CFRP-EMD加固灌浆套筒连接装配式桥墩振动台试验

辛光涛, 王 瑾, 许维炳, 杜修力, 陈彦江, 王少剑, 杨树强

(1.北京工业大学 城市建设学部,北京 100124;2.华北电力大学 水利与水电工程学院,北京 102206;3.中国公路工程咨询集团有限公司,北京 100089)

装配式混凝土桥墩的抗震性能是制约全预制桥梁推广应用的关键[1-3]。灌浆套筒连接具有制造工艺简单以及连接性能良好等优点[4],是装配式混凝土桥墩的重要连接方式。灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩的破坏模式与现浇桥墩不同,现浇桥墩的抗震设计方法在该型装配式桥墩中的适用性有待研究[5-6]。

桥梁抗震加固技术是震后快速修复的主要技术手段,而采用FRP外包桥墩是现阶段较为常用的加固方式[7-9]。作为FRP的改进材料,CFRP具有轻质、高强、耐腐蚀等优点[10-13]。相关学者对采用CFRP加固的钢筋混凝土桥墩[14]和装配式混凝土桥墩[15]的抗震性能进行了研究。由于装配式混凝土桥墩破坏模式与现浇桥墩存在显著差异,单纯采用CFRP等材料对装配式混凝土桥墩进行加固效果较差,很难保证加固后试件的抗震变形能力;且目前对桥墩加固方法的研究大多是通过拟静力试验和有限元分析,对震后加固桥墩的振动台试验研究少之又少。

鉴于此,以受力筋灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩和灌浆套筒-预应力筋连接装配式混凝土桥墩为研究对象,设计制作了两类桥墩的缩尺试验模型,并针对其震害特点提出了采用碳纤维复合材料-外置金属耗能装置(简称CFRP-EMD)的组合加固方法,开展了CFRP-EMD加固前后试验桥墩的振动台试验,探讨了CFRP-EMD对两类受力筋灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩抗震性能的影响。

1 试验概况

1.1 缩尺模型

原型桥为4×30 m的装配式混凝土连续梁桥,墩高9.6 m,混凝土采用C40, 纵筋采用HRB400,箍筋采用HPB300。原型桥桥墩分别为受力筋灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩(简称SP16)和灌浆套筒-预应力筋连接装配式混凝土桥墩(简称PSP16),二者的纵筋和箍筋配置均相同。为对比两类桥墩的震损规律及相应的加固效果,设计了二者的缩尺模型,其相似特性见表1。模型桥墩相关材料参数、配筋率、轴压比等均与原型桥墩一致,其中PSP16沿激励方向纵筋内侧设置了两根预应力钢绞线(附加轴压比0.06),模型桥墩钢筋信息见表2。为考虑上部主梁传递的荷载并获得设计的桥墩等效质量密度,在试件顶部设置了现浇混凝土配重块[16],模型总重约60 kN。缩尺桥墩配筋参数见图1,图1墩底加粗实线表示灌浆套筒。试验测得混凝土立方体抗压强度为43.2 MPa,试验所得钢筋、钢绞线主要力学性能指标见表3。

表1 相似特性

表2 模型桥墩钢筋配筋信息

表3 钢筋主要力学性能

图1 模型桥墩配筋设计(mm)

1.2 加固方法

1.2.1 CFRP设计

鉴于桥墩-承台处采用灌浆套筒连接的装配式混凝土桥墩的震害主要有接缝处破坏和灌浆套筒上缘破坏[16],单纯采用纤维复合材料加固装配式混凝土桥墩的墩身难以有效控制试件底部接缝处的损伤。因此,拟采用CFRP-EMD的组合加固措施分别对SP16和PSP16震损桥墩进行加固。墩身加固时不考虑EMD的影响,CFRP包裹的装配式混凝土桥墩正截面承载力设计值可近似按式(1)～(5)计算[17],CFRP加固计算见图2。

N≤α1fc0bx+f′y0A′s0-fy0As0-ffAf

(1)

ffAf(h-h0)

(2)

(3)

ei=e0+ea

(4)

Af=2nfbftf

(5)

式中:N为加固后轴向压力设计值,kN;α1为受压区混凝土矩形应力图的应力值与混凝土轴心抗压强度设计值的比值;fc0为原构件混凝土轴心抗压强度设计值,N/mm2;x为混凝土受压区高度,mm;b、h分别为矩形截面宽度和高度, mm;fy0、f′y0分别为原截面受拉钢筋和受压钢筋的抗拉、抗压强度设计值,N/mm2;ff为纤维复合材料抗拉强度设计值,N/mm2;As0、A′s0分别为原截面受拉、受压钢筋的截面面积,mm2;Af为配置在同一截面处纤维复合材的全截面面积,mm2;nf为纤维复合材层数;bf、tf分别为纤维复合材宽度和单层厚度,mm;h0为构件加固前的截面有效高度,mm;e为轴向压力作用点至纵向受拉钢筋As合力点的距离,mm;ei为初始偏心距,mm;e0为轴向压力对截面重心的偏心距,mm,取为M/N,当需考虑二阶效应时,M应按GB 50367—2013《混凝土结构加固设计规范》[17]第5.4.3条确定;ea为附加偏心距,mm,按偏心方向截面最大尺寸h确定:当h≤600 mm时,ea=20 mm;当h>600 mm时,ea=h/30;a、a′分别为纵向受拉钢筋合力点、纵向受压钢筋合力点至截面近边的距离,mm。

图2 CFRP加固计算

经计算确定SP16、PSP16的加固方案:在墩高区域内粘贴1层纵向CFRP进行墩身补强,从墩底到2/3墩高位置再环向包裹3层CFRP,从2/3墩高到墩顶再环向包裹1层CFRP,且墩柱4个角都做了25 mm的倒角,以减缓应力集中效应并增大有效约束面积。

1.2.2 EMD设计

进行墩身CFRP加固后,在桥墩-承台灌浆套筒连接处附加EMD。该装置由Q235级U型预紧钢板、耗能钢筋、连接支架3部分组成。U型预紧钢板与连接支架焊接,并通过高强螺栓和树脂胶与墩身锚固;耗能钢筋一端与基础附加钢板焊接,另一端通过高强螺栓与连接支架连接,EMD各组件的设计参数和实物见图3。加固前试件的纵筋已屈服,考虑加固后试件的耗能能力均由耗能钢筋提供,则可通过加固前后试件的耗能能力相等来设计耗能钢筋。此时EMD的面积可按式(6)计算,EMD简化计算见图4,加固用材料力学性能见表4。

(r+nftf+h)Asyfsy

(6)

图3 EMD装置设计与制作

图4 EMD简化计算

表4 加固用材料力学性能

1.3 地震动

原型桥所处场地类别为Ⅱ类,抗震设防烈度为8度。白噪声扫频得出的模型桥墩前3阶模态信息见表5(X向和Y向一致)。鉴于近断层地震动对模型桥墩的抗震性能影响更为显著,依据JTG/T 2231-01—2020《公路桥梁抗震设计规范》[18]中确定的设计反应谱,选定的地震动信息见表6,规范反应谱与地震波反应谱对比见图5。由图5可知,桥墩前3阶振动频率处二者谱值差均在±20%之内,满足规范要求。

表5 模型桥墩前3阶模态

表6 地震波详细参数

图5 规范反应谱与地震波反应谱对比

1.4 工况设置

基于选定的地震动,分别沿单向(X向)以及双向(X+Y向)激励,其中双向输入时X、Y向的地面峰值加速度Apg之比为1∶0.85。依据相似系数(表1),当Apg=0.3g时,相当于抗震设防烈度8度时E1地震作用;当Apg=0.5g时,相当于抗震设防烈度8度时E2地震作用。试验工况见表7,为便于对比,加固前后桥墩的试验工况相同。

表7 试验工况

1.5 测点布置

两个试件的测点布置见图6, 加速度测点和位移测点均沿墩身相邻面4等分墩高布置;考虑到塑性铰区灌浆套筒的引入会造成桥墩塑性铰上移或下移,因此将钢筋应变测点布置在套筒底部和顶部纵筋处以监测墩底塑性发展情况;套筒基本保持弹性,因此将套筒应变测点布置在套筒中部外表面;混凝土应变测点布置在套筒中部混凝土区域和套筒顶部混凝土区域。为对加固后试件的CFRP和EMD的动力响应进行测试,分别在距离墩底0.1 m和0.6 m的CFRP上,以及EMD上设置了应变传感器。

图6 测点布置(mm)

2 加固前后结果对比

2.1 损伤破坏模式

2.1.1 加固前

不同激励强度下加固前桥墩损伤状况见表8。加固前模型桥墩的最终损伤状态见图7。由表8和图7可知,随Apg增加,两类桥墩墩身均出现了开裂以及墩底混凝土的破损,墩底接缝处均出现开合,接缝处、灌浆套筒上缘是受力筋灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩的主要震损区域,且PSP16的抗震性能优于SP16,附加预应力钢筋能够降低墩身及装配式节点的损伤程度。

表8 加固前试件损伤状况

图7 加固前桥墩试件最终震后状态

2.1.2 加固后

对于加固后的SP16,当0.1g

图8 加固试件最终震后状态

2.2 基本动力特性

加固前后两类桥墩的自振频率变化曲线见图9。由图9可知,两类试件的自振频率变化趋势相似。加固前,当Apg<0.3g时两类桥墩的自振频率下降速率较快,当Apg>0.3g时自振频率下降速率降低。结合试验现象分析,加固前模型桥墩在Apg<0.3g时墩身损伤发展较快,墩身裂缝开展较多。当Apg>0.3g后套筒顶部裂缝贯通,桥墩震损主要为接缝开合,墩身损伤减少。整个试验过程中两类试件的基频(f)关系为f(PSP16)>f(SP16);震前,PSP16的初始基频(3.258 Hz)是SP16初始基频(3.028 Hz)的1.08倍;当Apg=1.0g时,PSP16和SP16的基频分别下降了56.2%和63.8%。由此可知,PSP16的自振频率下降速率明显小于SP16,预应力筋的存在能够提高构件刚度,减缓其损伤速率。

图9 模型桥墩自振频率

震损桥墩经加固后刚度得到提高,但桥墩损伤并未完全修复。单独采用CFRP加固后,SP16的基频由损伤后的1.095 Hz提高至1.859 Hz(+69.8%);PSP16的基频由损伤后的1.425 Hz提高至2.249 Hz(+57.8%)。安装EMD装置后,SP16的基频进一步提升了2.1%(相较于加固前提高了71.9%);PSP16的基频进一步提升了7.4%(相较于加固前提高了65.2%)。加固后,试验结束时SP16和PSP16的基频分别下降了24.9%和22.7%,基频降低速率明显低于原桥墩,表明加固后试件的抗震变形能力有一定程度的提高,CFRP-EMD可用于装配式混凝土桥墩的抗震加固中。

2.3 墩顶位移

RSN30波单向激励下(Apg=1.0g),加固前后SP16和PSP16的墩顶位移时程曲线见图10。加固前后SP16和PSP16的墩顶位移峰值对比见表9。由图10可知,典型激励条件下加固后桥墩墩顶位移均有所降低。由表9可知,两类桥墩墩顶位移都随Apg增加而增加;且相同Apg条件下,双向激励的位移响应均大于单向激励。

加固前,1.0g双向激励下,SP16和PSP16的墩顶位移峰值最大值分别为27.8 mm和23.8 mm,PSP16的墩顶位移峰值最大值相比SP16降低了14.4%,附加预应力筋可提高桥墩的自复位能力,降低试件的位移响应。加固后,随Apg增大,两类试件的墩顶位移峰值均呈增大趋势。1.0g双向激励下,SP16和PSP16的最大墩顶位移峰值分别为17.5 mm和13.4 mm。加固后两类试件的墩顶位移峰值均比加固前明显减小,表明CFRP-EMD可有效控制墩顶位移。

图10 RSN30波单向激励下加固前后墩顶位移时程(Apg=1.0 g)

表9 墩顶位移峰值

2.4 应变

2.4.1 加固前钢筋应变

加固前两类试件的墩底纵筋峰值应变随Apg的变化曲线见图11。由图11可知,随Apg增加,两类试件的纵筋应变增加,且相同Apg条件下SP16的纵筋峰值应变大于PSP16,双向激励作用下墩底纵筋应变大于单向激励的纵筋应变。原因是桥墩双向弯曲时墩底纵筋的纵向拉力大于单向弯曲的墩底纵筋拉力。Apg=1.0g时,SP16最大纵筋峰值应变为1.495 7×10-3(双向激励),PSP16最大峰值应变为0.961 2×10-3(双向激励,比SP16的纵筋峰值应变小35.7%)。可见预应力筋能降低受力筋灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩纵筋在地震作用下的应力水平。

图11 纵筋峰值应变

2.4.2 加固后EMD应变

加固后两类试件EMD峰值应变随Apg的变化曲线见图12。由图12可知,对于SP16,当Apg<0.8g时,EMD应变基本呈线性增长;0.8g双向激励下,EMD应变达到最大值1.952 3×10-3,耗能钢筋进入弹塑性阶段;而当Apg=1.0g时,EMD与墩身出现锚固失效,EMD的峰值应变下降。PSP16在单、双向激励下,EMD应变基本随Apg增大线性增大;当Apg=1.0g时,耗能钢筋的应变达到最大值1.070 2×10-3(双向激励),仍处于弹性阶段。

图12 EMD峰值应变

2.4.3 加固后CFRP应变

两类试件不同高度处CFRP环向应变随Apg的变化曲线见图13。由图13可知,对于SP16,1.0g双向激励下,CFRP的环向应变峰值为2.812 0×10-3,远小于CFRP的极限抗拉应变11.489 4×10-3,CFRP仍处于弹性阶段。当Apg≤ 0.5g时,CFRP环向应变均较小且增长平缓,对混凝土提供的约束作用不大。这是因为试件墩底接缝处的残余变形较大,EMD装置先参与试件的振动,而CFRP主要用于墩身加固,墩底接缝的残余变形并不会显著引起上部墩身受力的变化;当0.5g

此外,两个试件墩底附近外包CFRP的环向应变响应均大于墩身中部应变响应,墩底位置的纤维复合材料加固设计需要加强。且PSP16底部和中部CFRP环向应变的差值比SP16小,说明预应力筋和EMD的共同作用下桥墩变形更加合理。

图13 不同高度处CFRP环向应变

3 结 论

对CFRP-EMD加固的灌浆套筒连接、灌浆套筒-预应力筋连接装配式桥墩试件进行了振动台试验,对比分析了加固前后两类试件的震害现象和动力响应,主要结论如下:

1)近断层地震动作用下,墩底灌浆套筒连接(包括灌浆套筒-预应力筋组合连接)装配式混凝土桥墩试件的损伤均集中于墩底接缝和灌浆套筒上缘;损伤程度随激励强度增大而增大;双向激励造成的损伤大于单向激励;附加预应力筋连接可提高构件刚度和自复位能力,降低墩身和接缝的损伤速率和损伤程度。

2)CFRP-EMD组合加固后SP16和PSP16的刚度均显著增加,CFRP-EMD可有效控制二者的墩顶位移;加固后试件的抗震变形能力和整体抗震性能均有一定程度的提高;EMD与装配式试件墩身之间的连接可靠性是影响CFRP-EMD加固效果的关键;CFRP-EMD加固后PSP16的塑性变形更加合理。提出的CFRP-EMD加固设计方法和实施原则可为其他类似工程借鉴。