基于試驗驗證的部分裝配式橋墩抗震性能分析

劉 志，賀拴海，朱 釗，朱林浩

(1.中國電建集團(tuán)西北勘測設(shè)計研究院有限公司，陜西 西安 710065；2.長安大學(xué) 公路學(xué)院，陜西 西安 710064)

0 引言

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，結(jié)果表明裝配式裝墩的抗震性能相對整體現(xiàn)澆墩較差。針對裝配式橋墩的不足，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，試驗顯示該構(gòu)造形式耗能能力較好。為了驗證該構(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并采用Abaqus混凝土塑性損傷模型進(jìn)行了試驗橋墩的精細(xì)化分析。

1 試驗概況

1.1 試件簡介

試驗包括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，根據(jù) 《公路橋梁抗震設(shè)計規(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加載裝置如圖2所示。控制試件軸壓比為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)

本試驗的目的是研究橋墩試件抗震性能，試驗的加載位移為2，4，6，…，36，42，50，60，…，110 mm，加載過程中每級加載做兩次循環(huán)，以試件強度下降到最大強度的85%為控制依據(jù)，結(jié)束試驗。加載循環(huán)圖如圖3所示。

圖3 加載循環(huán)圖Fig.3 Loading cycle curve

1.2 試驗損傷分布

為了研究部分裝配式橋墩在試驗中的破壞過程，在每級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，對試件的裂縫寬度、位置及發(fā)展趨勢進(jìn)行了詳細(xì)描述[8]。根據(jù)Hose等[9]定義的損傷級別和基于構(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

試驗完成后清除塑性鉸位置處破壞的混凝土殘渣，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 試驗結(jié)果分析

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，試件為線彈性變形，同時滯回能量環(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)此試驗的加載位移達(dá)到90 mm時，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，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)試驗結(jié)果計算，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所示為各級位移角下的累積滯回耗能。某級位移角對應(yīng)的累積滯回耗能即該級與之前各級耗能之和。

圖7 裝配式橋墩耗能曲線對比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[10]，得到了如表2所示的抗震性能參數(shù)。由表2可以看出，實測數(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)，說明試驗得到的實測數(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 分析模型及其驗證

2.1 模型建立

2.1.1 荷載位移特性

采用有限元軟件Abaqus建立計算模型，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)行實體單元模擬時，實體單元本構(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)計規(guī)范》[11](GB 50010—2010)給出的曲線方程進(jìn)行計算。

σ=(1-dc)Ecε,

(1)

(2)

(3)

其中,n,x可由式(4)～(5)計算:

(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為與單軸抗壓強度fc，r對應(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，其特點是接觸面無黏結(jié)且不能侵入對方，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)會設(shè)計手冊中[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)力鋼筋與真實預(yù)應(yīng)力鋼筋在節(jié)點處設(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。

2.2 部分裝配式橋墩有限元模型

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)行擬靜力分析時包含了兩個靜力分析步。在第1個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個分析步中施加水平往復(fù)荷載。模型加載方案與試驗方案相同，使用位移控制加載，每個等級循環(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 試驗有限元對比

2.3.1 滯回曲線對比

從試驗-模擬對比滯回曲線(圖12)可以看出：在加載初期，試驗曲線斜率較有限元模擬較小，隨著加載的進(jìn)行，試驗與有限元模擬的曲線斜率逐漸吻合。試驗和有限元模擬曲線幾乎同時達(dá)到屈服位移和屈服荷載。滯回位移達(dá)到-110 mm時，試驗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)與試驗結(jié)果對比見表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比Fig.12 Comparison of hysteretic curves of partially fabricated pier

2.3.2 損傷對比

將試驗損傷和有限元損傷結(jié)果對比，二者具有較高的吻合性，驗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 試驗與有限元損傷對比Fig.13 Comparison of test damage and finite element damage

3 部分裝配式橋墩抗震性能分析

3.1 主筋、箍筋應(yīng)力分布狀態(tài)

為了分析部分裝配式橋墩在擬靜力試驗中鋼筋的應(yīng)力增長情況，選取了部分裝配式橋墩不同位置的鋼筋節(jié)點，分析其在滯回過程中的應(yīng)力變化，測點布置如圖14所示。

圖14 部分裝配式橋墩鋼筋測點布置Fig.14 Layout of measuring points on partially fabricated pier reinforcement

在Abaqus模型中，提取了上述測點鋼筋的應(yīng)力隨滯回位移的變化趨勢，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，選擇延性構(gòu)件時，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[15]，結(jié)合部分裝配式橋墩試驗與模擬結(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。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，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

3.2 無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力筋狀態(tài)

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)性能相對于整體現(xiàn)澆更好[12]。當(dāng)其受到水平位移荷載時，預(yù)應(yīng)力鋼絞線會提供拉力將墩柱拉回到原來的位置，隨著墩頂位移的增加，該拉力會有一定幅度的增長[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，預(yù)應(yīng)力增漲了2.5倍左右，在整個加載階段預(yù)應(yīng)力筋始終保持彈性，其內(nèi)力增長與加載位移呈線性關(guān)系[17]。

3.3 變形模式

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，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)段的位移增長大于墩底現(xiàn)澆部分，3個預(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。

4 結(jié)論

(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)計部分裝配式橋墩時，現(xiàn)澆墩底應(yīng)按照延性準(zhǔn)則來設(shè)計，預(yù)制段可適當(dāng)降低配筋率。

(2)試驗與分析表明，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。