高烈度区波纹管连接预制拼装桥墩抗震性能研究

刘 斌, 黄永福, 宋彦臣, 韩 强, 白洪涛, 丁 开

(1. 云南省交通规划设计研究院股份有限公司,昆明 650041; 2. 北京工业大学 桥梁工程安全与韧性全国重点实验室,北京 100124)

近年来,为适应我国桥梁建设的快速发展,绿色、高效、节能的预制拼装桥梁技术成为了桥梁工程领域的重要发展方向[1-3]。针对预制拼装桥墩的研究,主要集中在不同的连接构造形式、新材料的使用以及拓展应用范围等方面。根据预制拼装桥墩根据连接处的构造不同,主要分为承插式、灌浆波纹管、灌浆套筒、法兰连接等形式[4]。国内外学者对不同连接构造形式开展了大量试验研究。Zhang等[5]提出了一种预埋钢管混凝土的墩柱-盖梁承插式连接方案,拟静力试验结果表明预制桥墩在损伤演化、破坏模式和滞回响应等方面与现浇桥墩相同。李文武等[6]提出部分埋置核心钢管组合桥墩,并对其抗震性能进行研究,认为受钢管埋置长度和规格大小的影响,组合桥墩呈现墩身中部剪切破坏、墩身中部弯曲破坏以及墩底区域弯曲破坏三种失效模式,并根据受力分析提出了水平力计算方法。邱文亮等[7]同样对钢管混凝土组合桥墩进行了拟静力分析,认为墩身埋置核心钢管的桥墩可以提高墩柱承载力、变形和耗能能力,并减小卸载后的残余位移。Wang等[8]通过拟静力试验,对比了灌浆波纹管连接、灌浆套筒连接、后张预应力三种预制拼装桥墩与现浇桥墩的抗震性能,结果表明灌浆波纹管和灌浆套筒与现浇桥墩的滞回性能相似,后张预应力钢筋试件强度较高,但耗能能力较弱。刘雪山等[9]针对预制拼装钢管混凝土桥墩开展了拟静力试验,结合数值模拟揭示了不同构造下摇摆式桥墩的破坏模式和机理,结果表明摇摆式钢管混凝土桥墩延性与耗能能力优势明显。贾俊峰等[10-11]研究了自复位摇摆桥墩的抗震性能,认为带有外置耗能器的自复位摇摆桥墩可以具有良好的耗能能力和优异的自复位能力。

在众多连接方式中,灌浆波纹管连接是一种施工速度快、施工容差大且连接性能可靠的方式[12],是预制拼装结构的有效手段之一,同时由于其造价低等优势,适合应用于抗震区预制拼装实体工程中,巨大的工程需求也使波纹管连接性能及相应的新型波纹管连接构造形式具备了较大的研究潜力。为探明灌浆波纹管中钢筋与灌浆料之间的黏结行为,国内外学者们同样开展了大量研究。陈俊等[13]对波纹管中钢筋与高强灌浆料的黏结锚固性能开展了系列试验研究,给出了钢筋锚固长度的建议取值,验证了该连接性能可靠,可用于预制拼装结构。Tazarv等[14]通过钢筋拉拔试验,确定了超高性能混凝土(ultra-high performance concrete,UHPC)作为灌浆料时,主要发生钢筋拉断、灌浆料失效导致的钢筋滑出、波纹管拔出等破坏模式,UHPC可以缩短钢筋的锚固长度。Chen等[15]研究了双排钢筋在灌浆波纹管中的黏结性能,认为采用双排钢筋连接时主要以黏结滑移失效、钢筋的断裂和混凝土的锥体失效为主要的失效方式。

上述研究验证了灌浆波纹管连接构件层面的可靠性,为判断采用波纹管连接在结构层面的有效性,大量的国内外学者针对灌浆波纹管连接预制拼装桥墩进行了大量研究。王志强等[16]对灌浆波纹管连接的预制混凝土柱进行了拟静力试验,结果表明波纹管连接构造位移延性较好,等效阻尼比较高,试件性能参数与现浇相近。吴佳东等[17]对灌浆波纹管连接预制拼装桥墩开展了试验研究和数值模拟,结果表明其抗震性能良好,破坏模式为大偏心破坏,但受到极端荷载情况下的变形能力较现浇桥墩稍弱。Qu等[18]对灌浆波纹管连接的双柱式预制拼装桥墩进行了拟静力试验,结果表明采用灌浆波纹管连接性能可靠。王洁金等[19]建立了灌浆波纹管连接桥墩的有限元模型,分析低周往复荷载作用下的滞回性能、耗能情况以及破坏形态,表明桥墩损伤主要集中于接缝处。Fan等[20]针对灌浆波纹管补偿钢筋直径和间距较小的问题,提出用大直径钢筋连接灌浆波纹管的方案,通过拟静力试验验证,表明应用大直径钢筋的波纹管连接预制拼装桥墩的塑性铰高度要低于现浇桥墩,且延性和耗能有所降低。Xia等[21]为研究双柱式灌浆波纹管连接预制拼装桥墩的地震响应特征和破坏过程,进行了振动台试验,结果表明,预制拼装桥墩的损伤主要产生于连接节点位置,其刚度较现浇桥墩有所降低。

随着人们对于桥梁承载和抗震能力的需求不断提升,关于新材料在预制拼装桥墩的应用得到了广泛关注[22]。葛继平等[23-24]对金属波纹管与超高性能混凝土灌浆料结合的预制拼装方案,开展了系列单向和双向拟静力试验,结果表明灌浆波纹管的钢筋连接方式可靠,试件损伤过程和破坏模式与现浇桥墩接近,双向荷载作用下存在耦合效应,损伤程度较单向荷载作用严重。Wang等[25]提出了一种用UHPC凹槽作为墩柱-盖梁座浆料的新型波纹管连接预制拼装桥墩,拟静力试验结果表明,UHPC凹槽可以减轻连接界面上的损伤,预制桥墩与现浇桥墩破坏机理、能量耗散、自复位能力相似。刘钊等[26]研究了高强钢筋在预制桥墩的应用,结果表明高强钢筋的预制拼装桥墩具有较大的等效屈服强度和极限强度,具有良好的自复位能力。

尽管上述文献中有大量针对灌浆波纹管连接的研究,但关于预制拼装桥墩的研究大多针对非地震区或中低烈度区,现有文献中较少涉及适用于高烈度地区的预制拼装连接构造及其抗震性能的研究[27-28]。我国有一半以上的国土位于高烈度区[29],而且当前桥梁建设很多位于中西部地震频发地区,因此在高烈度地区发展快速、环保、安全的预制装配桥梁体系既是工程建设的实际需求,也是桥梁工程研究人员的使命和责任。在此背景下,开发适用于高烈度区的预制拼装连接构造,验证其在强震下的可靠性,成为急需解决的关键问题。

本文针对高烈度区的工程实际情况,提出了一种新型的内外波纹管连接的预制拼装墩柱-盖梁节点连接构造形式,内外波纹管的形式可以有效减少传统波纹管连接时纵筋位置的波纹管数量,避免高烈度区高配筋率桥墩波纹管净距不满足布置要求等问题,同时波纹管连接相比于灌浆套筒等还可以增大施工容差,适用于地形条件较为复杂的高烈度地区。并采用拟静力试验方法研究了内外波纹管连接形式的预制拼装桥墩在水平循环荷载作用下的抗震性能。同时,采用数值模拟方法建立了各试件的有限元模型,将模拟结果与试验结果进行了对比。本文研究可以为预制拼装桥梁结构在高烈度区的工程应用提供参考。

1 新型高烈度区墩柱-盖梁节点连接方案

1.1 工程背景

本文以云南某I级公路26 m宽装配式桥梁结构为工程背景。该地区抗震设防类别为B类,抗震设防烈度为8度,处于高地震烈度地区。由于高烈度区的桥梁墩柱配筋率高,采用现有的金属波纹管预制拼装技术会导致盖梁孔道过多从而削弱盖梁,同时无法满足波纹管间距、钢筋间距等构造要求、不便于施工等问题;另一方面,我国现有的预制拼装技术大多应用于中低烈度区的桥梁建设中,在高烈度区的应用缺乏相应设计规范或工程实例可供参考。

1.2 新型连接方案

为了解决在高烈度区应用预制拼装桥墩的技术难题,本文提出了一种新型的墩柱-盖梁节点的装配形式。墩柱-盖梁采用内外波纹管连接形式,即将波纹管分为内、外两层布置,而不限于传统形式下,均布置于墩柱外围纵筋位置的形式,具体细节如图1所示。

图1 内外波纹管连接桥墩与现浇桥墩示意图Fig.1 Schematic diagram of IOCPCP and CIP

现浇桥墩(cast-in-place pier,CIP)的墩柱纵筋是由双根钢筋、单根钢筋间隔环形布置而成。内外波纹管连接桥墩(internal and external corrugated pipe-connected pier,IOCPCP)是在墩柱外圈的双根纵筋对应位置处设置外层波纹管,在内圈补偿钢筋对应位置处同样设置内层波纹管,连接时将墩柱纵筋中双根钢筋伸出墩柱与盖梁的外围波纹管连接,而单根钢筋只布置于墩柱内部,不伸入盖梁;同时在墩柱与盖梁连接范围内,距离墩柱截面中心一定距离处,设置一定数量较大直径的补偿纵筋,用于补偿因单根纵筋截断而造成截面抗弯承载力降低的部分。其中补偿纵筋插入内层波纹管中,形成内层波纹管、外层波纹管共同连接。装配时在内、外波纹管中灌入UHPC灌浆料进行连接。

如图2所示,传统波纹管连接预制拼装桥墩的波纹管均布置于外侧纵筋位置,当高烈度区墩柱纵筋配筋率较高时,波纹管布置净距不易满足要求,而IOCPCP将传统装配式桥墩-盖梁外圈的波纹管孔道分为内、外两部分,解决了外侧纵筋位置孔道密集的问题,构造简单,施工便捷,更利于波纹管净距等构造要求的满足。

图2 传统波纹管连接桥墩示意图Fig.2 Schematic diagram of traditional corrugated pipe-connected pier

新型的连接方案能够在保证截面抗弯承载力的同时,采用UHPC作为灌浆料,加强了盖梁与墩柱之间的锚固,保证了高烈度区波纹管以及纵筋的布置间距,降低了施工难度,提高了施工效率。

2 拟静力试验设计

2.1 试件设计与加工

如图3所示,试件总高度为3.1 m,墩身净高2.134 m,盖梁的长宽高分别为1.8 m,0.8 m以及0.567 m,加载头为高度0.4 m,边长0.7 m的方形截面,墩柱直径为476 mm。墩柱纵筋采用φ16的HRB400级钢筋,箍筋采用φ8,布置间距为60 mm的HRB400级螺旋钢筋,内层波纹管补偿钢筋采用6根φ20的HRB400级钢筋。CIP试件纵筋率为2.03%,IOCPCP试件的纵筋率为2.42%。两种试件的箍筋体积率均为0.866%。对于IOCPCP试件,为保证钢筋与混凝土或UHPC灌浆料的黏结强度,将波纹管内的补偿纵筋锚固长度设置为360 mm(>16倍钢筋直径),补偿纵筋在墩柱内的锚固长度设置为1 000 mm。

图3 试件配筋及构造细节(mm)Fig.3 Reinforcement and constructional detail of specimens (mm)

试件制作过程如下:盖梁与墩柱钢筋绑扎及波纹管定位;浇筑盖梁与墩柱混凝土;构件养护;构件拆模;墩柱凿毛;盖梁与墩柱拼装,注意墩柱纵筋及补偿钢筋要定位准确,保持结构水平度和垂直度,完成后封口灌缝;现场搅拌UHPC并从波纹管口灌浆,完成试件制作。制作过程如图4所示。

图4 试件制作流程Fig.4 Fabrication process of specimens

2.2 材性试验

试件混凝土均采用C40混凝土,钢筋选用HRB400,金属波纹管直径为65 mm。为保证材料在试验时的性能,在试验当天对3组150 mm×150 mm×150 mm的立方体混凝土试块进行了抗压强度测定,实测强度平均值为59 MPa; 6个100 mm×100 mm×100 mm的UHPC立方体试块实测抗压强度为118.33 MPa,6个狗骨型UHPC试块实测抗拉强度为11.22 MPa,抗拉强度测试过程及结果如图5所示;对试件中选用的钢筋进行抗拉强度测定,测试过程及结果如图6所示。

图5 UHPC抗拉强度测试Fig.5 Tensile test of UHPC

图6 钢筋抗拉强度测试Fig.6 Tensile test of reinforcements

2.3 加载制度

试验加载布置如图7所示,水平及竖向作动器均采用100 t的液压伺服作动器,可施加最大水平位移为250 mm。试验过程中,首先在加载柱头顶部按照轴压比为0.1,施加490 kN的竖向力模拟桥梁上部荷载,水平方向按照位移控制加载,每级循环加载2次,直至试件达到破坏后停止加载,加载制度如图8所示。量测内容具体包括:作动器施加的力、加载点位移、塑性铰区墩柱变形以及盖梁锚固端水平及竖向位移等。

图7 试验加载布置图Fig.7 Loading setups

图8 加载制度Fig.8 Loading protocol

3 试验现象及结果分析

3.1 试验现象分析

3.1.1 现浇桥墩

CIP在纵漂率达0.25%时,墩身开始出现了微小裂缝。当加载纵漂率达到0.75%时,水平承载力为111.94 kN,墩身裂缝延伸,分布范围迅速增加,墩柱双根纵筋的应变超过了2 000×10-6,现浇试件整体达到屈服状态,如图9(a)所示。如图9(b)所示,当纵漂率加载至2%时,水平承载力峰值为141.75 kN,墩身裂缝最大宽度为1.3 mm,墩底裂缝最大为2.5 mm,同时墩身出现少量斜裂缝,墩底混凝土轻微剥落。随着加载级数增加,墩身裂缝宽度不断扩展,加载至纵漂率5%时,受压区混凝土大块剥落,如图9(c)所示。如图9(d)所示,当纵漂率达7%时,纵筋大面积外露且发生严重屈曲变形,承载力为111.80 kN,已降至峰值承载力的85%以下,试件破坏,试验结束。

图9 现浇桥墩试件破坏过程Fig.9 Failure process of CIP specimen

3.1.2 内外波纹管连接桥墩

IOCPCP在加载纵漂率为0.25%时,墩身出现多条细裂缝,分布于220 mm,350 mm,640 mm,750 mm高度处,裂缝受压时可闭合。当加载至纵漂率0.75%时,水平承载力达106.27 kN,墩底出现微小斜裂缝,同时墩身裂缝数量增加,滞回曲线出现明显拐点,试件整体达到了屈服,如图10(a)所示。当纵漂率为1.5%时,墩底砂浆有少量剥落,开口最大可达2.5 mm,墩身裂缝宽度0.3 mm,受压时裂缝仍可闭合。当纵漂率达2%时,水平承载力达到峰值142.16 kN。如图10(b)所示。当加载至纵漂率3%时,墩底裂缝宽12 mm,斜裂缝增加,墩身裂缝宽2.5 mm,竖向裂缝增多,裂缝主要沿环向发展,有少量混凝土剥落,如图10(c)所示。纵漂率5%时,受拉区混凝土大量剥落,深度约为50 mm,箍筋外露,受压区混凝土呈块状分布。纵漂率达7%时,混凝土大面积剥落,受压侧纵筋屈曲明显。此时水平承载力为110.84 kN,降至峰值承载力的85%以下,试验结束,如图10(d)所示。

图10 内外波纹管桥墩试件破坏过程Fig.10 Failure process of IOCPCP specimen

3.1.3 新型连接试件内部破坏情况

试验结束后,为了直观地观察内外波纹管连接桥墩的破坏状态,将试件的盖梁进行了切割,并标记了波纹管区域和裂缝的发展情况。试件内部破坏情况如图11所示。

图11 试件内部破坏情况Fig.11 Internal damage of specimen

内外波纹管连接桥墩波纹管中的钢筋与灌浆料之间产生了肉眼可见的微裂缝,但只发生在高度150 mm左右,由于锚固深度较长,钢筋并没有出现拔出现象,钢筋与灌浆料的黏结并未失效。盖梁与波纹管接触部位出现了少量的斜裂缝和水平裂缝。整体而言,盖梁的内部裂缝分布较少,未出现大面积损伤,符合规范中对盖梁能力保护构件的定义。

综上,由拟静力试验可知,内外波纹管连接桥墩试件的墩柱与盖梁连接节点未出现明显滑动,波纹管内UHPC灌浆料仅出现少量微裂缝,灌浆料饱满,未出现孔洞、不密实等情况,补偿纵筋与UHPC黏结良好,加载结束后,试件墩柱底部出现塑性铰区与现浇结构类似,形成典型的弯曲破坏特征,证明节点连接可靠。

3.2 试验结果分析

3.2.1 滞回性能

图12为内外波纹管连接试件和现浇试件的滞回曲线对比图。滞回曲线是循环加载过程中水平承载力与位移的关系,曲线上点与原点连线的斜率表示试件刚度,滞回环的面积表示试件耗能的大小。从整体上看,两试件滞回曲线较相似,其中内外波纹管试件的峰值荷载为142.16 kN,现浇试件的峰值荷载为141.75 kN,正反向加载曲线基本对称,形状均呈梭形,说明试件以受弯破坏为主。各试件在加载初期曲线线性增长,卸载时残余位移较小,说明试件整体处于弹性。随着加载的进行,曲线增速趋缓,出现了明显拐点,说明试件刚度有所降低,同时每级荷载循环加载两次,第二次加载较第一次加载时,试件已经出现一定程度的损伤,强度、刚度存在退化现象。继续加载至峰值后,水平承载力基本保持不变,说明试件整体处于屈服状态;之后各试件曲线加、卸载斜率逐级降低,试件刚度退化明显。内外波纹管连接试件的滞回面积略小于现浇试件即耗能能力略弱于现浇结构,但滞回曲线饱满,证明两试件均保持良好的耗能能力。

图12 试件滞回曲线Fig.12 Hysteresis curves of specimens

从以上分析可知,内外波纹管连接试件可以在纵漂率达7%之前仍具备基本承载能力,证明该连接构造可以抵抗高等级的地震荷载,可以在高烈度区进行应用。另外,新型预制拼装试件整体上与现浇试件具有相似的滞回性能,符合“等同现浇”的设计理念,同时在延性、残余位移等指标上略优于现浇试件,证明了新型连接方式的可行性和优越性。

3.2.2 骨架曲线

各试件的骨架曲线,如图13所示。骨架曲线是由滞回曲线中每一级循环的水平力峰值点连成的曲线,表征试件在不同级别荷载下的强度、刚度变化。可以看出各试件均经历了上升段、强化段和下降段三个阶段。在上升阶段曲线呈线性,各试件强度增长很快,曲线基本重合,说明各试件初始刚度基本一致,而下降段时,现浇试件曲线斜率较大,内外波纹管试件曲线下降趋缓。屈服荷载采用文献[30]所用方法确定,相应结果如表1所示,当加载位移达15.5 mm左右时,IOCPCP试件屈服,曲线进入非线性阶段,其峰值位移为91 mm,大于现浇结构的46.9 mm,但其余特征值如屈服位移、屈服荷载、峰值荷载等均与现浇结构类似。IOCPCP试件的延性系数为9.5,而CIP试件的延性系数为8.8,说明装配式结构IOCPCP试件能够提供更好的结构延性,表现出更好的抗震延性。

表1 试件的试验结果Tab.1 Experiment results of the specimens

图13 试件骨架曲线Fig.13 Skeleton curves of specimens

3.2.3 耗能能力

耗能能力是评价结构抗震性能的重要指标。本文采用等效黏滞阻尼比来分析各试件的耗能能力,该指标是指试件在一级循环加载下所耗散的能量与等价线弹性体系应变能之比,如式(1)所示

(1)

式中:ζeq为等效黏滞阻尼比;S1为该级循环下滞回环的面积;S2为该级循环下所消耗的弹性变形能量。

图14是计算得出的两试件等效黏滞阻尼比曲线。各试件等效黏滞阻尼比随着纵漂率的增大整体呈上升趋势。在加载初期,各试件均呈现先下降再上升的现象,原因是此时试件处于弹、塑性转变的阶段,此阶段滞回环面积增长幅度小于弹性应变能达到增加幅度,导致等效黏滞阻尼比降低。进入塑性后,整体滞回环面积迅速增加,增长幅度远大于弹性应变能变化幅度,因此等效黏滞阻尼比会呈现增加的趋势;纵漂率大于1%以后,试件已由弹性阶段转换为弹塑性阶段,此时随着塑性变形的增加,试件弹性变形所消耗的能量S2变小,于是等效黏滞阻尼比不断增大。整体来看,内外波纹管连接试件的等效黏滞阻尼比在2%纵漂比之前大于现浇结构,表明其早期破坏比现浇严重,耗能更多,纵漂比大于2%后,等效黏滞阻尼比要略低于现浇桥墩,表明在相同荷载下,现浇试件的破坏更为严重。

图14 试件等效黏滞阻尼比曲线Fig.14 Equivalent viscous damping ratio curves of specimens

3.2.4 曲率分布

曲率可以表征塑性铰区的高度,是拟静力试验的重要数据。曲率可通过式(2)计算,其中,φ为曲率,θ为计算截面的转角,可由式(3)计算,L为相邻两截面的距离,h1,h2为同一水平面两传感器的拉压变形值,D为墩柱直径与同一水平面两位移传感器到墩柱的距离之和。

(2)

(3)

通过如图7所布置的位移传感器,得到了柱底部的变形情况,计算可知各试件曲率分布,如图15所示。各试件墩柱与盖梁界面处曲率最大,从柱底往上,曲率逐渐缩小。现浇试件的曲率分布在450 mm以下均呈分散状态,而内外波纹管连接试件在300 mm已经向零点集中。这表明现浇试件的塑性铰高度要高于预制拼装试件,现浇试件塑性铰区的位置大致在450 mm左右,而内外波纹管试件的塑性铰高度在300 mm以下。各试件在纵漂率5%以内保持了较好的左右对称性,加载后期,由于混凝土破坏位置的不同,墩柱左右两侧曲率发生一定的差异。

图15 试件曲率分布Fig.15 Curvature distribution of specimens

综上所述,与现浇桥墩相比,内外波纹管的延性系数为9.5,大于现浇结构的延性系数8.8,证明其在破坏(定义为峰值荷载的85%)时具有更强的变形能力;内外波纹管具备与现浇桥墩相同的承载能力;相同纵漂比时,内外波纹管的破坏情况略轻于现浇结构。因此,所提出的内外波纹管连接构造适用于高烈度区预制拼装桥墩。

4 有限元数值模拟

4.1 有限元模型建立

为验证试验结果的科学性,本文采用ABAQUS数值模拟软件,建立了各试件的有限元模型,如图16所示。

图16 有限元模型Fig.16 Finite element model

本模型中混凝土、UHPC、波纹管等采用C3D8R实体单元,钢筋采用T3D2桁架单元。材料参数均选用前述实测数据,普通混凝土及UHPC采用混凝土塑性损伤模型[31],混凝土单轴应力-应变关系采用GB 50010—2010《混凝土结构设计规范》[32]中提供的应力-应变关系,其详细情况如图17所示。UHPC采用文献[33-34]中定义的应力-应变关系,具体参数依据其相关材性试验测得。

图17 混凝土单轴应力-应变关系Fig.17 Uniaxial stress-strain curve of concrete

在往复荷载作用下,考虑拉压损伤及刚度恢复,混凝土CDP模型的滞回准则[35]如图18所示。具体的混凝土参数如表2所示,取值除依据材性试验外,K1是与强度屈服准则有关的参数,参考文献[36]中的取值。参考文献[37]相关定义,分别选择0.1和0.01作为UHPC和普通混凝土黏性参数的取值。

表2 混凝土参数Tab.2 Parameters of concrete

图18 混凝土塑性损伤模型的滞回准则Fig.18 Hysteretic rules of concrete plasticity damage model

为简化模型,新型预制拼装模型墩柱与盖梁界面位置设置2 cm高的混凝土层,单元类型为Cohesive单元,模拟坐浆层在实际试验过程中的失效特征,其中Cohesive单元的本构模型采用的是Traction-Separation-Law模型本构[38-39],如图19所示,本构关系根据式(1)进行计算。

图19 Traction-Separation-Law本构模型Fig.19 Traction-Separation-Law constitutive model

(4)

式中:t为法向牵引力;δ为分离位移;K为Cohesive刚度;D为损伤变量,其计算公式可由参考文献[39]得到,相关参数如表3所示。

表3 Cohensive 单元参数Tab.3 Parameters of cohesive element

钢筋利用PQ-fiber[40]子程序中的USteel02本构模拟并采用内置区域方式嵌入混凝土。有限元模型中未考虑波纹管与混凝土、波纹管与UHPC之间的相对滑移,波纹管与混凝土以及UHPC之间采用共节点建模。各模型在加载柱头顶面施加压强为1 MPa的均布载荷,模拟竖向作动器的轴压;水平荷载施加于加载柱头侧面中点位置,依据前述加载制度,按位移控制加载。

4.2 有限元模拟与试验结果对比

各试件试验与模拟所得滞回曲线与骨架曲线对比如图20和图21所示。模拟结果与试验结果初始刚度、峰值承载力及下降曲线一致,骨架曲线基本重合,因此本文建立的有限元模型可以较好地反映试件的滞回性能。

图20 现浇试件试验与数值曲线对比Fig.20 Comparison between CIP specimen test and numerical curves

图21 内外波纹管连接试件试验与数值曲线对比Fig.21 Comparison between IOCPCP specimen test and numerical curves

为进一步分析对比各试件试验与有限元结果,提取了内外波纹管连接试件的破坏情况,如图22所示。由图22可知,有限元较好地模拟出了整个试件在塑性铰区的混凝土损伤,同时对比图11试件内部破坏状态,发现墩柱与盖梁界面处混凝土开裂较为严重,这与试验最终结果一致。从钢筋应力状态来看,在破坏状态时,墩柱纵筋受压屈曲,发生较大变形,也与试验时观察到的钢筋破坏结果一致。

图22 内外波纹管连接试件试验与数值模拟损伤情况对比Fig.22 Comparison between IOCPCP specimen test and numerical damage

从上述验证过程可知,本文建立的有限元模型可以有效模拟试件的破坏结果,可以有效反映试件在拟静力试验下的破坏及受力特征。

4.3 参数分析

4.3.1 纵筋强度

墩柱纵筋强度是影响墩柱抗震性能的重要指标,为了研究在墩柱截面抗弯承载能力不变的前提下改变墩柱纵筋强度对结构抗震性能及结构损伤情况的影响,本文计算了三组有限元模型进行参数分析,其中墩柱纵筋屈服强度为400 MPa,500 MPa以及640 MPa,截面形式如图23所示。

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

其中,钢筋强度为400 MPa时,补偿钢筋采用6根φ20钢筋进行内部波纹管连接,外部波纹管均使用双根φ16纵筋连接。钢筋强度为500 MPa时,补偿钢筋采用4根φ24钢筋进行内部波纹管连接,外部波纹管使用双根φ16纵筋连接。钢筋强度为640 MPa时,补偿钢筋采用4根φ10钢筋进行内部波纹管连接,外部波纹管仍使用双根φ16纵筋连接。整理模型结果并绘制滞回曲线结果如图24所示。

图24 内外波纹管连接试件试验与数值曲线对比Fig.24 Comparison between IOCPCP specimen test and numerical curves

通过滞回曲线可以得到纵筋屈服强度越高,承载能力会有提升,初始刚度略有降低,原因是当采用高强度钢筋时,为保持相同弯矩承载能力,则钢筋数量及尺寸就会减小,配筋率降低。墩柱钢筋屈服强度越高,其滞回曲线卸载刚度越小,表明其在反复荷载作用下刚度退化越慢。

三组模型的损伤失效模式如图25所示,随着墩柱纵筋强度的提升,受压、受拉损伤区域略有增大,卸载时,钢筋屈服强度较高的刚度退化速度略慢。

图25 不同纵筋强度下结构损伤对比Fig.25 Comparison of structural damage under different longitudinal reinforcement strength

由图25(c)～图25(d)可知,钢筋屈服强度越大,达到屈服强度的钢筋数量越少,所需的钢筋数量越少。外圈灌浆料的损伤程度随钢筋强度的增加而增加,钢筋屈服强度越大,外圈波纹管灌浆料损伤程度越大,所需灌浆料强度就越高。同样地,内圈参与受力与损伤程度均会降低。因此当钢筋强度较高时,针对新型波纹管连接结构的外圈混凝土灌浆料更有必要使用高强灌浆料。

为评估钢筋强度的变化对墩柱塑性铰区大小的影响,特将数值模拟的墩柱曲率结果进行提取,如图26所示。由图26(a)和图26(b)对比可知,试验结果的曲率与模拟结果基本一致,较大曲率发生在距承台顶面300 mm以内的范围,因此塑性铰区域基本发生在此曲率较大区域。对比图26(b)～图26(d),评估由于钢筋强度变化引起的塑性铰区大小变化。由图可知,极限荷载作用下钢筋强度为640 MPa墩柱的曲率值在距离承台顶450 mm位置处最大值为0.011 89 m-1,钢筋强度为500 MPa墩柱的曲率值在距离承台顶450 mm位置处最大值为0.012 8 m-1。钢筋强度为400 MPa墩柱的曲率值在距离承台顶300 mm位置处最大值为0.012 26 m-1。由曲率大小可知,钢筋强度为640 MPa的塑性铰区高度会略小于400 MPa的塑性铰区,其原因主要是强度越高则配筋率越低,墩底部分刚度减小,塑性铰区域将会集中于墩底位置,但曲率改变并不显著。

图26 曲率对比Fig.26 Comparison of the curvature

4.3.2 内部补偿钢筋长度

墩柱内部补偿钢筋的长度是影响墩柱塑性铰分布的重要参数之一,不同长度的补偿钢筋直接影响塑性铰区钢筋配筋率,为了研究在墩柱截面抗弯承载能力不变的前提下改变补偿钢筋长度对结构抗震性能及结构损伤情况的影响,本文设计了三组有限元模型进行参数分析,其中墩柱补偿钢筋伸入墩柱内长度分别为350 mm(>16d),500 mm以及1 000 mm(试验长度)。分别对照三组模型的损伤情况、钢筋应变、曲率分布以及滞回曲线,判断试件破坏情况,并分析内部补偿钢筋长度对试件塑性铰区分布的影响。

混凝土压缩损伤结果如图27所示,由于补偿钢筋长度仅为350 mm,与现浇结构在塑性铰区的钢筋配筋更接近,因此其损伤范围较大,与现浇结构的损伤范围类似。而当内部补偿钢筋的长度增加至500 mm及以上时,损伤程度降低,破坏更多的发生在连接截面位置,其原因是塑性铰区高度范围内墩柱截面钢筋布置相同,未出现由于内部补偿钢筋中断引起的截面刚度突变,因此变形集中于墩底。

图27 不同补偿钢筋长度下结构损伤对比Fig.27 Comparison of structural damage under different connecting reinforcement length

由图28所示,补偿钢筋伸入墩柱长度为350 mm时,在墩身距盖梁表面350 mm位置处形成刚度突变,导致钢筋出现两段应变较大的位置,证明在此位置形成双塑性铰现象,同样此结果可由曲率分布图29(a)验证。而内部补偿钢筋伸入墩柱的长度为500 mm及以上时,由于塑性铰区高度并未超过补偿钢筋伸入段长度,即塑性铰区配筋一致,刚度一致,因此未呈现多处钢筋应变较大现象,仅在墩底位置形成钢筋应变较大区域,即钢筋最大变形发生于靠近墩底位置。

图28 不同补偿钢筋长度下钢筋应变对比Fig.28 Comparison of reinforcement strain under different connecting reinforcement length

图29 曲率分布及滞回曲线对比Fig.29 The distribution of curvature and comparison of hysteresis curves

根据图29曲率分布图,补偿钢筋伸入墩柱长度为350 mm模型的曲率值在150 mm以及450 mm位置较大,450 mm位置的曲率可达0.132 4 m-1,整体曲率分布更接近于现浇结构。而500 mm及1 000 mm长度的模型曲率分布类似,较大曲率值均发生在300 mm以下的位置,证明长度为350 mm模型形成双塑性铰,塑性铰区域范围广,较大变形区域基本发生在500 mm以内,接近现浇结构塑性铰区范围。长度为500 mm,1 000 mm的模型塑性铰区域范围较小,基本较大变形区集中于300 mm左右。因此可以认为内部补偿钢筋长度的变化会直接影响墩柱塑性铰高度分布范围,当其小于塑性铰高度时,会使塑性铰区域发生扩大,使结构塑性铰高度更接近于现浇结构,形成双塑性铰,而内部补偿钢筋长度过长则会使塑性铰区域集中于墩底位置,变形更集中。同样,由于三种模型基于墩底截面抗弯性能一致进行设计,则对比图29(d)滞回曲线,模型的滞回曲线峰值、刚度等基本保持一致,并没有出现明显差异,证明当前保持截面抗弯承载能力一致的方法有效。

5 结 论

本文针对高烈度区应用预制拼装技术的现实需求,提出了一种新型内外波纹管连接墩柱-盖梁桥墩构造方案,该方案形式简单,解决了高配筋率墩柱使用传统波纹管连接时纵筋位置管道密集,不易满足布置间距等问题。同时,拼装完成后直接从盖梁顶部进行波纹管灌浆,灌浆方式简单,易于施工,有利于实际工程中的使用,同时能够满足抗震需求,具体结论如下:

(1) 新型内外波纹管连接桥墩构造减少了外层波纹管的布置数量,有效解决高烈度区高配筋率桥墩波纹管布置间距不足的问题,实际使用时加工、拼装及灌浆方式简单,具有良好的应用前景。

(2) 内外波纹管连接试件的抗震性能满足“等同现浇”的设计理念,并在承载力、延性等关键指标上略优于现浇桥墩。试件可在纵漂率达6%时仍具备峰值荷载的88%以上的承载力,验证了新型连接预制拼装桥墩在高烈度区进行应用的可行性。

(3) 纵筋强度越高,外圈波纹管承担更多荷载且对其外圈灌浆料强度要求更大,卸载刚度会略有减小。内部补偿钢筋长度小于塑性铰区高度时,会使塑性铰区高度范围扩大,且由于内部补偿钢筋导致的刚度突变,将产生两块变形较大区域,在墩柱上形成两个塑性铰,尽管可使墩柱变形在塑性铰区分布范围更广,更接近于现浇墩柱,但在使用过程中仍需满足锚固钢筋长度等构造要求。

(4) 根据参数分析结果,纵筋建议选用高强钢筋,通过降低配筋率可以减少波纹管的数量,更易满足套管间距的构造要求,同时增大施工容差;内部补偿钢筋长度最少为25d(其中d为补偿钢筋的直径);波纹管内灌浆料应选择高强砂浆或UHPC等高强度材料。