高速鐵路橋梁裝配式橋面系防護墻力學性能試驗研究

崔文凱 張崇斌 侯宇飛 嚴章榮

(1.中鐵上海工程局集團第七工程有限公司,西安 710016; 2.中鐵工程設計咨詢集團有限公司,北京 100055; 3.中鐵上海工程局集團有限公司,上海 201906)

引言

與傳統施工方法相比,裝配式工法通過在工廠預制構件,然后運輸至現場進行安裝,可顯著提升生產效率和施工質量,減小現場作業人力需求;簡化現場施工組織管理,提高現場施工安全;減少工地噪聲、粉塵污染等,是高速鐵路橋梁建造的發展方向[1-4]。

目前,已有學者開展相關研究,于海霞等研究開發出一種應用于高速公路中央分隔帶的預制單片式混凝土護欄,通過有限元仿真分析和實車足尺碰撞試驗驗證其安全性能,并在福建省泉州-三明高速公路部分路段進行實際工程應用,取得顯著的社會和經濟效益[5];張海等利用有限元仿真的方法對現澆防撞墻和采用預應力精軋螺紋鋼筋與橋面梁體連接的預制拼裝防撞墻進行研究,主要比較二者在靜力側向荷載作用下的承載能力和車輛碰撞作用下的動態反應[6-8];趙秋提供一項新型的裝嵌式鋼UHPC復合橋面板,它可以克服常規設備應力連接件的缺陷,并且通過數值模擬方法研究其受力性能,從而更好地滿足現澆施工的要求[9]。綜上所述,目前裝配式橋面附屬結構研究較少,且多集中于公路橋梁的護欄和鋼混組合梁橋面板方面[10-12],鐵路相關研究及應用較少。傳統的鐵路橋梁橋面系,通常采用外掛遮板、現澆A、B墻和防護墻的方式施工,難以與架梁施工同步進行,外觀及澆筑質量差、施工效率低,人員處于高空作業,安全風險高。為了解決上述問題,提出一種全新的裝配式橋面系統,將邊墻、電纜槽和防護墻結合在一起,進行詳細的工藝和力學性能測試,以提升鐵路橋梁裝配式建造技術的水平[13-16]。

1 概況

1.1 背景

京雄城際鐵路自北京西站引出,經過既有京九鐵路至李營站,接入新建高速鐵路線路,向南途經北京市大興區,河北省廊坊市、霸州市至雄安新區。新建線路全長92.03 km,全程設北京大興、大興機場、固安東、霸州北、雄安5座車站。京雄城際鐵路分兩段建設運營,其中李營至大興機場段設計時速250 km,于2019年9月開通運營,大興機場至雄安段設計時速350 km,2020年12月底開通運營。作為對接北京和雄安新區的快速通道,全力打造“精品工程、安全工程、智能工程、綠色工程”,目標建成新時代中國高鐵的典范標桿。為改進現有鐵路橋面附屬設施存在施工周期較長、現澆混凝土工作量大、現場施工質量難以控制、運營期間養護維修工作量大等問題,提出一種鐵路橋梁裝配式橋面設施施工技術。預制裝配式橋面將防護墻、豎墻和邊墻通過電纜槽底板設計在一起,去掉遮板,并在邊墻頂端留出護欄或聲屏障連接接口,以確保橋梁的安全性和穩定性。通過在梁上預埋套筒、螺栓與梁體連接,見圖1。預制裝配式橋面結構采用C50混凝土,預制構件的底板與橋面間設置砂漿層。

圖1 預制拼裝橋面斷面結構(單位：mm)Fig.1 Prefabricated bridge deck cross-section structure

1.2 試驗目的

為了確保高速鐵路橋梁的運營安全,研究預制拼裝橋面附屬設施結構在水平側向荷載作用下的力學響應和破壞形態,防護墻體頂端橫向位移與載荷之間的相互作用關系,驗證裝配各構件和連接構件的受力性能[17-20],更好地評估該橋梁的安全性能。對其新型整體式橋面附屬設施的主要構件設計足尺模型(見圖2),開展極限承載力驗證試驗。

圖2 預制拼裝橋面足尺模型(單位：mm)Fig.2 Full-scale model of prefabricated bridge deck

1.3 現場模型制作

裝配式橋面系足尺試驗模型的節段構件,采用“倒模法”預制工藝,確保拆模外觀的整體性和便捷性;鋼筋加工采用定位胎具加工,桁吊吊裝入模,確保鋼筋混凝土保護層墊塊及預埋件符合要求;混凝土施工采用溜槽入模,插進式振搗棒振搗并設置施工平臺;水泥初凝前拉毛處理,土工布覆蓋養生,防護墻和邊墻預留吊裝孔;翻轉采用沙箱實現,養生14 d以上;構件運輸及安裝設置工裝;構件螺栓預緊力必須達到規定的標準;構件四周應采用砂漿進行封邊和收光;灌注砂漿應采用自流平,待初凝后,應將其高出底板進行打磨,以確保密實且美觀;螺栓孔封堵應采用補償收縮混凝土,外側螺栓孔封堵應采用環氧砂漿;拼縫處應進行打磨,并涂刷聚氨酯防水涂料,以確保厚度及寬度的外延。現場預制橋面系模型構件見圖3。

圖3 現場預制橋面系模型構件Fig.3 in-situ prefabricated bridge deck system model components

1.4 測點布置

為模仿列車側向碰撞,對整體式預制拼裝橋面附屬設施的防護墻以縱向2 m節段為加載單元,加載均布水平力,加載點位于墻體頂端線路側,加載圖示及現場試驗加載情況見圖4。根據設計要求,列車水平脫軌荷載按照100 kN/m的標準進行加載,以此作為設計驗證的依據;同時,不斷提高探索極限的加載值,完成足尺模型破壞試驗。

圖4 防護墻水平荷載加載圖示Fig.4 illustration of horizontal load on protective wall

2臺千斤頂平行布置在試件的縱向上1/4和3/4處,同步增加荷載步。千斤頂的前端設置力矩測定儀,并使用工字鋼模擬施加均勻荷載。

為更好地監測變形,在防護墻上安裝2排振弦應變計,每個構件設置9個測點。此外,在防護墻上方安裝2個位移計,防護墻測點圖示見圖5。

圖5 防護墻測點圖示(單位：mm)Fig.5 Diagram of measuring point of protective wall

2 數值模擬

為了進一步研究荷載作用下裝配式橋面系防護墻的工作性能和破壞機理,采用ABAQUS平臺建立三維實體有限元模型,對水平側向荷載作用下的裝配式橋面系防護墻進行仿真模擬和受力分析。

2.1 有限元模型

主梁翼緣板、防護墻及砂漿采用C3D8R(三維八節點線性減縮積分單元),其計算速度快,位移結果較精確,可通過細化網格、厚度方向至少劃分4個單元等控制沙漏模態。螺栓采用B32(三維三節點二次梁)單元,鋼筋采用T3D2(兩節點三維桁架)單元,混凝土采用塑性損傷模型。由于模擬具有不可逆損傷的一些特性,如軟化,造成損傷積累、應變集中等,網格越密,損傷和應變集中越明顯,因此要選用適當的網格尺寸。主梁翼緣板及防護墻結構選用C3D8R(三維八節點直線減縮積分)單元,螺栓選用B32(三維三節點二次梁)單元,鋼筋選用T3D2(兩節點三維桁架)單元。使用塑性損傷模型模擬混凝土的不可逆損傷特性,如軟化、應變集中等,選擇粗密合適的網格尺寸進行結構網格劃分,見圖6。

圖6 各部件網格劃分Fig.6 grid division of each component

各部件之間的相互作用是影響模型結果準確性的關鍵。模擬時不考慮鋼筋與混凝土之間的黏結滑移作用,將鋼筋直接內置在混凝土中即鋼筋嵌入混凝土中二者形成共節點。采用面-面接觸模擬砂漿層與主梁翼緣板和防護墻底面之間的相互作用,其中法向被界定為“硬接觸式”,而切向則被界定為摩擦,其中摩擦比率取0.45。砂漿層與主梁之間的黏結作用較與防護墻的較好,故只考慮砂漿層上表面與防護墻底面的接觸。螺栓與主梁翼緣板設定為剛性連接,螺栓與防護墻的連接是螺帽將拉力傳遞至預埋墊板,與防護墻表面設定綁定,位于防護墻內部的螺栓,螺栓孔是略大于螺栓直徑,防護墻安裝就位后螺栓孔通過灌漿密封處理,考慮靠近防護墻一側的螺栓表面與螺栓孔的接觸。主梁懸臂板底面采用workbench固定支承約束。防護墻各部件相互作用的三維有限元模型見圖7。

圖7 防護墻的各部件的相互作用Fig.7 the interaction of the components of the protective wall

2.2 破壞過程分析

基于仿真分析可知,預制拼裝防護墻初始裂縫出現在電纜槽底板,裝配式橋面系與主梁沿砂漿墊層結合面出現開裂,防護墻電纜槽底部初始開裂見圖8,隨著水平荷載的不斷增加,裂紋沿結合面不斷擴展,在電纜槽底部,開始出現豎向裂縫;當水平荷載達到163.85 kN/m時,豎向裂紋貫通橋面系混凝土底板,結構喪失承載能力。

圖8 防護墻電纜槽底部初始開裂Fig.8 Initial crack at bottom of cable trough of protective wall

3 試驗結果

3.1 試驗加載

首先,將所有千斤頂試加載至10 kN,持荷5min后卸載。隨后,根據各個千斤頂10 kN的負荷水平予以分層正式加載,并且在加載進程中密切關注結構整體情況,收集測試信息,直至達到預期的荷載值再卸載。考慮多次試驗結果的均勻性,反復實施3次加載和卸載的操作,防護墻現場試驗加載情況見圖9。

圖9 防護墻現場試驗加載情況Fig.9 loading condition of field test of protective wall

3.2 試驗情況

當水平力加大到20 kN/m時,防護墻頂端水平位移呈線性趨勢加大,結構表層和砂漿層沒有明顯可見的裂縫;當水平力加大到40 kN/m時,砂漿層產生明顯可見的裂縫,但沒有側向穿透,在防護墻線路側(受拉區),產生離散的微裂紋,防護墻頂端移動1.91 mm;當水平力提高到80 kN/m時,砂漿層側面出現斷裂并橫向貫通;當水平力提高到100 kN/m時,防護墻頂端偏差8.75 mm,墻內側受拉區產生分布式裂縫;卸載后,砂漿層仍有殘余裂縫,頂板殘余變形較大,顯示出結構能力損傷。

當水平力加載至165 kN/m時,防護墻下部倒角處的混凝土局部破碎,砂漿層全部脫落,電纜槽底層(靠近倒角處)下緣出現裂縫,構造處于極限破壞狀況,實測防護墻頂端位移為17.3 mm,此時底層位移為11.8 mm。防護墻最終破壞狀態見圖10。

圖10 防護墻最終破壞狀態Fig.10 final failure state of the protective wall

3.3 荷載-位移曲線

“荷載-位移”曲線能有效描述結構力學性能,并反映結構承載能力。以側向水平荷載和墻頂水平位移組合形成防護墻的荷載-位移曲線(見圖11),該加載曲線顯示隨著水平荷載增大,結構的彈性變形到塑性變形破壞的全過程,整體趨勢逐漸變緩變平,實測破壞位置與理論分析區域基本一致。裝配式橋面系防護墻實測最終破壞時的承載能力為165 kN/m,達到列車脫軌水平荷載設計值的1.65倍,具有較好的安全儲備。

圖11 試驗荷載-位移曲線Fig.11 test load-displacement curve

4 比較分析

通過有限元分析得到的裝配式防護墻荷載-位移曲線與試驗加載結果比較,見圖12,理論值在加載過程中前期與試驗值重合良好,在60～140 kN加載過程中略高于試驗值,在峰值位置比試驗值略低;理論曲線較試驗曲線整體上更光滑平順,符合實際情況。試驗數據與理論曲線吻合良好,最大峰值處偏差在0.7%以內,加載過程最大偏差在2.8%以內,說明有限元模型的建立可以準確反映結構的實際受力狀態,驗證提出的模擬方法有效性。

圖12 理論分析與試驗的力-位移對比曲線Fig.12 the force-displacement curve of theoretical analysis and experiment

當水平荷載達到163.85 kN/m時,豎向裂紋貫通橋面系混凝土底板,結構喪失承載能力。有限元仿真與試驗結果的位置與控制點數值均吻合較好,防護墻電纜槽底板斷裂破壞見圖13。

圖13 防護墻電纜槽底板斷裂破壞Fig.13 Damage of cable trough bottom plate of protective wall

由圖12、圖13可知,①通過足尺模型試驗,表明預制拼裝橋面附屬設施防護墻側向承載能力大于設計列車脫軌荷載,滿足設計要求。其力學特點、變形規律及承載能力,驗證設計及制作工藝的安全、合理可行。②通過有限元分析對比驗證,獲得一種新的預制拼裝橋面附屬設施防護墻模擬方法,可以有效模擬套筒連接的結構破壞形態和荷載-位移曲線,與試驗過程及狀態一致,證明數值模擬方法的有效性,預制拼裝橋面附屬設施數值模擬分析研究提供了重要的參考依據。

5 結論

針對新型預制拼裝橋面附屬設施防護墻結構,通過足尺模型設計制作、試驗方案設計及全過程破壞試驗,研究其在水平側向荷載作用下的力學響應和破壞形態,與有限元仿真分析全面對比,防護墻實測破壞時的承載能力達到設計值的1.65倍,驗證了其設計制作能確保高鐵橋梁的運營安全,同時該仿真模擬方法下的控制荷載、變形大小均與試驗過程真實受力狀態吻合度良好,最大峰值處偏差在0.7%以內,加載過程最大偏差在2.8%以內,為預制拼裝結構的數值模擬研究提供有效的參考依據。