預張預應力-承插式預制橋墩抗震試驗數值仿真

賈俊峰, 王召輝, 許 坤, 張向陽, 宋承哲

(1. 北京工業大學 城市與工程安全減災教育部重點實驗室,北京 100124;2. 中路高科交通檢測檢驗認證有限公司,北京 100088; 3. 遼寧省交通規劃設計院有限責任公司,沈陽 110111)

相比于傳統現澆工藝,預制拼裝技術具有施工周期短、環境污染小以及提高橋梁耐久性等諸多優點[1],是各國研究人員的重要研究方向。目前研究和應用較多的主要有后張預應力連接、承插式連接、灌漿套筒連接和灌漿波紋管連接等[2]。王景全等[3]按抗震性能將預制橋墩體系分為“等同現澆”體系和“非等同現澆”體系。另外,地震作用下橋梁一旦發生嚴重破壞,不僅造成交通中斷,而且嚴重影響搶險救災,產生不利社會經濟影響。預制墩柱與承臺和蓋梁之間的有效連接及節點抗震性能是裝配式橋梁推廣應用亟待解決的核心問題[4]。

承插式連接即在承臺內預留大于墩柱尺寸的槽孔,將預制完成的墩柱吊裝于預留孔內,在墩柱與預留孔的間隙澆筑灌漿料使之成為一體。這種連接構造具有施工工藝簡單、施工速度快、容差大等優勢,因此應用廣泛。Haraldsson等[5]對采用承插式連接的預制圓形墩柱抗震性能進行研究,結果表明承插深度為1.1D(截面寬度)時基礎無明顯破壞,抗震性能同現澆橋墩一致。Mashal等[6]研究表明承插式連接在雙向荷載作用下的抗震性能同現澆橋墩相似。Mohebbi等[7-8]試驗結果表明,1.0D的承插深度可以提供足夠的約束力,滿足“等同現澆”的設計要求。Xu等[9]基于試驗和OpenSees數值仿真得出0.7D承插深度的試件與現澆試件抗震性能一致,并提出了一種最小承插深度估算方法。Cheng等[10]基于ABAQUS軟件分析提出了滿足等同現澆要求的最小承插深度。晉智斌等[11]通過擬靜力試驗得出對于高強混凝土空心橋墩,0.7D的承插深度抗震性能同現澆橋墩保持一致。以上研究表明,橋墩承插深度是承插式連接的關鍵參數,滿足最小承插深度的橋墩可達到和現澆橋墩類似的抗震性能。

后張無黏結預應力連接可顯著提高橋墩自恢復能力,但該連接方式耗能能力較差,通常需要附加阻尼器耗散地震能量,且受壓區柱腳處易發生破壞[12]。為了增加后張預應力連接橋墩的耗能能力,Ou等[13-14]對有無黏結和不同數量耗能鋼筋開展了系列研究。研究表明,設置耗能鋼筋可以有效增加結構耗能能力,無黏結段的設置可以延緩耗能鋼筋斷裂。Guo等[15-17]探究了既便于震后更換又具有良好耗能能力的外置耗能器,主要包括外置鋁棒、外置角鋼、防屈曲鋼板等。為了避免墩底有較大的損傷,學者們提出使用鋼管混凝土[18]、高性能材料[19]以及墩底箍筋加密[20]等方法。Mohebbi等[21]在承插式連接的基礎上布置后張無黏結預應力筋,結果表明,預應力筋可以顯著增加預制橋梁體系的自復位能力。

綜上所述,當前承插式橋墩主要采用“等同現澆”設計目標,實現與現澆橋墩等效的抗震能力,難以實現震后的功能自恢復;而國內外已發展的無黏結預應力筋連接預制橋墩,都必須在施工現場進行墩內豎向預應力筋預張拉,存在高空作業風險及降低現場施工效率。為充分利用承插式連接施工容差大的優勢,同時實現震后墩柱自復位,減少現場預應力張拉作業,本文提出一種承插式連接和工廠預張無黏結預應力筋連接的混合連接預制拼裝橋墩,基于混合連接預制拼裝橋墩擬靜力試驗建立三維精細化ABAQUS軟件數值模型,對比分析橋墩的局部損傷、滯回性能、骨架曲線、累計耗能、預應力變化以及接縫開口等行為,驗證數值建模方法的可行性,同時探究了試驗中難以測試的承插節段內部應力、約束鋼管應力分布等力學行為。

1 混合連接預制橋墩構造設計

混合連接預制拼裝橋墩具體構造如圖1(a)所示,墩柱共包括2個節段,在上部節段底部和下部全節段外包鋼管,以減輕混凝土震后損傷;上下兩節段通過無黏結預應力筋和耗能鋼筋連接,并在工廠預制階段完成預應力筋張拉,提高現場施工效率;耗能鋼筋兩端分別焊接于上下節段鋼管內壁,中間部位做無黏結處理,避免應力集中造成耗能鋼筋過早斷裂;上部節段外包鋼管內壁焊接加勁肋,避免鋼管在大變形下發生屈曲;墩柱與承臺間采用承插式連接,在施工現場吊裝工廠預制完成的墩柱于承插孔內并用灌漿料填縫,施工容差大。橋墩在大變形狀態下,兩預制墩柱接縫界面一側產生開口,耗能鋼筋和無黏結預應力筋應變增加,分別為橋墩提供耗能能力和自復位能力,具體受力如圖1(b)所示。相比于普通承插式現澆橋橋墩,混合連接預制拼裝橋墩具有施工效率高、震后損傷小、殘余位移小等優點,且具備足夠的耗能能力。

圖1 混合連接預制拼裝橋墩示意圖Fig.1 Schematic diagram of mixed connection precast pier

2 混合連接預制橋墩有限元數值模型

2.1 抗震試驗試件設計

設計并制作加工了5個試件,包括1個普通承插式現澆橋墩和4個混合連接預制拼裝橋墩,試件構造和截面配筋分別如圖2和圖3所示,具體工況如表1所示。圖2(a)和圖3(a)為SC-RC構造和截面配筋圖,試件由承臺和墩柱兩部分組成,墩柱采用C40混凝土,高度2 350 mm,截面尺寸400 mm×400 mm,承插深度400 mm(1.0D)。墩柱內配筋均使用HRB400型鋼筋,其中縱筋直徑14 mm,配筋率為1.5%,箍筋直徑10 mm,間距120 mm,體積配箍率為1.2%,底部箍筋加密區間距80 mm,體積配箍率1.9%。承臺使用C40混凝土,高度750 mm,截面尺寸1 400 mm×1 400 mm,承插孔尺寸500 mm×500 mm,深度400 mm,承臺內部抗彎鋼筋直徑18 mm,并且承插孔周圍設置豎向鋼筋及箍筋以抵抗墩柱產生的撬起力。墩柱與承臺之間通過UHPC灌漿料連接。

表1 試件工況設計Tab.1 Design of specimen working condition

圖2 試件設計(mm)Fig.2 Design details of the specimen(mm)

圖3 試件截面圖(mm)Fig.3 Design details of the specimen cross-section (mm)

圖2(b)為混合連接預制拼裝橋墩構造圖,預制墩柱采用C40混凝土,截面尺寸與現澆橋墩一致,上部節段高度1 950 mm,在底部400 mm范圍內設置14 mm厚度的Q355外包鋼管以減小墩底因局部壓力過大產生的損傷。下部節段高度與橋墩承插深度一致,整個節段外部設置14 mm厚度的Q355外包鋼管,鋼管外焊接剪力鍵。上下兩節段通過無黏結預應力鋼絞線和耗能鋼筋連接,耗能鋼筋采用HRB400型鋼筋,平直段長400 mm,兩端各100 mm分別焊接于兩節段鋼管內壁上,中間的非焊接段作無黏結處理。預應力筋采用直徑15.2 mm的1860級鋼絞線,上下兩端分別錨固在墩柱頂部和底部的鋼墊板處。圖3(b)和圖3(c)為上部節段截面配筋圖,墩柱配筋與SC-RC試件保持一致,圖3(d)為墩柱底部截面示意圖,鋼管內壁焊接加勁肋,并且加勁肋與相應縱筋焊接。

2.2 數值模型材料本構關系

承臺、墩柱、加載頭、灌漿料的混凝土部分均采用八節點減縮單元創建(C3D8R)。由于墩柱上部損傷很小,對墩柱整體力學性能影響不大,因此網格尺寸較大,為80 mm,墩柱下部和承插孔內混凝土網格大小為30 mm。為模擬混凝土損性損傷行為,本文采用ABAQUS軟件中塑性損傷模型模擬,其塑性損傷參數如表2所示。

表2 混凝土損傷塑形模型參數Tab.2 Main parameters of concrete damaged plasticity model

鋼筋骨架、預應力筋和耗能鋼筋均采用二節點線性桁架(T3D2)單元模擬,外包鋼管、剪力件、鋼墊板及加勁肋均采用八節點減縮單元(C3D8R)創建。鋼管網格大小與墩柱下部混凝土一樣,均為30 mm。鋼材均采用雙線性彈塑性模型,材料本構參數設置如表3所示。

表3 鋼材本構模型Tab.3 Properties of steel materials

2.3 相互作用和邊界約束條件

如圖4所示,采用有限元分析軟件ABAQUS建立混合連接預制拼裝橋墩的三維精細化分析模型,主要由承臺、墩柱、加載頭、耗能鋼筋、預應力筋、鋼筋骨架、UHPC灌漿料、外包鋼管、剪力件、墊板等部件組成。墩頂的加載頭與墩柱混凝土、鋼管和混凝土之間均采用綁定約束,不考慮鋼管與混凝土之間的黏結滑移。耗能鋼筋兩端內置于鋼管,中間不設置約束以模擬無黏結。預應力筋上端內置于加載頭,下端內置于鋼墊板,中間不設置約束。鋼筋骨架內置于墩柱和承臺中,加勁肋內置于墩柱中,和鋼管采用綁定約束。在墩柱搖擺接縫界面以及墩柱下部節段、灌漿料和承臺三者間相互作用均采用“面與面相互接觸”單元模擬,法向為硬接觸,切向為罰摩擦,摩擦因數分別取0.5[22]、0.75[23]。在加載頭頂面設置參考點,與頂面耦合,在參考點上施加豎直向下的集中力作為上部結構荷載,施加水平方向的位移來進行水平加載。承臺底面設置完全固定的邊界條件。

圖4 基于ABAQUS三維有限元模型Fig.4 Three-dimensional finite element model based on ABAQUS

整個分析過程共設置3個分析步:第1個分析步用于建立邊界條件和相互關系,限制承臺底部的平動與轉動,施加預應力筋的初始預應力;第2個分析步用于施加豎向軸壓;第3個分析步用于施加側向荷載,與試驗保持一致,采用位移加載方式,最大偏移率為5%。

2.4 加載和測試方案

試驗采用擬靜力加載,在試件頂部采用液壓千斤頂施加428.8 kN(軸壓比為0.1)的恒定垂直荷載,用于模擬測試過程中上部結構質量。試件加載制度如圖5所示,共包含14個加載等級,每一等級循環2次。

圖5 加載制度圖Fig.5 Loading protocol

如圖6所示,作動器及液壓千斤頂均帶有壓力傳感器,可測得施加荷載大小,壓力環用于測量預應力筋應力。為獲取加載過程中墩頂位移,在橋墩頂部側面沿加載方向布設位移計;百分表1、百分表2以及百分表3用于測量平行于加載方向的橋墩底部接縫處開口,百分表4和百分表5分別用于測量垂直于加載方向的墩底兩側接縫處開口大小,百分表6和百分表7用于測量承臺的豎向翹起和水平滑動。

表4 累計耗能對比Tab.4 Cumulative energy consumption comparison

圖6 測量裝置布置示意圖Fig.6 Arrangement of measurement device

3 混合連接預制橋墩數值仿真分析

3.1 墩柱局部應力分布和損傷情況

對于混合連接預制拼裝橋墩,損傷情況基本類似,墩柱除出現橫向裂縫外,無其他破壞出現,因此本文只展示H7R4N8試件墩柱損傷情況。如圖7所示,由于外包鋼管的存在,墩柱并未發生混凝土受壓損傷,外包鋼管上部混凝土出現了橫向裂縫,主要集中于鋼管上部400 mm范圍內,與試驗現象一致。對于SC-RC則發生了較為嚴重的塑性損傷,墩底產生了嚴重的塑性鉸破壞,墩身也有嚴重的橫向裂縫。根據試驗與數值仿真的混凝土損傷對比,相較SC-RC墩底塑性鉸區混凝土嚴重壓潰,混合連接預制拼裝橋墩震后混凝土墩柱無明顯結構損傷,滿足損傷可控的要求,有助于實現震后功能快速恢復。

圖7 試驗與模擬的混凝土損傷對比Fig.7 Comparison of concrete damage in experiment and simulation

試驗過程中,試件H4R4N8在偏移率0.4%時承臺出現了輕微裂縫,加載至最大偏移率5%后,裂縫并未進一步發展,模擬中承臺在承插孔角部產生嚴重受拉損傷。如圖8(a)和圖8(b)所示,加載結束后承插深度0.4D承臺發生受拉損傷,0.7D承臺可以提供足夠的抗拔力且無明顯損傷。該現象是因為承插深度較小時,承臺和灌漿料與墩柱之間應力傳遞面積較小,造成承臺混凝土承擔拉應力超過混凝土的極限拉應力,從而產生開裂。軸壓比對橋墩承載能力有一定影響,不同軸壓比下墩底最大彎矩和最大剪力發生改變,進而對承臺損傷產生影響。但橋墩重力軸壓比一般為0.05～0.15[24],變化不大,因此該結論對橋墩具有適用性。此外,本文以H4R4N8試件為例,探究了在偏移率為5%時試驗中難以測試的承插節段內部應力、約束鋼管應力分布等力學行為。上部節段底部外包鋼管和下部節段外包鋼管應力分布,如圖8(c)、圖8(d)所示,受壓側角部出現應力集中現象,最大應力分別為321.7 MPa和274.5 MPa,未達到屈服應力。灌漿料應力分布如圖8(e)所示,最大應力位于受壓側角部,未達到抗壓強度(91.7 MPa)。底部鋼墊板應力分布見圖8(f),最大應力為109.5 MPa,位于受拉側預應力筋錨固處,鋼墊板邊緣承受橋墩抗拔力,應力為76.4 MPa。下部節段混凝土應力分布如圖8(g)所示,與鋼墊板最大應力處接觸部位出現最大應力(32.6 MPa),未達到混凝土抗壓強度;接縫界面混凝土應力為22.2 MPa,表明外包鋼管對混凝土起到了保護作用,避免混凝土發生損傷。

圖8 損傷及應力分布Fig.8 Damage and stress distribution

3.2 滯回曲線與骨架曲線

滯回曲線可以反映結構的破壞機制,是評價結構基本抗震性能的重要指標。圖9為模型試驗和數值仿真在擬靜力加載過程中的滯回曲線。4個預制拼裝試件的模擬滯回曲線的捏縮效應、飽滿度和退化趨勢與試驗吻合良好,表明本文所建立的有限元模型是可行的,能夠很好地反映出試件的滯回特性指標。隨著耗能鋼筋配筋率增加,耗能能力越大,但同時殘余位移也越大,因此需要在殘余位移和耗能之間尋找平衡。SC-RC具有飽滿的滯回環,混合連接預制拼裝橋墩整體滯回行為與現澆橋墩相似,除試件H7R5N5外殘余位移均明顯小于SC-RC。在加、卸載2個方向上各試件試驗結果出現不完全對稱現象,這是因為試件本身和試驗過程中存在一些較小的不確定因素,如試件尺寸誤差、施工誤差等,但有限元模型中可以避免這種現象,獲得結果較為對稱。

圖9 試驗與數值化模擬滯回曲線對比Fig.9 Comparison of hysteresis curves in experiment and simulation

骨架曲線是滯回曲線的包絡線,可以直觀地反映構件的最大承載能力、極限位移和剛度等抗震指標,但屈服力和屈服位移不能從骨架曲線直接獲取,本文采用最遠點法[25]確定屈服點。圖10為5個試件的骨架曲線對比,對于混合連接預制拼裝橋墩,屈服荷載最大偏差為9.04%(H7R4N8)。由于無黏結預應力筋的存在,混合連接預制拼裝橋墩的二次剛度均為正值,峰值荷載出現在偏移率5%處,偏差在9%以內。對于現澆橋墩,屈服位移基本保持一致,約16 mm,屈服荷載偏差為4.01%,峰值荷載偏差為6.40%,由于混凝土受拉和受壓軟化階段的剛度退化較難準確模擬,導致模擬中峰值荷載附近剛度退化更快,但總體能夠比較真實地反映橋墩的力學性能。混合連接預制拼裝橋墩屈服強度和極限強度性能均優于SC-RC。

圖10 試驗與數值模擬骨架曲線對比Fig.10 Comparison of skeleton curves in experiment and simulation

3.3 累計耗能

結構耗能能力是分析抗震性能的重要指標,耗能能力越強,結構抵抗地震能力越好。本文從單周滯回耗能和累計滯回耗能2個角度來分析試件的耗能能力。如圖11所示,模擬與試驗的單周滯回耗能分別記為E單-模擬和E單-試驗,模擬與試驗的累計滯回耗能分別記為E累-模擬和E累-試驗。由圖11可以看出,在偏移率較小時,結構仍處于彈性狀態,試驗由于預應力筋摩擦等原因耗散部分能量,而模擬是完全理想狀態,試驗結果大于數值仿真。隨著結構進入彈塑性狀態,試驗與模擬的增長趨勢保持一致,累計耗能對比如表4所示,最大偏差為12.76%,可以較好模擬橋墩在往復荷載作用下的耗能行為。H7R3N12試件耗能能力最小,相較于SC-RC試件少13.2%,H7R5N5耗能能力與SC-RC相當,僅減小1.8%,可見混合連接預制拼裝橋墩在結構不發生嚴重損傷的情況下具備與SC-RC基本相同的耗能能力。

圖11 試驗與模擬累積耗能對比Fig.11 Comparison of cumulative energy dissipation in experiment and simulation

3.4 預應力筋張拉力

預應力筋是預制拼裝橋墩的重要受力構件,其應力大小對橋墩的抗側承載力和自復位能力有重要影響。圖12分別給出了4個試件的模擬與試驗預應力與水平位移的關系曲線。由于4根預應力筋是對稱布置的,因此預應力筋的應力變化也基本處于對稱分布,所以本文只給出壓力環1和壓力環4處預應力筋應力。在整個加載過程中,預應力筋均處于彈性狀態,未達到屈服應力,預應力筋應力隨加載位移呈線性變化。由于試驗中存在錨具回縮,預應力束發生松弛,預應力會有一定的損失,每個試件預應力損失在20%左右,在模擬中預應力筋兩端分別內置于加載頭和鋼墊板,墩身沒有較大損傷,幾乎不存在預應力損失問題,因此在最大偏移率時模擬預應力比試驗大。H7R3N12試件耗能鋼筋配筋率最小,預應力筋初始張拉力最大,所以在最大偏移率時預應力筋應力最大,試驗和模擬分別為1 574 MPa和1 751 MPa;H7R5N5耗能鋼筋配筋率最大,預應力筋初始張拉力最小,在最大偏移率時預應力筋應力最小,試驗和模擬分別為1 213 MPa和954 MPa。

3.5 接縫開口

預制拼裝橋墩在往復加載過程中,上部節段與下部節段之間的接縫發生明顯的開口和閉合。上部節段和下部節段之間的接縫開口如圖13所示。試驗由于位移計布置需要,一側位移計在拉伸時另一側位移計有一定的縮短,造成測得試驗開口數據有一定的負值。從試驗結果來看,H7R4N8試件兩側開口具有明顯的不對稱性,這與圖9中的滯回曲線的不對稱性是對應的。從模擬結果來看,墩底兩側開口基本對稱,開口均約為18 mm,最大偏差為16.1%(H7R4N8北側開口),最小偏差僅為2.7%(H7R5N5南側開口)。說明本文建立的數值仿真模型可以較為準確地反映混合連接預制拼裝橋墩接縫變化規律和開口大小。

4 結 論

本文提出了承插式連接和后張預應力連接相結合的混合連接預制拼裝橋墩,充分利用承插式連接施工容差大的優勢,同時實現震后墩柱自復位,減少現場預應力張拉作業。為探究該橋墩的抗震性能,采用ABAQUS有限元軟件建立數值分析模型,通過試驗驗證模型正確性,并分析了承插節點內部鋼板、混凝土局部應力分布等力學行為,得到如下結論:

(1)本文基于ABAQUS軟件建立的數值仿真模型,可較好地反映混合連接預制拼裝橋墩在滯回曲線、骨架曲線、累計耗能、預應力變化和接縫開口等方面行為,驗證了本文數值建模方法是可行的。

(2)相較于普通承插式現澆橋墩,混合連接預制拼裝橋墩具有殘余位移小、震后混凝土墩柱無明顯結構損傷等特點,滿足損傷可控的要求,且具備足夠的耗能能力;承插深度為0.4D時承臺發生輕微開裂,0.7D時承臺可以提供足夠的抗拔力,且在加載結束后無明顯損傷。

(3)數值仿真結果表明,在最大偏移率5%時,外包鋼管角部和鋼墊板預應力筋錨固處存在應力集中現象,最大應力未達到屈服強度;灌漿料和下部節段混凝土均未達到抗壓強度。