劉 志,賀拴海,朱 釗,朱林浩
(1.中國(guó)電建集團(tuán)西北勘測(cè)設(shè)計(jì)研究院有限公司,陜西 西安 710065;2.長(zhǎng)安大學(xué) 公路學(xué)院,陜西 西安 710064)
近年來,裝配式橋墩因其顯著的優(yōu)越性得到了學(xué)者們的廣泛關(guān)注,通過工廠進(jìn)行節(jié)段預(yù)制并在現(xiàn)場(chǎng)施工拼裝成整體,極大縮短了施工工期并且提高了工程質(zhì)量。橋墩作為橋梁結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵構(gòu)件,在地震等因素的影響下極易發(fā)生損害,且裝配式橋墩抗震性能不明確,導(dǎo)致其應(yīng)用地區(qū)范圍受到了明顯的限制。為明確裝配式預(yù)應(yīng)力橋墩在地震作用下的抗震機(jī)理,多位學(xué)者[1-2]進(jìn)行了預(yù)應(yīng)力連接方式的擬靜力加載試驗(yàn),結(jié)果表明裝配式裝墩的抗震性能相對(duì)整體現(xiàn)澆墩較差。針對(duì)裝配式橋墩的不足,部分學(xué)者[3]提出了增加耗能鋼筋等一系列方法,改善了預(yù)制拼裝墩的不足,但是其耗能能力還存在明顯不足。針對(duì)這一現(xiàn)象,有學(xué)者提出了一種新的方式,即部分裝配式橋墩。部分裝配式橋墩的結(jié)構(gòu)形式介于無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力橋墩和現(xiàn)澆橋墩之間,該構(gòu)造方式通過現(xiàn)澆墩底提供耗能能力,U型無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力在地震中提供自復(fù)位能力,其延性性能較全裝配式橋墩好,震后殘余位移小。Ou等[4]采用縮尺比為0.29的縮尺試件進(jìn)行了研究,試驗(yàn)結(jié)果表明該構(gòu)造具有優(yōu)越的延性和耗能能力,最終失效模式為墩底現(xiàn)澆區(qū)彎曲破壞。為明確該連接方式的耗能特征,Kim等[5]提出了新的預(yù)制拼裝圓形柱并進(jìn)行了加載試驗(yàn),試驗(yàn)顯示該構(gòu)造形式耗能能力較好。為了驗(yàn)證該構(gòu)造形式的適用性,本研究進(jìn)行部分裝配式橋墩擬靜力試驗(yàn)并采用Abaqus混凝土塑性損傷模型進(jìn)行了試驗(yàn)橋墩的精細(xì)化分析。
試驗(yàn)包括2種不同構(gòu)造類型的單柱墩:部分裝配式橋墩和全裝配式橋墩。部分裝配式橋墩模型試件整體分為4個(gè)節(jié)段,分別為預(yù)制墩帽部分、兩節(jié)預(yù)制墩身和預(yù)制現(xiàn)澆墩底部分。全裝配式橋墩模型試件整體分為5個(gè)節(jié)段,分別為預(yù)制墩帽部分、三節(jié)預(yù)制墩身和現(xiàn)澆墩底。試件按彎曲破壞設(shè)計(jì),根據(jù) 《公路橋梁抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(JTG/T 2231-01—2020)[6],墩身箍筋每隔10 cm布置1道,墩底塑性鉸區(qū)每隔5 cm設(shè)置1道,整體配筋率1.14%。作動(dòng)器加載中心至墩底的距離為0.2 m,試件的總體布置見圖1,為了達(dá)到預(yù)期的自復(fù)位能力,試件施加了預(yù)應(yīng)力鋼束,可以顯著地減小橋墩在地震等因素影響下的殘余位移,期望減小部分裝配式橋墩在地震中的破壞[7]。墩帽與承臺(tái)之間通過15.2 mm的無黏結(jié)U型預(yù)應(yīng)力鋼絞線連接,預(yù)應(yīng)力鋼束在截面角點(diǎn)分布4根,U型預(yù)應(yīng)力鋼絞線伸入現(xiàn)澆墩底25.5 cm,連接處預(yù)應(yīng)力筋貫通。預(yù)應(yīng)力鋼束配筋率0.59%,單根控制張拉力為56.4 kN。全裝配式橋墩試驗(yàn)軸壓比為0.1,預(yù)應(yīng)力產(chǎn)生的混凝土壓應(yīng)變?yōu)?.2 MPa,材料性能如表1所示。
表1 材料性能Tab.1 Properties of materials
試件采用低周往復(fù)加載,試驗(yàn)加載位置在墩帽的中心,墩底約束為懸臂結(jié)構(gòu),部分裝配式橋墩試驗(yàn)加載裝置如圖2所示??刂圃嚰S壓比為0.1,千斤頂重力荷載NG=0.1fcAg=251 kN。
圖2 加載裝置(單位:mm)Fig.2 Loading device(unit:mm)
本試驗(yàn)的目的是研究橋墩試件抗震性能,試驗(yàn)的加載位移為2,4,6,…,36,42,50,60,…,110 mm,加載過程中每級(jí)加載做兩次循環(huán),以試件強(qiáng)度下降到最大強(qiáng)度的85%為控制依據(jù),結(jié)束試驗(yàn)。加載循環(huán)圖如圖3所示。
圖3 加載循環(huán)圖Fig.3 Loading cycle curve
為了研究部分裝配式橋墩在試驗(yàn)中的破壞過程,在每級(jí)加載位移最大值處進(jìn)行了持載并觀察記錄裂縫的開展情況,對(duì)試件的裂縫寬度、位置及發(fā)展趨勢(shì)進(jìn)行了詳細(xì)描述[8]。根據(jù)Hose等[9]定義的損傷級(jí)別和基于構(gòu)件層次的五水準(zhǔn)性能水平,得到了部分裝配式橋墩試件在整個(gè)加載過程中的五水準(zhǔn)損傷狀態(tài),見圖4。性能水平Ⅰ代表出現(xiàn)微小裂縫,性能水平Ⅱ 代表鋼筋屈服,性能水平Ⅲ代表塑性鉸開始形成,性能水平Ⅳ代表塑性鉸完全形成,性能水平Ⅴ代表試件破壞。
圖4 試件的五水準(zhǔn)損傷水平Fig.4 Five-level damage level of specimen
試驗(yàn)完成后清除塑性鉸位置處破壞的混凝土殘?jiān)?,得到了部分裝配式橋墩最終的破壞狀態(tài)。破壞狀態(tài)見圖5,可以看出部分裝配式橋墩的破壞區(qū)域主要集中在現(xiàn)澆墩底和第1節(jié)預(yù)制拼裝段的接縫處,破壞區(qū)域約為30 cm,而墩底和其他預(yù)制拼接段破壞程度較小。試件現(xiàn)澆墩底沿U型預(yù)應(yīng)力方向出現(xiàn)了斜向裂縫,接縫處柱角混凝土被壓碎。
圖5 試件最終損傷Fig.5 Ultimate damage of specimen
1.3.1 荷載位移特性
試件的滯回曲線如圖6所示,當(dāng)結(jié)構(gòu)水平位移較小時(shí),試件為線彈性變形,同時(shí)滯回能量環(huán)比較密集。隨著滯回位移的增加,部分裝配式橋墩由于預(yù)應(yīng)力筋的存在,產(chǎn)生了自復(fù)位,因此試件的殘余位移較小,滯回曲線捏攏效應(yīng)較為顯著。當(dāng)此試驗(yàn)的加載位移達(dá)到90 mm時(shí),試件水平承載力達(dá)到最大值66.05 kN。當(dāng)加載位移達(dá)到110 mm時(shí),試件水平承載力下降到55.4 kN,低于最大承載力的85%,試件破壞。根據(jù)試驗(yàn)結(jié)果計(jì)算,部分裝配式橋墩試件的最大偏移率為4.6%。
圖6 部分裝配式橋墩位移-荷載曲線Fig.6 Displacement-load curves of partially fabricated pier
通過對(duì)比分析部分裝配式橋墩與全預(yù)制裝配式橋墩的累積滯回耗能,研究其滯回耗能能力。圖7所示為各級(jí)位移角下的累積滯回耗能。某級(jí)位移角對(duì)應(yīng)的累積滯回耗能即該級(jí)與之前各級(jí)耗能之和。
圖7 裝配式橋墩耗能曲線對(duì)比Fig.7 Comparison of energy dissipation curves of fabricated piers
由圖7可以看出,在位移角達(dá)到2%之前,兩種橋墩的滯回耗能能力接近,在位移角達(dá)到2%之后滯回耗能能力出現(xiàn)了顯著的差異。部分裝配式橋墩由于墩底現(xiàn)澆段的存在,顯著地提高了其耗能能力。與傳統(tǒng)的預(yù)制裝配式橋墩相比,耗能能力提高了4倍左右。
1.3.2 骨架曲線
由荷載-位移曲線得到骨架曲線,骨架曲線如圖8所示,骨架曲線可以更為清晰地反映試件在試驗(yàn)過程中的抗震性能。
圖8 骨架曲線Fig.8 Skeleton curve
根據(jù)試件的骨架曲線,本研究采用屈服彎矩法確定屈服點(diǎn)[10],得到了如表2所示的抗震性能參數(shù)。由表2可以看出,實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)正負(fù)向均值最大誤差為7.5%,誤差在合理范圍內(nèi),說明試驗(yàn)得到的實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)具有較高的可靠性。
表2 試件抗震性能參數(shù)Tab.2 Seismic performance parameters of specimen
2.1.1 荷載位移特性
采用有限元軟件Abaqus建立計(jì)算模型,混凝土的模擬采用C3D8R單元,鋼筋及預(yù)應(yīng)力鋼絞線的模擬采用T3D2單元。
2.1.2 混凝土本構(gòu)模型
在進(jìn)行實(shí)體單元模擬時(shí),實(shí)體單元本構(gòu)模型選用塑性損傷模型(CDP)本構(gòu)模型,混凝土拉壓應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系根據(jù)《混凝土設(shè)計(jì)規(guī)范》[11](GB 50010—2010)給出的曲線方程進(jìn)行計(jì)算。
σ=(1-dc)Ecε,
(1)
(2)
(3)
其中,n,x可由式(4)~(5)計(jì)算:
(4)
(5)
式中,dc為混凝土單軸受壓損傷演化參數(shù);Ec為混凝土彈性模量;αc為混凝土單軸受壓應(yīng)力-應(yīng)變曲線下降段參數(shù);εc,r為與單軸抗壓強(qiáng)度fc,r對(duì)應(yīng)的混凝土峰值壓應(yīng)變;ε為混凝土應(yīng)變。
圖9 混凝土應(yīng)力-應(yīng)變曲線Fig.9 Stress-strain curve of concrete
圖10 損傷因子-應(yīng)變曲線Fig.10 Curve of damage factor vs. strain
2.1.3 接觸面的模擬
為了準(zhǔn)確模擬部分裝配式橋墩各節(jié)段間的接觸,選用了基于表面的接觸算法。接觸關(guān)系采用面-面接觸,其特點(diǎn)是接觸面無黏結(jié)且不能侵入對(duì)方,節(jié)段之間的切向采用接觸摩擦,根據(jù)日本預(yù)制建筑協(xié)會(huì)設(shè)計(jì)手冊(cè)中[12]規(guī)定:未特別處理事先澆注混凝土表面,與事先澆注混凝土的界面,摩擦系數(shù)μ取為0.5~0.6之間,此處μ取值0.5。在進(jìn)行有限元分析時(shí)考慮了接觸非線性,采用Abaqus/Standard隱式求解,摩擦約束通過有限剛度施加,允許微小的彈性滑移。
2.1.4 無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力筋的模擬
無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼束的模擬采用文獻(xiàn)[13]提出的方式,模型中預(yù)應(yīng)力筋單元和混凝土單元的約束條件是通過引入虛擬預(yù)應(yīng)力筋作為中間部件來建立的。沿真實(shí)預(yù)應(yīng)力筋的滑移方向(x,y)復(fù)制2根虛擬預(yù)應(yīng)力筋,其截面面積設(shè)置為1×10-11mm2,虛擬預(yù)應(yīng)力鋼束采用Embeded技術(shù)約束到混凝土結(jié)構(gòu)里。虛擬預(yù)應(yīng)力鋼筋與真實(shí)預(yù)應(yīng)力鋼筋在節(jié)點(diǎn)處設(shè)置局部坐標(biāo)系,通過彈簧連接,模擬無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力筋在加載過程中的滑移。
部分裝配式橋墩有限元模型如圖11所示,由于墩底塑性鉸區(qū)域可能發(fā)生較大彎曲變形,因此在墩底和第1節(jié)段區(qū)域內(nèi)適當(dāng)加密網(wǎng)格。
模型在進(jìn)行擬靜力分析時(shí)包含了兩個(gè)靜力分析步。在第1個(gè)分析步中依次施加結(jié)構(gòu)自重力、預(yù)應(yīng)力和墩頂軸壓力,在第2個(gè)分析步中施加水平往復(fù)荷載。模型加載方案與試驗(yàn)方案相同,使用位移控制加載,每個(gè)等級(jí)循環(huán)加載1次,最大位移幅值120 mm。有限元默認(rèn)允許出現(xiàn)不收斂迭代的次數(shù)IA=5,在模型分析時(shí)考慮了材料非線性、幾何非線性和接觸非線性,因此增加IA=8,提高模型的收斂性。
2.3.1 滯回曲線對(duì)比
從試驗(yàn)-模擬對(duì)比滯回曲線(圖12)可以看出:在加載初期,試驗(yàn)曲線斜率較有限元模擬較小,隨著加載的進(jìn)行,試驗(yàn)與有限元模擬的曲線斜率逐漸吻合。試驗(yàn)和有限元模擬曲線幾乎同時(shí)達(dá)到屈服位移和屈服荷載。滯回位移達(dá)到-110 mm時(shí),試驗(yàn)試件因其核心混凝土破壞導(dǎo)致滯回曲線的卸載剛度較大。其水平承載力、殘余位移、耗能指標(biāo)與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比見表3(側(cè)移為4.5%),水平承載最大差值為5.6 kN,不超過10%[14],說明Abaqus模擬出的部分裝配式橋墩的滯回位移與試驗(yàn)具有較高的吻合度。
表3 試件抗震性能參數(shù)Tab.3 Seismic performance parameters of specimen
圖12 部分裝配式橋墩滯回曲線對(duì)比Fig.12 Comparison of hysteretic curves of partially fabricated pier
2.3.2 損傷對(duì)比
將試驗(yàn)損傷和有限元損傷結(jié)果對(duì)比,二者具有較高的吻合性,驗(yàn)證了有限元模型的可靠性。由圖13可以看出,在循環(huán)荷載作用下,部分裝配式橋墩的破壞主要集中在第1節(jié)接縫處,且部分裝配式橋墩由于預(yù)應(yīng)力筋的存在,擁有較好的自復(fù)位能力,殘余位移比較小。
圖13 試驗(yàn)與有限元損傷對(duì)比Fig.13 Comparison of test damage and finite element damage
為了分析部分裝配式橋墩在擬靜力試驗(yàn)中鋼筋的應(yīng)力增長(zhǎng)情況,選取了部分裝配式橋墩不同位置的鋼筋節(jié)點(diǎn),分析其在滯回過程中的應(yīng)力變化,測(cè)點(diǎn)布置如圖14所示。
圖14 部分裝配式橋墩鋼筋測(cè)點(diǎn)布置Fig.14 Layout of measuring points on partially fabricated pier reinforcement
在Abaqus模型中,提取了上述測(cè)點(diǎn)鋼筋的應(yīng)力隨滯回位移的變化趨勢(shì),如圖15所示,部分裝配式橋墩墩底現(xiàn)澆段主筋最大應(yīng)力423.2 MPa,箍筋最大應(yīng)力393.3 MPa,根據(jù)橋梁抗震設(shè)計(jì),選擇延性構(gòu)件時(shí),應(yīng)綜合考慮結(jié)構(gòu)的預(yù)期性能以及結(jié)構(gòu)體系的受力特點(diǎn)[15],結(jié)合部分裝配式橋墩試驗(yàn)與模擬結(jié)果,墩底現(xiàn)澆段在水平力作用下容易形成塑性鉸,因此應(yīng)按照延性準(zhǔn)則進(jìn)行設(shè)計(jì)。預(yù)制段混凝土加載過程主筋最大應(yīng)力48.2 Pa,箍筋最大應(yīng)力32 MPa,應(yīng)力水平較低,可適當(dāng)降低配筋率。部分裝配式橋墩由于縱筋沿墩身不連續(xù),當(dāng)滯回位移較大時(shí),鋼筋處于受壓狀態(tài),因此應(yīng)力水平較低。
圖15 部分裝配式橋墩鋼筋應(yīng)力分布Fig.15 Distributions of stresses on partially fabricated pier reinforcement
部分裝配式橋墩由于預(yù)應(yīng)力鋼絞線的存在,使其自復(fù)位恢復(fù)性能相對(duì)于整體現(xiàn)澆更好[12]。當(dāng)其受到水平位移荷載時(shí),預(yù)應(yīng)力鋼絞線會(huì)提供拉力將墩柱拉回到原來的位置,隨著墩頂位移的增加,該拉力會(huì)有一定幅度的增長(zhǎng)[16]。圖16給出了加載過程中鋼束預(yù)應(yīng)力變化情況,與初始值56.4 kN相比,加載過程中預(yù)應(yīng)力的變化范圍很大。滯回位移達(dá)到120 mm時(shí),預(yù)應(yīng)力增漲了2.5倍左右,在整個(gè)加載階段預(yù)應(yīng)力筋始終保持彈性,其內(nèi)力增長(zhǎng)與加載位移呈線性關(guān)系[17]。
為了確定部分裝配式橋墩的變形模式[18],本研究選取了部分裝配式橋墩試件各預(yù)制拼裝部分的端點(diǎn),繪出了部分裝配式橋墩隨位移增大的變形模式,如圖17所示。
圖17 部分裝配式橋墩變形模式Fig.17 Deformation mode of partially fabricated pier
由圖 17可以看出,部分裝配式橋墩的變形模式為雙折線,隨著位移的增大,預(yù)制拼裝節(jié)段的位移增長(zhǎng)大于墩底現(xiàn)澆部分,3個(gè)預(yù)制拼裝節(jié)段的變形模式為線性變化。距墩底500 mm高度的現(xiàn)澆段變形較小。
(1)部分裝配式橋墩在循壞荷載作用下,墩底現(xiàn)澆段主筋應(yīng)力較大,而預(yù)制段主筋應(yīng)力較小。因此在設(shè)計(jì)部分裝配式橋墩時(shí),現(xiàn)澆墩底應(yīng)按照延性準(zhǔn)則來設(shè)計(jì),預(yù)制段可適當(dāng)降低配筋率。
(2)試驗(yàn)與分析表明,部分裝配式墩接縫處容易發(fā)生破壞,因此在今后的研究應(yīng)用中應(yīng)注意接縫處的構(gòu)造。
(3)無黏結(jié)U型預(yù)應(yīng)力可以大幅度提高構(gòu)件的開裂荷載,部分裝配式橋墩的水平荷載作用下,無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼束始終處于彈性狀態(tài),其內(nèi)力增長(zhǎng)與加載位移呈線性關(guān)系,具有較好的自復(fù)位能力。
(4)部分裝配式橋墩在水平荷載作用下,結(jié)構(gòu)的變形模式為雙折線,現(xiàn)澆墩底的變形較小。