裝配式橋墩與承臺新型連接抗震性能試驗

何云武， 李 嘉， 江 建， 王鶴蘭， 高澤宇

(1. 深圳市天健(集團)股份有限公司，廣東 深圳 518034；2. 華中科技大學 土木與水利工程學院，湖北 武漢 430074)

預制拼裝法具有施工效率高、對環境友好、質量可靠等優點，已成為橋梁工程上部結構施工的主流手段[1～3]。下部結構雖早在1955年美國新奧爾良Pontchartrain橋首次采用預制施工[4]，但至今下部結構仍然以現場澆筑為主，發展相對緩慢。國內橋梁下部結構采用預制拼裝技術，大多集中在2000年之后的一些大型跨海橋梁工程中，主要位于非震區或低烈度區[5～8]，并以現澆濕接縫連接方式居多。

預制拼裝法在橋梁下部結構施工中之所以推進較為緩慢，主要原因在于橋墩除了支撐橋梁上部結構外，還承擔了來自地震、沖擊等作用下的強大側向載荷，而時至今日對預制橋墩的抗震性能認識并不充分[9,10]，僅有的幾種連接方式預制橋墩抗震性能卻相差迥異，尚缺乏足夠深入的研究成果和工程驗證，工程技術人員難以清晰、系統了解強大剪切作用下的預制橋墩力學性能。

良好的抗震性能是預制橋墩大面積推廣應用的前提，已成為學術和工程界的普遍共識。為此，采用不同連接方式的預制橋墩在地震下承載能力、破壞模態、延性、耗能能力等性能的研究和提升辦法成為該領域的研究熱點。眾多學者基于試驗和數值分析手段，從不同角度探討了套筒灌漿連接、波紋管灌漿連接、插槽式連接、承插式連接、現澆濕接縫和預應力筋連接等預制橋墩主要連接方式的耗能能力、構造要求、破壞機理等[11～15]。文獻[3]依據連接后橋墩的抗震性能，將預制橋墩歸納為“等同現澆”和“非等同現澆”兩大類。對于以預應力筋連接為主的“非等同現澆”橋墩，為了提升其抗震耗能能力，文獻[16～18]吸收了其他連接方式的優點，提出了混合式連接方式，以期獲得良好抗震性能和自復位能力的連接方式。綜合既有預制裝配式橋墩的研究成果和工程應用，每一種連接方式具有其優勢，也存在不足之處。如灌漿套筒連接方式，連接性能好，現場濕作業少，但漿液普遍難以灌滿影響了其使用。因此，探索連接性能好，現場濕作業量低，施工輔助措施少的預制橋墩與承臺連接方式，是目前推廣預制裝配法在橋梁下部結構中應用的主要研究方向之一。

基于上述背景，本研究提出了如圖1所示的鋸齒形槽口新型連接構造，這種新型連接方式具有如下優點：(1)墩柱安裝時，容許一定的調整誤差，施工要求精度相較于套筒灌漿連接和波紋管灌漿等連接方式低，方便施工；(2)墩柱就位后，無需額外的持續吊裝裝置或支撐措施輔助墩身承受自重或提高穩定性；(3)墩柱內壁槽口的數量、形狀、尺寸及布置方式，和內部后澆混凝土的強度及高度h等參數均可人為事先調整，以達到良好的連接性能；(4)通過調整后澆混凝土參數，借以人為事先調控地震作用下墩柱的塑性區域分布。

圖1 承臺與預制空心墩內壁鋸齒形槽口新型連接構造

為了解承臺與裝配式空心墩內壁鋸齒形槽口新型連接方式的抗震性能，為其優化改進及推廣應用奠定基礎，分現澆(XJ)和預制(YZ)兩個試驗組，共計制作了4個大比例橋墩、承臺模型，開展低周反復試驗，對比研究該新型連接下橋墩的抗震性能。

1 試驗方案

1.1 試件設計

試驗試件歸為預制組(對應承臺與裝配式空心墩內壁鋸齒形槽口新型連接方式，編號YZ)和現澆組(對應傳統的現澆橋墩，編號XJ)，為盡量降低施工質量、測試條件對試驗影響，每組制作兩個完全相同的試件，編號分別為YZ-1、YZ-2和XJ-1、XJ-2。

預制組的空心圓柱墩和承臺分開預制，養護28 d后，在試驗臺上首先通過地腳螺栓固定承臺，之后將底部內壁設置鋸齒形槽口(圖2a)的預制空心墩吊裝就位，每個齒形槽口分別對準一根伸出承臺頂面的預埋鋼筋(圖2b)，之后澆筑空心墩內部一定高度h(圖1)范圍內的后澆C40混凝土，養護到位后再開展試驗。本組兩個空心墩底部的鋸齒形槽口設置如下：從墩底截面往上750 mm范圍，內壁設置鋸齒槽構造，繞圓心沿內壁均勻分布12個，單個鋸齒槽對應圓心角30°，其中凹槽部分20°，鋸齒部分10°，凹槽深度50 mm。

圖2 試件制作

現澆組承臺、圓柱空心墩的尺寸及材料與預制組一致。不同之處在于，現澆組試件的承臺混凝土澆筑完成后，預埋伸出墩身鋼筋，之后就立模板澆筑墩身混凝土，橋墩與承臺完全連接在一起，且空心墩內壁不設鋸齒形槽口(圖2c，2d)。

兩組試件承臺尺寸均為1900 mm×1330 mm×500 mm，墩柱外徑600 mm，壁厚100 mm，柱高2530 mm，其他相關信息見表1。

表1 試驗試件信息

1.2 材料性能

(1)混凝土

承臺及墩柱混凝土均采用C40商品混凝土，水灰比0.42，砂率0.31，細集料為粗砂，碎石最大粒徑為31.5 mm，坍落度為180 mm。柱內后澆混凝土采用自拌C40混凝土，其砂率與碎石最大粒徑和上述混凝土相同，添加了1%高效減水劑，水灰比0.3，坍落度140 mm。與試件在相同條件下養護的混凝土立方體試塊(尺寸為150 mm×150 mm×150 mm)，其立方體實測極限抗壓強度fcu和彈性模量Ec的平均值如表2所示。

表2 混凝土實測參數 MPa

(2)鋼筋

采用標準拉伸試驗確定鋼筋的材料性能參數。每種鋼筋，各取三組300 mm長筋段進行標準拉伸試驗。測得鋼材屈服強度fy、極限抗拉強度fu、彈性模量Es和伸長率δ等參數，其平均值如表3所示。

表3 鋼筋實測參數

1.3 加載制度

試驗加載裝置如圖3所示，由水平作動系統、豎向力加載系統以及固定系統等幾個部分組成。為模擬橋墩實際受力和約束條件，同時避免反復加載過程中拉壞豎向千斤頂，在墩頂設置一塊20 mm厚鋼蓋板，其上嵌固一聚四氟乙烯滑板橡膠支座，千斤頂底面加裝一固定鋼板和不銹鋼板，不銹鋼板壓制在滑板支座上，試驗過程豎向千斤頂不發生水平位移，并始終保持300 kN的恒定豎向壓力(軸壓比為0.1)。

圖3 加載裝置

試驗采用力和位移混合加載控制，并按等幅和變幅混合的加載方式。在試驗開始前進行預加載，當加載及測量裝置運行正常后進行正式試驗。在試件屈服前，按力控制加載，以每級12 kN的幅值遞增，直到試件進入屈服。之后采取位移控制加載，首級位移幅值為±13.5 mm，之后以4.5 mm逐漸遞增，當位移幅值達到±90 mm后，按9 mm逐級遞增，直到試件破壞。無論力還是位移控制加載，每級載荷均進行3次循環，試驗加載制度如圖4所示。

圖4 加載制度

2 試驗現象

2.1 現澆組(XJ)

現澆組的兩個試件首條裂縫出現于第3級(36 kN)加載，該裂縫距承臺上表面0.51 m處，之后隨著反復荷載持續增加，裂縫條數和程度加劇。當加載至第10級(位移控制13.5 mm)時，墩底與承臺連接面出現裂縫，此時墩身裂縫主要分布于墩底往上1.2 m高度范圍，裂縫分布較為均勻(圖5a)，間距約為10 cm。

圖5 現澆式空心墩破壞狀態

加載至第16級(位移控制40.5 mm)后，新增裂縫基本停止，既有裂縫持續發展，橋墩底部裂縫大多沿墩身圓周形成閉環，且橋墩與承臺連接處部分裂縫沿墩身高度方向蔓延發展形成多條豎向裂縫，該區域表層混凝土開始局部脫落。隨著水平位移荷載繼續增加，墩柱和承臺連接截面處兩側混凝土逐漸脫落，最終在第21級(位移控制63 mm)時，墩底混凝土被壓潰，形成一168 mm×125 mm×60 mm的壓潰區(圖5b)，墩身內部鋼筋嚴重彎折，箍筋外鼓。

2.2 預制組(YZ)

預制橋墩與承臺采用內壁鋸齒形槽口新型連接方式后，結構破壞模態發生顯著改變。首先出現裂縫的位置不在墩身，而是發生在預制橋墩與承臺的結合面，開裂荷載提高至第4級(48 kN)。而且，在加載至第13級荷載(位移控制27 mm)前，預制墩身未出現任何裂縫，該級載荷下墩身才開始出現首條裂縫，該裂縫出現在距離承臺頂面0.76 m處。隨著加載持續，除了既有裂縫持續增長，新增裂縫分布于距離承臺頂面0.76 m之上，但墩身裂縫相對較少。加載至第16級(位移控制40.5 mm)時，墩身首條裂縫的下部區域才逐漸開裂。

在第19級(位移控制45 mm)荷載之后，無論是裂縫程度還是裂縫數量，墩身開裂基本停止發展，此時，墩柱與承臺結合面逐漸被拉起。隨著位移荷載的不斷增加，墩底最大脫空在25級(位移控制81 mm)時達到20 mm，在28級(位移控制99 mm)時達到27 mm。實測表明，該組試件在第25級(位移控制81 mm)荷載時，荷載-位移曲線開始下降。破壞時，墩底形成一底長172 mm，高92 mm的三角壓潰區(圖6b)。

圖6 預制空心墩破壞狀態

3 試驗結果對比分析

3.1 滯回曲線與耗能能力

傳統現澆橋墩(現澆組XJ)與內壁鋸齒形槽口新型連接方式(預制組YZ)橋墩試驗得到的滯回曲線如圖7(試件平均值)。對比可知，兩類橋墩在彈性階段載荷-位移基本呈線性關系，但進入塑性階段后，傳統現澆橋墩和新型連接橋墩載荷位移關系顯著不同。傳統現澆橋墩的滯回曲線呈梭形，而新型連接方式空心墩滯回曲線為反S形。新型連接的預制裝配式橋墩滯回曲線之所以發生明顯變化，其原因是空心墩試件進入彈塑性階段后，墩底現澆混凝土內部的預埋鋼筋開始發揮主要作用，這部分鋼筋受到循環荷載作用逐漸進入屈服和強化，并影響橋墩的滯回性能。受到后澆混凝土內部鋼筋的影響，新型連接方式下的預制橋墩，同一級循環載荷下的3次推拉測試反饋，試件承載力隨反復次數增加而緩慢降低，但同一級荷載下的不同次數來回測試得到的滯回曲線面積卻大致相同，表明對于新型連接方式，在完全失去承載力之前，后澆混凝土及其內部鋼筋可以起到較好的耗能效果。當后澆混凝土內部的全部鋼筋進入屈服階段后，預制組試件的滯回性能逐漸降低，此時繼續加大循環載荷，受到后澆混凝土內部鋼筋強化的影響，試件承載力卻有所上升，但耗能能力相比之前已劣化，持續加載直至構件完全失效。

圖7 試件滯回曲線

根據滯回曲線得到橋墩的等效粘滯阻尼系數he如圖8。由圖可見，傳統現澆橋墩的初始等效粘滯阻尼系數he為0.41，新型連接方式橋墩的初始等效粘滯阻尼系數he為0.51，顯然采用內壁鋸齒形槽口新型連接方式后，橋墩的初始耗能能力得到提升。但無論傳統現澆橋墩或新型連接預制橋墩，二者的等效粘滯阻尼系數皆隨加載幅值增大而下降。并且在加載初期，等效粘滯阻尼系數he下降迅速，表明初期裂縫是橋墩耗能的主要貢獻，當加載位移幅值大于20 mm后，等效粘滯阻尼系數he下降速率逐漸減小，說明后期裂縫對橋墩耗能貢獻有限。

圖8 等效粘滯阻尼系數

試驗還表明，在初始階段，無論傳統現澆式或新型連接的空心墩，其初始粘滯阻尼系數都達到較高水平，前幾級荷載下皆在0.35以上，尤其是新型連接方式的空心墩，前三級荷載的等效粘滯阻尼系數均處于0.4以上，最大可達0.58。新型連接方式預制空心墩其最大等效粘滯阻尼系數比現澆空心墩提高了41.5%，說明新型連接方式預制裝配式墩的初期耗能能力比現澆式空心墩高得多，可以較大程度上推遲墩身開裂，提高了墩身開裂荷載和持荷幅值。

當位移控制的加載幅值達到15 mm時，傳統現澆橋墩和新型連接的預制空心墩，兩者等效粘滯阻尼系數皆下降到了0.3以下，并且出現預制組橋墩的等效粘滯阻尼系數低于傳統現澆橋墩，雖然二者相差僅為0.05，但新型連接的預制空心墩等效粘滯阻尼系數在初始階段的下降速率大于傳統現澆橋墩，直至破壞狀態，新型連接方式橋墩的等效粘滯阻尼系數比傳統現澆橋墩低約19%。

受后澆混凝土及其內部鋼筋的影響，相較于傳統現澆橋墩，新型連接的預制裝配式橋墩破壞時的墩頂位移更大，表現出較好的延性，而且后續可持荷過程比傳統現澆橋墩更具優勢，雖然其破壞狀態時的等效粘滯阻尼系數略低于傳統現澆橋墩，但仍然維持在0.2以上，說明仍保持較好的后期耗能能力。

3.2 骨架曲線與延性系數

測試得到傳統現澆和新型連接預制空心墩的骨架曲線如圖9，根據骨架曲線可以得到試件屈服點、峰值點和極限點等主要參數。其中，現澆空心墩基于割線剛度，即以75%極限強度處的割線剛度對應的等效彈塑性系統位移作為結構的屈服位移；新型連接空心墩基于初始屈服，以骨架曲線斜率明顯減小處點對應的位移作為結構的屈服位移(表4)。

圖9 骨架曲線

表4 橋墩骨架曲線主要參數

從表4可知，兩組試件的屈服位移接近，但極限位移相差較大，新型連接方式相較于現澆橋墩的極限位移提高了18 mm(26.7%)。同時，位移延性系數由2.55增加到3.19，提高了25.1%。說明新型連接方式有效提高了結構延性，增強地震荷載作用下橋墩的抗倒塌能力。

雖然新型連接方式提高了橋墩延性，但降低了結構承載能力。采用新型連接方式的橋墩，屈服載荷和極限荷載分別為137.01，157.06 kN，比傳統現澆橋墩降低了6.8%，20%。可見，采用內壁鋸齒形槽口新型連接方式的預制裝配式橋墩，延性提高的同時降低了橋墩承載力。

3.3 殘余變形

兩類橋墩的殘余變形如圖10所示，可以看出，無論現澆式或新型連接方式，其殘余變形均隨著加載幅增加而漸大，但進入塑性階段的載荷幅及殘余變形明顯不同。

圖10 殘余變形曲線

表5中列出兩類橋墩殘余變形主要參數，可見在加載前期兩種橋墩的殘余變形相差無幾且均較低，但是YZ組在位移加載幅為17 mm時殘余變形凸顯改變趨勢，而XJ組在位移加載幅到達44 mm時殘余變形才開始迅速增加。XJ組最大殘余變形為27.9 mm，對應位移加載幅67 mm，但是YZ組在位移加載幅為54.5 mm時，就已達到這一變形。反映出雖然新型連接的預制裝配式橋墩初期殘余變形較大，但是后期殘余變形的增速略小于現澆橋墩。

表5 殘余變形 mm

此外，由殘余變形曲線可見，新型連接的裝配式橋墩，推拉反復橋墩兩側的殘余變形略有差異。其原因是受后澆混凝土及其內部鋼筋施工質量的影響，由于預制橋墩安裝時，預埋伸出承臺的鋼筋要求一一對應深入到鋸齒形槽口內，受施工誤差影響，伸入到槽口內的各根鋼筋可能存在保護層不一致的問題，由此導致橋墩不同側面的鋼筋力臂存在差異，該影響在橋墩接近極限狀態時制約其力學性能。因此，鋸齒形槽口連接的預制裝配式橋墩，施工時需要確保預埋鋼筋定位準確，并適當提高后澆混凝土的施工和易性，保證各鋸齒形槽口混凝土澆筑飽滿。

3.4 剛度退化

試驗測試得到的兩類橋墩剛度退化如圖11所示。由圖11可見，兩者的剛度弱化趨勢基本一致，剛度退化速率隨加載幅增加逐漸減小，現澆橋墩和新型連接預制空心墩的剛度退化系數在各級荷載下相差很小。若將橋墩的初始割線剛度設為1，試件在加載初期剛度退化較為迅速，在位移控制的加載幅增至17.8 mm時，兩類橋墩的割線剛度已衰減至初始割線剛度的50%。

圖11 剛度退化系數曲線

根據橋墩剛度退化趨勢可知，現澆橋墩和新型連接的預制橋墩，剛度退化主要集中于加載的前期階段，當水平位移加載幅達到36 mm時，兩類橋墩的剛度僅為初始剛度的30%，退化速率衰減至0.5以下。此后，剛度退化的趨勢逐漸緩和，曲線變得平緩，直至破壞狀態，現澆橋墩剛度再次衰減約10%，破壞時其割線剛度為初始割線剛度的20%。新型連接橋墩由于其極限狀態下的加載幅更寬，導致破壞時其割線剛度僅為初始割線剛度的14.5%。

剛度退化系數曲線表明，地震下兩類橋墩的剛度衰減相差無幾。可見，鋸齒形連接的裝配式橋墩不至于因為剛度的降低而瞬間失效，可充分發揮結構裝配式連接的優勢。

4 結 論

(1)內壁鋸齒形槽口新型連接的預制裝配式橋墩，地震荷載作用下，其破壞模態和墩身開裂形態顯著不同于現澆橋墩。在反復荷載作用下，新型裝配式橋墩的墩身裂縫分布較少，首條裂縫出現于后澆混凝土對應的墩身截面附近，之后裂縫向上依次出現，橋墩進入塑性階段后期，后澆混凝土對應的墩身才開始產生裂縫，破壞時墩底與承臺界面出現脫空，墩底出現一三角形壓潰區；現澆橋墩首條裂縫雖然距離墩底截面一定高度，但很快裂縫沿首條裂縫上下一定范圍內均勻出現，裂間距較為平均，破壞時墩底出現明顯的矩形壓潰區，墩身鋼筋屈服，箍筋外鼓。

(2)新型連接的預制空心墩最大等效粘滯阻尼系數比現澆橋墩增加了41.5%，早期耗能能力優于現澆空心墩，并提高了墩身開裂荷載，極限狀態下的墩身位移顯著大于現澆橋墩。但相較于現澆橋墩，隨著反復載荷持續增加，新型連接橋墩的等效粘滯阻尼系數下降速率更快，這與預制墩底同承臺結合面的張開趨勢直接關聯。

(3)內壁鋸齒形槽口新型連接方式可提高空心墩的耗能能力，也增加了橋墩延性，相較于現澆橋墩，內壁鋸齒形槽口新型連接方式的預制裝配式橋墩極限位移提高了26.7%，位移延性系數提高了25.1%，增強了地震荷載作用下橋墩的抗倒塌能力。

(4) 內壁鋸齒形槽口新型連接預制裝配式橋墩的剛度退化性能與現澆橋墩幾乎一致，表明預制橋墩與承臺頂面出現脫空劣化了橋墩耗能能力，但該連接形式的橋墩不會因此在地震作用下而突然破壞，后續結構仍然能較為充分地發揮較好的耗能和延性特征。

(5)相較于現澆橋墩，內壁鋸齒形槽口新型連接預制裝配式橋墩的極限承載能力降低了約20%，且一旦墩底截面與承臺脫空，反復載荷下的橋墩殘余變形明顯大于現澆橋墩，雖然后者進入塑性階段后的殘余變形增加速度快于新型連接的預制橋墩，但仍可見內壁鋸齒形槽口新型連接預制裝配式橋墩在地震荷載作用下的自復位性能遜色于現澆橋墩。