歐智菁 ,謝銘勤 ,秦志清 ,林上順 ,俞 杰
(1. 福建工程學(xué)院土木工程學(xué)院,福建 福州 350118;2. 福建省交通規(guī)劃設(shè)計院,福建 福州 350103)
橋梁建筑工業(yè)化是我國建筑業(yè)的發(fā)展方向之一,其中預(yù)制拼裝混凝土橋墩具有施工快速、綠色環(huán)保、對既有交通和環(huán)境影響小等特點,近年來備受國內(nèi)外關(guān)注,具有廣闊應(yīng)用前景[1-2].
目前裝配式混凝土橋墩的主要連接方式有灌漿套筒、預(yù)應(yīng)力筋連接、灌漿金屬波紋管等. 近年來研究者們對不同連接構(gòu)造的預(yù)制裝配式混凝土橋墩的抗震性能開展了試驗研究及數(shù)值分析. 文獻[3-4]對7 組不同配箍率和鋼筋強度下的預(yù)應(yīng)力筋連接的裝配式混凝土橋墩的擬靜力試驗,試驗結(jié)果表明,7 組預(yù)應(yīng)力節(jié)段拼裝橋墩的耗能能力低于整體體現(xiàn)澆混凝土橋墩;文獻[5]開展了灌漿套筒連接的裝配式橋墩與現(xiàn)澆式橋墩的抗震性能對比試驗,試驗結(jié)果表明,與整體式橋墩相比,裝配式橋墩的水平承載力與前者相當(dāng),位移延性與累積耗能能力稍差、殘余位移偏大;文獻[6]提出了一種內(nèi)嵌小鋼管的預(yù)應(yīng)力裝配式橋墩,并對試件的抗震性能指標(biāo)進行了有限元分析,研究發(fā)現(xiàn)內(nèi)嵌小鋼管的加入有效改善了預(yù)應(yīng)力連接裝配式橋墩的抗剪和耗能性能,避免了結(jié)構(gòu)在接縫處發(fā)生剪切破壞;文獻[7]開展了金屬波紋管拼裝橋墩和整體現(xiàn)澆橋墩的雙向擬靜力試驗,試驗結(jié)果表明,灌漿波紋管的鋼筋連接方式可靠,主要抗震性能指標(biāo)的差異較小,是一種可行的連接方式;文獻[8]研究了灌漿波紋管中所需的錨固鋼筋的長度,進行單調(diào)荷載下的試驗研究,發(fā)現(xiàn)帶有金屬波紋管的構(gòu)件具有較好的結(jié)構(gòu)性能;文獻[9]設(shè)計了一種新的套筒連接結(jié)構(gòu),可發(fā)揮該套筒極限抗拉承載能力,還可提高對接鋼筋誤差容許范圍并防止灌漿料的滑移.
綜上所述,如今世界各地的研究主要集中在傳統(tǒng)連接方式的裝配式橋墩[10-11],但傳統(tǒng)的連接方式存在傳力模式單一、灌漿質(zhì)量和連接效果不易保證等問題,為此工程界提出了采用帶鋼管剪力鍵的灌漿套筒連接的裝配式橋墩,具有定位準(zhǔn)確、施工方便、傳力可靠等優(yōu)點. 但對采用鋼管剪力鍵等新型連接方式的裝配式橋墩的相關(guān)研究較少. 為深入了解和掌握該類新型橋墩結(jié)構(gòu)的破壞機制和地震響應(yīng)行為,本文制作了3 根方形橋墩試件,開展單向擬靜力試驗,并采用ABAQUS 軟件進行數(shù)值模擬,分析試件在往復(fù)荷載作用下的抗震性能指標(biāo),對比不同連接方式對混凝土橋墩抗震性能的影響規(guī)律并對新型橋墩進行參數(shù)分析.
本文以沈海高速公路福廈段擴容二期工程某橋為原型,設(shè)計了3 種類型橋墩結(jié)構(gòu),縮尺比例為1∶6,具體構(gòu)造見圖1. 其中:Z-1 試件為整體現(xiàn)澆式橋墩;T-1 試件為傳統(tǒng)灌漿套筒連接的裝配式橋墩;G-1 試件為采用鋼管剪力鍵連接的裝配式橋墩. 軸壓比n= 0.15.
圖1 橋墩構(gòu)造Fig. 1 Configuration of piers
3 種類型橋墩試件高度h相同,均為2.88 m,墩身截面尺寸為360 mm × 360 mm,配有8 根直徑為12 mm 的縱筋,箍筋直徑為8 mm,間距100 mm;現(xiàn)澆承臺截面尺寸為800 mm × 800 mm,高500 mm.
T-1 和G-1 試件在承臺與預(yù)制墩身連接處沿外周均勻設(shè)置8 個灌漿套筒. 其中,G-1 試件在墩底和承臺頂部各預(yù)埋一個鋼管作為剪力鍵,鋼管剪力鍵的尺寸依據(jù):參考鋼筋的植筋深度確定鋼管剪力鍵的嵌入深度為150 mm,參考疊合格構(gòu)柱相關(guān)規(guī)范[12]確定半徑為160 mm,厚度為6 mm. 試件制作時,將墩身與承臺分別進行鋼筋綁扎、搭建模板、混凝土澆筑,在墩身鋼筋骨架內(nèi)設(shè)定位置預(yù)埋灌漿套筒;墩身和承臺鋼筋骨架相應(yīng)位置對上下嵌套鋼管進行定位,養(yǎng)護至滿足強度要求時,將承臺上的預(yù)留鋼筋與墩身的灌漿套筒一一對應(yīng)進行拼接,拼接完成后開始進行壓漿作業(yè). 為讓高強灌漿料能充滿整個套筒,從套筒下部的壓漿孔灌漿,直至上部出漿孔排出壓漿料停止. G-1 橋墩試件制作流程見圖2.
圖2 G-1 橋墩制作流程Fig. 2 Pier production process of G-1
混凝土強度等級為C40,采用Q345 鋼材,使用HRB400 熱軋鋼筋,灌漿材料高強灌漿料,座漿料使用自拌超高性能混凝土,材料性能如表1 所示.
表1 材料性能參數(shù)Tab. 1 Mechanical property parameters of material
加載裝置見圖3,通過承臺預(yù)留的孔洞用4 根高強螺桿將橋墩試件固定于地槽,并在水平方向安裝千斤頂防止發(fā)生偏移. 由固定在鋼橫梁上的液壓千斤頂施加豎向荷載,由固定在反力墻上的水平作動器施加水平荷載. 主要測試內(nèi)容包括了縱筋應(yīng)變、外部混凝土應(yīng)變、墩身位移情況.
圖3 橋墩試件試驗裝置圖及加載實景Fig. 3 Testing device of bridge pier and loading scene
采用位移控制的擬靜力加載方案進行試驗,通過控制油泵保持千斤頂在豎向施加軸壓比0.15 的荷載,使用MTS 試驗系統(tǒng)對各橋墩試件施加水平位移. 試件屈服前,從0 開始逐級遞增2 mm 直至試件屈服,試件屈服后,以屈服位移的倍數(shù)進行循環(huán)加載,每級位移循環(huán)3 次加載至試件破壞.
試件破壞形態(tài)見圖4. Z-1 試件的試驗現(xiàn)象如下:滯回位移為15 mm 時,出現(xiàn)了3 條裂縫;滯回位移為50~70 mm 時,不斷出現(xiàn)新裂縫并擴展;滯回位移為80 mm 時,混凝土保護層輕微起皮;滯回位移為90 mm 時,墩身裂縫擴展,墩身兩側(cè)墻底混凝土掉落;當(dāng)滯回位移為100 mm 的3 次循環(huán)加載完畢,結(jié)束試驗.
圖4 橋墩試件破壞形態(tài)Fig. 4 Overall failure of pier specimen
T-1 試件的試驗現(xiàn)象如下:滯回位移為15 mm時,出現(xiàn)了3 條裂縫;滯回位移為50~80 mm 時,沿加載方向側(cè)己有裂縫擴展并延伸至垂直加載方向側(cè),墩底交界面處出現(xiàn)輕微裂縫;滯回位移為90 mm時,混凝土保護層輕微起皮;當(dāng)滯回位移為100 mm的3 次循環(huán)加載完畢,結(jié)束試驗.
G-1 試件的試驗現(xiàn)象如下:滯回位移為10 mm時,出現(xiàn)了1 條裂縫;滯回位移為60 mm 時,墩底交界面處裂縫擴展,東、西側(cè)墩身出現(xiàn)若干新裂縫;滯回位移為80 mm 時,墩身裂縫擴展,混凝土保護層輕微起皮;滯回位移為90 mm 時,墩身裂縫擴展,混凝土成塊剝落;當(dāng)滯回位移為100 mm 的3 次循環(huán)加載完畢,結(jié)束試驗.
從試驗現(xiàn)象看出:Z-1、T-1、G-1 試件的破壞形態(tài)都屬于彎曲性破壞,延性較好;連接方式的不同不影響橋墩試件破壞形式. 從圖4(d)可以看出:鋼管剪力鍵處于完好狀態(tài),管內(nèi)混凝土未發(fā)生破壞.
采用ABAQUS 軟件分別建立各個橋墩試件的有限元計算模型. 采用C3D8R 單元模擬混凝土,采用Truss(T3D2)單元模擬鋼筋,采用Shell(S4R)單元模擬鋼管. 混凝土本構(gòu)采用Kent-Park 模型[13],鋼材本構(gòu)選擇Giuffre-Menegotto-Pinto 模型[14]. 收斂準(zhǔn)則采用牛頓迭代法(N-P).
3 類橋墩試件均采用內(nèi)置區(qū)域的連接方式進行墩身鋼筋骨架與混凝土墩柱的耦合,承臺底端進行固定約束. 對于裝配式橋墩試件T-1 和G-1,其數(shù)值模型中墩身與承臺部件之間的接觸采用“罰”函數(shù)摩擦模型與“硬”接觸約束模型,G-1 模型中的承臺鋼管剪力鍵與墩身鋼管采用綁定約束模擬.
圖5 為試驗和模擬條件下Z-1、T-1、G-1 試件的荷載-位移滯回曲線. 由圖5 可知:Z-1 試件的滯回曲線呈梭形且在試件屈服以后下降較為平穩(wěn),T-1 和G-1 試件的滯回曲線呈紡錘形,T-1 在卸載承載力驟降,而G-1 未發(fā)生此現(xiàn)象;G-1 試件比T-1 的滯回曲線更為飽滿,抗震性能更優(yōu),總體來說各橋墩試件均具有良好的抗震性能,能較好地吸收和耗散地震能量;由于存在構(gòu)件加工精度、現(xiàn)場澆筑以及試驗方面等誤差,有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果有略微差距,但有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果吻合良好,滯回環(huán)的形狀和面積均較接近,說明采用本文建立的有限元模型可較準(zhǔn)確地模擬實際情況下的各個橋墩試件的抗震性能.
圖5 橋墩試件的滯回曲線Fig. 5 Hysteresis loops of pier specimens
圖6 為各個試件的骨架曲線,由圖6 可得:Z-1、T-1、G-1 3 類橋墩試件的骨架曲線大致呈直—曲—直線型,即彈性階段—屈服階段—下降段;試件在達到屈服位移后具有顯著的強度下降且下降幅度相近.
試驗骨架曲線特征值見表2. 試驗與有限元模擬得到的各試件骨架曲線特征值對比見表3.
從圖6 和表2 可以看出:各試件的承載力從大到小依次為Z-1、G-1、T-1,即新型鋼管剪力鍵裝配式橋墩的水平峰值荷載與整體現(xiàn)澆橋墩接近,且比傳統(tǒng)的灌漿套筒裝配式橋墩提高了13.41%,是由于鋼管剪力鍵的布置加強了預(yù)制混凝土墩身與承臺之間的連接強度,因此在水平往復(fù)荷載作用下承載力得到較為明顯的提升;各試件的極限位移從大到小依次為G-1、T-1、Z-1,說明新型鋼管剪力鍵和傳統(tǒng)灌漿套筒連接的裝配式橋墩的后期變形能力更強,在極限位移這一參數(shù)指標(biāo)上比整體式橋墩分別提高了11.18%和5.57%.
圖6 各試件的骨架曲線Fig. 6 Skeleton curves of specimens
由表3 數(shù)據(jù)對比可知:有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果的誤差不超過8%,說明有限元模型能較準(zhǔn)確地模擬出各橋墩試件的骨架曲線.
表3 骨架曲線特征值對比Tab. 3 Comparison of skeleton curve characteristics
延性性能是評價橋梁結(jié)構(gòu)抗震性能的重要參數(shù)之一. 由表2 可知:各試件均有很好的延性性能,延性從大到小依次為G-1、T-1、Z-1,G-1 的位移延性系數(shù)分別比Z-1、T-1 試件提高了11.87%和5.89%. 而鋼管剪力鍵的設(shè)置加強了裝配式混凝土橋墩的整體性,從而增大了試件受力后期的變形能力,延緩了結(jié)構(gòu)破壞,因此鋼管剪力鍵裝配式橋墩表現(xiàn)出更良好的位移延性性能.
表2 骨架曲線主要參數(shù)對比Tab. 2 Comparison of main parameters of skeleton curves
采用累積耗能Ehyst來評價Z-1、T-1、G-1 橋墩試件的耗能能力,累積耗能曲線見圖7.
從圖7 可以看出:在加載初期各橋墩試件的耗能能力較弱,隨著水平位移的逐級加載,試件的耗能能力逐漸增大,滯回環(huán)愈加飽滿,構(gòu)件吸收更多能量,耗能能力逐漸增強;不同連接方式對混凝土橋墩試件累積滯回耗能的影響較小,滯回耗能曲線基本重合,試驗數(shù)值較為接近,相差在3%以內(nèi)
圖7 各試件的累積耗能Fig. 7 Cumulative energy consumption capacity of piers
為研究3 類橋墩試件在水平反復(fù)荷載作用下的剛度退化情況,繪制各級位移荷載下橋墩試件的割線剛度值,如圖8 所示.
圖8 剛度退化曲線Fig. 8 Stiffness degradation curves
為探究不同參數(shù)下帶鋼管剪力鍵的裝配式橋墩與傳統(tǒng)灌漿套筒連接橋墩的抗震性能差異,在不同參數(shù)下對兩類裝配式橋墩進行對比.
軸壓比分別取0.10、0.15、0.20、0.25、0.30;長細比(λ)分別取4、6、8、10、12;混凝土強度等級分別取C20~C60;鋼筋強度等級分別取HRB300、HRB335、HRB400、HRB500,兩類裝配式橋墩的峰值荷載和位移延性系數(shù)的對比見圖9、10.
圖9 峰值荷載對比Fig. 9 Peak load comparison
由圖9 可看出:在不同參數(shù)時,帶鋼管剪力鍵連接的裝配式橋墩的峰值荷載都高于傳統(tǒng)灌漿套筒連接橋墩,兩者的比值在1.04~1.32,均值為1.11.
由圖10 可看出:不同參數(shù)時,帶鋼管剪力鍵連接的裝配式橋墩的位移延性系數(shù)都高于傳統(tǒng)灌漿套筒連接橋墩,兩者的比值在1.08~1.36,均值為1.12.
圖10 位移延性系數(shù)對比Fig. 10 Displacement ductility coefficient comparison
為了進一步了解帶鋼管剪力鍵裝配式橋墩的抗震性能,本文以G-1 為標(biāo)準(zhǔn)模型開展有限元拓展參數(shù)分析,探討不同參數(shù)情況下該類橋墩的荷載-位移骨架曲線的變化規(guī)律.
試件的軸壓比分別取0.10、0.15、0.20、0.25、0.30,其余參數(shù)與標(biāo)準(zhǔn)模型相同. 不同軸壓比時橋墩荷載-位移骨架曲線的對比如圖11 所示.
圖11 不同軸壓比下骨架曲線對比Fig. 11 Skeleton curves under different axial comparison ratios
由圖11 可以發(fā)現(xiàn):隨著n由0.1 增大至0.3,橋墩水平峰值荷載增大了23.00%,峰值荷載位移無明顯變化,下降段剛度略有增大.
某超大型展覽中心,總建筑面積約147萬m2。敏捷小組在項目完成設(shè)計階段BIM應(yīng)用任務(wù)后,主體施工全面鋪開時介入。按最精簡人數(shù)設(shè)置,成員由三名具備跨專業(yè)能力的資深BIM工程師組成。成員的專業(yè)背景扎實,且互相合作無間,交互通暢,工作進取心強,可以足夠響應(yīng)開發(fā)需求。團隊負責(zé)人權(quán)限下放,同時給予三人組同等權(quán)限,部署模式允許按需自由切換。執(zhí)行過程中,三人皆為敏捷主管,旨在充分試驗敏捷過程。實踐證明,敏捷過程充分至滿溢。小組完成后期運維開發(fā)的研發(fā)任務(wù),并實踐沖刺段設(shè)計,核心任務(wù)順暢迭代(見表1,圖1)。
試件的長細比分別取4、8、12、16、20,其余參數(shù)與標(biāo)準(zhǔn)模型相同. 不同長細比時橋墩荷載-位移骨架曲線如圖12 所示.
圖12 不同長細比下各構(gòu)件骨架曲線比較Fig. 12 Skeleton curves with different slenderness ratios
由圖12 可知:隨著λ從4 增大至20,橋墩骨架曲線峰值荷載降低了157.00%,峰值荷載位移增大了71.10%,彈性剛度、下降段剛度呈不同程度降低.
試件鋼管剪力鍵的嵌入深度h(與橋墩邊長比值)分別取150 mm(0.4)、200 mm(0.6)、250 mm(0.7)、300 mm(0.8),其余參數(shù)與標(biāo)準(zhǔn)模型相同. 剪力鍵不同嵌入深度時橋墩荷載-位移骨架曲線如圖13 所示,由圖13 可以看出:隨著h增大橋墩的水平峰值荷載提高了4.76%,峰值荷載位移、下降段剛度無明顯變化.
圖13 不同嵌入深度骨架曲線對比Fig. 13 Skeleton curves under different embedded depths
試件的鋼管壁厚t(與鋼管半徑比值)分別取2 mm(0.03)、8 mm(0.10)、14 mm(0.18)、20 mm
(0.25),其余參數(shù)與標(biāo)準(zhǔn)模型相同. 不同t時橋墩荷載-位移骨架曲線如圖14 所示,由圖14 可以看出:當(dāng)壁厚從2 mm 增加至8 mm 時,各骨架曲線變化較小,隨著壁厚繼續(xù)增大,橋墩的峰值荷載增大15.44%,下降段剛度略有降低,峰值荷載位移無明顯變化.
圖14 不同鋼管壁厚時骨架曲線對比Fig. 14 Skeleton curves under different steel tube thicknesses
試件的鋼管直徑d(與墩徑比值)分別取120 mm(0.33)、150 mm(0.42)、180 mm(0.50)、210 mm(0.58),其余參數(shù)與相同. 不同鋼管壁厚時橋墩荷載-位移骨架曲線如圖15 所示,由圖15 可以看出:隨著鋼管半徑增大,橋墩峰值荷載提高了6.82%,下降段剛度增大了71.43%.
圖15 不同鋼管直徑骨架曲線對比Fig. 15 Skeleton curves under different steel tube diameters
1) 3 類橋墩破壞均為彎曲型破壞,相同滯回位移水平下,3 類橋墩的累積耗能能力、強度退化基本相當(dāng). 帶鋼管剪力鍵連接的裝配式橋墩的滯回曲線呈較為飽滿的紡錘形,具有良好的整體抗震性能.
2) 帶鋼管剪力鍵連接橋墩與整體現(xiàn)澆橋墩相比峰值荷載基本相當(dāng),位移延性系數(shù)提高了11.87%;與灌漿套筒連接橋墩相比,該橋墩有效改善抗震性能,峰值荷載提高了13.41%,位移延性系數(shù)提高了5.89%.
3) 帶鋼管剪力鍵連接橋墩的承載力隨著軸壓比從0.1 增大至0.3,橋墩水平峰值荷載增大了23.00%;長細比由4 增大至20, 試件峰值荷載降低了157.00%,峰值荷載位移增大了71.10%.
4) 鋼管嵌入深度由150 mm 增大至300 mm,水平峰值荷載提高了4.76%;鋼管壁厚從2 mm 增大至20 mm,橋墩的峰值荷載增大15.44%; 鋼管直徑由120 mm 增大至210 mm,峰值荷載提高了6.82%,下降段剛度增大了71.43%.
致謝:感謝福建工程學(xué)院科研發(fā)展基金(GYZ17148)的支持.