高速铁路装配式桥墩抗震性能研究

2023-08-21张彦玲郭雅轩罗云峰

铁道标准设计 2023年8期

张彦玲，郭雅轩，杨斌，罗云峰，冯沛

(1.石家庄铁道大学土木学院,石家庄 050043; 2.中国国家铁路集团公司工程管理中心,北京 100844; 3.河北省建筑材料工业设计研究院有限公司,石家庄 050050; 4.中国铁路设计集团有限公司,天津 300308)

引言

随着我国绿色铁路发展进程的加快,装配式桥梁由于其施工快捷、质量容易保证、工业化程度高等优点成为发展热点,但装配式桥梁的连接节点对其整体性能,尤其是抗震性能的影响尚需进行深入研究。其中,装配式桥墩的抗震性能需要受到特别关注。

单根装配式桥墩构件的抗震性能主要通过拟静力缩尺模型试验和数值模拟进行研究。装配式桥墩通常在墩身与墩帽、墩身与承台之间设置连接节点,常用的连接方式主要包括灌浆波纹管连接、灌浆套筒连接和纵向连续筋及预应力筋连接等。TAZARV、AMELI、夏樟华等[1-3]分别对灌浆波纹管连接和预应力灌浆波纹管连接的装配式桥墩进行了缩尺模型拟静力试验和数值分析;包龙生[4-5]分析了灌浆波纹管连接的装配式桥墩与整体现浇桥墩在抗震性能方面的差异;樊泽、葛继平、王志强等[6-8]分别对预应力钢绞线和精轧螺纹钢筋与灌浆套筒连接的预制拼装试件的抗震性能进行了研究;SHIM和王军文等[9-10]分别研究了以纵向连续筋及预应力筋连接的装配式混凝土桥墩的实验室模型构件受力性能;赵建锋等[11]对外置可更换耗能装置的节段拼装CFST桥墩的抗震性能进行了分析。

在桥梁整体结构抗震性能方面,WEI等[12]通过增量动力分析法分析了竖向地震动对高铁轨道桥梁系统易损性的影响;刘尊稳[13]对基于线桥一体化模型的高速铁路桥梁抗震性能及设计方法进行了研究;曾永平等[14-15]针对近断层高速铁路简支梁桥的抗震性能,分析了弹塑性动力响应规律,开展了桥梁减隔震装置和桥墩设计参数优化研究;张玥等[16]比较了采用传统抗震体系、减隔震体系和延性体系时多层桥梁结构的抗震性能;孙武云等[17]研究了高烈度山区中等跨径连续梁桥的合理抗震结构体系,从损伤概率角度对桥梁抗震性能及危险构件进行评估;贾少敏等[18]采用哈密顿蒙特卡洛子集模拟法对多点激励下减震桥梁结构进行了抗震可靠度分析。

目前对于装配式桥梁抗震性能的研究多集中于单个装配式桥墩构件的拟静力缩尺模型试验和数值分析,对于桥梁整体抗震性能的研究大多未专门考虑装配式桥墩特性的影响。笔者在完成了高速铁路桥梁装配式桥墩的拟静力足尺模型试验基础上[19],针对采用装配式桥墩的高速铁路桥梁,对装配式桥墩进行有限元数值模拟,并对装配式桥墩的桥梁结构体系进行实际地震波作用下的地震响应分析。

1 工程背景介绍

以时速350 km京雄城际高铁工程为背景,采用32 m无砟轨道后张法预应力混凝土双线铁路梁桥。桥墩为半圆端形截面,截面尺寸为2.2 m(横)×2.6 m(纵),墩高为6～9 m,顶帽、墩柱均采用C40混凝土。桥墩主筋为HRB400φ32 mm钢筋,间距 20 cm。环向箍筋为φ12 mm钢筋,竖向间距 10 cm。承台高2.5 m,截面尺寸为6.5 m×4.5 m,顶、底边配筋分别为HRB400φ25 mm钢筋,双筋布置,间距150 mm。

桥墩及桩基础均采用预制装配式,桥墩采用节段预制拼装,桩基础采用外径1m的大直径预制管桩,承台现浇。墩身与顶帽、墩身与承台之间均采用灌浆套筒连接,承台与桩头现浇连接。在承台顶部和墩柱最上节段顶部预留连接钢筋,在墩柱最下节段和顶帽底部预埋灌浆套筒,吊装时预留钢筋插入各自对应的灌浆套筒中,然后对钢筋灌浆套筒逐个灌浆并养护达到强度,施工完成。

实际桥墩及套筒连接照片如图1所示,其中图1(a)为实际桥墩现场;图1(b)为墩底套筒连接部位的构造及布置情况。桩基尺寸与桩基布置如图2所示。

图1 桥墩及套筒连接

图2 桩基础截面及布置(单位:cm)

2 桥墩足尺试验及试验墩数值模拟

2.1 桥墩足尺试验方案

文献[19]中根据原桥桥墩构造,共设计了两个足尺试验墩,其中一个为装配墩,另一个为现浇墩。试验墩高7 m(不包括墩帽),墩身及承台截面尺寸及配筋均与实际桥墩相同,但试验承台高3 m,较实际承台略高。试验中通过竖向施加预应力对上部结构恒载进行近似模拟。每个桥墩采用4束15φs15.2 mm的自锁式无粘结预应力钢绞线,下端为锚固端,伸入承台内2 m,上端为张拉端。为方便加载,试验墩在承台上的位置旋转了90°。足尺试验墩尺寸及布置见图3。

图3 足尺寸试验桥墩(单位:cm)

加载时,首先对试验墩张拉竖向预应力筋,以模拟桥墩的竖向荷载(恒载),锚下张拉控制应力为800 MPa。利用两个桥墩间互为反力架,采用单点加载方式,施加低周水平往复荷载。作用点位于墩顶以下0.5 m处,采用YDC5000千斤顶1和千斤顶2交替施加推拉水平荷载。加载过程分为力加载和位移加载两个阶段:第1阶段为力控制加载,按照最大制动力(320 kN)的不同倍数循环加载至钢筋首次屈服;第2阶段为位移控制,分别以1、2、3倍屈服位移(Dy)加载,每个等级循环2次,直到构件达到指定的位移或荷载下降到最大荷载的85%。试验加载历程见图4。

图4 试验加载历程

2.2 试验墩数值模拟

2.2.1 有限元模型

采用ANSYS有限元软件对试验墩在整个低周往复加载过程中的力学性能进行数值模拟。墩身及承台采用Solid65单元;钢筋采用整体式模型,即将钢筋均匀分布在整个Solid65混凝土单元中,综合了混凝土与钢筋对结构整体刚度的贡献。加载位置的钢垫板使用Solid45单元,防止加载过程中局部压碎,便于收敛。装配式桥墩中的灌浆套筒连接采用Combin39弹簧单元模拟。加载方案与试验过程相同。试验墩有限元模型见图5(左侧为装配墩,右侧为现浇墩),承台底部固结,侧面约束x和z向。

图5 有限元模型

2.2.2 本构关系

(1) 混凝土

由于桥墩配有较密集的箍筋,对核心混凝土产生了一定的约束作用,可将其看作箍筋约束混凝土柱,在轴心受压破坏时,其峰值应力、应变均存在尺寸效应。参考MANDER[20]提出的约束混凝土本构模型,考虑尺寸效应,但为便于模型收敛,不考虑混凝土应力-应变曲线中的下降段。Mander约束混凝土应力-应变模型的上升段见式(1)。

(1)

式中,σcc和εcc分别为约束混凝土峰值应力及峰值应变,峰值应变εcc取0.002;基于BAŽANT[21]材料层次尺寸效应,箍筋约束混凝土柱轴压破坏峰值应力σcc见式(2)。

(2)

式中,fc为混凝土的轴心抗压强度;B、Do为依赖于结构的几何常数,对于圆柱B=1.017、Do=800;D为试件尺寸(圆柱为截面直径,方柱为截面边长);β为箍筋对混凝土尺寸效应的削弱系数,β=1;φ为箍筋对混凝土强度的提高系数,经计算取φ=1.12[21]。

r为混凝土脆性相关系数,其表达式为

r=Ec/(Ec-σcc/εcc)

(3)

Solid65单元采用Mises屈服准则及多线性等向强化模型(MISO),假定加载过程中屈服曲面均匀膨胀,没有畸变和移动,其裂缝剪力传递系数取值为βt=0.5,βc=0.9。

(2)灌浆套筒

采用OVM.GTZQ4 32全灌浆套筒,套筒采用球墨铸铁制造,套筒长度为650 mm。连接件构造与灌浆套筒实际布置分别见图6(a)、图6(b)所示。钢筋母材选用型号为HRB400Eφ32 mm钢筋,放入钢筋后灌入灌浆料,制作完成并标准养护28 d后进行性能试验,得到其本构关系曲线如图6(c)所示。

图6 灌浆套筒参数

2.3 试验结果与有限元结果比较

试验过程中得到了滞回曲线、骨架曲线、刚度退化、耗能曲线等结果。采用上述有限元模型,得到试验墩滞回曲线试验值与有限元结果对比,见图7。

图7 装配墩和现浇墩滞回曲线试验值与有限元结果对比

由图7可以得出以下结论。①装配墩有限元结果与试验结果较吻合,但现浇墩有限元结果比试验结果多一个滞回环。这是由于足尺墩刚度过大,在现场试验中足尺装配墩与现浇墩只能互为反力架,使得当装配墩达到极限状态后,荷载无法再继续增加,现浇墩的荷载和位移也无法继续增大,因此,现浇墩未达到最后的极限状态。但有限元模型在最后一级循环荷载作用下,装配墩和现浇墩的滞回曲线均呈现水平趋势,说明均已达到极限。②在最后两级加载循环中,试验曲线与有限元曲线有一定偏差,这是由于试验中的竖向荷载是用预应力加载的,在施加水平荷载过程中,预应力会发生变化。③在破坏阶段,由于有限元模型不能很好地模拟混凝土的压碎脱落,因此,滞回曲线中的刚度退化现象没有试验结果明显。

有限元结果与试验墩骨架曲线、等效刚度和滞回耗能结果比较见图8。

图8 桥墩骨架曲线、等效刚度和滞回耗能试验值与有限元结果对比

由图8可知,试验骨架曲线、等效刚度和滞回耗能曲线均和有限元骨架曲线吻合良好。虽然试验中未得到现浇墩的极限荷载和极限位移,但通过有限元的补充数值分析可以看出,装配墩的极限荷载较现浇墩低4%,极限位移低6.1%,位移延性系数低15.8%。现浇墩延性性能略优于装配墩,但差别不大。

3 实际桥墩受力及抗震性能分析

第2节中对试验墩进行了试验研究和数值模拟,并根据试验结果对有限元模型进行了验证。本节针对包含墩帽的实际装配式桥墩,分别建立不考虑桩基础的实际装配式桥墩(简称“成桥墩”)模型和考虑桩基础的实际装配式桥墩(简称“成桥加桩墩”)模型,并施加低周往复荷载进行拟静力分析,其中不加桩的成桥墩主要用来与试验墩的力学性能进行比较。

3.1 实际桥墩模型

实际桥墩墩高6～9 m,此处选择墩身高7 m,墩帽高2 m,承台以上共高9 m的桥墩,以便与试验墩比较。承台和桩基础截面尺寸及配筋见图2。墩身与墩帽、墩身与承台之间的套筒连接部位均采用Combine39弹簧单元进行连接,混凝土、钢筋及灌浆套筒的单元类型和本构关系均与试验墩相同。对于加桩模型,桩基础采用Solid45单元。同时,桩结构和承台受到的周围土压力同样采用Combine39弹簧单元进行模拟,其刚度计算公式为

k=mzb0h0

(4)

式中,m为地基水平抗力系数;z为累计深度;h0为单元划分高度;b0为截面等效宽度,b0=0.9(d+1),d为设计桩径,本文d=1 m,则b0=1.8 m。

桩基础采用预制桩,根据《铁路桥涵地基和基础设计规范》[22]和实际工程现场地质情况,得到地基水平抗力系数的比例系数m值,如表1所示。

表1 地基水平抗力系数的比例系数

对成桥墩模型和成桥加桩墩模型分别施加与试验墩相同的拟静力荷载,位置均为距离墩底6.5 m处。同时,在墩顶施加上部结构自重恒载,数值与试验墩相同,均为6 726 kN(考虑两侧32 m预应力混凝土梁的自重)。两种实际桥墩有限元模型见图9(X轴为横桥向,Y轴为高度方向,Z轴为顺桥向)。

图9 实际装配式桥墩有限元模型

3.2 实际装配式桥墩抗震性能分析

3.2.1 滞回曲线及骨架曲线对比分析

计算成桥墩模型与成桥加桩墩模型的滞回曲线,并与试验装配墩和现浇墩模型的滞回曲线进行比较分析,如图10所示。

图10 桥墩滞回曲线试验值与有限元结果对比

由图10可知:①试验装配墩模型与成桥墩模型相比,滞回环相同,极限荷载略小,但总体来说,滞回曲线基本一致,说明本文的足尺寸试验墩数据可以反映出用于实际工程中的装配式桥墩的抗震性能;②试验装配墩模型及成桥墩模型与试验现浇墩相比,滞回曲线差别不大,说明套筒连接未对桥墩的滞回性能和恢复力特征值产生明显影响,装配墩的抗震性能不低于同等条件下的现浇墩;③成桥墩与成桥加桩墩相比,滞回曲线更加饱满,相同荷载下的位移较小,说明桩-土效应可以消耗一部分能量。

由于实际铁路桥梁中桥墩无桩基的情况极少,因此,以下仅将成桥加桩墩模型的计算结果与试验墩进行比较,其中骨架曲线的比较分析如图11所示。

图11 桥墩骨架曲线试验值与有限元结果对比

由图11可知,成桥加桩墩与试验装配墩和现浇墩相比,其骨架曲线的初始斜率减小,极限荷载也有所下降,说明桩土效应使体系整体刚度减小。

3.2.2 刚度退化特征、滞回耗能曲线及残余变形对比分析

不同模型的刚度退化曲线、滞回耗能曲线及残余变形曲线对比如图12所示。

图12 桥墩刚度退化特征、滞回耗能及残余变形试验值与有限元结果对比

由图12可知:①试验装配墩与现浇墩的刚度退化特征基本相同,而成桥加桩墩由于桩基和承台四周的弹簧单元所反映的桩-土效应,初期刚度明显下降,较试验装配墩低36%,但3种模型的后期刚度及退化趋势比较接近;②成桥加桩墩由于初始刚度下降,耗能相对于试验装配墩模型减小23.5%;③比较各模型的残余变形可得,试验现浇墩模型>试验装配墩模型>成桥加桩墩模型,但相差不大。

4 全桥在地震作用下的时程响应

为分析装配式桥墩作为桥梁整体结构的一部分在地震作用下的响应,在京雄高铁桥梁的基础上,构建一个两跨连续梁桥模型,分析桥墩在地震波荷载作用下的抗震性能。

4.1 模型建立

分别建立4种模型。模型A:桥墩采用装配墩,仅考虑承台,不考虑桩基础,承台固结。桥墩与承台采用Solid65单元,两侧混凝土箱梁采用Beam4单元,套筒连接部位采用Combine39单元。模型B:桥墩采用现浇墩,仅考虑承台,不考虑桩基础,承台固结。桥墩与承台采用Solid65单元,两侧混凝土箱梁采用Beam4单元。模型C:承台、桥墩和两侧混凝土箱梁均采用Beam4单元,并考虑承台和墩帽高度范围内梁单元的截面和墩身的不同。不考虑桩基础,承台固结。模型D:承台、桥墩和两侧混凝土箱梁均采用Beam4单元,考虑桩基础,桩基础采用Beam23单元,桩土相互作用同3.1节。

以上4种模型主梁与墩之间的连接采用弹性连接,中间墩和梁约束x、y、z位移和y、z转动,边墩和梁约束x、y位移和y、z转动。

模型A和模型B用来比较两跨连续梁中装配墩和现浇墩在地震波作用下的抗震性能;模型C和模型D由于桥墩采用了梁单元,未考虑装配墩的连接特性,因此,主要用来对桩-土效应进行分析。各模型中材料本构关系见2.2.2节,有限元模型见图13。

图13 全桥有限元模型

4.2 自振特性分析

采用ANSYS软件对4个模型分别进行瞬态分析,在典型振型模态下各模型相应频率的比较见表2。

表2 典型振型模态下各模型相应频率比较 Hz

由表2可知:①模型A和模型B相比,二者均未考虑桩-土效应,且均采用实体单元,结果显示,相同模态下现浇墩模型B的自振频率较装配墩模型A略高,说明现浇墩模型的整体刚度略大于装配墩模型,但二者差别很小,最大只相差2.7%,装配墩连接节点并未明显降低桥梁刚度;②模型B和模型C相比,二者均未考虑桩-土效应,但桥墩采用了不同单元,相同模态下不加桩模型C比现浇墩模型B略大,说明约束条件对于梁单元比对实体单元的作用更强,但总体差别不大;③模型C和模型D相比,二者桥墩均采用了梁单元,但模型D由于考虑了桩-土非线性的影响,结构刚度下降,自振周期增大,相同模态下两者频率最大相差19%。

4.3 抗震性能分析

4.3.1 地震波的选取

地震波的选取对于结构抗震性能计算结果有很大影响,一般可通过桥梁建设场地的实际强震记录或历史过程中的强震记录选取,或根据实际现场的地质情况人工模拟地震波。文献[23]同时考虑该工程地处廊坊霸州边界,故采取宁河天津波的地震记录,震级M=6.9,时间间隔为0.02 s。在ANSYS瞬态分析阶段分别输入天津波南北方向与东西方向的地震加速度,地震波形见图14。

图14 地面加速度时程曲线

4.3.2 模型A和模型B比较

模型A和模型B用来比较两跨连续梁桥中装配墩和现浇墩在地震波作用下的力学性能。在本文所选地震波作用下,中间墩墩顶和距墩底6.5 m处(与试验墩加载点位置相同)的位移时程曲线见图15,墩顶和距墩底6.5 m处最大位移及墩底最大弯矩、剪力如表3所示。

表3 模型A、模型B中墩顶和距墩底6.5m处最大位移及墩底内力对比

图15 模型A和模型B位移时程曲线

由图15和表3可得出以下结论。①模型A与模型B沿横桥向和顺桥向墩顶处和距离墩底6.5 m位置处的位移时程曲线均基本一致。在距离墩底6.5 m位置处,模型A横桥向42.5 mm,顺桥向43.3 mm;模型B横桥向42.8 mm,顺桥向43.8 mm;而试验装配墩屈服位移为23.3 mm,极限位移为62.4 mm,试验现浇墩屈服位移为21.8 mm,有限元模拟的极限位移为66 mm。因此,模型A和模型B大于试验墩相同位置处的屈服位移,但小于极限位移,说明两种桥墩在本文所选地震波作用下均已进入塑性,但尚未达到极限状态。②虽然模型A和B的墩顶位移相近,但模型B的墩底弯矩和剪力在顺桥向和横桥向均比模型A高,这与现浇墩模型B的整体刚度略大有关。

4.3.3 模型C和模型D比较

模型C和模型D用来比较桩-土效应对两跨连续梁在地震波作用下的力学性能影响。在输入南北方向和东西方向的地面加速度后,模型C和模型D墩顶位置处的位移时程曲线见图16,墩顶和距墩底6.5 m处最大位移及墩底最大弯矩和剪力见表4。

表4 模型C、模型D中墩顶和距墩底6.5 m处最大位移及墩底内力对比

图16 模型C和模型D墩顶位移时程曲线

由图16和表4可知,不加桩模型C和加桩模型D的位移时程曲线基本一致,但加桩模型D的峰值要略大于不加桩模型C,其中模型C横桥向为46.2 mm,顺桥向为66.3 mm;模型D横桥向为52.9 mm,顺桥向为72.5 mm。根据剪力和弯矩结果显示,桩土效应对桥墩抗震响应的影响不可忽略,考虑桩土效应时,结构整体刚度下降,频率降低,会使得墩底截面弯矩、剪力有较大下降,墩顶位移增大。