預(yù)制節(jié)段拼裝獨柱橋墩擬靜力試驗研究

孫策， 李超， 劉浩， 霍龍飛

(1.深圳高速公路股份有限公司， 廣東 深圳 518033； 2.中交第一公路勘察設(shè)計研究院有限公司)

作為橋梁快速建造技術(shù)的一部分，預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩不僅有利于縮短工期，減少環(huán)境污染，在結(jié)構(gòu)遭受撞擊或者地震產(chǎn)生破壞時還具有易修復(fù)的優(yōu)點，同時大大節(jié)約了鋼材和混凝土用量，減少了建筑施工時的塵埃排放量。與傳統(tǒng)的現(xiàn)澆施工橋墩不同，預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩是在垂直方向上將橋墩分為幾個分段預(yù)制，預(yù)制節(jié)段達到一定強度后，再通過運輸?shù)竭_施工現(xiàn)場，進行現(xiàn)場組裝。

關(guān)于預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩的抗震性能，國內(nèi)外許多專家學(xué)者已經(jīng)進行了大量的試驗研究，但大多數(shù)研究成果主要集中在節(jié)段拼裝方式、預(yù)應(yīng)力系統(tǒng)、耗能裝置等參數(shù)對其抗震性能的影響規(guī)律方面。目前中國采用預(yù)制橋墩工程基本以整體預(yù)制拼裝橋墩(一節(jié)段)為主，但受運輸線路超高、超寬等限制，運輸?shù)跹b機噸位受限，會使一節(jié)段整體預(yù)制拼裝橋墩應(yīng)用受限，而多節(jié)段整體預(yù)制拼裝橋墩具有相對尺寸小、自重輕、可施工性強等優(yōu)點，將具有較好的工程應(yīng)用前景。然而，關(guān)于整體預(yù)制多節(jié)段拼裝橋墩的抗震性能研究十分有限，工程應(yīng)用更是少之又少。

基于上述原因，該文基于正常使用狀態(tài)下具有和整體現(xiàn)澆橋墩相當?shù)牧W(xué)性能即“性能等同”的設(shè)計思想，提出兩種新型連接方式的節(jié)段拼裝獨柱橋墩：錐套-濕接縫連接獨柱橋墩和主筋搭接-UHPC濕接縫連接獨柱橋墩，研究這兩種節(jié)段拼裝獨柱橋墩的抗震性能。通過低周往復(fù)荷載試驗，對其承載能力、變形能力、耗能能力、滯回特性及破壞形態(tài)等性能進行深入系統(tǒng)的研究，分析其破壞原因，并與現(xiàn)澆獨柱墩進行對比，以驗證預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩的可行性和抗震性能。

1 試驗方案

試驗設(shè)計了4個1∶2.5的縮尺橋墩試件。試件DZXJ-1為現(xiàn)澆獨柱橋墩，DZZT-1和DZZT-2均為兩個節(jié)段預(yù)制，由錐套鎖緊鋼筋接頭連接主筋，后澆濕接縫連接成整體；試件DZDJ-1為兩個節(jié)段預(yù)制，由主筋錯位搭接，后澆UHPC濕接縫連接成整體。試件DZZT-1和試件DZDJ-1的構(gòu)造如圖1所示。制作4個試件的目的是研究錐套-濕接縫連接獨柱橋墩和主筋搭接-UHPC濕接縫連接獨柱橋墩結(jié)構(gòu)的受力特點、破壞形式及抗震性能，以及與普通現(xiàn)澆獨柱橋墩的抗震性能對比。試件編號和概況如表1所示。

表1 試件編號、概況和加載情況

1.1 試驗裝置

水平加載采用美國MTS電液伺服程控結(jié)構(gòu)試驗機系統(tǒng)，采用201.90型作動器，最大推力為2 594 kN，最大拉力為1 773 kN，行程為±375 mm。豎向加載采用最大荷載為4 900 kN的千斤頂，并通過荷載穩(wěn)壓裝置穩(wěn)定，數(shù)據(jù)由TDS-630數(shù)據(jù)采集儀采集，利用計算機全程控制試驗加載和數(shù)據(jù)采集。

1.2 加載方案

該試驗豎向荷載為上部結(jié)構(gòu)恒載，選取10%的軸壓比，獨柱上部恒載為1 200 kN。每次試驗先施加豎向荷載，加載完畢再進行水平荷載的施加。水平荷載采用力-位移混合加載，試件開裂前采用荷載控制，并分級加載，接近屈服荷載前減小級差進行加載，試件屈服后采用位移控制，變形值取屈服時的最大位移，并以該位移的倍數(shù)為級數(shù)進行加載。

2 試驗過程及破壞特征

2.1 現(xiàn)澆獨柱橋墩試件(DZXJ-1，橫向加載)

DZXJ-1試件首先進行豎向荷載的加載，加載過程中試件無明顯變化。待豎向荷載加載至1 200 kN后，進行水平荷載加載。先加載一級20 kN，確定加載裝置正常工作后，按加載制度逐級加載。剛開始采用力控制加載，每級加載重復(fù)一次。每一級加載時，推向觀察一次試件，拉向觀察一次試件。加載初期，試件沒有裂縫產(chǎn)生，加載至推向80 kN時，在墩柱B面底部216 mm高處首次出現(xiàn)裂縫，此時剛度退化較為緩慢。拉向力加載至140 kN時，C面出現(xiàn)裂縫貫通的現(xiàn)象，如圖2(a)所示。逐級力加載至160 kN，裂縫逐步發(fā)展，此時混凝土發(fā)出聲響。這時換為位移加載，位移加載第一級為23.25 mm，位移加載每級重復(fù)加載3次，在第3次加載時進行試件的觀察。加載推向23.25 mm級位移時，D面柱身節(jié)段接縫處，即高1 400～1 900 mm處產(chǎn)生多條水平長裂縫，剛度退化速度加快。加載至31 mm位移時，D面出現(xiàn)推向位移導(dǎo)致的豎向裂縫，如圖2(b)所示，A面的推向和拉向裂縫貫通，如圖2(c)。加載至46.5 mm位移時，A面貫通裂縫大量出現(xiàn)。加載至位移55.9 mm時，C面和D面沿水平貫通裂縫發(fā)展出現(xiàn)多條斜裂縫和豎向裂縫，A面推向和拉向裂縫交叉貫通處，發(fā)展出多條斜裂縫，此時試件承載力達到峰值。推向最大承載力為393.23 kN，拉向最大承載力為347.07 kN，剛度退化速度再次穩(wěn)定，此時剛度退化嚴重。加載至112.6 mm時，柱底塑性鉸區(qū)出現(xiàn)大量豎向裂縫和斜裂縫，且試件底部混凝土被壓碎，鋼筋裸露，如圖2(d)所示。隨著加載的繼續(xù)，裂縫繼續(xù)發(fā)展，A面裂縫整體呈交叉分布，C面和D面多為水平貫通裂縫，邊緣處有斜裂縫和豎向裂縫發(fā)展。繼續(xù)加載至131.5 mm位移時，試件承載力下降至最大承載力的85%以下。由于試件受往復(fù)荷載作用，后期承臺翹起嚴重。加載結(jié)束，試件裂縫交叉分布，柱底塑性鉸區(qū)產(chǎn)生的裂縫更為密集，如圖2(e)所示，墩柱底部混凝土剝落嚴重，并且有鋼筋崩斷的情況。試件破壞屬于典型的彎曲破壞。試件DZZT-1和DZZT-2的破壞狀況如圖3、4所示。

圖2 DZXJ-1試件破壞狀況

圖3 DZZT-1試件破壞狀況

圖4 DZZT-2試件破壞狀況

2.2 主筋搭接-UHPC獨柱橋墩試件(DZDJ-1，橫向加載)

對于DZDJ-1試件，加載至60 kN時，試件B面底部高370 mm處首次出現(xiàn)裂縫。加載至80 kN時，試件C面底部高570 mm和700 mm處出現(xiàn)裂縫，此時剛度退化極為緩慢。加載至100 kN時，C面柱底塑性鉸區(qū)高400 mm處出現(xiàn)水平裂縫貫通現(xiàn)象，如圖5(a)所示。加載至120 kN時，D面柱底塑性鉸區(qū)高400 mm處裂縫貫通，如圖5(b)所示。加載至160 kN時，C面柱身節(jié)段接縫區(qū)，即高1 350 mm處，水平裂縫貫通，如圖5(c)所示，且此時A面推方和拉方對稱出現(xiàn)水平裂縫。加載至180 kN時，剛度退化速度加快。加載至200 kN時，A面后澆接縫位置大概400 mm處，推方和拉方的裂縫貫通，如圖5(d)所示。加載至220 kN時，C面柱底接縫區(qū)，即高260～330 mm處出現(xiàn)豎向裂縫。加載至260 kN后，換為位移控制加載，第一級位移為15.5 mm，該級C面和D面柱底塑性鉸區(qū)出現(xiàn)多條斜裂縫。加載至位移31 mm時，A面塑性鉸區(qū)出現(xiàn)大量斜向裂縫交叉分布，如圖5(e)所示，此時剛度退化再次加快。加載至46.5 mm位移時，墩柱和試件承臺交界處出現(xiàn)開裂，柱腳混凝土被壓碎，承載力開始下降。推向最大承載力為380.073 kN，拉向最大承載力為396.44 kN，此時剛度退化嚴重。加載至位移62 mm時，柱底塑性鉸區(qū)出現(xiàn)大量斜裂縫和豎向裂縫。繼續(xù)加載至93 mm位移，試件承載力下降至最大承載力的85%以下。加載結(jié)束后，試件A面貫通裂縫交叉分布，墩柱底部混凝土剝落。試件破壞屬于典型的彎曲破壞。DZDJ-1試件延性明顯不如DZZT試件，剛度優(yōu)于DZXJ-1但不如DZZT-1剛度退化緩慢。

圖5 DZDJ-1試件破壞狀況

2.3 試驗結(jié)果及分析

2.3.1 各試件承載力指標(屈服值、峰值和破壞值)的確定

基于骨架曲線利用通用屈服彎矩法確定屈服值、峰值、破壞值。具體確定方法如圖6所示，過原點作彈性理論直線OC直線與過峰值荷載點A的水平直線相交于C，過C作垂線在荷載—位移(P-Δ)骨架曲線上交于E點，連接OE延長后與AC相交于D點，過D點作垂線在骨架曲線上交于F點，F(xiàn)點即為假定的屈服點。屈服點F對應(yīng)的荷載、位移分別為屈服荷載Py、屈服位移Δy。峰值荷載點A對應(yīng)的荷載、位移分別為峰值荷載Pmax、峰值位移Δm。同時，取峰值荷載下降85%對應(yīng)的點為破壞點B，破壞點對應(yīng)的荷載、位移分別為極限荷載Pu、極限位移Δu。各試件承載力指標匯總，見表2。

圖6 承載力指標確定方法

表2 各試件的屈服值、峰值、破壞值

2.3.2 骨架曲線

圖7為各試件的骨架曲線。

圖7 各試件的骨架曲線對比

由圖7可知：各試件的受力全過程經(jīng)歷了彈性階段、彈塑性階段、塑性階段和破壞階段，對應(yīng)屈服點處骨架曲線沒有表現(xiàn)出明顯的拐點。其中DZZT-1和DZZT-2在強度上升完成后進入強度穩(wěn)定階段，而DZDJ-1在完成強度上升后，很快便出現(xiàn)強度衰減，相對而言DZZT-1具有較好的延性。且通過DZXJ-1、DZZT-1和DZDJ-1的骨架曲線對比可得，同樣進行橫向加載，DZZT-1的最大承載力遠遠大于DZXJ-1和DZDJ-1。

2.3.3 滯回曲線及耗能性能分析

隨著經(jīng)濟社會的不斷發(fā)展和提高，人們對公共服務(wù)需求日趨提高，公共服務(wù)的需求也出現(xiàn)多樣化及差異性。如何從我國當前的實際出發(fā)，滿足人民群眾日益增長的公共服務(wù)需求，需要對現(xiàn)行公共服務(wù)模式及標準進行必要調(diào)整和創(chuàng)新，2003年中共十六屆三中全會上首次提出政府“公共服務(wù)”職能，樹立和堅持科學(xué)發(fā)展觀，對公共服務(wù)創(chuàng)新提出了更高要求。

(1) 滯回曲線

圖8為各階段各試件的滯回曲線。

由圖8可知：各試件加載初期，滯回曲線基本為直線，結(jié)構(gòu)處于彈性階段，尚未發(fā)揮耗能能力；隨著荷載的增加，由于混凝土的開裂，結(jié)構(gòu)呈現(xiàn)出一定耗能能力，滯回環(huán)面積略微增大，此時滯回環(huán)呈現(xiàn)為棱形。繼續(xù)加載，滯回環(huán)面積不斷增大，各構(gòu)件的耗能能力均呈現(xiàn)上升趨勢。滯回環(huán)開始變?yōu)榉碨形，捏攏現(xiàn)象也開始明顯。加載后期，試件表現(xiàn)出明顯的強度和剛度退化，滯回環(huán)的形狀也開始呈現(xiàn)為Z形。其中DZXJ-1的捏攏最為明顯，而DZZT-1的滯回環(huán)更為飽滿。由圖8(a)可以看出：DZZT-1的滯回環(huán)面積最大，而DZDJ-1的滯回環(huán)面積最小，說明DZZT-1的耗能能力最好。

(2) 耗能指標

結(jié)構(gòu)在受到地震作用時，要對結(jié)構(gòu)耗散能量的大小進行評價。根據(jù)工程結(jié)構(gòu)抗震理論，通常采用能量耗散系數(shù)E或等效黏滯阻尼系數(shù)he來評價結(jié)構(gòu)的耗能能力，E或he值越大，結(jié)構(gòu)的耗能性能越好。E或he的計算公式為：

(1)

(2)

式中：S(ABC+CDA)為滯回環(huán)包圍面積；S(ΔOBE+ΔODF)為滯回環(huán)峰值、坐標原點與橫坐標軸圍成的三角形面積。

表3、4為各試件在幾個關(guān)鍵點處的能量耗散系數(shù)E或等效黏滯阻尼系數(shù)he。

由表3、4可知：當各構(gòu)件加載位移均為93 mm時，DZXJ-1的累積耗能為32.912 kN·m，DZZT-1的累積耗能為58.327 kN·m，DZDJ-1的累積耗能為28.772 kN·m。其中，DZXJ-1的最大等效黏滯阻尼系數(shù)為0.229，DZZT-1的最大等效黏滯阻尼系數(shù)為0.256，DZDJ-1的最大等效黏滯阻尼系數(shù)為0.246。因此，DZZT-1的耗能性能最好，纖維混凝土給DZZT-1提供了良好的耗能能力。

注：圖中位移加載值采用位移百分比表示，即加載位移與加載點至墩底截面間距離的比值。

表3 各試件的S(ABC+CDA)和S(ΔOBE+ΔODF)

表4 各試件的耗能系數(shù)E、等效黏滯阻尼系數(shù)he

2.3.4 承載能力對比分析

由表2可知：不論是屈服荷載、最大荷載還是極限荷載，DZZT-1的荷載值都遠遠大于DZXJ-1和DZDJ-1，而DZDJ-1的荷載值略大于DZXJ-1。說明DZZT所用的纖維混凝土相較于DZDJ-1所用的UHPC給節(jié)段之間提供了更緊密的連接，而相較于現(xiàn)澆橋墩，節(jié)段拼裝橋墩也具有很好的完整性。

2.3.5 剛度分析

試件在反復(fù)荷載作用下的剛度退化特性，可以用割線剛度來表示。各試件剛度(K)隨層間位移角(δ)退化規(guī)律如圖9所示。

圖9 各試件的剛度退化對比

由圖9可知：DZXJ-1的初始剛度為66 kN/mm，DZZT-1的初始剛度為70 kN/mm，DZDJ-1的初始剛度為79 kN/mm。各試件隨著加載位移的增加，剛度變化趨勢相同，均緩慢下降。當加載至位移角為0.02 rad時，各試件剛度均退化嚴重，說明此時混凝土損傷不斷增加。隨著加載的繼續(xù)，剛度變化區(qū)域平緩，說明此時混凝土損傷發(fā)展成熟。圖9中，DZZT-1的剛度曲線始終在DZXJ-1和DZDJ-1的剛度曲線之上，說明DZZT-1的剛度優(yōu)于DZXJ-1和DZDJ-1，DZZT-1剛度退化緩慢。分析原因為：DZZT-1所使用的纖維混凝土相較于普通混凝土延緩了裂縫發(fā)展，從而使試件剛度退化變緩。而DZDJ-1的剛度前期優(yōu)于DZXJ-1，后期趨于相同。

2.3.6 延性分析

各試件的延性系數(shù)見表5。

表5 各試件的延性系數(shù)

由表5可知：3種獨柱橋墩的延性系數(shù)均大于4，說明延性性能良好。其中DZZT-1的延性系數(shù)最大，所以錐套-濕接縫連接獨柱橋墩的延性最好，現(xiàn)澆橋墩的延性系數(shù)比主筋搭接-UHPC濕接縫橋墩延性略大。錐套-濕接縫橋墩延性良好的原因為：DZZT-1所用的纖維混凝土使構(gòu)件的變形能力大大增強，纖維混凝土破壞未表現(xiàn)出普通混凝土的脆性特征，具有較好的延性。3種獨柱橋墩破壞時，層間位移角均不小于3%，說明試件的變形能力較好。

3 結(jié)論

(1) 4個橋墩試件在加載過程中經(jīng)歷了彈性階段、彈塑性階段、塑性階段和破壞階段。從柱底接縫處開始產(chǎn)生裂縫，柱底和柱身接縫處裂縫發(fā)展迅速，后期柱底混凝土剝落，柱腳和承臺交界處開裂，柱腳鋼筋斷裂，是典型的彎曲破壞。

(2) DZZT-1 的滯回環(huán)面積最大，而DZDJ-1的滯回環(huán)面積最小；DZXJ-1的最大等效黏滯阻尼系數(shù)為0.229，為DZZT-1的0.895倍、DZDJ-1的0.931倍。由此得出，DZZT-1的耗能性能最好，纖維混凝土給DZZT-1提供了良好的耗能能力。

(3) DZZT-1關(guān)鍵特征點的荷載值都遠遠大于DZXJ-1和DZDJ-1，而DZDJ-1的荷載值略大于DZXJ-1，說明DZZT所用的纖維混凝土相較于DZDJ-1所用的UHPC給節(jié)段之間提供了更緊密的連接，而相較于現(xiàn)澆橋墩，節(jié)段拼裝橋墩的完整性也很好。DZZT-1的剛度優(yōu)于DZXJ-1和DZDJ-1，而DZDJ-1的剛度前期優(yōu)于DZXJ-1，后期趨于相同。

(4) DZZT-1的延性系數(shù)最大，所以錐套-濕接縫連接獨柱橋墩的延性最好，現(xiàn)澆橋墩的延性系數(shù)比主筋搭接-UHPC濕接縫橋墩延性略大。DZZT-1所用的纖維混凝土使構(gòu)件的變形能力大大增強，纖維混凝土破壞未表現(xiàn)出普通混凝土的脆性特征，具有較好的延性。