董曄旭, 許維炳, 王 瑾， 陳彥江， 辛光濤

(1.北京工業(yè)大學 工程抗震與結構診治北京市重點實驗室，北京 100124；2.交通運輸部公路科學研究院，北京 100191)

0 引言

裝配式混凝土橋墩的抗震性能是制約全預制橋梁推廣應用的關鍵因素[1-3]。灌漿套筒連接因具有制造工藝簡單以及連接性能良好等優(yōu)點[4-6]成為當前研究熱點。葛繼平等[7]針對預制橋墩受力特點，設計制作了3種不同類型的橋墩，并開展了擬靜力試驗。研究結果表明，灌漿套筒可以增大截面剛度，導致塑性鉸位置上移，橋墩內部預應力筋可以大幅度提高試件的開裂荷載，灌漿套筒-預應力筋連接的橋墩抗震效果最佳。Haber et al[8]對灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩和現(xiàn)澆橋墩進行試驗對比。研究結果表明,灌漿套筒連接提高了橋墩的延性和塑性轉動能力。由于采用灌漿套筒連接的橋墩破壞模式與現(xiàn)澆橋墩不同，現(xiàn)澆橋墩的抗震設計理念在灌漿套筒中已經(jīng)不再適用。現(xiàn)階段研究成果表明,連接節(jié)點開裂、破損，接縫處鋼筋斷裂、混凝土壓碎等特點是造成裝配式混凝土橋墩抗震性能不足的主要原因，現(xiàn)澆橋墩抗震設計方法和加固方法對灌漿套筒裝配式橋墩已不再適用。

CFRP具有輕質、高強、耐腐蝕等優(yōu)點[9-11]。Yang et al[12]通過試驗探究了粘貼CFRP層數(shù)對震后橋墩修復效果的影響。研究結果表明,對于縱筋未斷裂的墩柱，增加橫向CFRP層數(shù)可有效修復構件的強度、剛度和延性，但對于縱筋斷裂的墩柱該設計方法修復效果欠佳。Zhang et al[13]通過試驗和數(shù)值仿真分析探究了CFRP加固后預制拼裝橋墩的耗能能力等抗震性能。研究結果表明,CFRP能夠提升震后墩柱的抗震性能,加固后墩柱的抗震性能，但單純采用CFRP加固,對裝配式橋墩接縫處的位移控制不佳?，F(xiàn)階段研究成果表明：單純采用CFRP等材料對裝配式混凝土橋墩進行加固效果較差，很難保證加固后試件的延性，缺少加固后裝配式混凝土橋墩振動臺試驗，相關成果少之又少。

鑒于此，以灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩作為研究對象，設計制作了其縮尺試驗模型，并針對其震害特點提出了采用CFRP附加外置防搖擺-耗能裝置(簡稱AS-EMD)的組合加固方法，開展了加固前后試驗橋墩的振動臺試驗，分別從試驗現(xiàn)象、基本動力特性參數(shù)、地震響應規(guī)律和加固裝置動力響應等方面探究了CFRP-AS-EMD裝配式混凝土橋墩的抗震加固效果。

1 試驗設計

1.1 模型設計

原型橋為4×30 m的裝配式連續(xù)梁橋，墩高為9.6 m，橋墩采用灌漿套筒連接。橋墩模型縱筋采用HRB400，箍筋采用HPB300，預應力筋采用Φs15.2無粘結預應力鋼絞線，模型橋墩配筋信息見表1。結合試驗室空間和振動臺最大承載力(100 kN×1.0 g)，確定橋墩模型的縮尺比例為1/6，橋墩模型關鍵參數(shù)相似系數(shù)見表2。為考慮上部結構作用，在試件頂部設置了現(xiàn)澆配重塊，配重塊總重為52 kN，橋墩模型總重約為60 kN。

表1 模型配筋信息

表2 模型和原型的相似系數(shù)

橋墩配筋設計如圖1所示。

圖1 配筋設計圖(單位：mm)

1.2 地震波選取

原型橋所處位置的場地類別為Ⅱ類，臨近斷層，抗震設防烈度8度。根據(jù)《公路橋梁抗震設計細則》(JTG/T B02-01—2008)確定試驗模型橋墩的設計反應譜參數(shù)見表3，由此選定的地震動信息見表4。

表3 生成規(guī)范反應譜參數(shù)

表4 地震波詳細參數(shù)

1.3 試驗工況

基于所選的地震波，分別沿X向、Y向以及X+Y雙向激勵輸入地震動，X和Y方向的PGA之比為1∶0.85。本次試驗重點研究裝配式橋墩在8度及以上高烈度地區(qū)的抗震性能，當PGA為0.3g時相當于抗震設防烈度8度時E1地震作用，PGA為0.5g時，相當于抗震設防烈度8度時E2地震作用。在進行下一項工況前，都需要對模型進行白噪聲激勵，由此確定結構的自振頻率，詳細工況見表5。

表5 試驗工況表

1.4 測點布置

為了獲得試件關鍵位置的動力響應，沿墩高布置了激光位移計、加速度傳感器以及應變傳感器。加速度和位移測點均沿墩身(正面、側面)4等分墩高布置；鋼筋應變測點在套筒底部、頂部縱筋和套筒中部外表面布置，混凝土應變測點在套筒中部混凝土區(qū)域和套筒頂部混凝土區(qū)域內布置，共布置了10個激光位移測點，10個加速度測點，12個鋼筋測點和8個混凝土測點，測點布置如圖2所示。

圖2 測點布置圖(單位：mm)

2 加固前試驗結果

2.1 試驗現(xiàn)象

表6給出了各加速度峰值激勵下的橋墩損傷現(xiàn)象。

表6 試件現(xiàn)象匯總表

由試驗現(xiàn)象可知，隨著PGA的增加，SP16橋墩墩身裂縫逐漸發(fā)展、墩底混凝土的破損加劇、墩底接縫處開合明顯，其橋墩墩底接縫寬度達到了1.5 mm。試驗結束時，橋墩模型出現(xiàn)貫穿裂縫，集中在灌漿套筒頂部，SP16模型橋墩最大裂縫寬度約為0.3 mm。綜上所述，接縫處、灌漿套筒上緣集中損傷是灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩的主要震害模式。

2.2 基本動力特性

為了進一步判斷試件的損傷程度，通過白噪聲對2類試件進行激勵，并采用頻域分解法對墩頂加速度信號進行頻譜分析，從而獲得橋墩模型各損傷階段的自振頻率，圖3給出了SP16橋墩自震頻率隨橋墩模型損傷程度加深的變化規(guī)律。

圖3 自振頻率

由圖3可知，當PGA在0～0.3g階段時，橋墩模型自振頻率下降速率較快，當PGA>0.3g時橋墩模型自振頻率下降速率降低，結合試驗現(xiàn)象分析，橋墩模型在PGA<0.3g時墩身損傷發(fā)展較快，墩身裂縫開展較多。當PGA>0.3g后套筒頂部裂縫貫通，橋墩震損主要為接縫開合，墩身損傷減少。隨著PGA的逐級增加，模型橋墩的自振頻率逐級下降，當PGA為1.0g時，SP16試件的自振頻率下降了63.8%。

2.3 墩頂位移響應

圖4給出了單雙向地震波激勵下橋墩試件墩頂位移響應峰值。

圖4 墩頂位移峰值圖

由圖4可知，SP16橋墩墩頂位移隨著PGA的增加而增加，并且在相同PGA條件下，雙向激勵的位移響應大于單向激勵。當PGA小于0.3g時，墩頂峰值位移穩(wěn)定增長，當PGA大于0.3g時，逐步出現(xiàn)明顯的非線性增長，橋墩開始呈現(xiàn)彈塑性特征；當PGA大于0.8g時，墩頂位移增長較快，試件進入彈塑性階段；當PGA為1.0g時，墩頂位移峰值達最大值27.8 mm(雙向激勵)。

2.4 鋼筋應變

圖5給出了墩柱底部鋼筋應變峰值隨PGA變化曲線。

圖5 縱筋應變峰值圖

從圖5可以看出,隨著PGA的增加，試件墩底和套筒頂部縱筋應變均有所提高。當PGA≤0.5g時，墩底和套筒頂部鋼筋應變基本呈線性增長；當PGA>0.5g時，應變增長出現(xiàn)非線性特征；當PGA為1.0g時，SP16試件墩底縱筋最大應變峰值為2 634.2 με(雙向激勵)，縱筋進入彈塑性階段；套筒頂部縱筋最大應變峰值為1 068.1 με(雙向激勵)，縱筋并未進入彈塑性階段。從試驗現(xiàn)象得知，構件受力薄弱環(huán)節(jié)包括墩底和套筒頂部，但套筒頂部縱筋應變均小于墩底縱筋應變，且PGA為1.0g時套筒頂部縱筋應變?yōu)槎盏卓v筋應變的40.5%(雙向激勵)。雙向激勵作用下縱筋應變大于單向激勵的縱筋應變。

3 抗震加固方法

3.1 加固設計

針對前述試件的損傷現(xiàn)象，地震作用下橋墩-承臺處采用灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩的震害主要有接縫處破壞和灌漿套筒上緣破壞。結合現(xiàn)有的研究成果，單純采用纖維復合材料(CFRP)加固裝配式混凝土橋墩的墩身難以有效控制試件底部接縫處的損傷。因此，結合CFRP良好的力學性能及裝配式混凝土橋墩的震害特征，采用CFRP-AS-EMD的組合加固措施對震損后灌漿套筒連接裝配式混凝土橋墩進行加固。墩身加固時不考慮EMD的影響，CFRP包裹的裝配式混凝土橋墩正截面承載力可近似按照文獻[14]計算。經(jīng)計算確定SP16試件的加固方案為：在墩高區(qū)域內粘貼一層縱向CFRP進行墩身的補強，從墩底到2/3墩高位置再環(huán)向包裹3層CFRP，從2/3墩高到墩頂再環(huán)向包裹1層CFRP，并且墩柱4個角都做了R=25 mm的倒角處理，以減緩應力集中效應并增大有效約束面積。

在橋墩-承臺灌漿套筒連接處外置防搖擺-耗能裝置(AS-EMD)，該裝置由U型預緊鋼板、耗能鋼筋、連接支架3部分組成。AS-EMD的設計方法：考慮外置耗能鋼筋接替內置縱筋的耗能功能，其用量可根據(jù)外置耗能鋼筋的面積和內置縱筋的面積相等計算，高度約為灌漿套筒長度的2倍(500 mm)。外置耗能裝置示意圖見圖6。

圖6 外置耗能裝置示意圖

3.2 試件工況和測點布置

為了能夠與加固前進行對比，加固后橋墩的試驗工況和地震波均與加固前試驗工況和地震波相同。此外，在原橋墩測點布置的基礎上，去除了有關套筒的監(jiān)測點位，增加了有關加固措施的監(jiān)測點位。分別在距離墩底0.1 m和0.6 m處，設置了用于監(jiān)測CFRP應變的傳感器，并將其布置于CFRP的轉角部位(在方形柱中，角部區(qū)域的圍壓應力值遠高于其他區(qū)域)，在外置耗能鋼筋上布置了應變測點，測點布置如圖7所示。

圖7 外置耗能鋼筋測點布置圖

4 加固后抗震性能

4.1 試驗現(xiàn)象

試驗過程中觀察到，當0.1g

4.2 基本動力參數(shù)

圖8給出了模型橋墩的自振頻率隨PGA的變化情況。

圖8 模型橋墩自振頻率變化

由圖8可知，震后的SP16試件經(jīng)過CFRP加固后，自振頻率由1.095 Hz提高至1.859 Hz，提高了69.8%；單用CFRP加固裝配式混凝土橋墩能夠提高試件抗側移剛度；安裝AS-EMD裝置后，SP16試件的自振頻率由1.859 Hz提升至1.895 Hz，提升了2.1%(相較于加固前+71.9%)，AS-EMD裝置能夠進一步提升試件的抗側移剛度；AS-EMD裝置對加固后試件的初始剛度影響不大。

加固后，PGA從0增大至1.0g的過程中，SP16試件的自振頻率下降了24.9%，明顯比原橋墩(自振頻率下降65.2%)緩和；即加固后橋墩的剛度退化速率和損傷速率有效減緩，試件的抗震延性有一定程度的提高，CFRP-AS-EMD可用于裝配式混凝土橋墩的抗震加固中；需要指出的是震損橋墩經(jīng)加固后剛度得到提高，但橋墩損傷并未完全修復。震后的SP16試件經(jīng)過單獨包裹CFRP、CFRP+AS-EMD加固后，自振頻率提高了，但其自振頻率相較于加固前橋墩初始狀態(tài)的自振頻率(3.048 Hz)分別下降了39.1%、37.8%。

綜上可知，采用CFRP-AS-EMD加固后，橋墩自振頻率顯著提高，SP16試件的剛度提高了約71.9%，CFRP-AS-EMD可用于裝配式混凝土試件的抗震加固中；隨著激勵幅值的增大，加固后試件的自振頻率下降速率明顯減緩，加固橋墩的剛度退化速率和損傷速率減緩，這也表明加固后墩身的抗震延性有一定程度的提高。

4.3 位移響應分析

表7為典型激勵條件下加固前后SP16試件的墩頂峰值對比。

表7 墩頂位移峰值

由表7可知，加固后，隨著PGA的逐級增大，試件的墩頂位移峰值呈增大趨勢。SP16試件最大墩頂位移峰值為17.5 mm(PGA=1.0g，雙向激勵)；試件加固后的墩頂位移峰值均比加固前明顯減小，SP16試件的最大墩頂位移峰值比加固前減少7.3 mm(26.2%)，表明該加固方法可有效控制墩頂位移發(fā)展。

需要指出的是，由于加固后試件的基本動力特性參數(shù)與加固前試件的基本動力特性參數(shù)存在差異，因此，加固后試件的墩頂位移幅值并不能作為代表其真實的地震作用響應大小，只能作為分析加固效果和加固后橋墩響應隨激勵幅值變化規(guī)律的依據(jù)。

4.4 應變響應分析

4.4.1 AS-EMD應變

圖9給出了AS-EMD應變峰值PGA的變化規(guī)律。

圖9 耗能鋼筋峰值應變

由圖9可知，當PGA小于0.8g時，在單、雙向激勵下，耗能鋼筋應變基本呈線性增長；當PGA達到0.8g時，耗能鋼筋應變達到最大值1 952.3 με(雙向激勵)，進入彈塑性階段；隨后耗能鋼筋的應變出現(xiàn)下降，結合試驗現(xiàn)象可知，這是因為當PGA達到1.0g時AS-EMD與墩身發(fā)生錨固失效。

4.4.2 CFRP應變

圖10給出了CFRP應變峰值隨PGA的變化規(guī)律。

圖10 CFRP應變變化曲線

由圖10可知，當PGA=1.0g時，CFRP的最大應變峰值是2 812 με(雙向激勵)，遠小于CFRP片材的極限應變11 489.4 με；在整個實驗過程中CFRP應變片處于彈性范圍。PGA≤0.5g時，CFRP應變較小且增長平緩，對混凝土提供的約束作用不大。分析原因主要是試件墩底接縫處的殘余變形較大，AS-EMD裝置作為主要的加固措施參與試件的振動，而CFRP主要用于墩身的加固，墩底接縫的殘余變形并不會顯著引起上部墩身受力的變化；當0.5g

綜上可知，加固后SP16橋墩的外置耗能鋼筋，進入彈塑性進行耗能；AS-EMD有效減小了橋墩的位移響應；CFRP能夠抑制混凝土的破損，顯著改善橋墩的延性，整個試驗過程中未出現(xiàn)CFRP剝離、撕裂等現(xiàn)象；CFRP-AS-EMD可用于裝配式混凝土橋墩的抗震加固中。

5 結論

以某裝配式混凝土連續(xù)梁橋墩為原型，設計了采用灌漿套筒連接(SP16試件)的裝配式混凝土橋墩試件，開展了CFRP-AS-EMD(SP16 repaired with CFRP-AS-EMD)加固前后橋墩試件的振動臺試驗。結論如下：

(1)Ⅱ類場地近斷層地震動作用下，灌漿套筒連接裝配式混凝橋墩試件的主要震損特點是裂縫在灌漿套筒頂部和墩底接縫處集中開展，且當墩底接縫出現(xiàn)開合現(xiàn)象后，墩身裂縫發(fā)展基本停止；隨著地震動幅值的增加，裝配式混凝土橋墩試件的損傷隨之增大；墩底縱筋應變大于灌漿套筒頂部縱筋應變，PGA為1.0g時套筒頂部縱筋應變?yōu)槎盏卓v筋應變的40.5%(雙向激勵)；雙向激勵造成的損傷大于單向激勵。

(2)CFRP-AS-EMD可有效提高試件的自振頻率(SP16試件相較于加固前+71.9%);加固后，PGA從0增大至1.0g的過程中，SP16試件的自振頻率分別下降了24.9%，明顯比原橋墩(下降65.2%)緩和，即加固后橋墩的剛度退化速率和損傷速率有效減緩。SP16試件的最大墩頂位移峰值分別比加固前減少48.0 mm(57.4%)，AS-EMD可修復橋墩底部接縫的開合，有效控制橋墩的搖擺，減少地震作用下橋墩的位移需求。

(3)SP16試件的外置耗能鋼筋，進入彈塑性進行耗能，AS-EMD外置連接件的有效性會顯著影響其耗能能力。