程邦興

(四川公路橋梁建設(shè)集團(tuán)有限公司，四川 成都 610000)

隨著人工成本的急劇上升和人們環(huán)境保護(hù)意識(shí)的提高，裝配式橋梁被廣泛采用。對(duì)于裝配式橋梁的地震響應(yīng)，邵淑營(yíng)對(duì)預(yù)應(yīng)力灌漿波紋管裝配式墩的可行性進(jìn)行探討，分析了灌漿波紋管裝配式橋墩的抗震性能；鄭永峰等通過試驗(yàn)研究和有限元仿真分析，實(shí)現(xiàn)了套筒與灌漿料及灌漿料與連接鋼筋間的相互作用分析的模擬,并研究了變形灌漿套筒的設(shè)計(jì)方法?；诟鲗W(xué)者的研究成果，該文研究采用灌漿套筒進(jìn)行節(jié)段拼接連接時(shí)，裝配式梁橋橋墩內(nèi)力和墩頂位移相對(duì)現(xiàn)澆梁橋的變化情況，研究現(xiàn)澆橋墩及節(jié)段裝配式橋墩的剛度折減。

1 工程概況

以某高速公路TJ-3標(biāo)段中五跨一聯(lián)預(yù)應(yīng)力砼先簡(jiǎn)支后連續(xù)橋梁為背景進(jìn)行研究。該橋跨徑布置為(40+40+40+40+40) m，上部結(jié)構(gòu)標(biāo)準(zhǔn)寬度為16.75 m。主梁采用裝配式預(yù)應(yīng)力砼小箱梁，下部結(jié)構(gòu)為雙柱式實(shí)心橋墩，樁柱截面直徑均為2.2 m。主梁細(xì)部構(gòu)造見圖1，橋墩墩身及蓋梁的一般構(gòu)造見圖2。

圖1 橋梁上部結(jié)構(gòu)主梁橫截面布置(單位：cm)

圖2 橋墩墩身及蓋梁的一般構(gòu)造(單位：cm)

2 有限元模型的建立

根據(jù)JTG/T B02-01-2008《公路橋梁抗震細(xì)則》，該橋主橋抗震設(shè)防等級(jí)為8級(jí)，E1、E2地震作用下抗震重要性系數(shù)Ci分別取0.43、1.3。

先利用MIDAS/Civil建立預(yù)制拼裝結(jié)構(gòu)仿真分析模型，分析在E1、E2地震作用下上部結(jié)構(gòu)對(duì)蓋梁縱向、水平向剪切力的影響及蓋梁頂面承受上部結(jié)構(gòu)恒載工況下結(jié)構(gòu)在順橋向、橫橋向的位移變化。根據(jù)計(jì)算分析結(jié)果，在上部結(jié)構(gòu)恒載作用下，墩頂承受的豎向力為7 500 kN。E1、E2地震作用下單根墩柱在蓋梁位置處順橋向和橫橋向的剪切力見表1。

表1 單根墩柱蓋梁位置處順橋向和橫橋向的剪切力 kN

基于MIDAS整橋抗震模型中橋墩的構(gòu)造形式和設(shè)計(jì)計(jì)算結(jié)果，采用ANSYS有限元分析軟件，綜合考慮砼、鋼筋、灌漿套筒等材料的非線性因素。預(yù)制模型中，預(yù)制蓋梁、預(yù)制橋墩、承臺(tái)均采用實(shí)體單元Solid45模擬，彈性模量為34.5 GPa，泊松比為0.2，材料密度取2 500 kg/m3；樁基采用可考慮剪切變形的Beam188梁?jiǎn)卧M；樁基和周圍土體之間的土彈簧在順橋向和橫橋向分別采用Combin14模擬，土彈簧的剛度采用M法計(jì)算。

為真實(shí)模擬預(yù)制墩柱與蓋梁、承臺(tái)之間的灌漿套筒連接，采用如下方法進(jìn)行處理：假設(shè)預(yù)制墩的頂、底面與蓋梁、承臺(tái)之間采用面面接觸，面面接觸的法向剛度設(shè)為無窮大，當(dāng)接觸面間出現(xiàn)拉應(yīng)力時(shí)即脫離；水平方向上，設(shè)置接觸面的摩擦系數(shù)為0.3；蓋梁和墩柱、承臺(tái)和墩柱之間均采用灌漿套筒建模，鋼筋和套筒采用實(shí)體單元Solid187模擬，灌漿料采用Solid65模擬，鋼筋與灌漿料及灌漿料與套筒之間的粘結(jié)采用接觸單元Targe170與Contai174模擬。實(shí)常數(shù)根據(jù)實(shí)際配筋情況設(shè)置，鋼筋材料采用理想彈塑性本構(gòu)關(guān)系來模擬。鑒于結(jié)構(gòu)的對(duì)稱性，僅建立結(jié)構(gòu)的1/2模型。預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)整體模型見圖3，細(xì)部鋼筋連接見圖4。

圖3 節(jié)段裝配式橋墩實(shí)體有限元分析模型

3 ANSYS有限元分析

根據(jù)表1中單墩承受的剪切力，在局部精細(xì)化模型中，分別求解結(jié)構(gòu)在相應(yīng)荷載作用下的墩頂位移。地震作用下橋墩位移見圖5～8，灌漿套筒位置處的連接鋼筋應(yīng)力見圖9、圖10，各預(yù)制墩頂、底接觸狀態(tài)見圖11～14。

由圖5～8可知：在順橋向即橋縱向，E1、E2地震作用下墩頂最大位移分別為0.018、0.058 m，后者是前者的3.22倍，說明E2地震作用對(duì)結(jié)構(gòu)順橋向的影響大于E1地震作用。在橫橋向，E1、E2地震作用下墩頂最大位移均為0.033 m，兩種地震作用下墩頂最大位移一致，說明其對(duì)結(jié)構(gòu)橫橋向的作用基本一致。

圖4 灌漿套筒連接鋼筋模型

圖5 E1地震縱向作用下橋墩順橋向變形云圖(單位：m)

圖6 E1地震橫向作用下橋墩橫橋向變形云圖(單位：m)

圖7 E2地震縱向作用下橋墩順橋向變形云圖(單位：m)

圖8 E2地震橫向作用下橋墩橫橋向變形云圖(單位：m)

圖9 E1地震縱向、橫向作用下套筒內(nèi)連接鋼筋應(yīng)力云圖(單位：Pa)

圖10 E2地震縱向、橫向作用下套筒內(nèi)連接鋼筋應(yīng)力云圖(單位：Pa)

圖11 E1地震縱向作用下節(jié)段裝配式橋墩墩頂、底接觸狀態(tài)

由圖9、圖10可知：在順橋向，E1地震產(chǎn)生的套筒內(nèi)接觸鋼筋最大壓應(yīng)力為3.58×107Pa，最大拉應(yīng)力為4.61×106Pa；E2地震產(chǎn)生的套筒內(nèi)接觸鋼筋最大壓應(yīng)力為5.99×107Pa，最大拉應(yīng)力為1.81×108Pa。在橫橋向，E1地震產(chǎn)生的套筒內(nèi)接觸鋼筋最大壓應(yīng)力為4.81×107Pa；E2地震產(chǎn)生的套筒內(nèi)接觸鋼筋最大壓應(yīng)力為6.13×107Pa。

圖12 E1地震橫向作用下節(jié)段裝配式橋墩墩頂、底接觸狀態(tài)

圖13 E2地震縱向作用下節(jié)段裝配式橋墩墩頂、底接觸狀態(tài)

圖14 E2地震橫向作用下節(jié)段裝配式橋墩墩頂、底接觸狀態(tài)

由圖11～14可知：1) 在順橋向，E1地震產(chǎn)生的墩底與承臺(tái)接觸面的接觸狀態(tài)大部分為固結(jié)狀態(tài)，少部分接觸面接觸滑移；墩頂與蓋梁的接觸狀態(tài)大部分為接觸滑移狀態(tài)，少部分為固結(jié)狀態(tài)。E2地震產(chǎn)生的墩底與承臺(tái)接觸面的接觸狀態(tài)大部分為非接觸狀態(tài)，少部分接觸面固結(jié)；墩頂與蓋梁的接觸狀態(tài)大部分為接觸滑移狀態(tài)，少部分為固結(jié)狀態(tài)。E2地震作用下接觸狀態(tài)固結(jié)程度低于E1作用下結(jié)構(gòu)狀態(tài)，特別是墩底與承臺(tái)的接觸部位基本處于非接觸狀態(tài)。2) 在橫橋向，E1地震產(chǎn)生的墩底與承臺(tái)接觸面的接觸狀態(tài)為固結(jié)狀態(tài)和接觸滑移狀態(tài)各占一半，墩頂與蓋梁的接觸狀態(tài)基本和墩底接觸狀態(tài)相同；E2地震產(chǎn)生的墩底與承臺(tái)接觸面的接觸狀態(tài)為固結(jié)狀態(tài)和接觸滑移狀態(tài)各占一半，墩頂與蓋梁的接觸狀態(tài)基本和墩底接觸狀態(tài)相同。E1、E2地震作用下墩底和墩頂?shù)慕佑|狀態(tài)基本相同。

4 現(xiàn)澆橋墩及裝配式橋墩剛度折減研究

鑒于目前主要采用桿系單元進(jìn)行橋梁抗震分析，且不考慮預(yù)制結(jié)構(gòu)接頭原因?qū)е碌慕Y(jié)構(gòu)剛度的影響，通過折減常規(guī)現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)墩柱剛度的方法模擬折減效應(yīng)。與預(yù)制結(jié)構(gòu)模型類似，建立現(xiàn)澆橋墩局部模型(見圖15)，其中墩柱與蓋梁、承臺(tái)均現(xiàn)澆，作為整體模型進(jìn)行分析，且無需灌漿套筒連接鋼筋，故偏安全地僅考慮砼參與受力?，F(xiàn)澆模型采用與圖3相同的約束條件和荷載。

圖15 現(xiàn)澆橋墩局部模型

采取如下折減方法：1) 計(jì)算順橋向折減時(shí)，保持墩柱橫向尺寸不變，僅折減墩柱縱向尺寸，達(dá)到墩柱剛度折減的目的；2) 計(jì)算橫橋向折減時(shí)，保持墩柱縱向尺寸不變，僅折減墩柱橫向尺寸，達(dá)到墩柱剛度折減的目的。為此，基于ANSYS軟件的批處理方法編寫結(jié)構(gòu)的批處理命令，將墩柱縱向尺寸、橫向尺寸均參數(shù)化處理，以結(jié)構(gòu)頂緣位移為控制條件進(jìn)行批量計(jì)算。

4.1 現(xiàn)澆橋墩順橋向的折減

改變橋墩的順橋向受力，在受力為0～500 kN時(shí)，以10 kN為加載力間隔對(duì)裝配式橋墩墩頂位移進(jìn)行計(jì)算，得到裝配式橋墩順橋向荷載-位移曲線(見圖16)。由圖16可知：裝配式橋墩順橋向受力為151 kN時(shí)，墩頂位移為17.87 mm；順橋向受力為456 kN時(shí)，墩頂位移為57.45 mm。

圖16 節(jié)段裝配式橋墩墩頂順橋向荷載-位移曲線

不同剛度折減系數(shù)下現(xiàn)澆橋墩順橋向剛度折減位移見表2，其中慣性矩I=bh3/12(b為橋墩寬度，h為橋墩長(zhǎng)度)。由表2可知：在E1地震力151 kN作用下，現(xiàn)澆橋墩剛度不經(jīng)過折減時(shí)順橋向位移為17.96 mm，和裝配式橋墩相同受力時(shí)的墩頂位移17.87 mm相差不大，差值為0.5%，表明順橋向橋墩剛度在E1地震作用下無需進(jìn)行剛度折減；在E2地震力456 kN作用下，現(xiàn)澆橋墩剛度折減為0.85倍時(shí)順橋向位移為57.25 mm，和裝配式橋墩相同受力時(shí)的墩頂位移57.45 mm相差不大，差值為0.3%，表明順橋向裝配式橋墩剛度在E2地震作用下需折減為現(xiàn)澆橋墩的0.85倍，此時(shí)現(xiàn)澆橋墩剛度折減后的縱向位移見圖17。

表2 現(xiàn)澆橋墩順橋向剛度折減后的位移

圖17 E2地震下順橋向墩柱剛度折減為原來的 0.85時(shí)的縱向位移(單位：m)

4.2 現(xiàn)澆橋墩橫橋向的折減

改變橋墩的橫橋向受力，在受力為0～500 kN時(shí)，以10 kN為加載力間隔對(duì)裝配式橋墩墩頂位移進(jìn)行計(jì)算，得到裝配式橋墩橫橋向荷載-位移曲線(見圖18)。由圖18可知：裝配式橋墩橫橋向受力為153 kN時(shí)，墩頂位移為3.89 mm；橫橋向受力為463 kN時(shí)，墩頂位移為12.06 mm。

圖18 裝配式橋墩橫橋向荷載-位移曲線

現(xiàn)澆橋墩橫橋向剛度折減時(shí)的位移見表3。由表3可知：在E1地震力153 kN作用下，現(xiàn)澆橋墩剛度不經(jīng)過折減時(shí)橫橋向最大位移為3.98 mm，與裝配式橋墩相同受力時(shí)墩頂最大位移3.89 mm相差不大，差值為2.2%，表明橫橋向橋墩剛度在E1地震作用下無需進(jìn)行折減；在E2地震力463 kN作用下，現(xiàn)澆橋墩剛度不經(jīng)過折減時(shí)橫橋向最大位移為12.06 mm，和裝配式橋墩相同受力時(shí)墩頂最大位移12.06 mm一致，表明橫橋向橋墩剛度在E2地震作用下也無需折減。

表3 現(xiàn)澆橋墩橫橋向剛度折減后的位移

5 結(jié)論

參考東南大學(xué)土木工程學(xué)院進(jìn)行的灌漿套筒連接性能試驗(yàn)及有限元模型建立分析過程，建立主橋裝配式橋墩及現(xiàn)澆橋墩的有限元實(shí)體分析模型，對(duì)比分析E1和E2地震作用下順橋向、橫橋向墩柱墩頂位移及套筒內(nèi)連接鋼筋應(yīng)力和預(yù)制墩頂、底接觸狀態(tài)。結(jié)果表明：結(jié)構(gòu)順橋向E2地震作用的影響大于E1地震作用；墩底和墩頂?shù)慕佑|狀態(tài)在E1、E2地震作用下基本一致。

通過ANSYS軟件將墩柱縱、橫向尺寸進(jìn)行參數(shù)化處理，以結(jié)構(gòu)頂緣位移為控制條件進(jìn)行批量計(jì)算。結(jié)果表明：在E2地震作用下，現(xiàn)澆橋墩的剛度折減為0.85倍，即順橋向現(xiàn)澆橋墩尺寸折減為原尺寸的0.947 3倍時(shí)，節(jié)段裝配式橋墩和現(xiàn)澆橋墩在地震作用下的受力特性基本一致。