王志強, 張楊賓, 蔣仕持, 魏紅一, 姜海西, 閆興非

(1.同濟大學 土木工程學院,上海 200092； 2.上海城投公路投資(集團) 有限公司,上海 200335；3.上海市城市建設設計研究總院(集團)有限公司,上海 200125)

節(jié)段拼裝施工技術具有工廠化制作、模塊化施工、質量高、周期短等優(yōu)點.隨著節(jié)段拼裝橋墩建造技術的推廣和應用，特別是在中等、高地震危險性區(qū)域橋梁工程下部結構中的應用，節(jié)段拼裝橋墩在地震作用下的抗剪性能如何，給橋梁設計人員和業(yè)主決策帶來很大的疑慮和困擾，成為阻礙其推廣應用的一個重要因素.

目前,國內外對節(jié)段拼裝橋墩抗剪性能的研究開展較少，主要是對現澆混凝土橋墩抗剪性能進行了大量的理論和試驗研究.文獻[1-4]對現澆鋼筋混凝土橋墩抗剪開展了試驗和數值分析研究，研究認為塑性鉸區(qū)由于水平、剪切斜裂縫的開展使混凝土有效抗剪截面積減小,地震作用下橋墩抗剪強度將隨著延性系數的增大而快速衰減,當低于橋墩的彎曲強度時會發(fā)生塑性鉸區(qū)的剪切破壞.而對節(jié)段拼裝橋墩抗震性能的研究主要集中在抗彎承載能力、耗能和延性變形等方面[5].

與傳統(tǒng)現澆鋼筋混凝土橋墩不同，預制拼裝混凝土橋墩一般都存在拼接縫.這可能導致預制拼裝橋墩抗剪性能受到拼接縫的影響,而與傳統(tǒng)現澆混凝土橋墩剪切行為存在顯著差別.

為了準確了解預制拼裝橋墩在地震作用下的抗剪性能，需要對預制橋墩及拼接縫的力學行為進行仔細研究.關于拼接縫的力學性能研究，現有的研究主要集中在預制節(jié)段箱梁方面.文獻[6]進行了三片節(jié)段預制簡支梁的試驗研究，試驗觀察到在最終的破壞階段，剪力鍵的部分鍵齒塊被剪壞.文獻[7]進行了節(jié)段預制三跨連續(xù)梁模型試驗，試驗表明，在正常使用極限狀態(tài)，采用干接縫的邊跨的撓度比采用膠接縫的邊跨的撓度要大，環(huán)氧接縫跨的開裂荷載是干接縫跨的2倍左右.文獻[8]通過對節(jié)段梁接縫的抗震力學行為研究，認為采用有黏結和無黏結預應力筋混合配置具有較好的抗震性能.文獻[9]還對節(jié)段拼裝主梁進行了有限元數值分析，指出模擬接縫的非線性行為至關重要.文獻[10-11]結合我國預制節(jié)段梁特點，也開展了試驗和數值分析研究，研究認為，接縫對于模型梁抗剪性能有較大影響.

文獻[12]進行了單鍵齒和三鍵齒剪力鍵的抗剪試驗，研究表明，對設有剪力鍵的接縫來說，裂縫總是首先出現在鍵齒塊的根部，當接縫面上的正壓力相同時，多鍵剪力鍵其單個鍵塊的抗剪強度往往要比相同尺寸的單鍵剪力鍵要小.文獻[13]也對剪力鍵進行了抗剪試驗和數值分析研究，研究認為帶鍵齒干接縫試件的抗剪強度高于平面干接縫試件，但是低于整體無接縫試件.

國外關于節(jié)段拼裝預應力混凝土橋墩這種體系的抗震性能已有較多的研究.文獻[14]對大比例尺寸的無黏結節(jié)段拼裝預應力混凝土橋墩進行了循環(huán)加載試驗研究，研究其強度和變形性能，此外還對這種體系的抗震設計方法進行了研究.文獻[15-16]通過一系列靜、動力有限元分析調查了無黏結后張預應力混凝土橋墩的滯回特性和動力響應，沒有考慮接縫及接縫間的剪切滑移等影響.文獻[17-18]開展了大比例尺(1∶2.5)空心截面節(jié)段拼裝橋墩的擬靜力試驗研究，研究結果表明,附加耗能裝置可以增加試件的強度，增加黏滯阻尼比，可以在高地震區(qū)域使用.文獻[19]對帶有耗能鋼筋的干接縫節(jié)段拼裝橋墩進行了擬靜力試驗研究，研究結果表明,與常規(guī)鋼筋混凝土橋墩相比，該種類型橋墩具有損傷小和震后擬靜力殘余位移小等優(yōu)點.文獻[20]通過振動臺試驗研究了預制拼裝橋墩的抗震性能，試驗表明，預制拼裝橋墩具有良好的抗震性能.文獻[21]對灌漿套筒連接預制拼裝橋墩抗震性能進行了非線性有限元數值模擬分析研究，通過纖維截面梁柱單元模擬預制拼裝橋墩的損傷行為，表明分析模型具有較好的精度.

從上述研究可以看出，國內外學者對預制拼裝橋墩彎曲延性抗震性能及節(jié)段拼裝主梁開展了大量的研究，但文獻中很少涉及對預制拼裝橋墩在地震作用下的抗剪性能和拼接縫抗剪機理的研究，目前關于預制拼裝橋墩的抗剪性能研究幾乎處于空白階段.

本文以灌漿套筒連接預制拼裝橋墩試件為對象進行抗剪性能擬靜力試驗研究，分析了試件水平力-位移響應，受力損傷過程及最終破壞模式；同時探討了不同接縫位置、是否設置剪力鍵及中心無黏結預應力筋對預制拼裝橋墩抗剪性能的影響，以期為實際工程設計提供理論參考.

1 試驗概況

1.1 試驗設計和制作

灌漿套筒連接預制拼裝橋墩是指預制墩身節(jié)段與承臺、蓋梁或相鄰墩身節(jié)段間通過灌漿套筒連接伸出的鋼筋，連接件套筒構造示意圖見圖1.該連接構造特點是施工精度要求高，避免現場澆注和張拉預應力筋，施工所需時間短.根據灌漿套筒聯接構造的特點(見圖2)，灌漿套筒可以預埋在預制墩身底部或承臺頂部.

圖1 灌漿套筒連接件構造示意圖(單位：mm)

圖2 套筒設置在承臺(左)、墩身(右)處

本文試驗共設計了5個試件，現澆混凝土橋墩0#試件，用于與預制試件的比較，試件基本參數見表1.其中，2#試件剪跨比為2.64，但加載點距離拼接縫處的剪跨比仍為1.7，各試件構造尺寸如圖3所示.0#、1#和4#試件墩身設計尺寸為530 mm×500 mm×700 mm，加載端尺寸為900 mm×500 mm×400 mm，底座尺寸為1 600 mm×1 600 mm×600 mm.1#和4#試件灌漿套筒預埋在承臺，2#試件拼接縫連接形式采用環(huán)氧墊層，1#和4#試件拼接縫均采用高強無收縮砂漿.對于2#試件，因灌漿套筒預埋在橋墩里，橋墩高度增加500 mm.對于3#試件，預應力筋在加載端頂部張拉，因此加載端增高到500 mm，并預留張拉槽，預應力筋錨固在底座里，灌漿套筒預埋在新增的擴大底座上，其尺寸為770 mm×740 mm×500 mm.

表1 試件參數表

a 0#試件

b 1#試件

c 2#試件

d 3#試件

e 4#試件

0#～4#試件的橋墩截面配筋設計如圖4所示.縱筋采用直徑20 mm的HRB400熱軋帶肋鋼筋，縱筋穿過拼接縫，并通過灌漿套筒連接.箍筋、拉筋采用直徑8 mm的HPB300熱軋光圓鋼筋，箍筋外凈保護層15 mm.3#試件在截面中心增設無黏結預應力鋼絞線，預應力筋采用φS15.2的鋼絞線，有效面積為139 mm2，抗拉強度標準值為1 860 MPa.

a 墩身截面配筋

b 接縫截面配筋

1.2 試件加載方法及量測內容

預制拼裝橋墩擬靜力試驗加載裝置見圖5.豎向荷載由2臺工作噸位各100 t的千斤頂施加，豎向總荷載為56.0 t，對應軸壓比為7.73%.水平往復荷載由加載噸位1 500 kN，位移行程為±250 mm的電液伺服作動器施加.試驗數據采用國產DH 3817數據自動采集系統(tǒng)進行采集，采集頻率為5 Hz.試驗采用位移加載制度，每級位移進行3個循環(huán)加載，各級加載幅值依次為2、4、6、8、10、15、20 mm，隨后每級增加5 mm.每級加載第一、二個循環(huán)加載位移為此級加載幅值，第三循環(huán)加載位移為前一級加載幅值，其后荷載等級加載制度同第二級，直至試件的強度下降到最大強度的80%，加載結束.

圖5 實際試驗加載圖

考慮到試驗試件可能發(fā)生彎剪破壞或剪切破壞，量測的內容有墩身曲率分布、橋墩剪切角、墩身關鍵位置水平位移、接縫區(qū)域的鋼筋及箍筋和預應力筋的應變、水平荷載和豎向荷載.試件應變片布置如圖6所示.圖中,SL代表縱筋編號，Sh代表箍筋編號.

圖6試件應變片布置圖(單位:mm)

Fig.6Straingagesnumberofpierspecimens(unit:mm)

2 試驗結果和分析

2.1 試件損傷現象描述和比較

圖7和圖8分別描述了試件的裂縫分布和試件最終破壞形態(tài).各試件損傷發(fā)展過程和最終破壞模式描述如下：

開始加載時，隨加載荷載的逐步增大，所有試件在墩身底部或接縫處首次出現一條發(fā)絲般微小裂縫,卸載后裂縫閉合.

加載至8 mm，0#試件沿墩身出現多條彎曲裂縫，裂縫寬度0.04～0.60 mm，同時在加載側面出現1～2條斜裂縫，卸載后裂縫閉合.1#和4#試件在墩身分別出現1～2、2～3條彎曲裂縫，接縫處裂縫寬度約為1.00 mm，墩身并伴有1～2條斜裂縫出現；而2#和3#試件在墩身出現1條彎曲裂縫，裂縫寬度為0.30 mm，接縫處裂縫張開約為0.33 mm，卸載后裂縫閉合.

繼續(xù)加載至20 mm，所有試件墩身出現的彎曲裂縫和斜裂縫逐漸增多，裂縫寬度0#為0.24～4.00 mm，1#為0.30～5.00 mm，2#增大為1.60～2.00 mm，3#為0.20～5.00 mm，4#為0.10～6.00 mm.0#、1#、3#、4#試件接縫處在正反兩方向荷載作用下產生的裂縫已貫通，墩底處形成斜向貫通裂縫，且有豎向裂紋發(fā)展，墩底混凝土保護層有脫落的趨勢.2#柱身只存在1條裂縫，原因在于下節(jié)段上部預埋灌漿套筒，使得這一區(qū)域剛度很大從而較難開裂.3#擴大承臺出現1～2條彎曲裂縫和斜裂縫，裂縫寬度為0.20 mm.4#試件墩底混凝土保護層脫落，厚度約為1 cm.

繼續(xù)加載至40 mm，在距離承臺20 cm高度內，混凝土豎向、斜向裂縫交錯發(fā)展，特別是墩底區(qū)域豎向裂縫發(fā)展豐富，0#、1#、2#、4#分別在10、10、5、10 cm高度內，混凝土保護層大量脫落，0#試件在加載側面斜裂縫間距約為15 cm，并逐漸貫通；1#試件接縫張開約10.00～20.00 mm，4#試件接縫開裂寬度約為11.00 mm.此外，3#試件擴大承臺存在1～2條彎曲裂縫和斜裂縫，多條斜裂縫，但裂縫寬度較小，在承臺上方，墩身10 cm區(qū)域，保護層部分脫落.此階段所有試件強度相對峰值強度開始有所退化，退化比例1#試件為5%～13%，其余試件約為10%.

試驗加載結束時，混凝土保護層剝落嚴重，裸露出來的部分箍筋發(fā)生變形.試驗過程中觀察到3#～4#試件混凝土保護層剝落后,裸露出來的箍筋保持完好，沒有鼓出現象.2#、3#試件加載時橋墩未出現整體滑移現象.但1#、4#加載時橋墩出現整體滑移現象，1#試件從+55.00 mm到-55.00 mm時滑移35.00 mm，從-55 mm到0.10 mm時滑移20.00 mm，4#試件從0 mm加載到50.00 mm時滑移2.00 mm，從50.00 mm加載到-50.00 mm時滑移16.00 mm，從-50.00 mm加載到0 mm時滑移16.00 mm.清除保護層混凝土后,各試件破壞狀態(tài)見圖8.從圖中可看出，0#、1#、4#試件主筋已發(fā)生受壓屈曲，2#、3#墩底少許核心混凝土碎裂，兩者都是一根主筋受拉斷裂，部分主筋屈曲.

a 0#試件，60 mm(最終)

b 1#試件，65 mm(最終)

c 2#試件，60 mm(最終)

d 3#試件，70 mm(最終)

e 4#試件，60 mm(最終)

a 0#試件

b 1#試件

c 2#試件

d 3#試件

e 4#試件

從1#試件和4#試件的損傷破壞現象和最終的破壞模式看，4#試件在最終破壞階段，接縫處剪力主要由接縫間動摩擦力傳遞，縱筋也可能傳遞小部分剪力.在此過程中，隨著縱筋與混凝土黏接失效、縱筋屈曲、部分核心混凝土破壞,以及墩身和承臺發(fā)生相對滑移等原因，試件的抗剪承載力不斷下降，直至試件承載力下降過大而終止試驗.4#試件拼接縫設置剪力鍵的效應不明顯，最終破壞時，拼接縫張開達20.00～30.00 mm，剪力鍵齒尺寸突出高度僅為10.00 mm，相對較小，拼接縫處下表面剪力鍵齒與上表面沒有接觸，因此，剪力鍵齒沒有發(fā)揮作用，兩個試件最終均沿拼接縫界面發(fā)生整體的滑移.

2.2 試驗結果分析

2.2.1滯回性能

試驗獲得的預制橋墩試件力-位移滯回曲線反映了該試件的基本抗震性能特點，包括延性變形能力、耗能能力和殘余變形等[22].通常，在混凝土試件進入非線性變形后，隨著加載位移的增長而水平力不斷變化得到的滯回曲線可分為梭形、弓形、反S形和Z形等基本形態(tài)[23]，根據滯回曲線的形態(tài)可以判斷試件的破壞機制.本文各個試件的實測水平力-墩頂位移滯回曲線如圖9所示.

各試件在較低荷載階段，基本處于彈性階段，滯回曲線集中和重疊；隨著混凝土開裂、鋼筋的屈服，滯回環(huán)逐漸拉開呈現梭形；而后由于接縫的張開和滑移向弓形發(fā)展；到加載后期，滯回曲線呈扁平的四邊形.整體而言，0#、1#、2#和4#試件均為彎剪破壞，具有相對飽滿的滯回環(huán)和較緩的強度退化.0#試件滯回曲線“捏攏”效應不明顯，1#和4#試件滯回曲線“捏攏”效應較嚴重，這是加載后期發(fā)生整體滑移所致.3#試件在變形4～5 cm之間，存在一個強度突然變化，隨后強度趨于穩(wěn)定的現象，這主要是因無黏結預應力筋導致的.0#、2#試件的滯回曲線相對較為飽滿, 接近于延性破壞的梭型.

2.2.2骨架曲線和極限剪切承載力

滯回曲線的峰值點連接形成試件的骨架曲線.骨架曲線的形狀大體上和單調加載得到的力-位移曲線相近，極限承載力略低一些，能夠比較明顯地反映構件的初始剛度、最大強度、屈后剛度、延性等抗震性能指標.整個骨架曲線的峰值點即為試件的極限剪切承載力.各試件骨架曲線如圖10所示.

表2給出5個試件的極限剪切承載力及對應的位移.由圖10和表中數據可知，0#、1#和4#試件的骨架曲線和主要力學指標相近，表明預制試件力學性能與現澆混凝土很相近;3#試件因預應力筋存在，與2#試件相比，極限剪切承載力增大.

2.2.3位移延性

位移延性大小是構件抗震能力強弱的重要指標之一，是指在試件強度沒有明顯降低的情況下，構件非彈性變形的能力.0#～4#試件的位移延性系數結果見表3.從表中數據可知，0#、1#、2#和4#位移延性系數均大于8，具有較好的位移延性變形能力，也表明試件最終的破壞模式不是脆性破壞;3#試件的位移延性系數較低，主要原因在于在4～5 cm之間發(fā)生強度突然降低，最后趨于穩(wěn)定，最終的變形能力因預應力筋的存在，反而較大.

a 0#試件

b 1#試件

c 2#試件

d 3#試件

e 4#試件

圖10 試件骨架曲線

表2 試件極限剪切承載力

表3 試件位移延性系數

2.2.4試件破壞機理與性能評價

與0#現澆混凝土試件比較，1#～4#由于試件中存在拼接縫、灌漿套筒和預應力筋等特殊構造，其破壞機理和最終破壞形態(tài)與傳統(tǒng)現澆混凝土橋墩破壞過程與形態(tài)有一定的差異，而破壞的形式與過程影響著試件剪力的傳遞方式與路徑.為了研究試件的抗剪性能，下面對5個試件的破壞過程與破壞機理進行分析與說明，并對其抗剪性能做出定性評價.

0#試件在加載初期墩身底部區(qū)域開裂，隨著荷載增大，沿墩身高度范圍裂縫逐步產生，斜裂縫出現，無明顯裂縫開展集中現象，剪力主要由鋼筋、核心混凝土傳遞.1#、4#試件拼接縫在加載初期開裂，剪力主要由鋼筋、核心混凝土傳遞至承臺，隨著加載位移的增大和正反兩方向循環(huán)荷載作用下，斜裂縫產生，但拼接縫張開成為主要破壞形式，剪力在墩身主要由混凝土和箍筋傳遞，而在墩底接縫處主要由核心混凝土、縱筋和摩阻力傳遞.繼續(xù)加載，拼接縫處的縱筋與核心混凝土失去黏接，1、3面外層部分核心混凝土碎裂.0#試件無整體滑移發(fā)生，1#和4#試件發(fā)生整體滑移，縱筋壓屈.此階段，接縫處剪力主要由接縫間動摩擦力傳遞.相比于1#試件，4#試件增設剪力鍵齒提高抗剪的效應不明顯，分析原因是因剪力鍵齒尺寸較小，接縫張開的較大，沒有發(fā)揮作用.

2#試件在加載初期主要存在3條彎曲裂縫，即接縫處、墩身底端和距離承臺10～14 cm處，見圖7c.此階段的抗剪薄弱截面主要在于墩底開裂截面.繼續(xù)加載，試件破壞主要集中于墩身距承臺14 cm以下部位，在此區(qū)域逐漸形成塑性鉸，接縫破壞不明顯，此階段試件水平承載力變化不大.隨后此區(qū)域混凝土保護層脫落，縱筋與混凝土黏接失效，部分核心混凝土碎裂，縱筋屈曲、斷裂，水平承載力降低，試驗結束.

3#試件由于預應力筋的存在使得軸向力和靜摩阻力的貢獻增加，因而極限剪切承載力比0#、1#和4#大.破壞現象與2#試件類似,見圖8d.而在試驗后期，其承載力下降后趨于穩(wěn)定，形成“不倒翁”結構，在預應力作用下，加載位移不斷變大，而承載力變化較小.

從上面論述可知，0#、1#、2#和4#試件具有較高的位移延性系數和較大延性變形能力，其在達到最大承載力后下降速度緩慢.對于3#試件，損傷后殘余位移較小.預制試件剪切承載力取決于縱筋、箍筋布置、預應力筋和接縫處的力學行為等因素，但具體的預制橋墩，可能會由某一因素控制，如1#和4#試件，因發(fā)生了輕微滑移，最終剪切能力取決于拼接縫的力學行為，3#試件還受到預應力的影響；而0#和2#試件取決于墩底塑性鉸區(qū)域的剪切承載力.總體來看，1#和4#預制試件與0#現澆試件抗剪性能基本相似，因此1#和4#試件構造可用于地震中、高危險區(qū)域，但震后需要對接縫區(qū)域進行檢查或必要的維護.

3 結論

(1)采用灌漿套筒連接的1#和4#預制試件，試驗加載初期和中期均未發(fā)生剪切滑移破壞，在加載接近破壞時，1#和4#預制試件拼接面發(fā)生了剪切滑移，此時試件縱筋也發(fā)生了屈曲，0#現澆試件沒有發(fā)生滑移；0#、1#和4#試件最終破壞模式為彎剪破壞.

(2)從試件試驗獲得的滯回曲線、骨架曲線、強度和延性數值可以看出，采用灌漿套筒連接的1#和4#預制試件與0#現澆試件基本相近，表明預制試件的抗剪性能與現澆試件相近.

(3)套筒預埋在墩身下節(jié)段的試件具有較大的剪跨比，其破壞區(qū)域集中于墩底無套筒區(qū)域，而接縫和墩身破壞很小，試件發(fā)生彎曲破壞.

(4)4#試件拼接面設置的剪力鍵齒尺寸較小，接近最終破壞時，拼接縫張開較大，剪力鍵齒未能發(fā)揮作用，與1#試件類似，最終沿拼接縫界面發(fā)生了滑移.

(5)截面中心設置無黏結預應力筋，增大了預制試件的抗剪承載力，殘余變形小，具有較好的自復位能力.

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