張彥玲，郭雅軒，楊 斌，羅云峰，馮 沛

(1.石家莊鐵道大學土木學院,石家莊 050043; 2.中國國家鐵路集團公司工程管理中心,北京 100844; 3.河北省建筑材料工業(yè)設計研究院有限公司,石家莊 050050; 4.中國鐵路設計集團有限公司,天津 300308)

引言

隨著我國綠色鐵路發(fā)展進程的加快,裝配式橋梁由于其施工快捷、質(zhì)量容易保證、工業(yè)化程度高等優(yōu)點成為發(fā)展熱點,但裝配式橋梁的連接節(jié)點對其整體性能,尤其是抗震性能的影響尚需進行深入研究。其中,裝配式橋墩的抗震性能需要受到特別關(guān)注。

單根裝配式橋墩構(gòu)件的抗震性能主要通過擬靜力縮尺模型試驗和數(shù)值模擬進行研究。裝配式橋墩通常在墩身與墩帽、墩身與承臺之間設置連接節(jié)點,常用的連接方式主要包括灌漿波紋管連接、灌漿套筒連接和縱向連續(xù)筋及預應力筋連接等。TAZARV、AMELI、夏樟華等[1-3]分別對灌漿波紋管連接和預應力灌漿波紋管連接的裝配式橋墩進行了縮尺模型擬靜力試驗和數(shù)值分析;包龍生[4-5]分析了灌漿波紋管連接的裝配式橋墩與整體現(xiàn)澆橋墩在抗震性能方面的差異;樊澤、葛繼平、王志強等[6-8]分別對預應力鋼絞線和精軋螺紋鋼筋與灌漿套筒連接的預制拼裝試件的抗震性能進行了研究;SHIM和王軍文等[9-10]分別研究了以縱向連續(xù)筋及預應力筋連接的裝配式混凝土橋墩的實驗室模型構(gòu)件受力性能;趙建鋒等[11]對外置可更換耗能裝置的節(jié)段拼裝CFST橋墩的抗震性能進行了分析。

在橋梁整體結(jié)構(gòu)抗震性能方面,WEI等[12]通過增量動力分析法分析了豎向地震動對高鐵軌道橋梁系統(tǒng)易損性的影響;劉尊穩(wěn)[13]對基于線橋一體化模型的高速鐵路橋梁抗震性能及設計方法進行了研究;曾永平等[14-15]針對近斷層高速鐵路簡支梁橋的抗震性能,分析了彈塑性動力響應規(guī)律,開展了橋梁減隔震裝置和橋墩設計參數(shù)優(yōu)化研究;張玥等[16]比較了采用傳統(tǒng)抗震體系、減隔震體系和延性體系時多層橋梁結(jié)構(gòu)的抗震性能;孫武云等[17]研究了高烈度山區(qū)中等跨徑連續(xù)梁橋的合理抗震結(jié)構(gòu)體系,從損傷概率角度對橋梁抗震性能及危險構(gòu)件進行評估;賈少敏等[18]采用哈密頓蒙特卡洛子集模擬法對多點激勵下減震橋梁結(jié)構(gòu)進行了抗震可靠度分析。

目前對于裝配式橋梁抗震性能的研究多集中于單個裝配式橋墩構(gòu)件的擬靜力縮尺模型試驗和數(shù)值分析,對于橋梁整體抗震性能的研究大多未專門考慮裝配式橋墩特性的影響。筆者在完成了高速鐵路橋梁裝配式橋墩的擬靜力足尺模型試驗基礎上[19],針對采用裝配式橋墩的高速鐵路橋梁,對裝配式橋墩進行有限元數(shù)值模擬,并對裝配式橋墩的橋梁結(jié)構(gòu)體系進行實際地震波作用下的地震響應分析。

1 工程背景介紹

以時速350 km京雄城際高鐵工程為背景,采用32 m無砟軌道后張法預應力混凝土雙線鐵路梁橋。橋墩為半圓端形截面,截面尺寸為2.2 m(橫)×2.6 m(縱),墩高為6～9 m,頂帽、墩柱均采用C40混凝土。橋墩主筋為HRB400φ32 mm鋼筋,間距 20 cm。環(huán)向箍筋為φ12 mm鋼筋,豎向間距 10 cm。承臺高2.5 m,截面尺寸為6.5 m×4.5 m,頂、底邊配筋分別為HRB400φ25 mm鋼筋,雙筋布置,間距150 mm。

橋墩及樁基礎均采用預制裝配式,橋墩采用節(jié)段預制拼裝,樁基礎采用外徑1m的大直徑預制管樁,承臺現(xiàn)澆。墩身與頂帽、墩身與承臺之間均采用灌漿套筒連接,承臺與樁頭現(xiàn)澆連接。在承臺頂部和墩柱最上節(jié)段頂部預留連接鋼筋,在墩柱最下節(jié)段和頂帽底部預埋灌漿套筒,吊裝時預留鋼筋插入各自對應的灌漿套筒中,然后對鋼筋灌漿套筒逐個灌漿并養(yǎng)護達到強度,施工完成。

實際橋墩及套筒連接照片如圖1所示,其中圖1(a)為實際橋墩現(xiàn)場;圖1(b)為墩底套筒連接部位的構(gòu)造及布置情況。樁基尺寸與樁基布置如圖2所示。

圖1 橋墩及套筒連接

圖2 樁基礎截面及布置(單位:cm)

2 橋墩足尺試驗及試驗墩數(shù)值模擬

2.1 橋墩足尺試驗方案

文獻[19]中根據(jù)原橋橋墩構(gòu)造,共設計了兩個足尺試驗墩,其中一個為裝配墩,另一個為現(xiàn)澆墩。試驗墩高7 m(不包括墩帽),墩身及承臺截面尺寸及配筋均與實際橋墩相同,但試驗承臺高3 m,較實際承臺略高。試驗中通過豎向施加預應力對上部結(jié)構(gòu)恒載進行近似模擬。每個橋墩采用4束15φs15.2 mm的自鎖式無粘結(jié)預應力鋼絞線,下端為錨固端,伸入承臺內(nèi)2 m,上端為張拉端。為方便加載,試驗墩在承臺上的位置旋轉(zhuǎn)了90°。足尺試驗墩尺寸及布置見圖3。

圖3 足尺寸試驗橋墩(單位:cm)

加載時,首先對試驗墩張拉豎向預應力筋,以模擬橋墩的豎向荷載(恒載),錨下張拉控制應力為800 MPa。利用兩個橋墩間互為反力架,采用單點加載方式,施加低周水平往復荷載。作用點位于墩頂以下0.5 m處,采用YDC5000千斤頂1和千斤頂2交替施加推拉水平荷載。加載過程分為力加載和位移加載兩個階段:第1階段為力控制加載,按照最大制動力(320 kN)的不同倍數(shù)循環(huán)加載至鋼筋首次屈服;第2階段為位移控制,分別以1、2、3倍屈服位移(Dy)加載,每個等級循環(huán)2次,直到構(gòu)件達到指定的位移或荷載下降到最大荷載的85%。試驗加載歷程見圖4。

圖4 試驗加載歷程

2.2 試驗墩數(shù)值模擬

2.2.1 有限元模型

采用ANSYS有限元軟件對試驗墩在整個低周往復加載過程中的力學性能進行數(shù)值模擬。墩身及承臺采用Solid65單元;鋼筋采用整體式模型,即將鋼筋均勻分布在整個Solid65混凝土單元中,綜合了混凝土與鋼筋對結(jié)構(gòu)整體剛度的貢獻。加載位置的鋼墊板使用Solid45單元,防止加載過程中局部壓碎,便于收斂。裝配式橋墩中的灌漿套筒連接采用Combin39彈簧單元模擬。加載方案與試驗過程相同。試驗墩有限元模型見圖5(左側(cè)為裝配墩,右側(cè)為現(xiàn)澆墩),承臺底部固結(jié),側(cè)面約束x和z向。

圖5 有限元模型

2.2.2 本構(gòu)關(guān)系

(1) 混凝土

由于橋墩配有較密集的箍筋,對核心混凝土產(chǎn)生了一定的約束作用,可將其看作箍筋約束混凝土柱,在軸心受壓破壞時,其峰值應力、應變均存在尺寸效應。參考MANDER[20]提出的約束混凝土本構(gòu)模型,考慮尺寸效應,但為便于模型收斂,不考慮混凝土應力-應變曲線中的下降段。Mander約束混凝土應力-應變模型的上升段見式(1)。

(1)

式中,σcc和εcc分別為約束混凝土峰值應力及峰值應變,峰值應變εcc取0.002;基于BA?ANT[21]材料層次尺寸效應,箍筋約束混凝土柱軸壓破壞峰值應力σcc見式(2)。

(2)

式中,fc為混凝土的軸心抗壓強度;B、Do為依賴于結(jié)構(gòu)的幾何常數(shù),對于圓柱B=1.017、Do=800;D為試件尺寸(圓柱為截面直徑,方柱為截面邊長);β為箍筋對混凝土尺寸效應的削弱系數(shù),β=1;φ為箍筋對混凝土強度的提高系數(shù),經(jīng)計算取φ=1.12[21]。

r為混凝土脆性相關(guān)系數(shù),其表達式為

r=Ec/(Ec-σcc/εcc)

(3)

Solid65單元采用Mises屈服準則及多線性等向強化模型(MISO),假定加載過程中屈服曲面均勻膨脹,沒有畸變和移動,其裂縫剪力傳遞系數(shù)取值為βt=0.5,βc=0.9。

(2)灌漿套筒

采用OVM.GTZQ4 32全灌漿套筒,套筒采用球墨鑄鐵制造,套筒長度為650 mm。連接件構(gòu)造與灌漿套筒實際布置分別見圖6(a)、圖6(b)所示。鋼筋母材選用型號為HRB400Eφ32 mm鋼筋,放入鋼筋后灌入灌漿料,制作完成并標準養(yǎng)護28 d后進行性能試驗,得到其本構(gòu)關(guān)系曲線如圖6(c)所示。

圖6 灌漿套筒參數(shù)

2.3 試驗結(jié)果與有限元結(jié)果比較

試驗過程中得到了滯回曲線、骨架曲線、剛度退化、耗能曲線等結(jié)果。采用上述有限元模型,得到試驗墩滯回曲線試驗值與有限元結(jié)果對比,見圖7。

圖7 裝配墩和現(xiàn)澆墩滯回曲線試驗值與有限元結(jié)果對比

由圖7可以得出以下結(jié)論。①裝配墩有限元結(jié)果與試驗結(jié)果較吻合,但現(xiàn)澆墩有限元結(jié)果比試驗結(jié)果多一個滯回環(huán)。這是由于足尺墩剛度過大,在現(xiàn)場試驗中足尺裝配墩與現(xiàn)澆墩只能互為反力架,使得當裝配墩達到極限狀態(tài)后,荷載無法再繼續(xù)增加,現(xiàn)澆墩的荷載和位移也無法繼續(xù)增大,因此,現(xiàn)澆墩未達到最后的極限狀態(tài)。但有限元模型在最后一級循環(huán)荷載作用下,裝配墩和現(xiàn)澆墩的滯回曲線均呈現(xiàn)水平趨勢,說明均已達到極限。②在最后兩級加載循環(huán)中,試驗曲線與有限元曲線有一定偏差,這是由于試驗中的豎向荷載是用預應力加載的,在施加水平荷載過程中,預應力會發(fā)生變化。③在破壞階段,由于有限元模型不能很好地模擬混凝土的壓碎脫落,因此,滯回曲線中的剛度退化現(xiàn)象沒有試驗結(jié)果明顯。

有限元結(jié)果與試驗墩骨架曲線、等效剛度和滯回耗能結(jié)果比較見圖8。

圖8 橋墩骨架曲線、等效剛度和滯回耗能試驗值與有限元結(jié)果對比

由圖8可知,試驗骨架曲線、等效剛度和滯回耗能曲線均和有限元骨架曲線吻合良好。雖然試驗中未得到現(xiàn)澆墩的極限荷載和極限位移,但通過有限元的補充數(shù)值分析可以看出,裝配墩的極限荷載較現(xiàn)澆墩低4%,極限位移低6.1%,位移延性系數(shù)低15.8%。現(xiàn)澆墩延性性能略優(yōu)于裝配墩,但差別不大。

3 實際橋墩受力及抗震性能分析

第2節(jié)中對試驗墩進行了試驗研究和數(shù)值模擬,并根據(jù)試驗結(jié)果對有限元模型進行了驗證。本節(jié)針對包含墩帽的實際裝配式橋墩,分別建立不考慮樁基礎的實際裝配式橋墩(簡稱“成橋墩”)模型和考慮樁基礎的實際裝配式橋墩(簡稱“成橋加樁墩”)模型,并施加低周往復荷載進行擬靜力分析,其中不加樁的成橋墩主要用來與試驗墩的力學性能進行比較。

3.1 實際橋墩模型

實際橋墩墩高6～9 m,此處選擇墩身高7 m,墩帽高2 m,承臺以上共高9 m的橋墩,以便與試驗墩比較。承臺和樁基礎截面尺寸及配筋見圖2。墩身與墩帽、墩身與承臺之間的套筒連接部位均采用Combine39彈簧單元進行連接,混凝土、鋼筋及灌漿套筒的單元類型和本構(gòu)關(guān)系均與試驗墩相同。對于加樁模型,樁基礎采用Solid45單元。同時,樁結(jié)構(gòu)和承臺受到的周圍土壓力同樣采用Combine39彈簧單元進行模擬,其剛度計算公式為

k=mzb0h0

(4)

式中,m為地基水平抗力系數(shù);z為累計深度;h0為單元劃分高度;b0為截面等效寬度,b0=0.9(d+1),d為設計樁徑,本文d=1 m,則b0=1.8 m。

樁基礎采用預制樁,根據(jù)《鐵路橋涵地基和基礎設計規(guī)范》[22]和實際工程現(xiàn)場地質(zhì)情況,得到地基水平抗力系數(shù)的比例系數(shù)m值,如表1所示。

表1 地基水平抗力系數(shù)的比例系數(shù)

對成橋墩模型和成橋加樁墩模型分別施加與試驗墩相同的擬靜力荷載,位置均為距離墩底6.5 m處。同時,在墩頂施加上部結(jié)構(gòu)自重恒載,數(shù)值與試驗墩相同,均為6 726 kN(考慮兩側(cè)32 m預應力混凝土梁的自重)。兩種實際橋墩有限元模型見圖9(X軸為橫橋向,Y軸為高度方向,Z軸為順橋向)。

圖9 實際裝配式橋墩有限元模型

3.2 實際裝配式橋墩抗震性能分析

3.2.1 滯回曲線及骨架曲線對比分析

計算成橋墩模型與成橋加樁墩模型的滯回曲線,并與試驗裝配墩和現(xiàn)澆墩模型的滯回曲線進行比較分析,如圖10所示。

圖10 橋墩滯回曲線試驗值與有限元結(jié)果對比

由圖10可知:①試驗裝配墩模型與成橋墩模型相比,滯回環(huán)相同,極限荷載略小,但總體來說,滯回曲線基本一致,說明本文的足尺寸試驗墩數(shù)據(jù)可以反映出用于實際工程中的裝配式橋墩的抗震性能;②試驗裝配墩模型及成橋墩模型與試驗現(xiàn)澆墩相比,滯回曲線差別不大,說明套筒連接未對橋墩的滯回性能和恢復力特征值產(chǎn)生明顯影響,裝配墩的抗震性能不低于同等條件下的現(xiàn)澆墩;③成橋墩與成橋加樁墩相比,滯回曲線更加飽滿,相同荷載下的位移較小,說明樁-土效應可以消耗一部分能量。

由于實際鐵路橋梁中橋墩無樁基的情況極少,因此,以下僅將成橋加樁墩模型的計算結(jié)果與試驗墩進行比較,其中骨架曲線的比較分析如圖11所示。

圖11 橋墩骨架曲線試驗值與有限元結(jié)果對比

由圖11可知,成橋加樁墩與試驗裝配墩和現(xiàn)澆墩相比,其骨架曲線的初始斜率減小,極限荷載也有所下降,說明樁土效應使體系整體剛度減小。

3.2.2 剛度退化特征、滯回耗能曲線及殘余變形對比分析

不同模型的剛度退化曲線、滯回耗能曲線及殘余變形曲線對比如圖12所示。

圖12 橋墩剛度退化特征、滯回耗能及殘余變形試驗值與有限元結(jié)果對比

由圖12可知:①試驗裝配墩與現(xiàn)澆墩的剛度退化特征基本相同,而成橋加樁墩由于樁基和承臺四周的彈簧單元所反映的樁-土效應,初期剛度明顯下降,較試驗裝配墩低36%,但3種模型的后期剛度及退化趨勢比較接近;②成橋加樁墩由于初始剛度下降,耗能相對于試驗裝配墩模型減小23.5%;③比較各模型的殘余變形可得,試驗現(xiàn)澆墩模型>試驗裝配墩模型>成橋加樁墩模型,但相差不大。

4 全橋在地震作用下的時程響應

為分析裝配式橋墩作為橋梁整體結(jié)構(gòu)的一部分在地震作用下的響應,在京雄高鐵橋梁的基礎上,構(gòu)建一個兩跨連續(xù)梁橋模型,分析橋墩在地震波荷載作用下的抗震性能。

4.1 模型建立

分別建立4種模型。模型A:橋墩采用裝配墩,僅考慮承臺,不考慮樁基礎,承臺固結(jié)。橋墩與承臺采用Solid65單元,兩側(cè)混凝土箱梁采用Beam4單元,套筒連接部位采用Combine39單元。模型B:橋墩采用現(xiàn)澆墩,僅考慮承臺,不考慮樁基礎,承臺固結(jié)。橋墩與承臺采用Solid65單元,兩側(cè)混凝土箱梁采用Beam4單元。模型C:承臺、橋墩和兩側(cè)混凝土箱梁均采用Beam4單元,并考慮承臺和墩帽高度范圍內(nèi)梁單元的截面和墩身的不同。不考慮樁基礎,承臺固結(jié)。模型D:承臺、橋墩和兩側(cè)混凝土箱梁均采用Beam4單元,考慮樁基礎,樁基礎采用Beam23單元,樁土相互作用同3.1節(jié)。

以上4種模型主梁與墩之間的連接采用彈性連接,中間墩和梁約束x、y、z位移和y、z轉(zhuǎn)動,邊墩和梁約束x、y位移和y、z轉(zhuǎn)動。

模型A和模型B用來比較兩跨連續(xù)梁中裝配墩和現(xiàn)澆墩在地震波作用下的抗震性能;模型C和模型D由于橋墩采用了梁單元,未考慮裝配墩的連接特性,因此,主要用來對樁-土效應進行分析。各模型中材料本構(gòu)關(guān)系見2.2.2節(jié),有限元模型見圖13。

圖13 全橋有限元模型

4.2 自振特性分析

采用ANSYS軟件對4個模型分別進行瞬態(tài)分析,在典型振型模態(tài)下各模型相應頻率的比較見表2。

表2 典型振型模態(tài)下各模型相應頻率比較 Hz

由表2可知:①模型A和模型B相比,二者均未考慮樁-土效應,且均采用實體單元,結(jié)果顯示,相同模態(tài)下現(xiàn)澆墩模型B的自振頻率較裝配墩模型A略高,說明現(xiàn)澆墩模型的整體剛度略大于裝配墩模型,但二者差別很小,最大只相差2.7%,裝配墩連接節(jié)點并未明顯降低橋梁剛度;②模型B和模型C相比,二者均未考慮樁-土效應,但橋墩采用了不同單元,相同模態(tài)下不加樁模型C比現(xiàn)澆墩模型B略大,說明約束條件對于梁單元比對實體單元的作用更強,但總體差別不大;③模型C和模型D相比,二者橋墩均采用了梁單元,但模型D由于考慮了樁-土非線性的影響,結(jié)構(gòu)剛度下降,自振周期增大,相同模態(tài)下兩者頻率最大相差19%。

4.3 抗震性能分析

4.3.1 地震波的選取

地震波的選取對于結(jié)構(gòu)抗震性能計算結(jié)果有很大影響,一般可通過橋梁建設場地的實際強震記錄或歷史過程中的強震記錄選取,或根據(jù)實際現(xiàn)場的地質(zhì)情況人工模擬地震波。文獻[23]同時考慮該工程地處廊坊霸州邊界,故采取寧河天津波的地震記錄,震級M=6.9,時間間隔為0.02 s。在ANSYS瞬態(tài)分析階段分別輸入天津波南北方向與東西方向的地震加速度,地震波形見圖14。

圖14 地面加速度時程曲線

4.3.2 模型A和模型B比較

模型A和模型B用來比較兩跨連續(xù)梁橋中裝配墩和現(xiàn)澆墩在地震波作用下的力學性能。在本文所選地震波作用下,中間墩墩頂和距墩底6.5 m處(與試驗墩加載點位置相同)的位移時程曲線見圖15,墩頂和距墩底6.5 m處最大位移及墩底最大彎矩、剪力如表3所示。

表3 模型A、模型B中墩頂和距墩底6.5m處最大位移及墩底內(nèi)力對比

圖15 模型A和模型B位移時程曲線

由圖15和表3可得出以下結(jié)論。①模型A與模型B沿橫橋向和順橋向墩頂處和距離墩底6.5 m位置處的位移時程曲線均基本一致。在距離墩底6.5 m位置處,模型A橫橋向42.5 mm,順橋向43.3 mm;模型B橫橋向42.8 mm,順橋向43.8 mm;而試驗裝配墩屈服位移為23.3 mm,極限位移為62.4 mm,試驗現(xiàn)澆墩屈服位移為21.8 mm,有限元模擬的極限位移為66 mm。因此,模型A和模型B大于試驗墩相同位置處的屈服位移,但小于極限位移,說明兩種橋墩在本文所選地震波作用下均已進入塑性,但尚未達到極限狀態(tài)。②雖然模型A和B的墩頂位移相近,但模型B的墩底彎矩和剪力在順橋向和橫橋向均比模型A高,這與現(xiàn)澆墩模型B的整體剛度略大有關(guān)。

4.3.3 模型C和模型D比較

模型C和模型D用來比較樁-土效應對兩跨連續(xù)梁在地震波作用下的力學性能影響。在輸入南北方向和東西方向的地面加速度后,模型C和模型D墩頂位置處的位移時程曲線見圖16,墩頂和距墩底6.5 m處最大位移及墩底最大彎矩和剪力見表4。

表4 模型C、模型D中墩頂和距墩底6.5 m處最大位移及墩底內(nèi)力對比

圖16 模型C和模型D墩頂位移時程曲線

由圖16和表4可知,不加樁模型C和加樁模型D的位移時程曲線基本一致,但加樁模型D的峰值要略大于不加樁模型C,其中模型C橫橋向為46.2 mm,順橋向為66.3 mm;模型D橫橋向為52.9 mm,順橋向為72.5 mm。根據(jù)剪力和彎矩結(jié)果顯示,樁土效應對橋墩抗震響應的影響不可忽略,考慮樁土效應時,結(jié)構(gòu)整體剛度下降,頻率降低,會使得墩底截面彎矩、剪力有較大下降,墩頂位移增大。

5 結(jié)論

以京雄高鐵固霸大橋裝配式橋墩為原型,在足尺擬靜力試驗基礎上,采用ANSYS有限元軟件進行數(shù)值模擬,與試驗數(shù)據(jù)進行了比較分析;同時分析了實際裝配式成橋墩的抗震性能,以及一座兩跨連續(xù)梁橋在地震波作用下的時程響應,主要結(jié)論如下。

(1)有限元數(shù)值分析結(jié)果與實測結(jié)果吻合較好,且能有效補充足尺試驗中的加載缺陷。

(2)裝配墩與現(xiàn)澆墩的滯回曲線、骨架曲線、剛度退化特征、耗能能力及殘余變形基本一致,說明裝配墩可以滿足現(xiàn)澆墩在抗震方面的各項性能;考慮樁-土效應會降低初期剛度和滯回耗能。

(3)采用裝配墩的連續(xù)梁橋結(jié)構(gòu)體系,比采用現(xiàn)澆墩時相同模態(tài)下的自振頻率略有下降,但差別不大;樁-土效應則使連續(xù)梁橋結(jié)構(gòu)體系剛度下降,自振頻率減小,周期增大。

(4)實際地震波作用下,采用裝配墩的連續(xù)梁橋結(jié)構(gòu)體系與采用現(xiàn)澆墩時墩頂最大位移接近,但墩底彎矩和剪力減小;樁-土效應使墩頂最大位移增加,但墩底彎矩和剪力明顯下降。