干接縫節段拼裝橋墩擬靜力試驗研究

高 婧，葛繼平，林鐵良

(1.廈門大學 土木工程系，廈門 361005;2.上海應用技術學院，上海 200235;3.廈門市公路橋隧道維護中心，廈門 361008)

預應力混凝土橋梁分段施工技術是當今世界橋梁工程的主要發展趨勢之一［1－2］。目前限制節段拼裝橋墩技術在強震區應用的主要障礙就是對其抗震性能的認識比較缺乏，哪種接縫形式、布筋方式的節段拼裝橋墩抗震性能更好，此外還與哪些因素有關值得試驗研究［3］。國外的研究者對于干接縫無粘接預應力節段拼裝橋墩的抗震性能，進行了很多擬靜力試驗研究。1997年，Mander等［4］研究了恒載、預應力筋、底部接縫的橡膠墊層等因素的影響。2002年，Hewes和Priestley［5］研究了預應力筋面積、初始預應力大小、塑性鉸區域套筒壁厚、剪跨比等因素的影響。周中哲［6］(2006)改進Hewes試驗，研究了鋼管混凝土節段、附加鋼阻尼器等因素的影響。Billington［7］在2004年研究了剪跨比、底部墩柱節段嵌入承臺中的深度、纖維混凝土等因素的影響。2005年布法羅大學和臺灣地震研究中心［8，9］聯合開展了大比例尺(1∶2.5)空心矩形截面節段拼裝橋墩的研究，主要研究附加耗能裝置等因素的影響。2006年Palermo和Pampanin［10］的試驗主要研究不同初始預應力筋荷載下的耗能鋼筋和無粘結預應力鋼筋配筋率之比的影響。可以看出，國外已有的試驗研究對于干接縫和膠接縫連接節段拼裝墩柱的擬靜力行為已經比較豐富，但是缺乏采用比較研究方法研究已有整體現澆橋墩與節段拼裝橋墩擬靜力行為異同的專門研究。我國目前還沒有開展節段拼裝橋墩抗震行為的擬靜力試驗研究，理論研究滯后于工程應用，迫切需要開展這方面的研究來對預制拼裝橋墩的抗震設計提供有益的指導［1］。

本文主要是進行五種不同類型橋墩的擬靜力荷載試驗，研究三種節段拼裝橋墩的易損部位和地震破壞機理，為建立正確的理論模型和計算分析方法提供基準數據。

1 試驗設計

1.1 試件設計

以是否存在預應力筋、是否是節段拼裝、是否設置耗能鋼筋、預應力筋有無粘結等為參數，共設計了五種不同類型的混凝土橋墩。該組試件包含三種不同類型的節段拼裝橋墩，整體現澆鋼筋混凝土橋墩和預應力混凝土橋墩是用來進行比較分析的。試件的主要情況見表1。如圖1所示，橋墩截面尺寸為240mm×180mm×1240mm，墩柱有效加載高度1800mm，沿長邊(邊長240mm)加載，試件的剪跨比為7.5。所有試件混凝土強度和普通鋼筋(包括縱筋和箍筋)的配置相同，不同試件之間的差異在于預應力筋的布置和橋墩的連接構造。混凝土設計強度為C40。縱筋采用直徑為10mm的HRB335熱軋鋼筋。箍筋采用直徑為6mm的R235鋼筋。墩底箍筋加密區高度為250mm，箍筋間距為50mm，其余位置箍筋間距為80mm。對于節段拼裝橋墩，墩底的節段內箍筋間距為50mm，其余墩身箍筋的間距為80mm。耗能阻尼裝置采用直徑為10mm的無粘結熱軋光圓鋼筋，無粘結區域的長度為500mm。預應力鋼筋采用Φj12.7的鋼絞線，單根預應力筋有效張拉預應力大小為65 kN，預應力筋產生的軸壓比為11.2%。試件的恒載軸壓比為10%。

圖1 試件的尺寸圖和截面配筋Fig.1 The dimension of specimens and section reinforcement details

1.2 擬靜力試驗加載制度

本次試驗采用變幅、等幅混合位移控制的加載方式，采樣頻率0.5秒/次，每級做3次加載循環。開始的位移幅值分別為 ±2mm、3mm、5mm、7mm、10mm、15mm，加載速度為0.02Hz;然后位移幅值為20mm、25mm、30mm、……以后每級遞增5mm，加載速度為0.01Hz。其中當第一圈加載到±5mm、±10mm、±20mm、±30mm、±40mm、±50mm、±60mm、±70mm、±80mm、±90mm、±95mm時持載，進行破壞現象的觀察和標記工作，直至試件的強度下降到最大強度的80%，加載結束。

表1 試件編號和主要特征Tab.1 Serial Numbers and main characters of all specimens

2 主要試驗結果

2.1 試驗現象及破壞模式

整體現澆普通鋼筋混凝土橋墩與無粘結預應力混凝土橋墩同為整體現澆橋墩，它們兩者的試驗現象比較相似。整體現澆試件的破壞現象主要集中在塑性鉸區域。試驗早期主要是塑性鉸區混凝土的分散多條水平微裂縫，隨著位移荷載的增加，裂縫慢慢增多，裂縫寬度慢慢增加，達到一定程度后，裂縫數量不再增多，只是裂縫的變寬。中期主要是塑性鉸區混凝土出現豎向裂縫，慢慢豎橫向裂縫交錯，出現混凝土的壓碎剝落現象。后期隨著混凝土的成片剝落，出現了箍筋的外鼓、縱筋的拉斷和壓屈等破壞現象。最后破壞狀態是墩底塑性鉸集中出現大量明顯的破壞現象，如圖2所示，需要大量的維修工作，甚至不可維修。

圖2 整體現澆橋墩塑性鉸區的破壞形態Fig.2 Damage state of cast-in-place bridge column

三種節段拼裝橋墩同為節段拼裝方式施工的橋墩，其試驗過程中出現的破壞現象基本相似。節段拼裝橋墩的主要破壞現象集中在接縫附近。試驗早期是底部節段與承臺之間的接縫出現接縫張開的現象，隨著位移荷載的增加，接縫張開的程度越來越大，接縫面上兩側混凝土接觸的面積越來越小，試驗結束時，接觸面積約占截面面積的1/4左右。在后期主要是接縫附近的混凝土出現豎向裂縫，表明混凝土由于壓應力過大出現壓碎現象，與整體現澆構件相比，這種混凝土表面剝落的程度非常小，最大破壞狀態只是出現了塑性鉸節段箍筋的外露，如圖3所示。而且除了塑性鉸節段的上下接縫出現了接縫交替張開的破壞現象外，遠離塑性鉸的接縫也出現了接縫張開的現象。總體而言，節段拼裝橋墩的破壞現象出現在各個接縫附近，彎矩越大，破壞現象越多，破壞程度越大。另外，節段拼裝橋墩另外一個明顯的現象是本文中的無粘結節段拼裝試件的接縫出現了滑移錯動的現象，發生剪切破壞，主要原因是無粘結節段拼裝橋墩接縫之間的抗剪主要是接縫之間混凝土的摩擦力，無粘結預應力鋼筋與周圍混凝土管壁之間由于存在間隙沒有參與受剪;另一個原因可能是本文的試件截面尺寸較小，后期接縫位置處混凝土接觸面積也較小的緣故。

圖3 節段拼裝橋墩塑性鉸區的破壞形態Fig.3 Damage state of precast segmental bridge column

綜上所述，節段拼裝預應力混凝土橋墩的破壞過程和破壞現象與整體現澆混凝土試件完全不同。整體現澆預應力混凝土試件在剪跨比較大時只能出現彎曲破壞，偏移率較大時破壞嚴重，可能不可修復。節段拼裝預應力混凝土橋墩主要是接縫的破壞，在剪跨比較大時，出現接縫交替張開，也可能發生接縫的滑移錯動。發生彎曲破壞時，破壞程度較少，只需要表面修復即可。發生剪切破壞時，不可修復。

2.2 滯回曲線

各個試件的荷載位移滯回曲線，如圖4所示。總體而言，各個試件在較低荷載階段，基本處于彈性階段，表現為滯回環的集中和重疊;隨著混凝土的開裂、普通鋼筋的屈服、接縫的張開等非線性現象的產生，滯回環逐漸拉開，耗能增強。RC、UBPC、UBPC-SD試件的滯回環形狀比較相似，而UBPC-S和BPC-S試件的滯回環形狀比較相似。

2.2.1 節段拼裝和整體現澆方式的影響

比較圖4(b)和(c)可知，相同條件下整體現澆預應力混凝土試件和節段拼裝預應力混凝土試件滯回性能的迥異。UBPC試件是比較飽滿的滯回曲線，而UBPC-S是類似旗幟型滯回曲線。UBPC-S試件的最大荷載為UBPC試件的60%左右。UBPC-S試件的屈后剛度雖然同樣為負，但是傾斜的程度遠遠小于UBPC試件，相應的最大位移也較UBPC大，另一個明顯的差異就是UBPC-S試件的自復位能力較強，同等位移等級下的擬靜力殘余位移較小。主要原因是UBPC-S的混凝土基本上沒有壓碎剝落，保持完好。由于UBPC-S試件中缺少普通鋼筋的屈服耗能機制，所以滯回環的面積較之大大縮小，相應的耗能能力削弱很多。

圖4 水平荷載－墩頂位移滯回曲線Fig.4 Load-displacement hysteretic loops

BPC-S與RC試件初始剛度，最大荷載，屈后剛度，最大位移能力基本相同，因而認為骨架曲線相同，達到設計目的。從擬靜力試驗角度來說，雖然滯回環的面積減少很多，但是卻獲得了很小擬靜力殘余位移的優點。

2.2.2 耗能鋼筋的影響

如上所述，UBPC－S試件的耗能能力較弱，為了增強節段拼裝橋墩的滯回環面積，采用了在截面兩側增加耗能鋼筋的方法。可以看出UBPC－SD試件的耗能能力確實比UBPC－S有較大增加，但是殘余位移也隨之大為增加。UBPC－SD試件滯回環形狀與UBPC試件比較類似，主要原因是兩者中的耗能機制是一樣的，都是源自普通鋼筋的受壓受拉和混凝土的壓碎，差異來自兩者的發展程度不一樣所致。

2.3 骨架曲線及承載力

觀察圖5中的水平推力－墩頂位移骨架曲線和表2中所示的特征點，可以發現各個試件的骨架曲線的形狀大體類似，大致呈三線性，具有明顯的非線性拐點和強度下降點。但是這幾個試件都沒有明顯的正的屈后剛度，是個明顯的缺陷。整體現澆無粘結預應力橋墩的剛度和極限彎矩最大，節段拼裝無粘結預應力橋墩的剛度和極限彎矩最小。

表2 強度和變形關鍵點Tab.2 The key points of load and displacement

2.4 耗能能力

結構在彈塑性變形過程中耗散能量的能力是衡量其抗震性能的重要指標，耗能指標越高，說明結構在地震過程中耗散的地震能量越多，對結構的抗震安全性越有利。各試件的每個峰值位移對應的耗能如圖6。整體現澆的鋼筋混凝土橋墩和無粘結預應力混凝土橋墩的耗能歷程基本相同，說明無粘結預應力筋的存在對整體現澆橋墩的耗能能力基本上沒有影響。節段拼裝橋墩的耗能能力低于整體現澆橋墩，耗能鋼筋的存在增加了節段拼裝橋墩的耗能能力。

圖5 各個試件的荷載位移骨架曲線Fig.5 Envelope curve of loaddisplacement hysteretic loops

圖6 累積滯回耗能與位移等級之間的關系Fig.6 Relationship of displacement and dissipating energy

圖7 擬靜力殘余位移Fig.7 Residual displacement vs.loading displacement

2.5 殘余位移

殘余變形是構件從加載變形，再卸載至零后，此時構件的不可恢復的塑性變形。對于橋墩來說，主要表現為墩頂位移和墩底轉角。在擬靜力荷載—位移滯回曲線上體現為卸載段與X軸的交點，即當荷載卸載至零時，墩頂的塑性變形。如果橋墩殘余變形小，則有利于震后的繼續運營，保證救援工作的開展;有利于震后構件的修復，減小經濟損失。單從這點上來說，殘余變形比其他指標更重要［1］。

圖7給出了各個試件擬靜力殘余位移與位移荷載等級之間的關系。可以看出RC與UBPC試件的擬靜力殘余位移變化規律相同，在位移等級達到25mm前，擬靜力殘余位移很小，只有5mm左右;但是位移等級超過25mm后，擬靜力殘余位移增大趨勢明顯，最后基本上沒有自復位能力，擬靜力殘余位移與最大位移在量值上相近。UBPC－S和BPC－S的擬靜力殘余位移變化規律相同，擬靜力殘余位移基本上較小，達到最大位移等級95mm時，擬靜力殘余位移只有15mm，表明構件自復位能力良好。UBPC－SD試件的擬靜力殘余位移變化規律不對稱，原因是耗能鋼筋構造施工誤差導致受力不對稱所致，但是總體上擬靜力殘余位移較大，耗能鋼筋在增加耗能能力的同時，也由于抗力的增加降低了自復位能力。

2.6 曲率

試件的實測曲率分布曲線如圖8所示。可以看出RC試件和UBPC試件同屬于整體現澆混凝土試件，曲率分布比較接近，可見預應力筋的存在對整體現澆混凝土構件塑性鉸區的曲率分布沒有多大影響。在位移等級較低時，曲率沿墩高呈相對較規則的線形分布。當位移等級較高時，曲率向墩底集中。而采用干接縫連接的節段拼裝橋墩UBPC－S、UBPC－SD和BPC－S試件曲率分布相近。在接縫位置曲率較大，而墩身曲率分布很小，主意原因是變形集中在接縫位置處。各個接縫位置的曲率是墩底接縫最大，從墩底往墩頂各個接縫的曲率依次減小。總體而言，各個試件在相同位移荷載等級下的墩底最大平均曲率比較接近。

圖8 典型位移等級時塑性鉸區曲率分布Fig.8 Distribution of curvature in the plastic hinge area

2.7 節段拼裝試件接縫張開情況

與整體現澆鋼筋混凝土結構相比，采用干接縫連接的節段拼裝橋墩在擬靜力位移荷載作用下會發生顯著的張開。圖9給出了底部接縫隨位移等級增加的接縫張開情況，其中橫軸代表接縫水平位置，豎軸代表接縫中各點張開位移。對于水平張開的位移，正值代表接縫受拉側由于受拉導致的接縫張開，負值代表接縫受壓側由于混凝土受壓導致的壓縮變形。試件UBPC-S和BPC-S的接縫張開程度比較接近，主要原因是兩者的混凝土節段設計情況相同，而且在達到最大位移等級時的結構損傷情況相同。試件UBPC-SD和UBPC－S情況相比，同等位移等級下的接縫張開程度有所減小，主要是耗能鋼筋提供拉力，減小了接縫的張開。

圖9 典型位移等級時干接縫的張開位移Fig.9 Joint opening displacement at critical loading displacement

3 結論

(1)循環荷載作用下，整體現澆預應力混凝土結構的曲率集中在塑性鉸附近，彎矩越大曲率越大;而節段拼裝預應力混凝土橋墩的曲率主要集中在各個接縫附近，在彎矩越大的接縫，其曲率越大。

(2)節段拼裝橋墩在循環荷載作用下會發生接縫的交替張開閉合，不會發生現澆鋼筋混凝土橋墩出現的塑性鉸現象。這樣節段拼裝橋墩的損傷程度較現澆鋼筋混凝土橋墩就會小得多。

(3)在接縫位置布置縱向耗能鋼筋，可以延緩接縫的張開，增加試件的抗彎強度，增強滯回耗能能力，同時也會增加試件的殘余位移。

(4)試件RC、UBPC和UBPC-SD均顯示了較大的擬靜力殘余位移，擬靜力殘余位移與最大加載位移相當。試件UBPC-S，BPC-S的擬靜力殘余位移較小，這兩種節段拼裝橋墩都顯示了較好的自復位性能。

(5)節段拼裝預應力混凝土結構可以取得與普通鋼筋混凝土結構一樣的荷載位移骨架曲線，而且同時擬靜力殘余位移又非常小。

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