結構的有效手段之一,同時由于其造價低等優勢,適合應用于抗震區預制拼裝實體工程中,巨大的工程需求也使波紋管連接性能及相應的新型波紋管連接構造形式具備了較大的研究潛力。為探明灌漿波紋管中鋼筋與灌漿料之間的黏結行為,國內外學者們同樣開展了大量研究。陳俊等[13]對波紋管中鋼筋與高強灌漿料的黏結錨固性能開展了系列試驗研究,給出了鋼筋錨固長度的建議取值,驗證了該連接性能可靠,可用于預制拼裝結構。Tazarv等[14]通過鋼筋拉拔試驗,確定了超高性能混凝土(ultra-high performance concrete,UHPC)作為灌漿料時,主要發生鋼筋拉斷、灌漿料失效導致的鋼筋滑出、波紋管拔出等破壞模式,UHPC可以縮短鋼筋的錨固長度。Chen等[15]研究了雙排鋼筋在灌漿波紋管中的黏結性能,認為采用雙排鋼筋連接時主要以黏結滑移失效、鋼筋的斷裂和混凝土的錐體失效為主要的失效方式。

上述研究驗證了灌漿波紋管連接構件層面的可靠性,為判斷采用波紋管連接在結構層面的有效性,大量的國內外學者針對灌漿波紋管連接預制拼裝橋墩進行了大量研究。王志強等[16]對灌漿波紋管連接的預制混凝土柱進行了擬靜力試驗,結果表明波紋管連接構造位移延性較好,等效阻尼比較高,試件性能參數與現澆相近。吳佳東等[17]對灌漿波紋管連接預制拼裝橋墩開展了試驗研究和數值模擬,結果表明其抗震性能良好,破壞模式為大偏心破壞,但受到極端荷載情況下的變形能力較現澆橋墩稍弱。Qu等[18]對灌漿波紋管連接的雙柱式預制拼裝橋墩進行了擬靜力試驗,結果表明采用灌漿波紋管連接性能可靠。王潔金等[19]建立了灌漿波紋管連接橋墩的有限元模型,分析低周往復荷載作用下的滯回性能、耗能情況以及破壞形態,表明橋墩損傷主要集中于接縫處。Fan等[20]針對灌漿波紋管補償鋼筋直徑和間距較小的問題,提出用大直徑鋼筋連接灌漿波紋管的方案,通過擬靜力試驗驗證,表明應用大直徑鋼筋的波紋管連接預制拼裝橋墩的塑性鉸高度要低于現澆橋墩,且延性和耗能有所降低。Xia等[21]為研究雙柱式灌漿波紋管連接預制拼裝橋墩的地震響應特征和破壞過程,進行了振動臺試驗,結果表明,預制拼裝橋墩的損傷主要產生于連接節點位置,其剛度較現澆橋墩有所降低。

隨著人們對于橋梁承載和抗震能力的需求不斷提升,關于新材料在預制拼裝橋墩的應用得到了廣泛關注[22]。葛繼平等[23-24]對金屬波紋管與超高性能混凝土灌漿料結合的預制拼裝方案,開展了系列單向和雙向擬靜力試驗,結果表明灌漿波紋管的鋼筋連接方式可靠,試件損傷過程和破壞模式與現澆橋墩接近,雙向荷載作用下存在耦合效應,損傷程度較單向荷載作用嚴重。Wang等[25]提出了一種用UHPC凹槽作為墩柱-蓋梁座漿料的新型波紋管連接預制拼裝橋墩,擬靜力試驗結果表明,UHPC凹槽可以減輕連接界面上的損傷,預制橋墩與現澆橋墩破壞機理、能量耗散、自復位能力相似。劉釗等[26]研究了高強鋼筋在預制橋墩的應用,結果表明高強鋼筋的預制拼裝橋墩具有較大的等效屈服強度和極限強度,具有良好的自復位能力。

盡管上述文獻中有大量針對灌漿波紋管連接的研究,但關于預制拼裝橋墩的研究大多針對非地震區或中低烈度區,現有文獻中較少涉及適用于高烈度地區的預制拼裝連接構造及其抗震性能的研究[27-28]。我國有一半以上的國土位于高烈度區[29],而且當前橋梁建設很多位于中西部地震頻發地區,因此在高烈度地區發展快速、環保、安全的預制裝配橋梁體系既是工程建設的實際需求,也是橋梁工程研究人員的使命和責任。在此背景下,開發適用于高烈度區的預制拼裝連接構造,驗證其在強震下的可靠性,成為急需解決的關鍵問題。

本文針對高烈度區的工程實際情況,提出了一種新型的內外波紋管連接的預制拼裝墩柱-蓋梁節點連接構造形式,內外波紋管的形式可以有效減少傳統波紋管連接時縱筋位置的波紋管數量,避免高烈度區高配筋率橋墩波紋管凈距不滿足布置要求等問題,同時波紋管連接相比于灌漿套筒等還可以增大施工容差,適用于地形條件較為復雜的高烈度地區。并采用擬靜力試驗方法研究了內外波紋管連接形式的預制拼裝橋墩在水平循環荷載作用下的抗震性能。同時,采用數值模擬方法建立了各試件的有限元模型,將模擬結果與試驗結果進行了對比。本文研究可以為預制拼裝橋梁結構在高烈度區的工程應用提供參考。

1 新型高烈度區墩柱-蓋梁節點連接方案

1.1 工程背景

本文以云南某I級公路26 m寬裝配式橋梁結構為工程背景。該地區抗震設防類別為B類,抗震設防烈度為8度,處于高地震烈度地區。由于高烈度區的橋梁墩柱配筋率高,采用現有的金屬波紋管預制拼裝技術會導致蓋梁孔道過多從而削弱蓋梁,同時無法滿足波紋管間距、鋼筋間距等構造要求、不便于施工等問題;另一方面,我國現有的預制拼裝技術大多應用于中低烈度區的橋梁建設中,在高烈度區的應用缺乏相應設計規范或工程實例可供參考。

1.2 新型連接方案

為了解決在高烈度區應用預制拼裝橋墩的技術難題,本文提出了一種新型的墩柱-蓋梁節點的裝配形式。墩柱-蓋梁采用內外波紋管連接形式,即將波紋管分為內、外兩層布置,而不限于傳統形式下,均布置于墩柱外圍縱筋位置的形式,具體細節如圖1所示。

圖1 內外波紋管連接橋墩與現澆橋墩示意圖Fig.1 Schematic diagram of IOCPCP and CIP

現澆橋墩(cast-in-place pier,CIP)的墩柱縱筋是由雙根鋼筋、單根鋼筋間隔環形布置而成。內外波紋管連接橋墩(internal and external corrugated pipe-connected pier,IOCPCP)是在墩柱外圈的雙根縱筋對應位置處設置外層波紋管,在內圈補償鋼筋對應位置處同樣設置內層波紋管,連接時將墩柱縱筋中雙根鋼筋伸出墩柱與蓋梁的外圍波紋管連接,而單根鋼筋只布置于墩柱內部,不伸入蓋梁;同時在墩柱與蓋梁連接范圍內,距離墩柱截面中心一定距離處,設置一定數量較大直徑的補償縱筋,用于補償因單根縱筋截斷而造成截面抗彎承載力降低的部分。其中補償縱筋插入內層波紋管中,形成內層波紋管、外層波紋管共同連接。裝配時在內、外波紋管中灌入UHPC灌漿料進行連接。

如圖2所示,傳統波紋管連接預制拼裝橋墩的波紋管均布置于外側縱筋位置,當高烈度區墩柱縱筋配筋率較高時,波紋管布置凈距不易滿足要求,而IOCPCP將傳統裝配式橋墩-蓋梁外圈的波紋管孔道分為內、外兩部分,解決了外側縱筋位置孔道密集的問題,構造簡單,施工便捷,更利于波紋管凈距等構造要求的滿足。

圖2 傳統波紋管連接橋墩示意圖Fig.2 Schematic diagram of traditional corrugated pipe-connected pier

新型的連接方案能夠在保證截面抗彎承載力的同時,采用UHPC作為灌漿料,加強了蓋梁與墩柱之間的錨固,保證了高烈度區波紋管以及縱筋的布置間距,降低了施工難度,提高了施工效率。

2 擬靜力試驗設計

2.1 試件設計與加工

如圖3所示,試件總高度為3.1 m,墩身凈高2.134 m,蓋梁的長寬高分別為1.8 m,0.8 m以及0.567 m,加載頭為高度0.4 m,邊長0.7 m的方形截面,墩柱直徑為476 mm。墩柱縱筋采用φ16的HRB400級鋼筋,箍筋采用φ8,布置間距為60 mm的HRB400級螺旋鋼筋,內層波紋管補償鋼筋采用6根φ20的HRB400級鋼筋。CIP試件縱筋率為2.03%,IOCPCP試件的縱筋率為2.42%。兩種試件的箍筋體積率均為0.866%。對于IOCPCP試件,為保證鋼筋與混凝土或UHPC灌漿料的黏結強度,將波紋管內的補償縱筋錨固長度設置為360 mm(>16倍鋼筋直徑),補償縱筋在墩柱內的錨固長度設置為1 000 mm。

圖3 試件配筋及構造細節(mm)Fig.3 Reinforcement and constructional detail of specimens (mm)

試件制作過程如下:蓋梁與墩柱鋼筋綁扎及波紋管定位;澆筑蓋梁與墩柱混凝土;構件養護;構件拆模;墩柱鑿毛;蓋梁與墩柱拼裝,注意墩柱縱筋及補償鋼筋要定位準確,保持結構水平度和垂直度,完成后封口灌縫;現場攪拌UHPC并從波紋管口灌漿,完成試件制作。制作過程如圖4所示。

圖4 試件制作流程Fig.4 Fabrication process of specimens

2.2 材性試驗

試件混凝土均采用C40混凝土,鋼筋選用HRB400,金屬波紋管直徑為65 mm。為保證材料在試驗時的性能,在試驗當天對3組150 mm×150 mm×150 mm的立方體混凝土試塊進行了抗壓強度測定,實測強度平均值為59 MPa; 6個100 mm×100 mm×100 mm的UHPC立方體試塊實測抗壓強度為118.33 MPa,6個狗骨型UHPC試塊實測抗拉強度為11.22 MPa,抗拉強度測試過程及結果如圖5所示;對試件中選用的鋼筋進行抗拉強度測定,測試過程及結果如圖6所示。

圖5 UHPC抗拉強度測試Fig.5 Tensile test of UHPC

圖6 鋼筋抗拉強度測試Fig.6 Tensile test of reinforcements

2.3 加載制度

試驗加載布置如圖7所示,水平及豎向作動器均采用100 t的液壓伺服作動器,可施加最大水平位移為250 mm。試驗過程中,首先在加載柱頭頂部按照軸壓比為0.1,施加490 kN的豎向力模擬橋梁上部荷載,水平方向按照位移控制加載,每級循環加載2次,直至試件達到破壞后停止加載,加載制度如圖8所示。量測內容具體包括:作動器施加的力、加載點位移、塑性鉸區墩柱變形以及蓋梁錨固端水平及豎向位移等。

圖7 試驗加載布置圖Fig.7 Loading setups

圖8 加載制度Fig.8 Loading protocol

3 試驗現象及結果分析

3.1 試驗現象分析

3.1.1 現澆橋墩

CIP在縱漂率達0.25%時,墩身開始出現了微小裂縫。當加載縱漂率達到0.75%時,水平承載力為111.94 kN,墩身裂縫延伸,分布范圍迅速增加,墩柱雙根縱筋的應變超過了2 000×10-6,現澆試件整體達到屈服狀態,如圖9(a)所示。如圖9(b)所示,當縱漂率加載至2%時,水平承載力峰值為141.75 kN,墩身裂縫最大寬度為1.3 mm,墩底裂縫最大為2.5 mm,同時墩身出現少量斜裂縫,墩底混凝土輕微剝落。隨著加載級數增加,墩身裂縫寬度不斷擴展,加載至縱漂率5%時,受壓區混凝土大塊剝落,如圖9(c)所示。如圖9(d)所示,當縱漂率達7%時,縱筋大面積外露且發生嚴重屈曲變形,承載力為111.80 kN,已降至峰值承載力的85%以下,試件破壞,試驗結束。

圖9 現澆橋墩試件破壞過程Fig.9 Failure process of CIP specimen

3.1.2 內外波紋管連接橋墩

IOCPCP在加載縱漂率為0.25%時,墩身出現多條細裂縫,分布于220 mm,350 mm,640 mm,750 mm高度處,裂縫受壓時可閉合。當加載至縱漂率0.75%時,水平承載力達106.27 kN,墩底出現微小斜裂縫,同時墩身裂縫數量增加,滯回曲線出現明顯拐點,試件整體達到了屈服,如圖10(a)所示。當縱漂率為1.5%時,墩底砂漿有少量剝落,開口最大可達2.5 mm,墩身裂縫寬度0.3 mm,受壓時裂縫仍可閉合。當縱漂率達2%時,水平承載力達到峰值142.16 kN。如圖10(b)所示。當加載至縱漂率3%時,墩底裂縫寬12 mm,斜裂縫增加,墩身裂縫寬2.5 mm,豎向裂縫增多,裂縫主要沿環向發展,有少量混凝土剝落,如圖10(c)所示?？v漂率5%時,受拉區混凝土大量剝落,深度約為50 mm,箍筋外露,受壓區混凝土呈塊狀分布?？v漂率達7%時,混凝土大面積剝落,受壓側縱筋屈曲明顯。此時水平承載力為110.84 kN,降至峰值承載力的85%以下,試驗結束,如圖10(d)所示。

圖10 內外波紋管橋墩試件破壞過程Fig.10 Failure process of IOCPCP specimen

3.1.3 新型連接試件內部破壞情況

試驗結束后,為了直觀地觀察內外波紋管連接橋墩的破壞狀態,將試件的蓋梁進行了切割,并標記了波紋管區域和裂縫的發展情況。試件內部破壞情況如圖11所示。

圖11 試件內部破壞情況Fig.11 Internal damage of specimen

內外波紋管連接橋墩波紋管中的鋼筋與灌漿料之間產生了肉眼可見的微裂縫,但只發生在高度150 mm左右,由于錨固深度較長,鋼筋并沒有出現拔出現象,鋼筋與灌漿料的黏結并未失效。蓋梁與波紋管接觸部位出現了少量的斜裂縫和水平裂縫。整體而言,蓋梁的內部裂縫分布較少,未出現大面積損傷,符合規范中對蓋梁能力保護構件的定義。

綜上,由擬靜力試驗可知,內外波紋管連接橋墩試件的墩柱與蓋梁連接節點未出現明顯滑動,波紋管內UHPC灌漿料僅出現少量微裂縫,灌漿料飽滿,未出現孔洞、不密實等情況,補償縱筋與UHPC黏結良好,加載結束后,試件墩柱底部出現塑性鉸區與現澆結構類似,形成典型的彎曲破壞特征,證明節點連接可靠。

3.2 試驗結果分析

3.2.1 滯回性能

圖12為內外波紋管連接試件和現澆試件的滯回曲線對比圖。滯回曲線是循環加載過程中水平承載力與位移的關系,曲線上點與原點連線的斜率表示試件剛度,滯回環的面積表示試件耗能的大小。從整體上看,兩試件滯回曲線較相似,其中內外波紋管試件的峰值荷載為142.16 kN,現澆試件的峰值荷載為141.75 kN,正反向加載曲線基本對稱,形狀均呈梭形,說明試件以受彎破壞為主。各試件在加載初期曲線線性增長,卸載時殘余位移較小,說明試件整體處于彈性。隨著加載的進行,曲線增速趨緩,出現了明顯拐點,說明試件剛度有所降低,同時每級荷載循環加載兩次,第二次加載較第一次加載時,試件已經出現一定程度的損傷,強度、剛度存在退化現象。繼續加載至峰值后,水平承載力基本保持不變,說明試件整體處于屈服狀態;之后各試件曲線加、卸載斜率逐級降低,試件剛度退化明顯。內外波紋管連接試件的滯回面積略小于現澆試件即耗能能力略弱于現澆結構,但滯回曲線飽滿,證明兩試件均保持良好的耗能能力。

圖12 試件滯回曲線Fig.12 Hysteresis curves of specimens

從以上分析可知,內外波紋管連接試件可以在縱漂率達7%之前仍具備基本承載能力,證明該連接構造可以抵抗高等級的地震荷載,可以在高烈度區進行應用。另外,新型預制拼裝試件整體上與現澆試件具有相似的滯回性能,符合“等同現澆”的設計理念,同時在延性、殘余位移等指標上略優于現澆試件,證明了新型連接方式的可行性和優越性。

3.2.2 骨架曲線

各試件的骨架曲線,如圖13所示。骨架曲線是由滯回曲線中每一級循環的水平力峰值點連成的曲線,表征試件在不同級別荷載下的強度、剛度變化。可以看出各試件均經歷了上升段、強化段和下降段三個階段。在上升階段曲線呈線性,各試件強度增長很快,曲線基本重合,說明各試件初始剛度基本一致,而下降段時,現澆試件曲線斜率較大,內外波紋管試件曲線下降趨緩。屈服荷載采用文獻[30]所用方法確定,相應結果如表1所示,當加載位移達15.5 mm左右時,IOCPCP試件屈服,曲線進入非線性階段,其峰值位移為91 mm,大于現澆結構的46.9 mm,但其余特征值如屈服位移、屈服荷載、峰值荷載等均與現澆結構類似。IOCPCP試件的延性系數為9.5,而CIP試件的延性系數為8.8,說明裝配式結構IOCPCP試件能夠提供更好的結構延性,表現出更好的抗震延性。

表1 試件的試驗結果Tab.1 Experiment results of the specimens

圖13 試件骨架曲線Fig.13 Skeleton curves of specimens

3.2.3 耗能能力

耗能能力是評價結構抗震性能的重要指標。本文采用等效黏滯阻尼比來分析各試件的耗能能力,該指標是指試件在一級循環加載下所耗散的能量與等價線彈性體系應變能之比,如式(1)所示

(1)

式中:ζeq為等效黏滯阻尼比;S1為該級循環下滯回環的面積;S2為該級循環下所消耗的彈性變形能量。

圖14是計算得出的兩試件等效黏滯阻尼比曲線。各試件等效黏滯阻尼比隨著縱漂率的增大整體呈上升趨勢。在加載初期,各試件均呈現先下降再上升的現象,原因是此時試件處于彈、塑性轉變的階段,此階段滯回環面積增長幅度小于彈性應變能達到增加幅度,導致等效黏滯阻尼比降低。進入塑性后,整體滯回環面積迅速增加,增長幅度遠大于彈性應變能變化幅度,因此等效黏滯阻尼比會呈現增加的趨勢;縱漂率大于1%以后,試件已由彈性階段轉換為彈塑性階段,此時隨著塑性變形的增加,試件彈性變形所消耗的能量S2變小,于是等效黏滯阻尼比不斷增大。整體來看,內外波紋管連接試件的等效黏滯阻尼比在2%縱漂比之前大于現澆結構,表明其早期破壞比現澆嚴重,耗能更多,縱漂比大于2%后,等效黏滯阻尼比要略低于現澆橋墩,表明在相同荷載下,現澆試件的破壞更為嚴重。

圖14 試件等效黏滯阻尼比曲線Fig.14 Equivalent viscous damping ratio curves of specimens

3.2.4 曲率分布

曲率可以表征塑性鉸區的高度,是擬靜力試驗的重要數據。曲率可通過式(2)計算,其中,φ為曲率,θ為計算截面的轉角,可由式(3)計算,L為相鄰兩截面的距離,h1,h2為同一水平面兩傳感器的拉壓變形值,D為墩柱直徑與同一水平面兩位移傳感器到墩柱的距離之和。

(2)

(3)

通過如圖7所布置的位移傳感器,得到了柱底部的變形情況,計算可知各試件曲率分布,如圖15所示。各試件墩柱與蓋梁界面處曲率最大,從柱底往上,曲率逐漸縮小。現澆試件的曲率分布在450 mm以下均呈分散狀態,而內外波紋管連接試件在300 mm已經向零點集中。這表明現澆試件的塑性鉸高度要高于預制拼裝試件,現澆試件塑性鉸區的位置大致在450 mm左右,而內外波紋管試件的塑性鉸高度在300 mm以下。各試件在縱漂率5%以內保持了較好的左右對稱性,加載后期,由于混凝土破壞位置的不同,墩柱左右兩側曲率發生一定的差異。

圖15 試件曲率分布Fig.15 Curvature distribution of specimens

綜上所述,與現澆橋墩相比,內外波紋管的延性系數為9.5,大于現澆結構的延性系數8.8,證明其在破壞(定義為峰值荷載的85%)時具有更強的變形能力;內外波紋管具備與現澆橋墩相同的承載能力;相同縱漂比時,內外波紋管的破壞情況略輕于現澆結構。因此,所提出的內外波紋管連接構造適用于高烈度區預制拼裝橋墩。

4 有限元數值模擬

4.1 有限元模型建立

為驗證試驗結果的科學性,本文采用ABAQUS數值模擬軟件,建立了各試件的有限元模型,如圖16所示。

圖16 有限元模型Fig.16 Finite element model

本模型中混凝土、UHPC、波紋管等采用C3D8R實體單元,鋼筋采用T3D2桁架單元。材料參數均選用前述實測數據,普通混凝土及UHPC采用混凝土塑性損傷模型[31],混凝土單軸應力-應變關系采用GB 50010—2010《混凝土結構設計規范》[32]中提供的應力-應變關系,其詳細情況如圖17所示。UHPC采用文獻[33-34]中定義的應力-應變關系,具體參數依據其相關材性試驗測得。

圖17 混凝土單軸應力-應變關系Fig.17 Uniaxial stress-strain curve of concrete

在往復荷載作用下,考慮拉壓損傷及剛度恢復,混凝土CDP模型的滯回準則[35]如圖18所示。具體的混凝土參數如表2所示,取值除依據材性試驗外,K1是與強度屈服準則有關的參數,參考文獻[36]中的取值。參考文獻[37]相關定義,分別選擇0.1和0.01作為UHPC和普通混凝土黏性參數的取值。

表2 混凝土參數Tab.2 Parameters of concrete

圖18 混凝土塑性損傷模型的滯回準則Fig.18 Hysteretic rules of concrete plasticity damage model

為簡化模型,新型預制拼裝模型墩柱與蓋梁界面位置設置2 cm高的混凝土層,單元類型為Cohesive單元,模擬坐漿層在實際試驗過程中的失效特征,其中Cohesive單元的本構模型采用的是Traction-Separation-Law模型本構[38-39],如圖19所示,本構關系根據式(1)進行計算。

圖19 Traction-Separation-Law本構模型Fig.19 Traction-Separation-Law constitutive model

(4)

式中:t為法向牽引力;δ為分離位移;K為Cohesive剛度;D為損傷變量,其計算公式可由參考文獻[39]得到,相關參數如表3所示。

表3 Cohensive 單元參數Tab.3 Parameters of cohesive element

鋼筋利用PQ-fiber[40]子程序中的USteel02本構模擬并采用內置區域方式嵌入混凝土。有限元模型中未考慮波紋管與混凝土、波紋管與UHPC之間的相對滑移,波紋管與混凝土以及UHPC之間采用共節點建模。各模型在加載柱頭頂面施加壓強為1 MPa的均布載荷,模擬豎向作動器的軸壓;水平荷載施加于加載柱頭側面中點位置,依據前述加載制度,按位移控制加載。

4.2 有限元模擬與試驗結果對比

各試件試驗與模擬所得滯回曲線與骨架曲線對比如圖20和圖21所示。模擬結果與試驗結果初始剛度、峰值承載力及下降曲線一致,骨架曲線基本重合,因此本文建立的有限元模型可以較好地反映試件的滯回性能。

圖20 現澆試件試驗與數值曲線對比Fig.20 Comparison between CIP specimen test and numerical curves

圖21 內外波紋管連接試件試驗與數值曲線對比Fig.21 Comparison between IOCPCP specimen test and numerical curves

為進一步分析對比各試件試驗與有限元結果,提取了內外波紋管連接試件的破壞情況,如圖22所示。由圖22可知,有限元較好地模擬出了整個試件在塑性鉸區的混凝土損傷,同時對比圖11試件內部破壞狀態,發現墩柱與蓋梁界面處混凝土開裂較為嚴重,這與試驗最終結果一致。從鋼筋應力狀態來看,在破壞狀態時,墩柱縱筋受壓屈曲,發生較大變形,也與試驗時觀察到的鋼筋破壞結果一致。

圖22 內外波紋管連接試件試驗與數值模擬損傷情況對比Fig.22 Comparison between IOCPCP specimen test and numerical damage

從上述驗證過程可知,本文建立的有限元模型可以有效模擬試件的破壞結果,可以有效反映試件在擬靜力試驗下的破壞及受力特征。

4.3 參數分析

4.3.1 縱筋強度

墩柱縱筋強度是影響墩柱抗震性能的重要指標,為了研究在墩柱截面抗彎承載能力不變的前提下改變墩柱縱筋強度對結構抗震性能及結構損傷情況的影響,本文計算了三組有限元模型進行參數分析,其中墩柱縱筋屈服強度為400 MPa,500 MPa以及640 MPa,截面形式如圖23所示。

圖23 墩柱截面形式Fig.23 Section forms of column

其中,鋼筋強度為400 MPa時,補償鋼筋采用6根φ20鋼筋進行內部波紋管連接,外部波紋管均使用雙根φ16縱筋連接。鋼筋強度為500 MPa時,補償鋼筋采用4根φ24鋼筋進行內部波紋管連接,外部波紋管使用雙根φ16縱筋連接。鋼筋強度為640 MPa時,補償鋼筋采用4根φ10鋼筋進行內部波紋管連接,外部波紋管仍使用雙根φ16縱筋連接。整理模型結果并繪制滯回曲線結果如圖24所示。

圖24 內外波紋管連接試件試驗與數值曲線對比Fig.24 Comparison between IOCPCP specimen test and numerical curves

通過滯回曲線可以得到縱筋屈服強度越高,承載能力會有提升,初始剛度略有降低,原因是當采用高強度鋼筋時,為保持相同彎矩承載能力,則鋼筋數量及尺寸就會減小,配筋率降低。墩柱鋼筋屈服強度越高,其滯回曲線卸載剛度越小,表明其在反復荷載作用下剛度退化越慢。

三組模型的損傷失效模式如圖25所示,隨著墩柱縱筋強度的提升,受壓、受拉損傷區域略有增大,卸載時,鋼筋屈服強度較高的剛度退化速度略慢。

圖25 不同縱筋強度下結構損傷對比Fig.25 Comparison of structural damage under different longitudinal reinforcement strength

由圖25(c)～圖25(d)可知,鋼筋屈服強度越大,達到屈服強度的鋼筋數量越少,所需的鋼筋數量越少。外圈灌漿料的損傷程度隨鋼筋強度的增加而增加,鋼筋屈服強度越大,外圈波紋管灌漿料損傷程度越大,所需灌漿料強度就越高。同樣地,內圈參與受力與損傷程度均會降低。因此當鋼筋強度較高時,針對新型波紋管連接結構的外圈混凝土灌漿料更有必要使用高強灌漿料。

為評估鋼筋強度的變化對墩柱塑性鉸區大小的影響,特將數值模擬的墩柱曲率結果進行提取,如圖26所示。由圖26(a)和圖26(b)對比可知,試驗結果的曲率與模擬結果基本一致,較大曲率發生在距承臺頂面300 mm以內的范圍,因此塑性鉸區域基本發生在此曲率較大區域。對比圖26(b)～圖26(d),評估由于鋼筋強度變化引起的塑性鉸區大小變化。由圖可知,極限荷載作用下鋼筋強度為640 MPa墩柱的曲率值在距離承臺頂450 mm位置處最大值為0.011 89 m-1,鋼筋強度為500 MPa墩柱的曲率值在距離承臺頂450 mm位置處最大值為0.012 8 m-1。鋼筋強度為400 MPa墩柱的曲率值在距離承臺頂300 mm位置處最大值為0.012 26 m-1。由曲率大小可知,鋼筋強度為640 MPa的塑性鉸區高度會略小于400 MPa的塑性鉸區,其原因主要是強度越高則配筋率越低,墩底部分剛度減小,塑性鉸區域將會集中于墩底位置,但曲率改變并不顯著。

圖26 曲率對比Fig.26 Comparison of the curvature

4.3.2 內部補償鋼筋長度

墩柱內部補償鋼筋的長度是影響墩柱塑性鉸分布的重要參數之一,不同長度的補償鋼筋直接影響塑性鉸區鋼筋配筋率,為了研究在墩柱截面抗彎承載能力不變的前提下改變補償鋼筋長度對結構抗震性能及結構損傷情況的影響,本文設計了三組有限元模型進行參數分析,其中墩柱補償鋼筋伸入墩柱內長度分別為350 mm(>16d),500 mm以及1 000 mm(試驗長度)。分別對照三組模型的損傷情況、鋼筋應變、曲率分布以及滯回曲線,判斷試件破壞情況,并分析內部補償鋼筋長度對試件塑性鉸區分布的影響。

混凝土壓縮損傷結果如圖27所示,由于補償鋼筋長度僅為350 mm,與現澆結構在塑性鉸區的鋼筋配筋更接近,因此其損傷范圍較大,與現澆結構的損傷范圍類似。而當內部補償鋼筋的長度增加至500 mm及以上時,損傷程度降低,破壞更多的發生在連接截面位置,其原因是塑性鉸區高度范圍內墩柱截面鋼筋布置相同,未出現由于內部補償鋼筋中斷引起的截面剛度突變,因此變形集中于墩底。

圖27 不同補償鋼筋長度下結構損傷對比Fig.27 Comparison of structural damage under different connecting reinforcement length

由圖28所示,補償鋼筋伸入墩柱長度為350 mm時,在墩身距蓋梁表面350 mm位置處形成剛度突變,導致鋼筋出現兩段應變較大的位置,證明在此位置形成雙塑性鉸現象,同樣此結果可由曲率分布圖29(a)驗證。而內部補償鋼筋伸入墩柱的長度為500 mm及以上時,由于塑性鉸區高度并未超過補償鋼筋伸入段長度,即塑性鉸區配筋一致,剛度一致,因此未呈現多處鋼筋應變較大現象,僅在墩底位置形成鋼筋應變較大區域,即鋼筋最大變形發生于靠近墩底位置。

圖28 不同補償鋼筋長度下鋼筋應變對比Fig.28 Comparison of reinforcement strain under different connecting reinforcement length

圖29 曲率分布及滯回曲線對比Fig.29 The distribution of curvature and comparison of hysteresis curves

根據圖29曲率分布圖,補償鋼筋伸入墩柱長度為350 mm模型的曲率值在150 mm以及450 mm位置較大,450 mm位置的曲率可達0.132 4 m-1,整體曲率分布更接近于現澆結構。而500 mm及1 000 mm長度的模型曲率分布類似,較大曲率值均發生在300 mm以下的位置,證明長度為350 mm模型形成雙塑性鉸,塑性鉸區域范圍廣,較大變形區域基本發生在500 mm以內,接近現澆結構塑性鉸區范圍。長度為500 mm,1 000 mm的模型塑性鉸區域范圍較小,基本較大變形區集中于300 mm左右。因此可以認為內部補償鋼筋長度的變化會直接影響墩柱塑性鉸高度分布范圍,當其小于塑性鉸高度時,會使塑性鉸區域發生擴大,使結構塑性鉸高度更接近于現澆結構,形成雙塑性鉸,而內部補償鋼筋長度過長則會使塑性鉸區域集中于墩底位置,變形更集中。同樣,由于三種模型基于墩底截面抗彎性能一致進行設計,則對比圖29(d)滯回曲線,模型的滯回曲線峰值、剛度等基本保持一致,并沒有出現明顯差異,證明當前保持截面抗彎承載能力一致的方法有效。

5 結 論

本文針對高烈度區應用預制拼裝技術的現實需求,提出了一種新型內外波紋管連接墩柱-蓋梁橋墩構造方案,該方案形式簡單,解決了高配筋率墩柱使用傳統波紋管連接時縱筋位置管道密集,不易滿足布置間距等問題。同時,拼裝完成后直接從蓋梁頂部進行波紋管灌漿,灌漿方式簡單,易于施工,有利于實際工程中的使用,同時能夠滿足抗震需求,具體結論如下:

(1) 新型內外波紋管連接橋墩構造減少了外層波紋管的布置數量,有效解決高烈度區高配筋率橋墩波紋管布置間距不足的問題,實際使用時加工、拼裝及灌漿方式簡單,具有良好的應用前景。

(2) 內外波紋管連接試件的抗震性能滿足“等同現澆”的設計理念,并在承載力、延性等關鍵指標上略優于現澆橋墩。試件可在縱漂率達6%時仍具備峰值荷載的88%以上的承載力,驗證了新型連接預制拼裝橋墩在高烈度區進行應用的可行性。

(3) 縱筋強度越高,外圈波紋管承擔更多荷載且對其外圈灌漿料強度要求更大,卸載剛度會略有減小。內部補償鋼筋長度小于塑性鉸區高度時,會使塑性鉸區高度范圍擴大,且由于內部補償鋼筋導致的剛度突變,將產生兩塊變形較大區域,在墩柱上形成兩個塑性鉸,盡管可使墩柱變形在塑性鉸區分布范圍更廣,更接近于現澆墩柱,但在使用過程中仍需滿足錨固鋼筋長度等構造要求。

(4) 根據參數分析結果,縱筋建議選用高強鋼筋,通過降低配筋率可以減少波紋管的數量,更易滿足套管間距的構造要求,同時增大施工容差;內部補償鋼筋長度最少為25d(其中d為補償鋼筋的直徑);波紋管內灌漿料應選擇高強砂漿或UHPC等高強度材料。