劉 斌, 黃永福, 宋彥臣, 韓 強(qiáng), 白洪濤, 丁 開

(1. 云南省交通規(guī)劃設(shè)計(jì)研究院股份有限公司,昆明 650041; 2. 北京工業(yè)大學(xué) 橋梁工程安全與韌性全國(guó)重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室,北京 100124)

近年來,為適應(yīng)我國(guó)橋梁建設(shè)的快速發(fā)展,綠色、高效、節(jié)能的預(yù)制拼裝橋梁技術(shù)成為了橋梁工程領(lǐng)域的重要發(fā)展方向[1-3]。針對(duì)預(yù)制拼裝橋墩的研究,主要集中在不同的連接構(gòu)造形式、新材料的使用以及拓展應(yīng)用范圍等方面。根據(jù)預(yù)制拼裝橋墩根據(jù)連接處的構(gòu)造不同,主要分為承插式、灌漿波紋管、灌漿套筒、法蘭連接等形式[4]。國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)不同連接構(gòu)造形式開展了大量試驗(yàn)研究。Zhang等[5]提出了一種預(yù)埋鋼管混凝土的墩柱-蓋梁承插式連接方案,擬靜力試驗(yàn)結(jié)果表明預(yù)制橋墩在損傷演化、破壞模式和滯回響應(yīng)等方面與現(xiàn)澆橋墩相同。李文武等[6]提出部分埋置核心鋼管組合橋墩,并對(duì)其抗震性能進(jìn)行研究,認(rèn)為受鋼管埋置長(zhǎng)度和規(guī)格大小的影響,組合橋墩呈現(xiàn)墩身中部剪切破壞、墩身中部彎曲破壞以及墩底區(qū)域彎曲破壞三種失效模式,并根據(jù)受力分析提出了水平力計(jì)算方法。邱文亮等[7]同樣對(duì)鋼管混凝土組合橋墩進(jìn)行了擬靜力分析,認(rèn)為墩身埋置核心鋼管的橋墩可以提高墩柱承載力、變形和耗能能力,并減小卸載后的殘余位移。Wang等[8]通過擬靜力試驗(yàn),對(duì)比了灌漿波紋管連接、灌漿套筒連接、后張預(yù)應(yīng)力三種預(yù)制拼裝橋墩與現(xiàn)澆橋墩的抗震性能,結(jié)果表明灌漿波紋管和灌漿套筒與現(xiàn)澆橋墩的滯回性能相似,后張預(yù)應(yīng)力鋼筋試件強(qiáng)度較高,但耗能能力較弱。劉雪山等[9]針對(duì)預(yù)制拼裝鋼管混凝土橋墩開展了擬靜力試驗(yàn),結(jié)合數(shù)值模擬揭示了不同構(gòu)造下?lián)u擺式橋墩的破壞模式和機(jī)理,結(jié)果表明搖擺式鋼管混凝土橋墩延性與耗能能力優(yōu)勢(shì)明顯。賈俊峰等[10-11]研究了自復(fù)位搖擺橋墩的抗震性能,認(rèn)為帶有外置耗能器的自復(fù)位搖擺橋墩可以具有良好的耗能能力和優(yōu)異的自復(fù)位能力。

在眾多連接方式中,灌漿波紋管連接是一種施工速度快、施工容差大且連接性能可靠的方式[12],是預(yù)制拼裝結(jié)構(gòu)的有效手段之一,同時(shí)由于其造價(jià)低等優(yōu)勢(shì),適合應(yīng)用于抗震區(qū)預(yù)制拼裝實(shí)體工程中,巨大的工程需求也使波紋管連接性能及相應(yīng)的新型波紋管連接構(gòu)造形式具備了較大的研究潛力。為探明灌漿波紋管中鋼筋與灌漿料之間的黏結(jié)行為,國(guó)內(nèi)外學(xué)者們同樣開展了大量研究。陳俊等[13]對(duì)波紋管中鋼筋與高強(qiáng)灌漿料的黏結(jié)錨固性能開展了系列試驗(yàn)研究,給出了鋼筋錨固長(zhǎng)度的建議取值,驗(yàn)證了該連接性能可靠,可用于預(yù)制拼裝結(jié)構(gòu)。Tazarv等[14]通過鋼筋拉拔試驗(yàn),確定了超高性能混凝土(ultra-high performance concrete,UHPC)作為灌漿料時(shí),主要發(fā)生鋼筋拉斷、灌漿料失效導(dǎo)致的鋼筋滑出、波紋管拔出等破壞模式,UHPC可以縮短鋼筋的錨固長(zhǎng)度。Chen等[15]研究了雙排鋼筋在灌漿波紋管中的黏結(jié)性能,認(rèn)為采用雙排鋼筋連接時(shí)主要以黏結(jié)滑移失效、鋼筋的斷裂和混凝土的錐體失效為主要的失效方式。

上述研究驗(yàn)證了灌漿波紋管連接構(gòu)件層面的可靠性,為判斷采用波紋管連接在結(jié)構(gòu)層面的有效性,大量的國(guó)內(nèi)外學(xué)者針對(duì)灌漿波紋管連接預(yù)制拼裝橋墩進(jìn)行了大量研究。王志強(qiáng)等[16]對(duì)灌漿波紋管連接的預(yù)制混凝土柱進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn),結(jié)果表明波紋管連接構(gòu)造位移延性較好,等效阻尼比較高,試件性能參數(shù)與現(xiàn)澆相近。吳佳東等[17]對(duì)灌漿波紋管連接預(yù)制拼裝橋墩開展了試驗(yàn)研究和數(shù)值模擬,結(jié)果表明其抗震性能良好,破壞模式為大偏心破壞,但受到極端荷載情況下的變形能力較現(xiàn)澆橋墩稍弱。Qu等[18]對(duì)灌漿波紋管連接的雙柱式預(yù)制拼裝橋墩進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn),結(jié)果表明采用灌漿波紋管連接性能可靠。王潔金等[19]建立了灌漿波紋管連接橋墩的有限元模型,分析低周往復(fù)荷載作用下的滯回性能、耗能情況以及破壞形態(tài),表明橋墩損傷主要集中于接縫處。Fan等[20]針對(duì)灌漿波紋管補(bǔ)償鋼筋直徑和間距較小的問題,提出用大直徑鋼筋連接灌漿波紋管的方案,通過擬靜力試驗(yàn)驗(yàn)證,表明應(yīng)用大直徑鋼筋的波紋管連接預(yù)制拼裝橋墩的塑性鉸高度要低于現(xiàn)澆橋墩,且延性和耗能有所降低。Xia等[21]為研究雙柱式灌漿波紋管連接預(yù)制拼裝橋墩的地震響應(yīng)特征和破壞過程,進(jìn)行了振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn),結(jié)果表明,預(yù)制拼裝橋墩的損傷主要產(chǎn)生于連接節(jié)點(diǎn)位置,其剛度較現(xiàn)澆橋墩有所降低。

隨著人們對(duì)于橋梁承載和抗震能力的需求不斷提升,關(guān)于新材料在預(yù)制拼裝橋墩的應(yīng)用得到了廣泛關(guān)注[22]。葛繼平等[23-24]對(duì)金屬波紋管與超高性能混凝土灌漿料結(jié)合的預(yù)制拼裝方案,開展了系列單向和雙向擬靜力試驗(yàn),結(jié)果表明灌漿波紋管的鋼筋連接方式可靠,試件損傷過程和破壞模式與現(xiàn)澆橋墩接近,雙向荷載作用下存在耦合效應(yīng),損傷程度較單向荷載作用嚴(yán)重。Wang等[25]提出了一種用UHPC凹槽作為墩柱-蓋梁座漿料的新型波紋管連接預(yù)制拼裝橋墩,擬靜力試驗(yàn)結(jié)果表明,UHPC凹槽可以減輕連接界面上的損傷,預(yù)制橋墩與現(xiàn)澆橋墩破壞機(jī)理、能量耗散、自復(fù)位能力相似。劉釗等[26]研究了高強(qiáng)鋼筋在預(yù)制橋墩的應(yīng)用,結(jié)果表明高強(qiáng)鋼筋的預(yù)制拼裝橋墩具有較大的等效屈服強(qiáng)度和極限強(qiáng)度,具有良好的自復(fù)位能力。

盡管上述文獻(xiàn)中有大量針對(duì)灌漿波紋管連接的研究,但關(guān)于預(yù)制拼裝橋墩的研究大多針對(duì)非地震區(qū)或中低烈度區(qū),現(xiàn)有文獻(xiàn)中較少涉及適用于高烈度地區(qū)的預(yù)制拼裝連接構(gòu)造及其抗震性能的研究[27-28]。我國(guó)有一半以上的國(guó)土位于高烈度區(qū)[29],而且當(dāng)前橋梁建設(shè)很多位于中西部地震頻發(fā)地區(qū),因此在高烈度地區(qū)發(fā)展快速、環(huán)保、安全的預(yù)制裝配橋梁體系既是工程建設(shè)的實(shí)際需求,也是橋梁工程研究人員的使命和責(zé)任。在此背景下,開發(fā)適用于高烈度區(qū)的預(yù)制拼裝連接構(gòu)造,驗(yàn)證其在強(qiáng)震下的可靠性,成為急需解決的關(guān)鍵問題。

本文針對(duì)高烈度區(qū)的工程實(shí)際情況,提出了一種新型的內(nèi)外波紋管連接的預(yù)制拼裝墩柱-蓋梁節(jié)點(diǎn)連接構(gòu)造形式,內(nèi)外波紋管的形式可以有效減少傳統(tǒng)波紋管連接時(shí)縱筋位置的波紋管數(shù)量,避免高烈度區(qū)高配筋率橋墩波紋管凈距不滿足布置要求等問題,同時(shí)波紋管連接相比于灌漿套筒等還可以增大施工容差,適用于地形條件較為復(fù)雜的高烈度地區(qū)。并采用擬靜力試驗(yàn)方法研究了內(nèi)外波紋管連接形式的預(yù)制拼裝橋墩在水平循環(huán)荷載作用下的抗震性能。同時(shí),采用數(shù)值模擬方法建立了各試件的有限元模型,將模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行了對(duì)比。本文研究可以為預(yù)制拼裝橋梁結(jié)構(gòu)在高烈度區(qū)的工程應(yīng)用提供參考。

1 新型高烈度區(qū)墩柱-蓋梁節(jié)點(diǎn)連接方案

1.1 工程背景

本文以云南某I級(jí)公路26 m寬裝配式橋梁結(jié)構(gòu)為工程背景。該地區(qū)抗震設(shè)防類別為B類,抗震設(shè)防烈度為8度,處于高地震烈度地區(qū)。由于高烈度區(qū)的橋梁墩柱配筋率高,采用現(xiàn)有的金屬波紋管預(yù)制拼裝技術(shù)會(huì)導(dǎo)致蓋梁孔道過多從而削弱蓋梁,同時(shí)無法滿足波紋管間距、鋼筋間距等構(gòu)造要求、不便于施工等問題;另一方面,我國(guó)現(xiàn)有的預(yù)制拼裝技術(shù)大多應(yīng)用于中低烈度區(qū)的橋梁建設(shè)中,在高烈度區(qū)的應(yīng)用缺乏相應(yīng)設(shè)計(jì)規(guī)范或工程實(shí)例可供參考。

1.2 新型連接方案

為了解決在高烈度區(qū)應(yīng)用預(yù)制拼裝橋墩的技術(shù)難題,本文提出了一種新型的墩柱-蓋梁節(jié)點(diǎn)的裝配形式。墩柱-蓋梁采用內(nèi)外波紋管連接形式,即將波紋管分為內(nèi)、外兩層布置,而不限于傳統(tǒng)形式下,均布置于墩柱外圍縱筋位置的形式,具體細(xì)節(jié)如圖1所示。

圖1 內(nèi)外波紋管連接橋墩與現(xiàn)澆橋墩示意圖Fig.1 Schematic diagram of IOCPCP and CIP

現(xiàn)澆橋墩(cast-in-place pier,CIP)的墩柱縱筋是由雙根鋼筋、單根鋼筋間隔環(huán)形布置而成。內(nèi)外波紋管連接橋墩(internal and external corrugated pipe-connected pier,IOCPCP)是在墩柱外圈的雙根縱筋對(duì)應(yīng)位置處設(shè)置外層波紋管,在內(nèi)圈補(bǔ)償鋼筋對(duì)應(yīng)位置處同樣設(shè)置內(nèi)層波紋管,連接時(shí)將墩柱縱筋中雙根鋼筋伸出墩柱與蓋梁的外圍波紋管連接,而單根鋼筋只布置于墩柱內(nèi)部,不伸入蓋梁;同時(shí)在墩柱與蓋梁連接范圍內(nèi),距離墩柱截面中心一定距離處,設(shè)置一定數(shù)量較大直徑的補(bǔ)償縱筋,用于補(bǔ)償因單根縱筋截?cái)喽斐山孛婵箯澇休d力降低的部分。其中補(bǔ)償縱筋插入內(nèi)層波紋管中,形成內(nèi)層波紋管、外層波紋管共同連接。裝配時(shí)在內(nèi)、外波紋管中灌入U(xiǎn)HPC灌漿料進(jìn)行連接。

如圖2所示,傳統(tǒng)波紋管連接預(yù)制拼裝橋墩的波紋管均布置于外側(cè)縱筋位置,當(dāng)高烈度區(qū)墩柱縱筋配筋率較高時(shí),波紋管布置凈距不易滿足要求,而IOCPCP將傳統(tǒng)裝配式橋墩-蓋梁外圈的波紋管孔道分為內(nèi)、外兩部分,解決了外側(cè)縱筋位置孔道密集的問題,構(gòu)造簡(jiǎn)單,施工便捷,更利于波紋管凈距等構(gòu)造要求的滿足。

圖2 傳統(tǒng)波紋管連接橋墩示意圖Fig.2 Schematic diagram of traditional corrugated pipe-connected pier

新型的連接方案能夠在保證截面抗彎承載力的同時(shí),采用UHPC作為灌漿料,加強(qiáng)了蓋梁與墩柱之間的錨固,保證了高烈度區(qū)波紋管以及縱筋的布置間距,降低了施工難度,提高了施工效率。

2 擬靜力試驗(yàn)設(shè)計(jì)

2.1 試件設(shè)計(jì)與加工

如圖3所示,試件總高度為3.1 m,墩身凈高2.134 m,蓋梁的長(zhǎng)寬高分別為1.8 m,0.8 m以及0.567 m,加載頭為高度0.4 m,邊長(zhǎng)0.7 m的方形截面,墩柱直徑為476 mm。墩柱縱筋采用φ16的HRB400級(jí)鋼筋,箍筋采用φ8,布置間距為60 mm的HRB400級(jí)螺旋鋼筋,內(nèi)層波紋管補(bǔ)償鋼筋采用6根φ20的HRB400級(jí)鋼筋。CIP試件縱筋率為2.03%,IOCPCP試件的縱筋率為2.42%。兩種試件的箍筋體積率均為0.866%。對(duì)于IOCPCP試件,為保證鋼筋與混凝土或UHPC灌漿料的黏結(jié)強(qiáng)度,將波紋管內(nèi)的補(bǔ)償縱筋錨固長(zhǎng)度設(shè)置為360 mm(>16倍鋼筋直徑),補(bǔ)償縱筋在墩柱內(nèi)的錨固長(zhǎng)度設(shè)置為1 000 mm。

圖3 試件配筋及構(gòu)造細(xì)節(jié)(mm)Fig.3 Reinforcement and constructional detail of specimens (mm)

試件制作過程如下:蓋梁與墩柱鋼筋綁扎及波紋管定位;澆筑蓋梁與墩柱混凝土;構(gòu)件養(yǎng)護(hù);構(gòu)件拆模;墩柱鑿毛;蓋梁與墩柱拼裝,注意墩柱縱筋及補(bǔ)償鋼筋要定位準(zhǔn)確,保持結(jié)構(gòu)水平度和垂直度,完成后封口灌縫;現(xiàn)場(chǎng)攪拌UHPC并從波紋管口灌漿,完成試件制作。制作過程如圖4所示。

圖4 試件制作流程Fig.4 Fabrication process of specimens

2.2 材性試驗(yàn)

試件混凝土均采用C40混凝土,鋼筋選用HRB400,金屬波紋管直徑為65 mm。為保證材料在試驗(yàn)時(shí)的性能,在試驗(yàn)當(dāng)天對(duì)3組150 mm×150 mm×150 mm的立方體混凝土試塊進(jìn)行了抗壓強(qiáng)度測(cè)定,實(shí)測(cè)強(qiáng)度平均值為59 MPa; 6個(gè)100 mm×100 mm×100 mm的UHPC立方體試塊實(shí)測(cè)抗壓強(qiáng)度為118.33 MPa,6個(gè)狗骨型UHPC試塊實(shí)測(cè)抗拉強(qiáng)度為11.22 MPa,抗拉強(qiáng)度測(cè)試過程及結(jié)果如圖5所示;對(duì)試件中選用的鋼筋進(jìn)行抗拉強(qiáng)度測(cè)定,測(cè)試過程及結(jié)果如圖6所示。

圖5 UHPC抗拉強(qiáng)度測(cè)試Fig.5 Tensile test of UHPC

圖6 鋼筋抗拉強(qiáng)度測(cè)試Fig.6 Tensile test of reinforcements

2.3 加載制度

試驗(yàn)加載布置如圖7所示,水平及豎向作動(dòng)器均采用100 t的液壓伺服作動(dòng)器,可施加最大水平位移為250 mm。試驗(yàn)過程中,首先在加載柱頭頂部按照軸壓比為0.1,施加490 kN的豎向力模擬橋梁上部荷載,水平方向按照位移控制加載,每級(jí)循環(huán)加載2次,直至試件達(dá)到破壞后停止加載,加載制度如圖8所示。量測(cè)內(nèi)容具體包括:作動(dòng)器施加的力、加載點(diǎn)位移、塑性鉸區(qū)墩柱變形以及蓋梁錨固端水平及豎向位移等。

圖7 試驗(yàn)加載布置圖Fig.7 Loading setups

圖8 加載制度Fig.8 Loading protocol

3 試驗(yàn)現(xiàn)象及結(jié)果分析

3.1 試驗(yàn)現(xiàn)象分析

3.1.1 現(xiàn)澆橋墩

CIP在縱漂率達(dá)0.25%時(shí),墩身開始出現(xiàn)了微小裂縫。當(dāng)加載縱漂率達(dá)到0.75%時(shí),水平承載力為111.94 kN,墩身裂縫延伸,分布范圍迅速增加,墩柱雙根縱筋的應(yīng)變超過了2 000×10-6,現(xiàn)澆試件整體達(dá)到屈服狀態(tài),如圖9(a)所示。如圖9(b)所示,當(dāng)縱漂率加載至2%時(shí),水平承載力峰值為141.75 kN,墩身裂縫最大寬度為1.3 mm,墩底裂縫最大為2.5 mm,同時(shí)墩身出現(xiàn)少量斜裂縫,墩底混凝土輕微剝落。隨著加載級(jí)數(shù)增加,墩身裂縫寬度不斷擴(kuò)展,加載至縱漂率5%時(shí),受壓區(qū)混凝土大塊剝落,如圖9(c)所示。如圖9(d)所示,當(dāng)縱漂率達(dá)7%時(shí),縱筋大面積外露且發(fā)生嚴(yán)重屈曲變形,承載力為111.80 kN,已降至峰值承載力的85%以下,試件破壞,試驗(yàn)結(jié)束。

圖9 現(xiàn)澆橋墩試件破壞過程Fig.9 Failure process of CIP specimen

3.1.2 內(nèi)外波紋管連接橋墩

IOCPCP在加載縱漂率為0.25%時(shí),墩身出現(xiàn)多條細(xì)裂縫,分布于220 mm,350 mm,640 mm,750 mm高度處,裂縫受壓時(shí)可閉合。當(dāng)加載至縱漂率0.75%時(shí),水平承載力達(dá)106.27 kN,墩底出現(xiàn)微小斜裂縫,同時(shí)墩身裂縫數(shù)量增加,滯回曲線出現(xiàn)明顯拐點(diǎn),試件整體達(dá)到了屈服,如圖10(a)所示。當(dāng)縱漂率為1.5%時(shí),墩底砂漿有少量剝落,開口最大可達(dá)2.5 mm,墩身裂縫寬度0.3 mm,受壓時(shí)裂縫仍可閉合。當(dāng)縱漂率達(dá)2%時(shí),水平承載力達(dá)到峰值142.16 kN。如圖10(b)所示。當(dāng)加載至縱漂率3%時(shí),墩底裂縫寬12 mm,斜裂縫增加,墩身裂縫寬2.5 mm,豎向裂縫增多,裂縫主要沿環(huán)向發(fā)展,有少量混凝土剝落,如圖10(c)所示?？v漂率5%時(shí),受拉區(qū)混凝土大量剝落,深度約為50 mm,箍筋外露,受壓區(qū)混凝土呈塊狀分布?？v漂率達(dá)7%時(shí),混凝土大面積剝落,受壓側(cè)縱筋屈曲明顯。此時(shí)水平承載力為110.84 kN,降至峰值承載力的85%以下,試驗(yàn)結(jié)束,如圖10(d)所示。

圖10 內(nèi)外波紋管橋墩試件破壞過程Fig.10 Failure process of IOCPCP specimen

3.1.3 新型連接試件內(nèi)部破壞情況

試驗(yàn)結(jié)束后,為了直觀地觀察內(nèi)外波紋管連接橋墩的破壞狀態(tài),將試件的蓋梁進(jìn)行了切割,并標(biāo)記了波紋管區(qū)域和裂縫的發(fā)展情況。試件內(nèi)部破壞情況如圖11所示。

圖11 試件內(nèi)部破壞情況Fig.11 Internal damage of specimen

內(nèi)外波紋管連接橋墩波紋管中的鋼筋與灌漿料之間產(chǎn)生了肉眼可見的微裂縫,但只發(fā)生在高度150 mm左右,由于錨固深度較長(zhǎng),鋼筋并沒有出現(xiàn)拔出現(xiàn)象,鋼筋與灌漿料的黏結(jié)并未失效。蓋梁與波紋管接觸部位出現(xiàn)了少量的斜裂縫和水平裂縫。整體而言,蓋梁的內(nèi)部裂縫分布較少,未出現(xiàn)大面積損傷,符合規(guī)范中對(duì)蓋梁能力保護(hù)構(gòu)件的定義。

綜上,由擬靜力試驗(yàn)可知,內(nèi)外波紋管連接橋墩試件的墩柱與蓋梁連接節(jié)點(diǎn)未出現(xiàn)明顯滑動(dòng),波紋管內(nèi)UHPC灌漿料僅出現(xiàn)少量微裂縫,灌漿料飽滿,未出現(xiàn)孔洞、不密實(shí)等情況,補(bǔ)償縱筋與UHPC黏結(jié)良好,加載結(jié)束后,試件墩柱底部出現(xiàn)塑性鉸區(qū)與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)類似,形成典型的彎曲破壞特征,證明節(jié)點(diǎn)連接可靠。

3.2 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.2.1 滯回性能

圖12為內(nèi)外波紋管連接試件和現(xiàn)澆試件的滯回曲線對(duì)比圖。滯回曲線是循環(huán)加載過程中水平承載力與位移的關(guān)系,曲線上點(diǎn)與原點(diǎn)連線的斜率表示試件剛度,滯回環(huán)的面積表示試件耗能的大小。從整體上看,兩試件滯回曲線較相似,其中內(nèi)外波紋管試件的峰值荷載為142.16 kN,現(xiàn)澆試件的峰值荷載為141.75 kN,正反向加載曲線基本對(duì)稱,形狀均呈梭形,說明試件以受彎破壞為主。各試件在加載初期曲線線性增長(zhǎng),卸載時(shí)殘余位移較小,說明試件整體處于彈性。隨著加載的進(jìn)行,曲線增速趨緩,出現(xiàn)了明顯拐點(diǎn),說明試件剛度有所降低,同時(shí)每級(jí)荷載循環(huán)加載兩次,第二次加載較第一次加載時(shí),試件已經(jīng)出現(xiàn)一定程度的損傷,強(qiáng)度、剛度存在退化現(xiàn)象。繼續(xù)加載至峰值后,水平承載力基本保持不變,說明試件整體處于屈服狀態(tài);之后各試件曲線加、卸載斜率逐級(jí)降低,試件剛度退化明顯。內(nèi)外波紋管連接試件的滯回面積略小于現(xiàn)澆試件即耗能能力略弱于現(xiàn)澆結(jié)構(gòu),但滯回曲線飽滿,證明兩試件均保持良好的耗能能力。

圖12 試件滯回曲線Fig.12 Hysteresis curves of specimens

從以上分析可知,內(nèi)外波紋管連接試件可以在縱漂率達(dá)7%之前仍具備基本承載能力,證明該連接構(gòu)造可以抵抗高等級(jí)的地震荷載,可以在高烈度區(qū)進(jìn)行應(yīng)用。另外,新型預(yù)制拼裝試件整體上與現(xiàn)澆試件具有相似的滯回性能,符合“等同現(xiàn)澆”的設(shè)計(jì)理念,同時(shí)在延性、殘余位移等指標(biāo)上略優(yōu)于現(xiàn)澆試件,證明了新型連接方式的可行性和優(yōu)越性。

3.2.2 骨架曲線

各試件的骨架曲線,如圖13所示。骨架曲線是由滯回曲線中每一級(jí)循環(huán)的水平力峰值點(diǎn)連成的曲線,表征試件在不同級(jí)別荷載下的強(qiáng)度、剛度變化?？梢钥闯龈髟嚰?jīng)歷了上升段、強(qiáng)化段和下降段三個(gè)階段。在上升階段曲線呈線性,各試件強(qiáng)度增長(zhǎng)很快,曲線基本重合,說明各試件初始剛度基本一致,而下降段時(shí),現(xiàn)澆試件曲線斜率較大,內(nèi)外波紋管試件曲線下降趨緩。屈服荷載采用文獻(xiàn)[30]所用方法確定,相應(yīng)結(jié)果如表1所示,當(dāng)加載位移達(dá)15.5 mm左右時(shí),IOCPCP試件屈服,曲線進(jìn)入非線性階段,其峰值位移為91 mm,大于現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)的46.9 mm,但其余特征值如屈服位移、屈服荷載、峰值荷載等均與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)類似。IOCPCP試件的延性系數(shù)為9.5,而CIP試件的延性系數(shù)為8.8,說明裝配式結(jié)構(gòu)IOCPCP試件能夠提供更好的結(jié)構(gòu)延性,表現(xiàn)出更好的抗震延性。

表1 試件的試驗(yàn)結(jié)果Tab.1 Experiment results of the specimens

圖13 試件骨架曲線Fig.13 Skeleton curves of specimens

3.2.3 耗能能力

耗能能力是評(píng)價(jià)結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)。本文采用等效黏滯阻尼比來分析各試件的耗能能力,該指標(biāo)是指試件在一級(jí)循環(huán)加載下所耗散的能量與等價(jià)線彈性體系應(yīng)變能之比,如式(1)所示

(1)

式中:ζeq為等效黏滯阻尼比;S1為該級(jí)循環(huán)下滯回環(huán)的面積;S2為該級(jí)循環(huán)下所消耗的彈性變形能量。

圖14是計(jì)算得出的兩試件等效黏滯阻尼比曲線。各試件等效黏滯阻尼比隨著縱漂率的增大整體呈上升趨勢(shì)。在加載初期,各試件均呈現(xiàn)先下降再上升的現(xiàn)象,原因是此時(shí)試件處于彈、塑性轉(zhuǎn)變的階段,此階段滯回環(huán)面積增長(zhǎng)幅度小于彈性應(yīng)變能達(dá)到增加幅度,導(dǎo)致等效黏滯阻尼比降低。進(jìn)入塑性后,整體滯回環(huán)面積迅速增加,增長(zhǎng)幅度遠(yuǎn)大于彈性應(yīng)變能變化幅度,因此等效黏滯阻尼比會(huì)呈現(xiàn)增加的趨勢(shì);縱漂率大于1%以后,試件已由彈性階段轉(zhuǎn)換為彈塑性階段,此時(shí)隨著塑性變形的增加,試件彈性變形所消耗的能量S2變小,于是等效黏滯阻尼比不斷增大。整體來看,內(nèi)外波紋管連接試件的等效黏滯阻尼比在2%縱漂比之前大于現(xiàn)澆結(jié)構(gòu),表明其早期破壞比現(xiàn)澆嚴(yán)重,耗能更多,縱漂比大于2%后,等效黏滯阻尼比要略低于現(xiàn)澆橋墩,表明在相同荷載下,現(xiàn)澆試件的破壞更為嚴(yán)重。

圖14 試件等效黏滯阻尼比曲線Fig.14 Equivalent viscous damping ratio curves of specimens

3.2.4 曲率分布

曲率可以表征塑性鉸區(qū)的高度,是擬靜力試驗(yàn)的重要數(shù)據(jù)。曲率可通過式(2)計(jì)算,其中,φ為曲率,θ為計(jì)算截面的轉(zhuǎn)角,可由式(3)計(jì)算,L為相鄰兩截面的距離,h1,h2為同一水平面兩傳感器的拉壓變形值,D為墩柱直徑與同一水平面兩位移傳感器到墩柱的距離之和。

(2)

(3)

通過如圖7所布置的位移傳感器,得到了柱底部的變形情況,計(jì)算可知各試件曲率分布,如圖15所示。各試件墩柱與蓋梁界面處曲率最大,從柱底往上,曲率逐漸縮小。現(xiàn)澆試件的曲率分布在450 mm以下均呈分散狀態(tài),而內(nèi)外波紋管連接試件在300 mm已經(jīng)向零點(diǎn)集中。這表明現(xiàn)澆試件的塑性鉸高度要高于預(yù)制拼裝試件,現(xiàn)澆試件塑性鉸區(qū)的位置大致在450 mm左右,而內(nèi)外波紋管試件的塑性鉸高度在300 mm以下。各試件在縱漂率5%以內(nèi)保持了較好的左右對(duì)稱性,加載后期,由于混凝土破壞位置的不同,墩柱左右兩側(cè)曲率發(fā)生一定的差異。

圖15 試件曲率分布Fig.15 Curvature distribution of specimens

綜上所述,與現(xiàn)澆橋墩相比,內(nèi)外波紋管的延性系數(shù)為9.5,大于現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)的延性系數(shù)8.8,證明其在破壞(定義為峰值荷載的85%)時(shí)具有更強(qiáng)的變形能力;內(nèi)外波紋管具備與現(xiàn)澆橋墩相同的承載能力;相同縱漂比時(shí),內(nèi)外波紋管的破壞情況略輕于現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)。因此,所提出的內(nèi)外波紋管連接構(gòu)造適用于高烈度區(qū)預(yù)制拼裝橋墩。

4 有限元數(shù)值模擬

4.1 有限元模型建立

為驗(yàn)證試驗(yàn)結(jié)果的科學(xué)性,本文采用ABAQUS數(shù)值模擬軟件,建立了各試件的有限元模型,如圖16所示。

圖16 有限元模型Fig.16 Finite element model

本模型中混凝土、UHPC、波紋管等采用C3D8R實(shí)體單元,鋼筋采用T3D2桁架單元。材料參數(shù)均選用前述實(shí)測(cè)數(shù)據(jù),普通混凝土及UHPC采用混凝土塑性損傷模型[31],混凝土單軸應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》[32]中提供的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系,其詳細(xì)情況如圖17所示。UHPC采用文獻(xiàn)[33-34]中定義的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系,具體參數(shù)依據(jù)其相關(guān)材性試驗(yàn)測(cè)得。

圖17 混凝土單軸應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系Fig.17 Uniaxial stress-strain curve of concrete

在往復(fù)荷載作用下,考慮拉壓損傷及剛度恢復(fù),混凝土CDP模型的滯回準(zhǔn)則[35]如圖18所示。具體的混凝土參數(shù)如表2所示,取值除依據(jù)材性試驗(yàn)外,K1是與強(qiáng)度屈服準(zhǔn)則有關(guān)的參數(shù),參考文獻(xiàn)[36]中的取值。參考文獻(xiàn)[37]相關(guān)定義,分別選擇0.1和0.01作為UHPC和普通混凝土黏性參數(shù)的取值。

表2 混凝土參數(shù)Tab.2 Parameters of concrete

圖18 混凝土塑性損傷模型的滯回準(zhǔn)則Fig.18 Hysteretic rules of concrete plasticity damage model

為簡(jiǎn)化模型,新型預(yù)制拼裝模型墩柱與蓋梁界面位置設(shè)置2 cm高的混凝土層,單元類型為Cohesive單元,模擬坐漿層在實(shí)際試驗(yàn)過程中的失效特征,其中Cohesive單元的本構(gòu)模型采用的是Traction-Separation-Law模型本構(gòu)[38-39],如圖19所示,本構(gòu)關(guān)系根據(jù)式(1)進(jìn)行計(jì)算。

圖19 Traction-Separation-Law本構(gòu)模型Fig.19 Traction-Separation-Law constitutive model

(4)

式中:t為法向牽引力;δ為分離位移;K為Cohesive剛度;D為損傷變量,其計(jì)算公式可由參考文獻(xiàn)[39]得到,相關(guān)參數(shù)如表3所示。

表3 Cohensive 單元參數(shù)Tab.3 Parameters of cohesive element

鋼筋利用PQ-fiber[40]子程序中的USteel02本構(gòu)模擬并采用內(nèi)置區(qū)域方式嵌入混凝土。有限元模型中未考慮波紋管與混凝土、波紋管與UHPC之間的相對(duì)滑移,波紋管與混凝土以及UHPC之間采用共節(jié)點(diǎn)建模。各模型在加載柱頭頂面施加壓強(qiáng)為1 MPa的均布載荷,模擬豎向作動(dòng)器的軸壓;水平荷載施加于加載柱頭側(cè)面中點(diǎn)位置,依據(jù)前述加載制度,按位移控制加載。

4.2 有限元模擬與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比

各試件試驗(yàn)與模擬所得滯回曲線與骨架曲線對(duì)比如圖20和圖21所示。模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果初始剛度、峰值承載力及下降曲線一致,骨架曲線基本重合,因此本文建立的有限元模型可以較好地反映試件的滯回性能。

圖20 現(xiàn)澆試件試驗(yàn)與數(shù)值曲線對(duì)比Fig.20 Comparison between CIP specimen test and numerical curves

圖21 內(nèi)外波紋管連接試件試驗(yàn)與數(shù)值曲線對(duì)比Fig.21 Comparison between IOCPCP specimen test and numerical curves

為進(jìn)一步分析對(duì)比各試件試驗(yàn)與有限元結(jié)果,提取了內(nèi)外波紋管連接試件的破壞情況,如圖22所示。由圖22可知,有限元較好地模擬出了整個(gè)試件在塑性鉸區(qū)的混凝土損傷,同時(shí)對(duì)比圖11試件內(nèi)部破壞狀態(tài),發(fā)現(xiàn)墩柱與蓋梁界面處混凝土開裂較為嚴(yán)重,這與試驗(yàn)最終結(jié)果一致。從鋼筋應(yīng)力狀態(tài)來看,在破壞狀態(tài)時(shí),墩柱縱筋受壓屈曲,發(fā)生較大變形,也與試驗(yàn)時(shí)觀察到的鋼筋破壞結(jié)果一致。

圖22 內(nèi)外波紋管連接試件試驗(yàn)與數(shù)值模擬損傷情況對(duì)比Fig.22 Comparison between IOCPCP specimen test and numerical damage

從上述驗(yàn)證過程可知,本文建立的有限元模型可以有效模擬試件的破壞結(jié)果,可以有效反映試件在擬靜力試驗(yàn)下的破壞及受力特征。

4.3 參數(shù)分析

4.3.1 縱筋強(qiáng)度

墩柱縱筋強(qiáng)度是影響墩柱抗震性能的重要指標(biāo),為了研究在墩柱截面抗彎承載能力不變的前提下改變墩柱縱筋強(qiáng)度對(duì)結(jié)構(gòu)抗震性能及結(jié)構(gòu)損傷情況的影響,本文計(jì)算了三組有限元模型進(jìn)行參數(shù)分析,其中墩柱縱筋屈服強(qiáng)度為400 MPa,500 MPa以及640 MPa,截面形式如圖23所示。

圖23 墩柱截面形式Fig.23 Section forms of column

其中,鋼筋強(qiáng)度為400 MPa時(shí),補(bǔ)償鋼筋采用6根φ20鋼筋進(jìn)行內(nèi)部波紋管連接,外部波紋管均使用雙根φ16縱筋連接。鋼筋強(qiáng)度為500 MPa時(shí),補(bǔ)償鋼筋采用4根φ24鋼筋進(jìn)行內(nèi)部波紋管連接,外部波紋管使用雙根φ16縱筋連接。鋼筋強(qiáng)度為640 MPa時(shí),補(bǔ)償鋼筋采用4根φ10鋼筋進(jìn)行內(nèi)部波紋管連接,外部波紋管仍使用雙根φ16縱筋連接。整理模型結(jié)果并繪制滯回曲線結(jié)果如圖24所示。

圖24 內(nèi)外波紋管連接試件試驗(yàn)與數(shù)值曲線對(duì)比Fig.24 Comparison between IOCPCP specimen test and numerical curves

通過滯回曲線可以得到縱筋屈服強(qiáng)度越高,承載能力會(huì)有提升,初始剛度略有降低,原因是當(dāng)采用高強(qiáng)度鋼筋時(shí),為保持相同彎矩承載能力,則鋼筋數(shù)量及尺寸就會(huì)減小,配筋率降低。墩柱鋼筋屈服強(qiáng)度越高,其滯回曲線卸載剛度越小,表明其在反復(fù)荷載作用下剛度退化越慢。

三組模型的損傷失效模式如圖25所示,隨著墩柱縱筋強(qiáng)度的提升,受壓、受拉損傷區(qū)域略有增大,卸載時(shí),鋼筋屈服強(qiáng)度較高的剛度退化速度略慢。

圖25 不同縱筋強(qiáng)度下結(jié)構(gòu)損傷對(duì)比Fig.25 Comparison of structural damage under different longitudinal reinforcement strength

由圖25(c)～圖25(d)可知,鋼筋屈服強(qiáng)度越大,達(dá)到屈服強(qiáng)度的鋼筋數(shù)量越少,所需的鋼筋數(shù)量越少。外圈灌漿料的損傷程度隨鋼筋強(qiáng)度的增加而增加,鋼筋屈服強(qiáng)度越大,外圈波紋管灌漿料損傷程度越大,所需灌漿料強(qiáng)度就越高。同樣地,內(nèi)圈參與受力與損傷程度均會(huì)降低。因此當(dāng)鋼筋強(qiáng)度較高時(shí),針對(duì)新型波紋管連接結(jié)構(gòu)的外圈混凝土灌漿料更有必要使用高強(qiáng)灌漿料。

為評(píng)估鋼筋強(qiáng)度的變化對(duì)墩柱塑性鉸區(qū)大小的影響,特將數(shù)值模擬的墩柱曲率結(jié)果進(jìn)行提取,如圖26所示。由圖26(a)和圖26(b)對(duì)比可知,試驗(yàn)結(jié)果的曲率與模擬結(jié)果基本一致,較大曲率發(fā)生在距承臺(tái)頂面300 mm以內(nèi)的范圍,因此塑性鉸區(qū)域基本發(fā)生在此曲率較大區(qū)域。對(duì)比圖26(b)～圖26(d),評(píng)估由于鋼筋強(qiáng)度變化引起的塑性鉸區(qū)大小變化。由圖可知,極限荷載作用下鋼筋強(qiáng)度為640 MPa墩柱的曲率值在距離承臺(tái)頂450 mm位置處最大值為0.011 89 m-1,鋼筋強(qiáng)度為500 MPa墩柱的曲率值在距離承臺(tái)頂450 mm位置處最大值為0.012 8 m-1。鋼筋強(qiáng)度為400 MPa墩柱的曲率值在距離承臺(tái)頂300 mm位置處最大值為0.012 26 m-1。由曲率大小可知,鋼筋強(qiáng)度為640 MPa的塑性鉸區(qū)高度會(huì)略小于400 MPa的塑性鉸區(qū),其原因主要是強(qiáng)度越高則配筋率越低,墩底部分剛度減小,塑性鉸區(qū)域?qū)?huì)集中于墩底位置,但曲率改變并不顯著。

圖26 曲率對(duì)比Fig.26 Comparison of the curvature

4.3.2 內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋長(zhǎng)度

墩柱內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋的長(zhǎng)度是影響墩柱塑性鉸分布的重要參數(shù)之一,不同長(zhǎng)度的補(bǔ)償鋼筋直接影響塑性鉸區(qū)鋼筋配筋率,為了研究在墩柱截面抗彎承載能力不變的前提下改變補(bǔ)償鋼筋長(zhǎng)度對(duì)結(jié)構(gòu)抗震性能及結(jié)構(gòu)損傷情況的影響,本文設(shè)計(jì)了三組有限元模型進(jìn)行參數(shù)分析,其中墩柱補(bǔ)償鋼筋伸入墩柱內(nèi)長(zhǎng)度分別為350 mm(>16d),500 mm以及1 000 mm(試驗(yàn)長(zhǎng)度)。分別對(duì)照三組模型的損傷情況、鋼筋應(yīng)變、曲率分布以及滯回曲線,判斷試件破壞情況,并分析內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋長(zhǎng)度對(duì)試件塑性鉸區(qū)分布的影響。

混凝土壓縮損傷結(jié)果如圖27所示,由于補(bǔ)償鋼筋長(zhǎng)度僅為350 mm,與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)在塑性鉸區(qū)的鋼筋配筋更接近,因此其損傷范圍較大,與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)的損傷范圍類似。而當(dāng)內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋的長(zhǎng)度增加至500 mm及以上時(shí),損傷程度降低,破壞更多的發(fā)生在連接截面位置,其原因是塑性鉸區(qū)高度范圍內(nèi)墩柱截面鋼筋布置相同,未出現(xiàn)由于內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋中斷引起的截面剛度突變,因此變形集中于墩底。

圖27 不同補(bǔ)償鋼筋長(zhǎng)度下結(jié)構(gòu)損傷對(duì)比Fig.27 Comparison of structural damage under different connecting reinforcement length

由圖28所示,補(bǔ)償鋼筋伸入墩柱長(zhǎng)度為350 mm時(shí),在墩身距蓋梁表面350 mm位置處形成剛度突變,導(dǎo)致鋼筋出現(xiàn)兩段應(yīng)變較大的位置,證明在此位置形成雙塑性鉸現(xiàn)象,同樣此結(jié)果可由曲率分布圖29(a)驗(yàn)證。而內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋伸入墩柱的長(zhǎng)度為500 mm及以上時(shí),由于塑性鉸區(qū)高度并未超過補(bǔ)償鋼筋伸入段長(zhǎng)度,即塑性鉸區(qū)配筋一致,剛度一致,因此未呈現(xiàn)多處鋼筋應(yīng)變較大現(xiàn)象,僅在墩底位置形成鋼筋應(yīng)變較大區(qū)域,即鋼筋最大變形發(fā)生于靠近墩底位置。

圖28 不同補(bǔ)償鋼筋長(zhǎng)度下鋼筋應(yīng)變對(duì)比Fig.28 Comparison of reinforcement strain under different connecting reinforcement length

圖29 曲率分布及滯回曲線對(duì)比Fig.29 The distribution of curvature and comparison of hysteresis curves

根據(jù)圖29曲率分布圖,補(bǔ)償鋼筋伸入墩柱長(zhǎng)度為350 mm模型的曲率值在150 mm以及450 mm位置較大,450 mm位置的曲率可達(dá)0.132 4 m-1,整體曲率分布更接近于現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)。而500 mm及1 000 mm長(zhǎng)度的模型曲率分布類似,較大曲率值均發(fā)生在300 mm以下的位置,證明長(zhǎng)度為350 mm模型形成雙塑性鉸,塑性鉸區(qū)域范圍廣,較大變形區(qū)域基本發(fā)生在500 mm以內(nèi),接近現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)塑性鉸區(qū)范圍。長(zhǎng)度為500 mm,1 000 mm的模型塑性鉸區(qū)域范圍較小,基本較大變形區(qū)集中于300 mm左右。因此可以認(rèn)為內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋長(zhǎng)度的變化會(huì)直接影響墩柱塑性鉸高度分布范圍,當(dāng)其小于塑性鉸高度時(shí),會(huì)使塑性鉸區(qū)域發(fā)生擴(kuò)大,使結(jié)構(gòu)塑性鉸高度更接近于現(xiàn)澆結(jié)構(gòu),形成雙塑性鉸,而內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋長(zhǎng)度過長(zhǎng)則會(huì)使塑性鉸區(qū)域集中于墩底位置,變形更集中。同樣,由于三種模型基于墩底截面抗彎性能一致進(jìn)行設(shè)計(jì),則對(duì)比圖29(d)滯回曲線,模型的滯回曲線峰值、剛度等基本保持一致,并沒有出現(xiàn)明顯差異,證明當(dāng)前保持截面抗彎承載能力一致的方法有效。

5 結(jié) 論

本文針對(duì)高烈度區(qū)應(yīng)用預(yù)制拼裝技術(shù)的現(xiàn)實(shí)需求,提出了一種新型內(nèi)外波紋管連接墩柱-蓋梁橋墩構(gòu)造方案,該方案形式簡(jiǎn)單,解決了高配筋率墩柱使用傳統(tǒng)波紋管連接時(shí)縱筋位置管道密集,不易滿足布置間距等問題。同時(shí),拼裝完成后直接從蓋梁頂部進(jìn)行波紋管灌漿,灌漿方式簡(jiǎn)單,易于施工,有利于實(shí)際工程中的使用,同時(shí)能夠滿足抗震需求,具體結(jié)論如下:

(1) 新型內(nèi)外波紋管連接橋墩構(gòu)造減少了外層波紋管的布置數(shù)量,有效解決高烈度區(qū)高配筋率橋墩波紋管布置間距不足的問題,實(shí)際使用時(shí)加工、拼裝及灌漿方式簡(jiǎn)單,具有良好的應(yīng)用前景。

(2) 內(nèi)外波紋管連接試件的抗震性能滿足“等同現(xiàn)澆”的設(shè)計(jì)理念,并在承載力、延性等關(guān)鍵指標(biāo)上略優(yōu)于現(xiàn)澆橋墩。試件可在縱漂率達(dá)6%時(shí)仍具備峰值荷載的88%以上的承載力,驗(yàn)證了新型連接預(yù)制拼裝橋墩在高烈度區(qū)進(jìn)行應(yīng)用的可行性。

(3) 縱筋強(qiáng)度越高,外圈波紋管承擔(dān)更多荷載且對(duì)其外圈灌漿料強(qiáng)度要求更大,卸載剛度會(huì)略有減小。內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋長(zhǎng)度小于塑性鉸區(qū)高度時(shí),會(huì)使塑性鉸區(qū)高度范圍擴(kuò)大,且由于內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋導(dǎo)致的剛度突變,將產(chǎn)生兩塊變形較大區(qū)域,在墩柱上形成兩個(gè)塑性鉸,盡管可使墩柱變形在塑性鉸區(qū)分布范圍更廣,更接近于現(xiàn)澆墩柱,但在使用過程中仍需滿足錨固鋼筋長(zhǎng)度等構(gòu)造要求。

(4) 根據(jù)參數(shù)分析結(jié)果,縱筋建議選用高強(qiáng)鋼筋,通過降低配筋率可以減少波紋管的數(shù)量,更易滿足套管間距的構(gòu)造要求,同時(shí)增大施工容差;內(nèi)部補(bǔ)償鋼筋長(zhǎng)度最少為25d(其中d為補(bǔ)償鋼筋的直徑);波紋管內(nèi)灌漿料應(yīng)選擇高強(qiáng)砂漿或UHPC等高強(qiáng)度材料。