王占飛,張 鑫,侯雯峪,于豐綸

(沈陽建筑大學(xué)交通工程學(xué)院,遼寧 沈陽 110168)

傳統(tǒng)的橋梁主要利用橋墩的延性變形耗散地震能量,以保證其在極端荷載下不倒塌。鋼管混凝土橋墩便以其優(yōu)越的延性和抗震性能,得到了廣泛研究與應(yīng)用。 Y.Goto等[1-4]對鋼管混凝土橋墩進(jìn)行了單墩和整橋振動臺試驗,驗證了部分填充鋼管混凝土橋墩優(yōu)于空鋼管橋墩的延性性能和耗能能力。王占飛等[5-7]對多個部分填充圓形鋼管混凝土橋墩試件進(jìn)行擬靜力試驗,研究試件長細(xì)比、徑厚比等參數(shù)對橋墩性能的影響,并對全橋進(jìn)行了有限元分析,驗證了該類橋墩優(yōu)越的抗震性能。雖然鋼管混凝土橋墩的抗震性能出色,但是橋墩在震后通常存在較大的殘余位移,嚴(yán)重影響橋梁的震后使用功能。隨著韌性城市概念的提出,對橋梁的抗震性能提出了更高要求,消除橋梁在震后的永久性變形變得尤為重要。自從A.Palermo等[8-10]首先提出將無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼絞線與耗能鋼筋結(jié)合使用于自復(fù)位橋墩以來,自復(fù)位橋墩便以其良好的抗震性能和震后不產(chǎn)生永久性變形的特點受到眾多學(xué)者的關(guān)注。何銘華等[11-12]對自復(fù)位橋墩的墩柱節(jié)點穩(wěn)定、側(cè)移剛度等進(jìn)行了理論研究并對自復(fù)位橋梁墩柱進(jìn)行了擬靜力試驗研究。賈俊峰[13]、魏博[14]等對外置耗能裝置的自復(fù)位預(yù)制橋墩開展擬靜力往復(fù)加載試驗研究。

傳統(tǒng)的自復(fù)位橋墩通常由橋墩主體、耗能組件和自復(fù)位組件組成。在地震作用下,通過弱化橋墩與基礎(chǔ)連接,允許橋墩擺動從而避免橋墩主體損傷,通過耗能組件耗散地震能量[15-16]。震后橋墩通過自復(fù)位組件實現(xiàn)復(fù)位,減少橋墩變形。但是根據(jù)以往的研究,自復(fù)位橋墩主要通過耗能組件耗能,忽視了橋墩主體在地震作用下的耗能能力,存在耗能能力和承載能力較低的問題。

筆者提出與基礎(chǔ)不同連接形式的自復(fù)位鋼管混凝土橋墩,該橋墩兼具延性抗震體系和減隔震抗震體系的特點,彌補(bǔ)了自復(fù)位橋墩和鋼管混凝土橋墩各自的不足。以鋼管混凝土圓形獨柱式T型高架橋橋墩為例,研究了橋墩在不同基礎(chǔ)連接形式、施加預(yù)應(yīng)力大小等參數(shù)下的抗震和恢復(fù)性能。

1 模型簡介

橋墩承重主體由部分填充鋼管混凝土構(gòu)成,通過貫通上部混凝土和承臺的鋼筋耗散能量,采用無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼絞線實現(xiàn)自復(fù)位功能。為探究橋墩極限承載力、延性性能等抗震性能的影響因素,筆者對不同基礎(chǔ)連接形式和施加的預(yù)應(yīng)力大小的橋墩進(jìn)行了建模，其中與基礎(chǔ)的連接形式分為鉸連接、半剛性連接和剛性連接3種。鉸連接為墩身與基礎(chǔ)采用硬性接觸的形式,半剛性連接為使用彈簧螺栓將墩身與基礎(chǔ)連接,剛性連接為使用普通螺栓將墩身與基礎(chǔ)連接。半剛性連接的剛度可以通過改變彈簧剛度進(jìn)行調(diào)節(jié)。預(yù)應(yīng)力鋼絞線軸心布置,鋼筋環(huán)狀均勻布置在混凝土與承臺四周。橋墩連接、彈簧螺栓和預(yù)應(yīng)力鋼束及鋼筋布置如圖1所示。

圖1 橋墩連接示意圖Fig.1 Schematic diagram of bridge pier connection

橋墩模型高10 m,半徑1.1 m,鋼板厚32 mm,混凝土填充率為40%,長細(xì)比λ為0.33,徑厚比Rt為0.087,理論屈服位移δy為40 mm。鉸連接及半剛性連接橋墩在此基礎(chǔ)上,配加鋼筋用來耗能,配筋率為1.19%。橋墩的屈服位移δy和屈服水平承載力Hy為

(1)

(2)

式中:σy為鋼材屈服強(qiáng)度;E為鋼材彈性模量;R為鋼管截面半徑;A為鋼管截面面積;h為橋墩墩高;I為鋼管截面二次慣性矩;Gsup為傳遞到橋墩上的豎向荷載,取0.15倍鋼管柱屈服軸力。

自復(fù)位橋墩開口時水平承載力Hc和橋墩出現(xiàn)開口時墩頂水平位移δc為

(3)

(4)

式中:Gc為橋墩質(zhì)量;PE為預(yù)應(yīng)力鋼絞線初始張拉力。

為保證橋墩與基礎(chǔ)承臺的連接剛度,根據(jù)參考文獻(xiàn)[17]中計算式,所需螺栓數(shù)量為

(5)

Nv1=0.9nfμ(nP-1.25∑Nti).

(6)

式中:Nti為螺栓所受拉力;yi為螺栓到橋墩中性軸距離;Nvi為螺栓所受剪力;N為軸向力;P為剪力;M為彎矩;n為螺栓數(shù)量。

經(jīng)計算需96顆M42,8.8級螺栓,因此半剛性連接和剛性連接均采用96顆螺栓。為方便描述預(yù)應(yīng)力大小和半剛性連接橋墩的連接剛度,定義預(yù)應(yīng)力比為所施加預(yù)應(yīng)力產(chǎn)生的混凝土應(yīng)力與混凝土軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計值的比值(α=σl/fcd),定義剛度比為彈簧剛度與螺栓抗拉剛度的比值(β=k/kl),張拉控制應(yīng)力比為預(yù)應(yīng)力鋼絞線初始張拉應(yīng)力與鋼絞線極限強(qiáng)度的比值(η=fs/fpk)。

2 有限元模型

2.1 模型網(wǎng)格劃分及加載制度

模型采用實體單元、殼單元、梁單元和桁架單元混合建模的方式,鋼管等分為兩部分,上部采用梁單元,下部采用殼單元,內(nèi)填混凝土和承臺采用實體單元,預(yù)應(yīng)力鋼絞線和鋼筋采用桁架單元。為縮短分析時間,在不影響分析精度的情況下,對墩底和混凝土填充分界處的鋼管壁網(wǎng)格進(jìn)行了加密劃分,長度為0.2倍橋墩高度。加載制度是在橋墩頂部施加一定軸力,固定軸壓比為0.15,然后施加往復(fù)遞加的水平位移,每級增加的位移為一倍橋墩屈服位移δy,施加最大位移為5δy。模型編號及具體參數(shù)如表1所示。模型結(jié)構(gòu)圖及網(wǎng)格劃分如圖2所示。

表1 模型參數(shù)Table 1 Model parameter

圖2 模型結(jié)構(gòu)及網(wǎng)格劃分Fig.2 Model structure and meshing

2.2 接觸設(shè)置及相互作用

模型的主要接觸由鋼管內(nèi)壁與混凝土的接觸、混凝土底部與承臺的接觸和鋼管底部與承臺的接觸組成。三者均采用了Contact設(shè)置,法向采用硬接觸,切向采用摩擦接觸,摩擦系數(shù)取0.4。對預(yù)應(yīng)力鋼絞線與相應(yīng)位置的混凝土節(jié)點采用Coupling連接并釋放沿墩高方向的約束,用以模擬無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力,通過降溫法施加預(yù)應(yīng)力。鋼筋采用內(nèi)置約束,環(huán)形均勻布置在混凝土和承臺中。鉸連接橋墩鋼管底部與承臺之間硬性接觸,半剛性連接橋墩采用彈簧單元連接鋼管底部與承臺,用以模擬彈簧螺栓的連接,剛性橋墩鋼管底部與承臺完全固定。

2.3 模型本構(gòu)關(guān)系設(shè)置

模型的鋼材本構(gòu)選用雙折線應(yīng)力-應(yīng)變本構(gòu),考慮包辛格效應(yīng)。鋼材的屈服強(qiáng)度、彈性模量及泊松比分別為315 MPa、206 GPa和0.3,屈服后模量為初期模量的1/100?；炷敛捎没炷了苄該p傷模型(CDP),混凝土標(biāo)號為C50,模型膨脹角和偏心率分別為30°和0.1,fb0/fc0=1.16,κ=0.666 7,黏性參數(shù)為0.000 5,混凝土損傷參考《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)的損傷因子dc進(jìn)行判別。鋼絞線的極限強(qiáng)度、彈性模量、泊松比及膨脹系數(shù)分別為1 860 MPa、195 GPa、0.3和1.2×10-5。

2.4 驗證模型有效性

為驗證模型的有效性和建模方法合理性,筆者對參考文獻(xiàn)[18]中軸心預(yù)應(yīng)力節(jié)段預(yù)制拼裝鋼管混凝土橋墩進(jìn)行了數(shù)值模擬。文獻(xiàn)中橋墩高2 000 mm,半徑150 mm,內(nèi)填素混凝土,混凝土標(biāo)號為C40,鋼管采用Q235鋼材,壁厚12 mm,預(yù)應(yīng)力鋼束總張拉力350 kN。模擬采用了殼單元和實體單元混合建模的方式,模擬結(jié)果的滯回曲線和開口狀態(tài)對比如圖3所示。試驗橋墩底部與底座開口,橋墩本身沒有損傷,并且模擬結(jié)果的初期剛度、極限承載力和耗能能力與文獻(xiàn)試驗結(jié)果吻合較好,驗證了有限元模型的有效性。

圖3 模擬結(jié)果與文獻(xiàn)試驗對比Fig.3 Comparison of simulation results with literature tests

3 有限元結(jié)果分析

3.1 滯回曲線與橋墩性能影響因素分析

14個有限元模型分析得到的水平承載力-水平位移滯回曲線結(jié)果如圖4所示。加載初期,無論何種連接方式的自復(fù)位橋墩的初期剛度都大致相同。隨著加載位移的增大,鉸連接和半剛性連接自復(fù)位橋墩的水平承載力達(dá)到橋墩的開口荷載,自復(fù)位橋墩與底部出現(xiàn)開口,鋼筋開始工作,橋墩承載力增長變緩。加載位移繼續(xù)增大,直至預(yù)應(yīng)力鋼絞線達(dá)到極限強(qiáng)度,鉸連接和半剛性連接自復(fù)位橋墩破壞。剛性連接的橋墩在鋼絞線達(dá)到極限強(qiáng)度后,橋墩仍能繼續(xù)承載,直至橋墩出現(xiàn)局部屈曲,橋墩破壞。

從圖4(b)(c)可知,不論是鉸連接還是半剛性連接的自復(fù)位橋墩,隨著施加預(yù)應(yīng)力的增加,橋墩的開口荷載逐漸增大,橋墩的水平承載力也逐漸增大。并且因為預(yù)應(yīng)力的增大是通過增加預(yù)應(yīng)力鋼絞線數(shù)量來實現(xiàn)的,自復(fù)位橋墩的破壞是由于鋼絞線達(dá)到極限強(qiáng)度,所以在合理范圍內(nèi),預(yù)應(yīng)力比α的增加既可以提高橋墩的水平承載力又可以提高橋墩的延性,同時,橋墩的殘余位移也會增大。

圖4 水平承載力與水平位移滯回曲線Fig.4 Horizontal bearing capacity and displacement hysteresis curve

從圖4(a)(b)(c)可知,在相同預(yù)應(yīng)力比下,鉸連接及半剛性連接的自復(fù)位鋼管混凝土橋墩具有比剛性連接橋墩更小的殘余位移和更好的延性性能,可以恢復(fù)60%～80%的殘余位移,延性性能是后者的1.5倍以上。采用半剛性連接的橋墩因為彈簧螺栓的連接,使橋墩的外鋼管壁與鋼筋可以協(xié)同工作,減輕鋼筋與預(yù)應(yīng)力鋼絞線的壓力,使橋墩各組件協(xié)同發(fā)揮作用,提高了橋墩的水平承載力,橋墩的殘余位移也相應(yīng)增大。采用鉸連接的橋墩,水平承載力最低,殘余位移最小。采用剛性連接的橋墩水平承載力大,殘余位移最大。

由圖4(e)可知,在相同預(yù)應(yīng)力比下,彈簧螺栓的剛度比代表了橋墩鋼管壁參與受力的工作程度,剛度比越大,橋墩鋼管壁參與受力越多,橋墩承載力與延性也越大。在剛度比β小于0.2時,殘余位移增長幅度小,β超過0.2時,殘余位移顯著增大。

3.2 橋墩應(yīng)力云紋圖

剛性連接鋼管混凝土橋墩達(dá)到加載的最大位移5δy時鋼管和混凝土應(yīng)力云紋圖如圖5所示,對應(yīng)圖4(a)中A點,橋墩根部鋼管達(dá)到屈服強(qiáng)度并發(fā)生屈曲,橋墩喪失承載能力,此時內(nèi)部混凝土整體以受壓為主。

圖5 G-085-000應(yīng)力云紋圖Fig.5 Stress moire diagram of G-085-000

J-085-000達(dá)到施加的最大位移5δy時橋墩應(yīng)力云紋圖及開口狀態(tài)如圖6所示,對應(yīng)圖4(b)中A點。該類橋墩的破壞形式為預(yù)應(yīng)力鋼絞線達(dá)到極限強(qiáng)度。此時鋼管壁應(yīng)力已經(jīng)達(dá)到屈服強(qiáng)度,但未發(fā)生屈曲,內(nèi)填混凝土由于鋼筋的作用分為受拉區(qū)與受壓區(qū)兩部分,鋼絞線達(dá)到極限強(qiáng)度,耗能鋼筋也達(dá)到局部屈服。j-085-000達(dá)到施加的最大位移5δy時橋墩應(yīng)力云紋圖及開口狀態(tài)如圖7所示,對應(yīng)圖4(d)中A點。該橋墩的水平承載力與位移滯回曲線與J-085-000基本重合,鋼管、混凝土和鋼筋應(yīng)力相差無幾,但是j-085-000的預(yù)應(yīng)力鋼絞線應(yīng)力處于較低水平,從而保證橋墩的安全性及可恢復(fù)性。

圖6 J-085-000應(yīng)力云紋圖Fig.6 Stress moire diagram of J-085-000

圖7 j-085-000應(yīng)力云紋圖Fig.7 Stress moire diagram of j-085-000

B-085-005達(dá)到施加的最大位移5δy時橋墩應(yīng)力云紋圖及開口狀態(tài)如圖8所示,對應(yīng)圖4(e)中A點,該類橋墩的最終破壞形式為預(yù)應(yīng)力鋼絞線達(dá)到極限強(qiáng)度,此時鋼管壁已經(jīng)達(dá)到屈服強(qiáng)度進(jìn)入強(qiáng)化階段,但未發(fā)生屈曲。同時由于彈簧螺栓的連接,鋼管壁應(yīng)力高于鉸連接的橋墩,鋼筋、預(yù)應(yīng)力鋼絞線和內(nèi)填混凝土的應(yīng)力水平均略低于鉸連接的橋墩。B-085-020達(dá)到水平位移5δy時橋墩應(yīng)力云紋圖及開口狀態(tài)如圖9所示,對應(yīng)圖4(e)中B點,該類橋墩的最終破壞形式為預(yù)應(yīng)力鋼絞線達(dá)到極限強(qiáng)度。與B-085-005的橋墩相比,由于彈簧螺栓的剛度增大,B-085-020橋墩的鋼管壁參與受力的程度增加,鋼管的平均應(yīng)力明顯高于B-085-005橋墩的鋼管應(yīng)力,鋼筋受力也更加均勻。

圖8 B-085-005應(yīng)力云紋圖Fig.8 Stress moire diagram of B-085-005

圖9 B-085-020應(yīng)力云紋圖Fig.9 Stress moire diagram of B-085-020

3.3 耗能能力和自復(fù)位能力評價

為了更好地評價自復(fù)位橋墩的耗能能力與自復(fù)位能力,引入兩個無量綱系數(shù),耗能系數(shù)λE和恢復(fù)系數(shù)λH。耗能系數(shù)λE為橋墩耗散能量(J)與剛性連接橋墩耗散能量(JG)的比值,恢復(fù)系數(shù)λH為橋墩殘余位移(δr)和剛性連接橋墩殘余位移(δG)的差值與剛性連接橋墩殘余位移的比值,即λE=J/JG,λH=(δG-δr)/δG。在β=0.05時,耗能系數(shù)和恢復(fù)系數(shù)與預(yù)應(yīng)力比的關(guān)系如圖10所示。耗能系數(shù)和恢復(fù)系數(shù)與預(yù)應(yīng)力比大致呈線性相關(guān),隨著預(yù)應(yīng)力比的增加,耗能系數(shù)逐漸增加,恢復(fù)系數(shù)逐漸減小。

圖10 耗能系數(shù)和恢復(fù)系數(shù)-預(yù)應(yīng)力比的關(guān)系Fig.10 The relationship between the energy consumption coefficient and recovery coefficient with prestress ratio

當(dāng)α=0.1時,耗能系數(shù)和恢復(fù)系數(shù)與剛度比的關(guān)系如圖11所示。隨著剛度比的增加,自復(fù)位橋墩的耗能系數(shù)先降后增,且剛度比超過0.1后,耗能系數(shù)增長明顯。自復(fù)位橋墩的恢復(fù)系數(shù)隨著剛度比的增加而減小,剛度比超過0.1后,恢復(fù)系數(shù)降幅較大,表明自復(fù)位橋墩在減小殘余位移的同時,勢必會減小其耗能能力。因此,在進(jìn)行自復(fù)位橋墩設(shè)計時,在確定剛度比以后,可通過提高鋼筋配筋率和預(yù)應(yīng)力鋼絞線數(shù)量來增加橋墩的耗能能力,以期實現(xiàn)橋墩自復(fù)位能力與耗能能力的平衡。

圖11 耗能系數(shù)和恢復(fù)系數(shù)-剛度比的關(guān)系Fig.11 The relationship between the energy consumption coefficient and recovery coefficient with stiffness ratio

4 結(jié) 論

(1)剛性連接鋼管混凝土橋墩的破壞模態(tài)為橋墩底部鋼管壁發(fā)生屈曲,鉸連接和半剛性連接鋼管混凝土橋墩的破壞模態(tài)為預(yù)應(yīng)力鋼絞線達(dá)到極限強(qiáng)度。

(2)相比于剛性連接的橋墩,無論是鉸連接還是半剛性連接,預(yù)應(yīng)力比的增加都會提高橋墩的水平承載力和延性。半剛性連接由于可以使橋墩鋼管壁參與耗能,使得半剛性連接橋墩的水平承載力和延性性能均優(yōu)于鉸連接的橋墩。

(3)半剛性連接的自復(fù)位橋墩的自復(fù)位能力均優(yōu)于剛性連接的橋墩,可以大幅減少殘余位移,有效提高橋墩的延性性能。

(4)適當(dāng)?shù)脑黾影雱傂赃B接的剛度比,可以提高橋墩的水平承載力和延性性能,但剛度比β超過一定范圍后,橋墩的殘余位移將顯著增大,可恢復(fù)性變差。適當(dāng)?shù)亟档皖A(yù)應(yīng)力鋼束的張拉控制應(yīng)力比,在混凝土和耗能鋼筋達(dá)到極限強(qiáng)度而破壞前,可以確保預(yù)應(yīng)力鋼束在安全范圍內(nèi),提高橋墩的安全性。