摘要
为适应新型钢-UHPC拱桥的跨越能力、加快施工进度、减轻拱上建筑自重和造价,本文提出了一种新型装配式钢内芯-UHPC组合空心柱以及相应的插承式节点连接构造. 新型柱由空心钢内芯与外部UHPC薄壁层组成,钢内芯可作为UHPC层的内模,同时提供额外的耗能. 介绍了新型立柱及其与承台间连接构造的概念设计,通过设计2∶5的立柱缩尺模型,采用原桥初步设计中最不利轴压比(0.24)进行拟静力试验,研究该立柱的破坏模式、预制立柱界面处连接性能、位移延性、耗能能力、刚度退化、残余变形、曲率分布和钢板应变等. 试验结果表明:试件为弯曲破坏模式,具体为柱底塑性铰区域钢筋钢板屈服,UHPC薄壁层压溃,但节点连接处保持完好,预制与后浇UHPC界面未见裂缝,表明提出的新型装配式连接构造是可靠的. 此外,试件具有较高的等效阻尼比,但试件位移延性稍显不足,主要归因于试验模型钢内芯钢板厚度与UHPC薄壁层厚度不匹配,此外,高轴压比(0.24)也是潜在原因. 其次,基于试验结果验证了有限元模型,并对原型柱开展参数分析,计算结果表明,新型柱随着轴压比的增加,延性降低,轴压比在0.05~0.20范围内,原型柱延性系数均接近或大于3. 本研究成果可为后续钢内芯-UHPC立柱的设计与应用提供基础.
关键词
拱桥是大跨径桥梁的主要形式之一,当地质条件好或桥址位于山区时,拱桥更具有经济性和耐久性. 但目前拱桥跨径很难突破700 m,因为拱桥向更大跨径发展时,其结构自重大、施工困难等因素会使经济性变
拱上建筑对于上承式拱桥的桥梁建筑高度、横向稳定性、结构静动力性能、工程造价等方面有较大影响,当拱桥向特大跨径方向发展时,立柱高度会随着跨径的增大不断提高. 例如日本600 m拱桥试设计时的拱上立柱高度达到100 m,其稳定性和重量是桥梁设计与施工的关键问
针对预制UHPC或传统混凝土柱的连接构造,国内外学者提出了多种连接方式,包括无黏结后张预应力
此外,试验研究表明,空心桥柱的抗剪强度和延性不足,容易受到地震荷载的影
在文献[
1 工程背景
本文作者团队研发的1 000 m钢-UHPC组合桁式拱桥如

图1 钢-UHPC组合桁式拱桥示意(单位:m
Fig.1 Concept design of the steel-UHPC composite truss arch bridge (unit: m
作者对拱上立柱进行试设计,从稳定性、自重、经济性和耐久性方面对比了钢双柱、UHPC双柱、UHPC桁架式立柱等方案.UHPC桁架式立柱包含 4个UHPC立柱、钢横撑以及钢斜撑,在提高稳定性的同时,相较于UHPC双柱可降低截面尺寸和结构自重,更具经济性,其结构形式如

图2 钢内芯-UHPC桁架式立柱示意图
Fig.2 Illustration of the steel inner core-UHPC truss spandrel column system

图3 钢内芯-UHPC桁架式立柱截面尺寸(单位:mm)
Fig.3 The section of the steel inner core-UHPC truss spandrel column system (unit: mm)
2 装配式钢内芯-UHPC组合空心立柱概念设计
2.1 预制钢内芯-UHPC组合空心立柱与承台
新型装配式钢内芯-UHPC组合柱(以下简称:立柱)设计如

图4 装配式钢内芯-UHPC组合柱概念设计图
Fig.4 Sketch of the proposed prefabricated steel inner core-UHPC composite column
承台设有预留凹槽,凹槽与立柱截面形状相匹配且略大于立柱截面尺寸. 预留凹槽的4个侧壁预埋有围合焊接而成的钢板,此钢板可充当凹槽的侧模. 钢板两面均焊接栓钉以加强其与承台以及后浇料之间的连接性能.
2.2 柱脚连接构造与受力机理
预制立柱与凹槽内后浇UHPC、后浇UHPC与预制承台的连接处钢纤维不连续,往往是结构受力的薄弱位置. 因此将柱脚部位预制的UHPC薄壁层伸入凹槽一定深度,以减轻该处钢纤维不连续的影响;柱脚钢内芯伸出UHPC薄壁层,直至凹槽底部,埋入凹槽的钢内芯上焊接的栓钉长度增加、间距减小,并在横桥向开设多排孔洞,使得后浇UHPC进入钢内芯内部,形成PBL剪力键,提高锚固能力;纵桥向不设孔洞,但内外表面均焊接栓钉,加强钢内芯与后浇UHPC的连接性能.
节点连接时,将预制立柱吊装至承台预留凹槽中,柱脚伸出的钢内芯直接立于凹槽底部,定位完成后,浇筑少量UHPC. UHPC通过钢内芯上孔洞注入立柱内部,在重力作用下可充分填实,形成整体. 承台钢板两侧同一高度错位布设栓钉:一侧栓钉包裹在预制承台UHPC中,一侧栓钉包裹在凹槽后浇UHPC中,通过UHPC高强的包裹力,增强承台与后浇UHPC的连接性能. 其中,伸入后浇UHPC的栓钉与钢内芯外表面栓钉交错布置,可将钢内芯受力传至承台钢板;伸入承台UHPC的栓钉为长栓钉,与承台钢筋交错布置,可将钢板受力传递至承台钢筋. 通过上述栓钉与栓钉、栓钉与钢筋交错布置的构造设计,可将预制立柱所受的作用力通过钢内芯、钢板传至承台钢筋,提高预制立柱在整个承台和后浇UHPC中的锚固作用,其传力示意图如

图5 柱脚连接构造传力示意图
Fig.5 Schematic diagram of force transmission of column foot connection structure
3 立柱拟静力试验
为了探究本文提出的装配式钢内芯-UHPC组合空心柱的抗震性能,基于初步设计的1 000 m钢- UHPC组合桁式拱桥,按照2∶5的缩尺比设计并制作模型,在最不利恒载轴压比条件下,开展拟静力试验.
3.1 试验设计
按照缩尺比2∶5设计立柱试验模型,试验模型的截面尺寸为400 mm×400 mm,UHPC薄壁层的厚度为48 mm. 按照缩尺比,钢内芯钢板厚度应为 4 mm,但4 mm厚钢板焊接栓钉时易焊透,因此将试件的钢板厚度调整为6 mm. 考虑原桥的立柱高度较大,为细长柱,故立柱承台顶面以上的高度设计为 2 200 mm,其中,水平作动器加载的中心点到柱底的距离为2 000 mm,长细比为5.0(即2 000/400). 立柱试验模型的连接示意图与具体尺寸见

(a) 连接示意图
(b) 立柱截面图
(c) 钢筋布置图

(d) 立面图
(e) 承台截面图
图6 试件构造图(单位:mm)
Fig.6 Details of the tested column (unit: mm)
如
立柱、承台与凹槽处现浇材料均采用UHPC,其钢纤维含量为2%,端钩型纤维[ϕ0.22 mm×13(长) mm]和平直型纤维[ϕ0.15 mm×13(长) mm]掺量分别为1%. 按照《活性粉末混凝土》(GB/T 31387—2015
材料 | 直径或厚度/mm | 型号 | 弹性模量/GPa | 屈服强度/MPa | 极限强度/MPa |
---|---|---|---|---|---|
钢筋 | 10 | HRB400 | 200 | 401.6 | 559.2 |
16 | HRB400 | 200 | 420 | 570 | |
20 | HRB400 | 200 | 405 | 545 | |
钢材 | 6 | Q345qD | 206 | 417 | 547.5 |
3.2 试件制作
立柱与承台同步制作. 立柱制作步骤如

图7 立柱浇筑流程
Fig.7 Construction of the column
(a)钢内芯外 (b)钢内芯内 (c)钢内芯焊接 (d)钢内芯焊接 (e)搭设立柱 (f)浇筑立柱 (g)立柱浇筑
;表面 表面 成型(N侧) 成型(W侧) 外模板 UHPC 成型

图8 承台浇筑流程
Fig.8 Construction of the footing
(a)制作承台钢板 (b)绑扎承台钢筋 (c)浇筑承台UHPC (d)承台侧壁振动仪振捣 (e)承台浇筑成型
;并焊接栓钉 并搭设模板

图9 立柱与承台拼接成型
Fig.9 Assembly of the column model
(a)立柱定位 (b)浇筑UHPC (c)试件制作完成
3.3 加载装置和加载制度
试验采用拟静力加载的方法,如

图10 加载装置
Fig.10 Experimental setup
(a)试验加载装置 (b)加载现场图
试件安装完成后,首先施加竖向轴力,分3次施加,使轴压比达到0.24,整个试验过程中竖向轴力保持不变. 水平加载采用基于位移角控制的位移控制模式进行加
3.4 测点布置
试件位移与应变分别采用位移计和应变片进行测量,具体如

图11 测点布置图(单位:mm)
Fig.11 Instrumentation plan (unit: mm)
(a)位移表布置图 (b)钢筋和钢板应变片布置图
4 试验结果分析
本节探究了新型钢内芯-UHPC组合空心立柱承插式节点的连接性能与抗震性能,包括裂缝发展过程、破坏模式、滞回曲线、骨架曲线、耗能能力、刚度退化、残余位移和应变响应等,并对结果进行分析讨论.
4.1 裂缝发展过程与破坏模式
加载初期,试件处于弹性阶段,立柱表面未有明显的开裂现象,其加载与卸载曲线基本重合为一条直线. 当柱顶位移为5 mm、水平荷载为86.4 kN 时,UHPC薄壁层外表面应变片拉应变数据达到200 με,但因为UHPC具有致密性,裂缝比较细微,肉眼并没有在立柱表面发现裂缝. 当柱顶位移为8 mm、水平荷载为128.3 kN时,开始出现裂缝,立柱W面和E面均出现了水平受弯裂缝,且主要集中在立柱底部,最大裂缝宽度为0.02 mm;当柱顶位移为10.1 mm、水平荷载为161 kN时,裂缝进一步发展,W面裂缝最大宽度为0.05 mm,最大长度为20 mm;当柱顶位移为15 mm、水平荷载为187.9 kN 时,不断出现新的裂缝,裂缝区向上发展,原有的W面和E面的裂缝横向发展,长度增加,柱底处裂缝宽度明显增大,最大为0.10 mm,有部分裂缝从垂直于加载方向的平面(W面、E面)向平行于加载方向的平面(N面、S面)延伸为剪切斜裂缝;当柱顶位移为25 mm、水平荷载为241 kN 时,裂缝进一步扩展,最大裂缝宽度变为0.17 mm;当柱顶位移为35 mm、水平荷载为380 kN 时,塑性铰区域的钢筋和钢板部分屈服,沿柱身出现多条细小水平裂缝,裂缝发展较快,较宽的裂缝主要集中在柱底位置,并且开始贯通,形成一条贯穿立柱截面的水平长裂缝,裂缝宽度为0.24 mm;当柱顶位移为58.5 mm时,水平荷载达到峰值荷载446.5 kN,加载过程中持续有钢纤维拔出和UHPC碎屑剥落的声音,柱底部位的裂缝发展迅速,裂缝不断变宽变深,裂缝周围有混凝土碎屑脱落,而柱身的裂缝发展开始变慢,立柱的4个边角处破坏最严重,有明显混凝土剥落;当柱顶位移为79.25 mm时,加载过程中柱底部位的裂缝宽度不断增大,裂缝与裂缝之间连接成片,裂缝处逐渐挤压,主裂缝处混凝土脱落,露出箍筋和纵筋,4个边角处混凝土剥落的区域沿柱身向上发展,荷载下降到峰值荷载的80%以下,试件破坏明显,停止加载.
最后可在柱底观察到明显的UHPC压溃,压溃区为距离柱底约150 mm的范围内,有箍筋和纵筋暴露,如

(a) W面
(b) E面
(c) S面
(d) N面

(e) W面柱脚破坏细节
(f) E面柱脚破坏细节
(g) S面柱脚破坏细节
(h) N面柱脚破坏细节
图12 试件最终破坏图
Fig.12 Final state of the test model
综上所述,立柱破坏形态为弯曲破坏,试验过程立柱经历了UHPC薄壁层开裂、纵筋和钢板屈服、柱脚部位UHPC薄壁层压溃等过程. 在整个加载过程中,立柱与承台节点连接处(即新旧UHPC界面)未出现裂缝与脱黏现象,连接牢靠.
4.2 滞回曲线及骨架曲线
试件滞回曲线如

图13 试件滞回曲线
Fig.13 Hysteretic curves of the test model
骨架曲线由滞回曲线各级加载中首次循环的滞回环峰值点连接得到,如
(1) |

图14 试件骨架曲线
Fig.14 Skeleton curve of the model
加载 方向 | 屈服点 | 峰值点 | 极限点 | μ | |||
---|---|---|---|---|---|---|---|
∆y/mm | Fy/kN | ∆max/mm | Fmax/kN | ∆u/mm | Fu/kN | ||
正向 | 38.70 | 395.24 | 58.50 | 446.5 | 79.25 | 290.5 | 2.05 |
负向 | 34.32 | 391.39 | 54.91 | 438.2 | 79.23 | 309.1 | 2.31 |
平均值 | 36.51 | 393.32 | 56.71 | 442.35 | 79.24 | 299.8 | 2.18 |
由
4.3 耗能性能
本文采用累积耗能和等效阻尼比作为评价试件耗能能力的指标. 累积耗能为各加载等级第一个循环滞回环的面积之和,等效阻尼比则按照
(2) |
式中:为第级加载的等效阻尼比,为第级加载滞回环的面积,、分别表示第级加载滞回环的峰值荷载和对应的位移.

图15 试件累积耗能曲线
Fig.15 Cumulative energy dissipation of the column

图16 试件等效阻尼比曲线
Fig.16 Equivalent damping ratio of the column
如
4.4 残余位移
残余位移是衡量桥梁震后功能的重要指标,较小的残余位移有利于桥墩震后的修复和恢复.

图17 试件残余位移曲线
Fig.17 Residual displacement of the column
4.5 刚度退化
随着加载位移和循环次数的增加,立柱的刚度会随着UHPC层的剥落、纵筋和钢内芯钢板的屈服而降低,本文采用割线刚度表征试件的刚度退化情况,计算公式如下:
(3) |
式中:为同一级加载第次峰值点的荷载值,为同一级加载第次峰值点的位移值.

图18 试件刚度退化曲线
Fig.18 Stiffness degradation curve of the column
4.6 柱身曲率分布
如前文3.4节所述,在垂直加载方向对称布置LVDT:D1~D8,测量立柱距离柱底100、400、700和 1 000 mm处的截面曲率,如

图19 立柱截面曲率分布
Fig.19 Variation of section curvature along the column height
在加载初期,水平位移较小时,立柱处于弹性阶段,截面曲率沿柱高呈线性分布. 随着水平位移的增加,立柱的曲率在柱高400 mm以上大致呈线性分布,表明立柱在此范围内保持弹性,而在柱高400 mm以下,曲率急剧增加,表明立柱在距柱脚400 mm范围内发生了塑性变形. 以上结果表明,立柱试件的塑性铰区域集中在距离柱底400 mm以内,这与4.1节描述的破坏损伤特征一致.
4.6 立柱钢内芯应变

图20 钢内芯应变沿柱高分布(单位:mm)
Fig.20 Strain variation of steel inner core along the column height(unit:mm)
5 数值模拟
为弥补单根柱子试验参数有限的问题,拟通过数值分析手段,进一步研究新型柱的抗震性能. 首先,采用有限元分析软件Abaqus对试验试件进行模拟. 钢内芯、钢板、UHPC和栓钉采用C3D8R实体单元,钢筋采用T3D2桁架单元. UHPC采用塑性损伤模型(concrete damaged plasticity,CDP),受压本构参考杨剑

图21 有限元模型图
Fig.21 Diagram of finite element model
数值模拟的加载制度与试验方案保持一致,数值模拟的滞回曲线和骨架曲线与试验结果的对比见

图22 数值模拟与试验滞回曲线对比
Fig.22 Comparison of numerical and experimental hysteretic curves

图23 数值模拟与试验骨架曲线对比
Fig.23 Comparision of numerical and experimental skeleton curves
屈服点 | 峰值点 | 极限点 | ||||||
---|---|---|---|---|---|---|---|---|
/mm | /kN | Δmax/mm | Fmax/kN | Δu/mm | Fu/kN | |||
正向 | 试验 | 38.7 | 395.24 | 58.5 | 446.5 | 79.25 | 290.5 | 2.05 |
有限元 |
39.6 (+2.3%) |
400.87 (+1.4%) |
58.81 (+0.5%) |
459.87 (+3%) |
80 04 (+1%) |
306.67 (+5.6%) |
2.02 (-1.4%) | |
负向 | 试验 | 34.32 | 391.39 | 54.91 | 438.2 | 79.23 | 309.1 | 2.31 |
有限元 |
35.12 (+2.3%) |
402.14 (+2.7%) |
53.77 (-2.1%) |
458.37 (+4.6%) |
79.6 (+0.5%) |
318.62 (+3.1%) |
2.27 (-1.7%) |
为进一步分析试验立柱延性较低的原因,针对原型桥方案(截面1 m×1 m),减小钢板厚度以延缓UHPC层压溃,取

图24 原型桥拱上立柱截面图(单位:mm)
Fig.24 Cross section of the spandrel columns in the prototype bridge(unit:mm)

图25 不同轴压比下模型骨架曲线对比
Fig.25 Comparison of skeleton curves of models with different axial load ratios
轴压比 | 加载方向 | 屈服点 | 峰值点 | 极限点 | ||||
---|---|---|---|---|---|---|---|---|
/mm | /kN | Δmax/mm | Fmax/kN | Δu/mm | Fu/kN | |||
0.05 | 正向 | 61.55 | 1 207.2 | 105.36 | 1 539 | 201.57 | 1 209.6 | 3.27 |
负向 | 61.62 | 1 272.13 | 107.06 | 1 558 | 202.51 | 1 212.65 | 3.29 | |
0.1 | 正向 | 63.16 | 1 284.51 | 107.78 | 1 660.26 | 195.48 | 1 323 | 3.10 |
负向 | 62.47 | 1 254.43 | 104.29 | 1 636.51 | 194.24 | 1 303.76 | 3.11 | |
0.15 | 正向 | 63.13 | 1 308.64 | 105.24 | 1 714.31 | 191.13 | 1 376 | 3.03 |
负向 | 62.53 | 1 370.33 | 104.93 | 1 737 | 192.92 | 1 334 | 3.09 | |
0.2 | 正向 | 64.12 | 1 360.25 | 110.32 | 1 837.75 | 188.9 | 1 436.07 | 2.95 |
负向 | 63.87 | 1 339.47 | 115.22 | 1 819.07 | 187.8 | 1 488.89 | 2.97 | |
0.242 | 正向 | 66.42 | 1 429.36 | 113.69 | 1 868.75 | 181.8 | 1 442.97 | 2.74 |
负向 | 68.51 | 1 427.28 | 125.2 | 1 872 | 182.16 | 1 422.7 | 2.66 |
因原桥方案与试验试件相比,钢板与UHPC薄壁层厚度更为匹配,在0.05~0.20的轴压比范围内,延性系数均接近或大于3. 在0.242的轴压比下延性系数可达2.7,大于试验构件的2.2,表明当减小钢内芯板厚以匹配UHPC层厚时,新型柱延性将会增加,表明钢内芯板厚及UHPC层厚的协调性将影响新型柱的抗震性能. 后续研究将对新型柱开展更为系统的参数分析,以优化钢内芯板厚及UHPC层厚等关键参数,进一步提高新型柱的延性及抗震性能. 另外,原桥拱上立柱中只有柱1和柱14的轴压比大于0.20,故在后续研究中,可进一步优化立柱截面构型及结构形式,以降低轴压比,增加立柱延性.
6 结 论
为加快施工进度并降低自重与造价,本文基于千米级特大跨度钢-UHPC组合桁式拱桥,提出一种钢内芯-UHPC桁架式立柱及适用于该新型结构的承插式节点连接构造. 首先描述了立柱及其柱脚连接的设计理念,并开展试验以评估其抗震性能. 通过设计2∶5的缩尺模型,在原桥初步设计中最不利轴压比(0.24)下进行拟静力试验,获得该试件的力学性能,并基于试验结果验证有限元模型,进而对原型立柱在不同轴压比下的参数变化进行分析. 得到的结论如下:
1)试件破坏形式为弯曲破坏,承插式连接节点在整个加载过程中保持完好,且因为UHPC中有钢纤维存在,产生的裂缝大多细密,试件破坏后也基本保持裂而不散,完整程度较好. 这表明提出的立柱以及节点连接构造是可行的. 但是,因为UHPC薄壁层较薄,立柱试件的塑性铰区域较短(即约为150 mm,相当于柱高的7.5%).
2)立柱试件破坏时的等效阻尼比约为28%,而残余位移相对较大. 这主要是由于钢内芯钢板屈服,产生额外的残余位移;另外,钢内芯钢板的厚度与UHPC薄壁层的厚度不匹配,这也是可能导致其残余位移大的原因.
3)试件的位移延性系数为2.18,偏小. 主要原因是钢内芯钢板厚度与UHPC薄壁层厚度不匹配. 同时,0.24的高轴压比亦是导致延性较低的另一潜在原因.
4)数值分析表明新型柱的延性随着轴压比的增加而不断减小. 具体为原型柱轴压比在0.05~0.20范围内时,延性系数均接近或大于3,而轴压比为0.242时延性系数可达2.7. 同时,计算结果表明,钢内芯板厚及UHPC层厚的协调性将影响新型柱的抗震性能,后续研究中需对两者关系开展更系统的研究.
由于本文仅为新型钢内芯-UHPC立柱及其节点连接构造的初步设计与验证,故仅对一根试件展开试验,数据有限,且因为试验条件限制,钢板厚度偏大,后续研究将基于本文的试验研究结果和初步的数值分析结果,进行系统的参数分析,优化模型构型,开展更系统的试验研究.
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