高速鐵路橋梁預制節(jié)段拼裝橋墩抗震性能分析

梁巖，李慶賀，羅小勇，曹陽，張浩

(1.鄭州大學 土木工程學院，河南 鄭州 450000；2.中南大學 土木工程學院，湖南 長沙 410075)

橋梁傳統(tǒng)現(xiàn)澆施工方式速度慢、污染嚴重且影響交通。節(jié)段預制具有生產(chǎn)標準化作業(yè)、現(xiàn)場安裝快速便捷、施工節(jié)能環(huán)保等優(yōu)勢，較好地響應了新時代的橋梁建設理念，改善了現(xiàn)澆施工的不利影響，得到了愈加廣泛的應用。預制節(jié)段拼裝橋墩(Precast Segmental Bridge Column,PSBC)自1955年Pontchartrain橋采用以來，主要應用于低烈度區(qū)的公路橋梁工程中，中國近些年的橋梁也開始大量使用，港珠澳大橋的引橋非通航孔有62個橋墩采用節(jié)段預制拼裝橋墩。關于PSBC抗震性能的研究，2000年后才逐步開展。HEWES等[1]研究了地震作用下PSBC的抗震性能，依靠預應力筋連接成整體的PSBC擁有比現(xiàn)澆墩(Monolithic Reference Column,MRC)更強的自復位能力；但由于節(jié)段間縱筋的不連續(xù)性和橋墩的搖擺性，其墩頂位移更大，且耗能能力更弱。為提高PSBC的耗能能力，使其能夠適用于中高烈度區(qū)，OU等[2]改進了Hewes試驗和分析方法，對2個鋼管約束混凝土PSBC進行橫向循環(huán)荷載試驗。為進一步提高PSBC抗震性能，OU等[2?3]提出采用普通鋼筋貫通PSBC的接縫，并將此貫通縱筋稱為耗能鋼筋。葛繼平等[4]采用有限元方法分析Chou試驗中的鋼管約束混凝土PSBC的抗震性能。賈俊峰等[5]對在不同位置施加鋼管約束的PSBC進行橫向循環(huán)荷載試驗，揭示了其在水平往復加載過程中的非線性力學行為。大尺寸PSBC使用大直徑高強鋼筋可減少縱筋數(shù)量，提高施工效率，F(xiàn)AN等[6]對大直徑鋼筋波紋管連接PSBC進行擬靜力試驗。近年來，國內(nèi)外一系列PSBC試驗表明，采用形狀記憶合金[7]、FRP筋[8?9]以及UHPC[10?11]等材料，均可不同程度提高PSBC抗震性能及自復位能力。ZHANG等[12]提出一種用灌漿波紋鋼套管和現(xiàn)澆UHPC榫頭連接PSBC的混合連接方式。梁巖等[13?14]基于非線性時程分析，通過截面彎矩?曲率曲線研究了普通橋墩及拼裝橋墩的抗震性能。依據(jù)某高速鐵路橋梁工程，采用OpenSees分別建立MRC和PSBC 2種形式橋墩的有限元分析模型，通過非線性增量動力分析，計算PSBC的最大位移角、殘余位移角、接縫張開相對變形和彎矩-曲率滯回曲線等指標，研究主要設計參數(shù)對預制節(jié)段拼裝橋墩的抗震性能的影響。

1 MRC和PSBC橋墩有限元模型

1.1 模型建立

以某8度地區(qū)高速鐵路三跨連續(xù)?剛構橋支座墩為例，設計地震為0.3g。MRC與PSBC橋墩設計形式和有限元模型見圖1。保護層厚度為45 mm，上部結構恒載軸壓比為0.034，內(nèi)架立筋采用D12。MRC與PSBC橋墩滿足等效原則：截面尺寸(26.32 m2)，體積配箍率(0.56%)，縱筋配筋率(0.91%)和材料(C45混凝土、HPB300箍筋、HRB500縱筋和耗能鋼筋)均相同。橋墩等分為3個節(jié)段，采用金屬波紋管灌漿法將耗能鋼筋和預制節(jié)段拼裝成整體。

圖1 橋墩設計形式和有限元模型Fig.1 Design form of bridge pier and finite element model

采用OpenSees建立MRC和PSBC有限元模型，PSBC模型約束條件和坐標軸方向與MRC模型一致。PSBC每個墩身節(jié)段均采用Displacement-Based Beam-Column單元模擬，沿長度方向設置5個積分點，底端節(jié)點固結，頂端節(jié)點釋放約束。PSBC各節(jié)段接縫均采用ZeroLengthSection單元模擬，僅布置耗能鋼筋纖維；在接縫截面邊緣處設置4個節(jié)點，與墩身節(jié)點剛性連接，節(jié)點的豎向相對位移為接縫的位移；令接縫中部未設置連接材料的2個節(jié)點不能發(fā)生相對水平位移，但允許其發(fā)生相對轉角位移，以實現(xiàn)其上下2節(jié)段間的張開閉合。無黏結預應力筋采用Corotational Truss單元模擬，Corotational Truss單元劃分和墩身Displacement-Based Beam-Column單元對應。

1.2 模型驗證

為研究PSBC與MRC抗震性能的差異，BU等[15]通過試驗對4個不同配筋形式的縮尺PSBC試件和1個MRC試件對比分析，MRC除不存在節(jié)段連接外，其他參數(shù)均與PSBC相同，本文選擇一個PSBC試件進行試驗驗證，試件見圖2(a)。試件承臺、墩身和蓋梁采用C40混凝土；無黏接預應力筋配筋率為0.31%，初拉力為252 kN，軸壓比為0.074 9，耗能鋼筋配筋率為0.71%；S1節(jié)段箍筋間距為50 mm，體積配箍率為0.96%，其余節(jié)段箍筋間距為80 mm，體積配箍率為0.60%。依照文獻[15]試件建立PSBC有限元模型見圖2(b)，不考慮重力2階效應。試驗加載采用位移控制方式，按照0.1%，0.2%，0.3%，0.5%，0.75%，1%，1.5%，2.0%，2.5%，3.0%，3.5%，4.0%，4.5%，5.0%，6.0%和7.0%水平位移角，每級2次循環(huán)加載，水平位移角為墩頂水平位移與有效墩高的比值。

圖2 PSBC模型Fig.2 PSBC model

有限元模型計算結果與試驗對比見圖3，試驗過程中受加載方式、試驗設備及荷載大小等諸多因素的影響，正反方向加載屈服后荷載位移曲線有所差別；有限元模型荷載-位移滯回曲線正反方向?qū)ΨQ，有限元模型計算結果與試驗反向加載吻合良好。圖3(c)和3(d)為對比接縫和預應力筋結果，有限元模型和試驗墩底接縫張開時最大位移約為15 mm和13 mm，閉合時最大位移均約為5 mm；有限元模型和試驗模型正向水平位移角的預應力筋最大應力值分別為1 495 MPa和1 412 MPa，反向水平位移角的預應力筋最大應力值分別為1 484 MPa和1 550 MPa。有限元模型的結果與試驗結果吻合較好，誤差在合理范圍內(nèi)，建立的有限元分析模型可以用于MRC與PSBC的抗震性能分析工作。

圖3 有限元與試驗結果對比Fig.3 Comparison between finite element model and experiment result

2 動力時程分析

為研究MRC與PSBC在實際地震動激勵下的地震響應，根據(jù)橋址場地條件：Ⅱ類場地，設計地震動分組為第2組，特征周期(Tg)取0.4 s，依據(jù)《公路橋梁抗震設計規(guī)范》(JTG/T 2231-01-2020)[17]本文算例阻尼比(ζ)取0.05。從美國太平洋地震工程研究中心的強震數(shù)據(jù)庫中選取符合本地場地條件的3條地震動Imperial(震級6.9，PGA為0.28g)，Loma(震級6.9，PGA為0.17g)和Chuetsu-oki(震級6.9，PGA為0.11g)對PSBC和MRC進行動力時程分析，地震動加速度時程見圖4。

圖4 地震動加速度時程Fig.4 Time-history of ground motion acceleration

本文采用增量動力分析(Incremental Dynamic Analysis,IDA)評價結構的抗震性能，通過繪制結構性能參數(shù)(Damage Measure,DM)與地震動強度參數(shù)(Ground Motion Intensity Measure,IM)曲線，研究結構在地震動激勵下?lián)p傷破壞的全過程。DM選用墩頂最大位移角、殘余位移角和墩底彎矩曲率等參數(shù)；IM選用地震動峰值加速度(Peak Ground Acceleration,PGA)。

采用OpenSees計算橋墩自振特性，MRC和PSBC的基本周期分別為0.84 s和1.24 s，本文實例橋墩周期小于2.0 s，選PGA作為地震動強度指標?；贗DA法將所選地震波在0.1g～1g范圍內(nèi)進行調(diào)幅，沿X軸方向(橋墩弱軸，縱橋向)輸入，以研究不同PGA下最大位移角、殘余位移角、接縫相對變形、最大預應力和彎矩?曲率變化的規(guī)律。地震動Imperia調(diào)幅至1.0g狀態(tài)下的墩頂位移時程曲線見圖5，定義最終位移削弱到不足最大位移0.5%時，結構不發(fā)生大幅度振動，則假定該位移為殘余位移。為使MRC與PSBC模型具有充分的自由振動時間以得到更加準確的震后殘余位移，畢仲君等[16]基于自由振動法取地震動零加速度段持時(自由振動時間)為結構基本周期的10倍左右。本文將地震動持時延長10 s以便準確獲得結構震后殘余位移。

圖5 Imperial-1.0g墩頂位移時程曲線Fig.5 Curve of Imperial-1.0 g top pier displacement time dependent

基于增量動力分析，計算在設計地震動0.3g，罕遇地震動0.57g和極大地震動1.0g[18]激勵下，最大位移角和殘余位移角隨PGA變化情況，并對比分析MRC與PSBC地震響應。在設計地震動作用下，位移變化較小，以極大地震動1.0g為例，計算結果見圖6(a)。PSBC墩頂位移角大于MRC，最大位移角增大約25%；PSBC殘余位移角小于MRC，殘余位移角減少約31%。以上現(xiàn)象的主要原因是接縫之間的張開閉合導致PSBC墩頂最大位移增大，預應力筋提供的自復位能力使PSBC殘余位移比MRC小。

以地震動Chuetsu-oki為例，PSBC在不同地震動作用下墩底接縫相對變形隨PGA變化的曲線見圖6(b)。PSBC的墩底接縫相對變形均隨PGA增加而增大，111節(jié)點最大墩底接縫相對變形約為83 mm，112節(jié)點最大墩底接縫相對變形約為30 mm。

圖6 位移變化曲線Fig.6 Displacement changing curves

根據(jù)動力時程分析結果，計算不同地震動激勵下，PSBC和MRC的彎矩-曲率隨PGA變化的滯回曲線見圖7。MRC在各地震動下的彎矩-曲率滯回曲線更加飽滿；在Imperial和Chuetsu-oki地震動下PSBC的彎矩-曲率滯回曲線與MRC相比，捏縮現(xiàn)象更明顯；Loma波地震能量較小，MRC與PSBC在Loma地震動激勵下的彎矩-曲率滯回曲線區(qū)別較小，地震動Imperial和Chuetsu-oki的能量較大，彎矩-曲率滯回曲線區(qū)別較大；以Chuetsu-oki-1.0g地震動為例，MRC墩底最大彎矩為20 682 kN·m，最大曲率為4.77×10?4m?1；PSBC墩底最大彎矩為17 834 kN·m，最大曲率為1.21×10?4m?1；MRC墩底最大彎矩約比PSBC大15%，最大曲率約為PSBC的3倍。

圖7 彎矩-曲率滯回曲線Fig.7 Moment-curvature hysteresis curves

據(jù)夏修身等[19]的研究成果，循環(huán)荷載作用下預應力會發(fā)生變化，基于增量動力分析計算不同地震動激勵下PSBC中的預應力值隨PGA變化的趨勢見圖8。各地震動下的PSBC預應力筋最大應力均隨PGA增加而增大，在能量較大的地震動Chuetsu-oki作用下，PGA從0.1g增至1.0g，預應力筋應力增長約30%。

圖8 預應力筋應力變化曲線Fig.8 Stress curves of prestressing-steel

3 PSBC設計參數(shù)分析

為研究PSBC在承載力、延性、耗能和自復位等方面的抗震特性，以最大位移角、殘余位移角、預應力筋最大應力值和彎矩?曲率滯回曲線為量化指標，考慮耗能鋼筋配筋率ρED，混凝土軸心抗壓強度fc和預應力筋位置3個參數(shù)。在《鐵路工程抗震設計規(guī)范》(GB50111—2006)中規(guī)定鋼筋配筋率為0.5%～4%[16]，由BERRY等[20]的研究結果，橋墩縱筋配筋率一般不超過2.0%，耗能鋼筋配筋率ρED取0.6%～2.0%?；炷翉姸鹊燃壐鶕?jù)《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范》(JTG 3362—2018)[21]以及經(jīng)濟實用性取C35～C50，設計7個PSBC模型見表1，預應力筋位置工況見圖1，試件P1，P3，P4及P5的預應力筋位置與試件P2相同。

表1 動力時程參數(shù)分析工況Table 1 Dynamic time-history parameter analysis workingcondition

耗能鋼筋配筋率、混凝土強度及預應力筋位置對PSBC的抗震性能影響見表2。墩頂最大位移、殘余位移、墩底接縫張開相對位移和預應力筋最大應力均隨PGA的增加而增大；耗能鋼筋配筋率增加、混凝土強度提高、預應力筋分散布置，PSBC承載力提高，最大位移、殘余位移角和墩底接縫張開相對位移均減小。地震動沿X軸方向(橋墩弱軸、順橋向)輸入，Y軸方向(橋墩強軸、橫橋向)的預應力筋布置位置對X軸方向位移無影響，試件P7和P2的預應力筋均沿順橋向布置，計算結果一致。分散布置預應力筋使其在地震作用下應力增大，充分發(fā)揮預應力作用，增強PSBC的抗震能力。

表2 動力時程計算結果Table 2 Dynamic time-history calculation results

設計地震作用下，不同耗能鋼筋配筋率、混凝土強度、預應力筋位置下的墩頂位移、殘余位移、接縫張開相對位移和預應力筋最大應力變化較小，對PSBC抗震性能的影響不明顯。

在罕遇地震動0.57g作用下，耗能鋼筋配筋率為0.6%～1.68%，墩頂位移、殘余位移和接縫張開相對位移最大分別為1.68%，0.027%和45 mm，相對于耗能鋼筋配筋率為0.6%和1%的試件P1和P2，耗能鋼筋配筋率為1.68%的試件P3墩頂最大位移分別減少12%和6%，殘余位移減少19%和13%，接縫張開最大相對位移減少23%和14%。耗能鋼筋配筋率對PSBC橋墩抗震性能的影響隨PGA增大而提高，當?shù)卣饎訌?.3g提升至1.0g，P3墩底接縫張開最大相對位移分別減少約11%和20%。與混凝土標號為C45和C35的試件P2和P4相比，混凝土標號為C55的試件P5最大位移分別減少約2%和%，殘余位移分別減少約44%和71%，接縫張開最大相對位移分別減少3%和%。預應力筋沿橋墩四周布置的試件P2比在中間集中布置的試件P6的分別減少約6%墩頂最大位移、66%殘余位移和22%接縫張開最大相對位移。

以極大地震動1.0g為例，耗能鋼筋配筋率、混凝土強度和預應力筋位置對PSBC彎矩?曲率滯回曲線的影響見圖9，地震動沿順橋向輸入，P7和P2的預應力筋沿X軸方向分散布置，彎矩?曲率曲線一致。PSBC耗能能力隨耗能鋼筋配筋率的增加而增大，耗能鋼筋配筋率為0.6%～1.68%，最大分別為23 MN·m和1.3×10?4m?1。相對于P2，耗能鋼筋配筋率最大的P3的彎矩、曲率分別增大28%和13%，預應力筋集中布置的P6的彎矩和曲率分別減少22%和37%，混凝土強度最高的P5的彎矩增大2%，曲率減少11%。預應力筋的分散布置可顯著增大墩底彎矩；混凝土強度的提高，墩底彎矩增大，曲率減小。

圖9 各參數(shù)下的彎矩-曲率曲線Fig.9 Moment-curvature curves on various parameters

4 結論

1)設計地震作用下，各設計參數(shù)對抗震性能的影響不明顯。相對于MRC，PSBC有接縫，預應力筋等構造，PSBC的彎矩?曲率滯回曲線有較明顯的捏縮現(xiàn)象，以極大地震動1.0g為例，PSBC的墩頂最大位移增大25%，殘余位移減少31%，最大彎矩與最大曲率分別減少約13%和60%。

2)增大耗能鋼筋配筋率、提高混凝土抗壓強度和預應力筋分散布置均可有效減小地震作用下PSBC墩頂最大位移、殘余位移和接縫張開相對位移。隨著耗能鋼筋配筋率的增大，每根鋼筋承擔的荷載逐漸減小，耗能鋼筋應力減小，殘余位移減小。在罕遇地震作用下，相對于耗能鋼筋配筋率為1%，耗能鋼筋配筋率為1.68%的墩頂最大位移減少6%，殘余位移減少13%，接縫張開最大相對位移減少14%?；炷翉姸忍岣?0%，殘余位移減少約44%；相對于預應力筋集中布置，分散布置后，墩頂位移、殘余位移和接縫張開相對位移分別降低約6%，66%和22%。

3)增大耗能鋼筋配筋率、預應力筋分散布置均會增大PSBC墩底彎矩和曲率，提高混凝土強度對其影響相對較小。極大地震作用下，耗能鋼筋配筋率由1%提高到1.68%，彎矩和曲率分別增大28%和13%；相比于集中布置，分散布置預應力筋使得彎矩和曲率分別增大約28%和59%。