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钢板混凝土复合加固铁路重力式桥墩抗震性能研究

时间:2024-02-19 09:30:01 来源:网友投稿

郝 岩,丁明波,鲁锦华,秦训才,刘德安

(兰州交通大学 土木工程学院,甘肃 兰州 730070)

我国铁路交通运输工程中,桥梁占比极高,以青藏铁路格拉段为例,全线中大型桥梁共317 座,总长156.7 km,占总线路的13.7%[1]。我国地处环太平洋地震带和欧亚地震带之间,地震活动频率大且震级高,地震对桥梁工程产生了不同程度的影响[2-4],对桥墩墩底部位影响最为明显。已有加固实例主要采用外包混凝土[5-6]、粘贴钢板[7-8]和粘贴碳纤维布[9-10]等技术进行加固桥墩。这些传统加固技术存在很多不足,如:钢板加固过程中不易生根、外包混凝土加固会增大墩身自重导致基础负荷能力不足、粘贴碳纤维布加固后墩柱的抗剪性能差等。为解决这些问题,国内外许多学者对传统加固技术进行了改进。卢亦焱等[11-14]提出碳纤维布与钢板复合加固技术,有效增强了墩柱的极限承载力和抗弯刚度,减缓了挠度的发展,提高了墩柱的延性和耗能能力,使约束区混凝土有更大的极限应变;
随后又采用纤维增强复合材料与钢材复合加固混凝土结构,不但延缓了裂缝扩展,解决了CFRP 锚固问题,还提高了混凝土开裂荷载和极限荷载,改善了CFRP 单一加固脆性破坏的特点。林佳辉等[15]采用钢板剪力钉和原有混凝土植筋对梁进行钢-混组合加固,提高了结构承载力和延性,利用灌浆和外包钢板套箍的作用有效减少内部混凝土的变形。董旭等[16]提出了新型钢筋网格加固桥墩的方法,加固后构件延性有很大提高,但墩身植入的横向钢筋一定程度上减弱了纵向钢筋网格的受力,从根本来说未能解决大震耗能问题。Han 等[17]采用夹套加固法使加固后试件的极限荷载得到了提高,但加固后的试件存在延性差的特点,并且加固后试件的延性与夹套的材料有关。

从现有研究来看,桥墩粘贴钢板加固过程中钢板不易生根的问题,以及外包混凝土加固时破坏面转移的问题仍未得到有效解决。因此,本文提出浇筑混凝土和粘贴钢板复合加固的方法,对配筋率为0.5%的铁路重力式桥墩模型进行拟静力试验,验证该加固方法的可行性。

1.1 模型设计

铁路桥墩上部结构质量大,地震惯性力大。为满足列车平稳运行和保证舒适度,我国对铁路桥跨结构的纵横向刚度提出了较高要求。因此,在设计中要充分控制桥墩的刚度[18],往往仅配护面钢筋,这使得铁路桥墩属于低配筋结构。在地震作用下,此类桥墩表现出延性差、易发生脆断破坏的特点。试验以7 度地震区铁路重力式桥墩为工程背景,原型桥主梁跨度为16 m,墩高为10 m。根据结构静力相似理论计算了本试验的相似参数,其中弹性模量和应力的模型比尺为1∶1,长度和位移的模型比尺为1∶8,面积、质量、轴力的模型比尺为1∶64。根据相似关系得出试验模型桥墩的高度为125 cm,且将圆端型桥墩截面等效为矩形截面,等效后的截面尺寸为36 cm×25 cm(长×宽),承台尺寸为80 cm×70 cm×50 cm(长×宽×高)。制作1 个配筋率为0.5%的矩形截面重力式桥墩模型为D1 试件,然后对其进行拟静力试验,对桥墩模型墩底破坏区域进行钢板混凝土复合加固得到加固模型D2 试件。试件主要参数见表1。

D1 试件纵向钢筋均采用HRB335 钢筋,箍筋采用HPB300 钢筋,混凝土采用C30 混凝土。试件D1 如图1 所示。

表1 桥墩试件主要参数Tab.1 Main parameters of pier specimens

图1 试件D1(单位: cm)Fig.1 Specimen D1(unit: cm)

1.2 桥墩加固方案

本文提出钢板混凝土复合加固的方法,用膨胀螺栓将L 型钢板固定在墩身加固位置,然后植筋并绑扎箍筋,最后浇筑外包混凝土。该方案不仅解决钢板加固不易生根的问题,而且利用L 型钢板作为截面变化处的过渡部分,可以确保加固后破坏面不发生转移,提高桥墩的承载能力和耗能能力。加固方案植筋所需的纵筋采用直径为10 mm 的HRB335 钢筋,箍筋采用直径6 mm 的HPB300 钢筋,箍筋间距为70 mm,混凝土采用C30 混凝土,L 型钢板采用Q235 钢,厚度为3 mm。通过规范《混凝土结构加固设计规范》(GB 50367—2013)及《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)中相关公式试算,拟取植筋深度为150 mm,复合加固高度为650 mm。加固试件D2 如图2 所示,立体图如图3 所示。

图2 试件D2(单位: cm)Fig.2 Specimen D2 (unit: cm)

图3 试件D2 立体图Fig.3 Solid diagram of specimen D2

1.3 试验装置与加载

通过相似比计算得轴力为51 kN。水平力采用电液伺服式加载系统进行加载,其最大加载力为300 kN,最大位移为±200 mm,频率范围0~12 Hz。墩身与千斤顶采用螺栓连接,承台通过4 根直径为32 mm 的精轧螺纹杆进行锚固,试验具体加载装置示意见图4。根据《建筑抗震试验规程》(JGJT 101—2015)有关规定,本试验采用位移控制的方法进行加载,试验第一级加载位移为1 mm,位移在15 mm 前以2 mm 为增量逐级增大,15 mm 后以5 mm 为增量逐级增大,直到荷载下降到负荷峰值的85%以下或纵筋拉断,停止加载。试验具体加载制度如图5 所示。

图4 试验加载装置Fig.4 Testing setup

图5 位移加载制度Fig.5 Displacement loading system

2.1 试件破坏现象

为方便试验现象描述,将墩身四面进行标记,试件加载面为E,其余面顺时针依次为S、W、N,如图3 所示。模型桥墩的裂缝开展情况见图6。

图6 裂缝分布示意Fig.6 Fracture distribution diagram

试件D1 试验现象描述:当墩顶水平位移加载至7 mm,水平荷载为25.3 kN,试件E 侧底部出现细微裂缝;
加载至15 mm 时,水平荷载为33.5 kN,E 侧裂缝贯通并在14.5 cm 高度处出现第2 条裂缝;
加载至30 mm 时,水平荷载为39.2 kN,W 侧、S 侧在16 cm高度处出现第3 条裂缝;
加载至40 mm 时,墩身51 cm 高度处出现第4 条裂缝并贯通,混凝土压碎现象明显;
加载至50 mm,水平荷载为37.8 kN,W 侧钢筋拉断,试件破坏。

试件D2 试验现象描述:墩顶水平位移加载至9 mm 时,水平荷载为38.9 kN,墩底W 侧出现细微裂缝;
加载至13 mm 时,水平荷载为52.6 kN,E 侧底部出现细微裂缝;
加载至20 mm 时,水平荷载为62.7 kN,W 侧底部裂缝贯通;
加载至25 mm 时,加固区出现承台植筋与钢板的摩擦声;
加载至35 mm 时,水平荷载为70.2 kN,墩底裂缝贯通;
加载至55 mm 时,水平荷载为58.6 kN,W 侧和E 侧墩身底部出现提离现象,提离高度10 mm;
加载至60 mm 时水平荷载下降到峰值的85%以下。加固后试件的破坏只在底部发生,抗震效果良好。最终破坏状态如图7 所示。

图7 桥墩破坏形态Fig.7 Pier failure mode

2.2 滞回曲线

图8 为试件D1 和D2 墩顶水平位移的滞回曲线对比图。可见,试验加载初期,两试件处于弹性阶段,滞回环窄而狭长,且加载路径与卸载路径的滞回曲线基本一致;
随着水平位移持续增大,滞回环逐渐饱满,两试件耗能、极限承载力、变形均增大;
当水平位移继续增大,试件底部出现严重鼓曲进而失效。

图8 还表明:钢板混凝土复合加固试件D2 的滞回曲线比未加固试件D1 略扁,相同位移下加固后试件D2 的墩顶水平力较试件D1 显著提高,这表明加固试件D2 极限承载力有较大提高;
相同位移下加固试件D2 的滞回曲线面积均大于未加固试件D1,这表明加固试件D2 表现出更好的耗能能力。由此可知,钢板混凝土复合加固对试件承载力和耗能提升明显。

图8 试件D1 和试件D2 滞回曲线对比Fig.8 Comparison of hysteresis curves of specimens D1 and D2

2.3 骨架曲线

图9 为试件D1 和D2 的墩顶水平位移的骨架曲线比较。可见:在加载初期随着墩顶水平位移的增大,两试件骨架曲线均成线性形态,且斜率较大,试件处于弹性阶段;
随着水平位移的持续增大,曲线斜率逐渐变小,刚度明显退化,试件进入弹塑性变形阶段;
加载后期,水平位移继续增大,试件逐渐进入屈服阶段,随后负荷达到峰值点,试件承载力逐步衰减,试件最终破坏。钢板混凝土复合加固的试件D2 峰值荷载较未加固试件D1 提高75.37%。

图9 试件D1 和试件D2 骨架曲线对比Fig.9 Comparison of skeleton curves of specimens D1 and D2

2.4 刚度退化

为了验证不同位移对模型刚度的影响,参考《建筑抗震试验方法规程》使用割线刚度K作为不同侧位移时的刚度,具体计算见式(1):

式中:Pi表示第i次加载峰值荷载值;
Xi表示第i次加载峰值荷载所对应的位移值。

图10 给出了钢板混凝土复合加固对试件刚度退化的影响。可见,复合加固后试件的初始刚度提高了35.3%;
加载过程中,两试件的刚度退化均呈现相似的形态;
当位移加载至35 mm 时,两试件刚度退化均变得缓慢。对比两试件的刚度曲线,整个加载过程中试件D2 的刚度均高于试件D1,这表明钢板混凝土复合加固可以有效提高试件刚度。

图10 刚度退化曲线Fig.10 Stiffness degradation curves

2.5 耗 能

试件耗能能力一般采用累积耗能进行评价。图11 显示了钢板混凝土复合加固对试件累积耗能的影响。总体上看,试件的累积耗能随着水平位移的增大而增大。在加载初期,试件的累积耗能曲线斜率缓慢增大,试件累计耗能较小;
在加载后期,试件的累积耗能曲线斜率迅速增大,这是由于前期试件处于线弹性工作状态,试件的塑性消耗很小,随着加载位移的增加试件逐渐屈服。整个加载过程中试件D2 的累积耗能均在试件D1 之上,并在墩顶最大位移处,加固试件D2 的累积耗能提高了26.25%。

图11 累积耗能曲线Fig.11 Cumulative energy dissipation curves

2.6 延 性

延性性能是桥梁抗震的重要指标之一,通常用曲率延性系数来衡量。屈服位移作为延性抗震设计的基本参数,对结构设计参数定义与量值的变化有重要影响。本文采用Park 法[19]计算屈服位移,Park 法基于力-位移曲线确定屈服点。在骨架曲线上找出75%最大水平力所对应的位置,与坐标原点连接并反向延长,得到与最大水平力的交点,垂直向下作直线,与骨架曲线相交的一点为结构的等效屈服点,骨架曲线中负荷峰值点的85%所对应的位移量为结构的极限位移。

经计算,得出D1 和D2 桥墩对应的屈服位移分别为14.85 和17.38 mm,极限位移分别为47.36 和56.52 mm,容许位移延性系数分别为3.19 和3.25。可见,加固试件D2 的容许位移延性系数相较于未加固试件D1 变化不大,这表明钢板混凝土复合加固对桥墩延性影响较小。

本文采用ABAQUS 软件对加固试件D2 进行数值模拟,从而得到仿真试验数据,通过试验数据与模拟数据进行比较,进一步对钢板混凝土复合加固桥墩模型的抗震性能进行研究。有限元模型与拟静力试验模型相关参数及尺寸一致,混凝土及钢板采用三维实体单元(C3D8R),钢筋采用行架单元(T3D2),混凝土采用塑性损伤模型,弹性模量为23 026 MPa,泊松比为0.2。建立有限元模型,通过试验与数值模拟对比,研究模型试件的滞回性能,提高分析精度。

图12 为桥墩模型试验与数值模拟的骨架曲线对比。可见,试验结果与数值模拟的结果基本吻合。

图12 试验结果与数值模拟骨架曲线对比Fig.12 Comparison between experimental results and skeleton curves of numerical simulation

针对震后承载能力不足的铁路重力式桥墩,提出了钢板混凝土复合加固方法。通过拟静力试验,对比分析了加固前后铁路重力式桥墩的破坏特征、抗震性能。试验结果表明:破坏后的桥墩利用钢板混凝土复合加固,其强度、承载力、耗能和刚度均得到明显提高,且承载力较原始桥墩提高了75.37%,达到加固的预期目标;
加固后只在桥墩墩底出现破坏,试验达到了初期设想结果。通过建立有限元模型进行数值模拟,数值模拟的骨架曲线与试验结果基本吻合,表明该震后加固方案可行。

本文加固方案解决了粘贴钢板加固桥墩中不易生根的问题,避免了加固面受集中力影响而导致的破坏面转移,为以后桥墩的复合加固研究提供了思路。

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