何云武， 李 嘉， 江 建， 王鶴蘭， 高澤宇

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

預(yù)制拼裝法具有施工效率高、對(duì)環(huán)境友好、質(zhì)量可靠等優(yōu)點(diǎn)，已成為橋梁工程上部結(jié)構(gòu)施工的主流手段[1～3]。下部結(jié)構(gòu)雖早在1955年美國新奧爾良Pontchartrain橋首次采用預(yù)制施工[4]，但至今下部結(jié)構(gòu)仍然以現(xiàn)場(chǎng)澆筑為主，發(fā)展相對(duì)緩慢。國內(nèi)橋梁下部結(jié)構(gòu)采用預(yù)制拼裝技術(shù)，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(qū)或低烈度區(qū)[5～8]，并以現(xiàn)澆濕接縫連接方式居多。

預(yù)制拼裝法在橋梁下部結(jié)構(gòu)施工中之所以推進(jìn)較為緩慢，主要原因在于橋墩除了支撐橋梁上部結(jié)構(gòu)外，還承擔(dān)了來自地震、沖擊等作用下的強(qiáng)大側(cè)向載荷，而時(shí)至今日對(duì)預(yù)制橋墩的抗震性能認(rèn)識(shí)并不充分[9,10]，僅有的幾種連接方式預(yù)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(yàn)證，工程技術(shù)人員難以清晰、系統(tǒng)了解強(qiáng)大剪切作用下的預(yù)制橋墩力學(xué)性能。

良好的抗震性能是預(yù)制橋墩大面積推廣應(yīng)用的前提，已成為學(xué)術(shù)和工程界的普遍共識(shí)。為此，采用不同連接方式的預(yù)制橋墩在地震下承載能力、破壞模態(tài)、延性、耗能能力等性能的研究和提升辦法成為該領(lǐng)域的研究熱點(diǎn)。眾多學(xué)者基于試驗(yàn)和數(shù)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(xiàn)澆濕接縫和預(yù)應(yīng)力筋連接等預(yù)制橋墩主要連接方式的耗能能力、構(gòu)造要求、破壞機(jī)理等[11～15]。文獻(xiàn)[3]依據(jù)連接后橋墩的抗震性能，將預(yù)制橋墩歸納為“等同現(xiàn)澆”和“非等同現(xiàn)澆”兩大類。對(duì)于以預(yù)應(yīng)力筋連接為主的“非等同現(xiàn)澆”橋墩，為了提升其抗震耗能能力，文獻(xiàn)[16～18]吸收了其他連接方式的優(yōu)點(diǎn)，提出了混合式連接方式，以期獲得良好抗震性能和自復(fù)位能力的連接方式。綜合既有預(yù)制裝配式橋墩的研究成果和工程應(yīng)用，每一種連接方式具有其優(yōu)勢(shì)，也存在不足之處。如灌漿套筒連接方式，連接性能好，現(xiàn)場(chǎng)濕作業(yè)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(xiàn)場(chǎng)濕作業(yè)量低，施工輔助措施少的預(yù)制橋墩與承臺(tái)連接方式，是目前推廣預(yù)制裝配法在橋梁下部結(jié)構(gòu)中應(yīng)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(gòu)造，這種新型連接方式具有如下優(yōu)點(diǎn)：(1)墩柱安裝時(shí)，容許一定的調(diào)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(xù)吊裝裝置或支撐措施輔助墩身承受自重或提高穩(wěn)定性；(3)墩柱內(nèi)壁槽口的數(shù)量、形狀、尺寸及布置方式，和內(nèi)部后澆混凝土的強(qiáng)度及高度h等參數(shù)均可人為事先調(diào)整，以達(dá)到良好的連接性能；(4)通過調(diào)整后澆混凝土參數(shù)，借以人為事先調(diào)控地震作用下墩柱的塑性區(qū)域分布。

圖1 承臺(tái)與預(yù)制空心墩內(nèi)壁鋸齒形槽口新型連接構(gòu)造

為了解承臺(tái)與裝配式空心墩內(nèi)壁鋸齒形槽口新型連接方式的抗震性能，為其優(yōu)化改進(jìn)及推廣應(yīng)用奠定基礎(chǔ)，分現(xiàn)澆(XJ)和預(yù)制(YZ)兩個(gè)試驗(yàn)組，共計(jì)制作了4個(gè)大比例橋墩、承臺(tái)模型，開展低周反復(fù)試驗(yàn)，對(duì)比研究該新型連接下橋墩的抗震性能。

1 試驗(yàn)方案

1.1 試件設(shè)計(jì)

試驗(yàn)試件歸為預(yù)制組(對(duì)應(yīng)承臺(tái)與裝配式空心墩內(nèi)壁鋸齒形槽口新型連接方式，編號(hào)YZ)和現(xiàn)澆組(對(duì)應(yīng)傳統(tǒng)的現(xiàn)澆橋墩，編號(hào)XJ)，為盡量降低施工質(zhì)量、測(cè)試條件對(duì)試驗(yàn)影響，每組制作兩個(gè)完全相同的試件，編號(hào)分別為YZ-1、YZ-2和XJ-1、XJ-2。

預(yù)制組的空心圓柱墩和承臺(tái)分開預(yù)制，養(yǎng)護(hù)28 d后，在試驗(yàn)臺(tái)上首先通過地腳螺栓固定承臺(tái)，之后將底部?jī)?nèi)壁設(shè)置鋸齒形槽口(圖2a)的預(yù)制空心墩吊裝就位，每個(gè)齒形槽口分別對(duì)準(zhǔn)一根伸出承臺(tái)頂面的預(yù)埋鋼筋(圖2b)，之后澆筑空心墩內(nèi)部一定高度h(圖1)范圍內(nèi)的后澆C40混凝土，養(yǎng)護(hù)到位后再開展試驗(yàn)。本組兩個(gè)空心墩底部的鋸齒形槽口設(shè)置如下：從墩底截面往上750 mm范圍，內(nèi)壁設(shè)置鋸齒槽構(gòu)造，繞圓心沿內(nèi)壁均勻分布12個(gè)，單個(gè)鋸齒槽對(duì)應(yīng)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(xiàn)澆組承臺(tái)、圓柱空心墩的尺寸及材料與預(yù)制組一致。不同之處在于，現(xiàn)澆組試件的承臺(tái)混凝土澆筑完成后，預(yù)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(tái)完全連接在一起，且空心墩內(nèi)壁不設(shè)鋸齒形槽口(圖2c，2d)。

兩組試件承臺(tái)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(guān)信息見表1。

表1 試驗(yàn)試件信息

1.2 材料性能

(1)混凝土

承臺(tái)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(xì)集料為粗砂，碎石最大粒徑為31.5 mm，坍落度為180 mm。柱內(nèi)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(yǎng)護(hù)的混凝土立方體試塊(尺寸為150 mm×150 mm×150 mm)，其立方體實(shí)測(cè)極限抗壓強(qiáng)度fcu和彈性模量Ec的平均值如表2所示。

表2 混凝土實(shí)測(cè)參數(shù) MPa

(2)鋼筋

采用標(biāo)準(zhǔn)拉伸試驗(yàn)確定鋼筋的材料性能參數(shù)。每種鋼筋，各取三組300 mm長筋段進(jìn)行標(biāo)準(zhǔn)拉伸試驗(yàn)。測(cè)得鋼材屈服強(qiáng)度fy、極限抗拉強(qiáng)度fu、彈性模量Es和伸長率δ等參數(shù)，其平均值如表3所示。

表3 鋼筋實(shí)測(cè)參數(shù)

1.3 加載制度

試驗(yàn)加載裝置如圖3所示，由水平作動(dòng)系統(tǒng)、豎向力加載系統(tǒng)以及固定系統(tǒng)等幾個(gè)部分組成。為模擬橋墩實(shí)際受力和約束條件，同時(shí)避免反復(fù)加載過程中拉壞豎向千斤頂，在墩頂設(shè)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?shù)酌婕友b一固定鋼板和不銹鋼板，不銹鋼板壓制在滑板支座上，試驗(yàn)過程豎向千斤頂不發(fā)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(yàn)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(yàn)開始前進(jìn)行預(yù)加載，當(dāng)加載及測(cè)量裝置運(yùn)行正常后進(jìn)行正式試驗(yàn)。在試件屈服前，按力控制加載，以每級(jí)12 kN的幅值遞增，直到試件進(jìn)入屈服。之后采取位移控制加載，首級(jí)位移幅值為±13.5 mm，之后以4.5 mm逐漸遞增，當(dāng)位移幅值達(dá)到±90 mm后，按9 mm逐級(jí)遞增，直到試件破壞。無論力還是位移控制加載，每級(jí)載荷均進(jìn)行3次循環(huán)，試驗(yàn)加載制度如圖4所示。

圖4 加載制度

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

2.1 現(xiàn)澆組(XJ)

現(xiàn)澆組的兩個(gè)試件首條裂縫出現(xiàn)于第3級(jí)(36 kN)加載，該裂縫距承臺(tái)上表面0.51 m處，之后隨著反復(fù)荷載持續(xù)增加，裂縫條數(shù)和程度加劇。當(dāng)加載至第10級(jí)(位移控制13.5 mm)時(shí)，墩底與承臺(tái)連接面出現(xiàn)裂縫，此時(shí)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(xiàn)澆式空心墩破壞狀態(tài)

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

2.2 預(yù)制組(YZ)

預(yù)制橋墩與承臺(tái)采用內(nèi)壁鋸齒形槽口新型連接方式后，結(jié)構(gòu)破壞模態(tài)發(fā)生顯著改變。首先出現(xiàn)裂縫的位置不在墩身，而是發(fā)生在預(yù)制橋墩與承臺(tái)的結(jié)合面，開裂荷載提高至第4級(jí)(48 kN)。而且，在加載至第13級(jí)荷載(位移控制27 mm)前，預(yù)制墩身未出現(xiàn)任何裂縫，該級(jí)載荷下墩身才開始出現(xiàn)首條裂縫，該裂縫出現(xiàn)在距離承臺(tái)頂面0.76 m處。隨著加載持續(xù)，除了既有裂縫持續(xù)增長，新增裂縫分布于距離承臺(tái)頂面0.76 m之上，但墩身裂縫相對(duì)較少。加載至第16級(jí)(位移控制40.5 mm)時(shí)，墩身首條裂縫的下部區(qū)域才逐漸開裂。

在第19級(jí)(位移控制45 mm)荷載之后，無論是裂縫程度還是裂縫數(shù)量，墩身開裂基本停止發(fā)展，此時(shí)，墩柱與承臺(tái)結(jié)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(jí)(位移控制81 mm)時(shí)達(dá)到20 mm，在28級(jí)(位移控制99 mm)時(shí)達(dá)到27 mm。實(shí)測(cè)表明，該組試件在第25級(jí)(位移控制81 mm)荷載時(shí)，荷載-位移曲線開始下降。破壞時(shí)，墩底形成一底長172 mm，高92 mm的三角壓潰區(qū)(圖6b)。

圖6 預(yù)制空心墩破壞狀態(tài)

3 試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比分析

3.1 滯回曲線與耗能能力

傳統(tǒng)現(xiàn)澆橋墩(現(xiàn)澆組XJ)與內(nèi)壁鋸齒形槽口新型連接方式(預(yù)制組YZ)橋墩試驗(yàn)得到的滯回曲線如圖7(試件平均值)。對(duì)比可知，兩類橋墩在彈性階段載荷-位移基本呈線性關(guān)系，但進(jìn)入塑性階段后，傳統(tǒng)現(xiàn)澆橋墩和新型連接橋墩載荷位移關(guān)系顯著不同。傳統(tǒng)現(xiàn)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(yù)制裝配式橋墩滯回曲線之所以發(fā)生明顯變化，其原因是空心墩試件進(jìn)入彈塑性階段后，墩底現(xiàn)澆混凝土內(nèi)部的預(yù)埋鋼筋開始發(fā)揮主要作用，這部分鋼筋受到循環(huán)荷載作用逐漸進(jìn)入屈服和強(qiáng)化，并影響橋墩的滯回性能。受到后澆混凝土內(nèi)部鋼筋的影響，新型連接方式下的預(yù)制橋墩，同一級(jí)循環(huán)載荷下的3次推拉測(cè)試反饋，試件承載力隨反復(fù)次數(shù)增加而緩慢降低，但同一級(jí)荷載下的不同次數(shù)來回測(cè)試得到的滯回曲線面積卻大致相同，表明對(duì)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(nèi)部鋼筋可以起到較好的耗能效果。當(dāng)后澆混凝土內(nèi)部的全部鋼筋進(jìn)入屈服階段后，預(yù)制組試件的滯回性能逐漸降低，此時(shí)繼續(xù)加大循環(huán)載荷，受到后澆混凝土內(nèi)部鋼筋強(qiáng)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(xù)加載直至構(gòu)件完全失效。

圖7 試件滯回曲線

根據(jù)滯回曲線得到橋墩的等效粘滯阻尼系數(shù)he如圖8。由圖可見，傳統(tǒng)現(xiàn)澆橋墩的初始等效粘滯阻尼系數(shù)he為0.41，新型連接方式橋墩的初始等效粘滯阻尼系數(shù)he為0.51，顯然采用內(nèi)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(tǒng)現(xiàn)澆橋墩或新型連接預(yù)制橋墩，二者的等效粘滯阻尼系數(shù)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(shù)he下降迅速，表明初期裂縫是橋墩耗能的主要貢獻(xiàn)，當(dāng)加載位移幅值大于20 mm后，等效粘滯阻尼系數(shù)he下降速率逐漸減小，說明后期裂縫對(duì)橋墩耗能貢獻(xiàn)有限。

圖8 等效粘滯阻尼系數(shù)

試驗(yàn)還表明，在初始階段，無論傳統(tǒng)現(xiàn)澆式或新型連接的空心墩，其初始粘滯阻尼系數(shù)都達(dá)到較高水平，前幾級(jí)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(jí)荷載的等效粘滯阻尼系數(shù)均處于0.4以上，最大可達(dá)0.58。新型連接方式預(yù)制空心墩其最大等效粘滯阻尼系數(shù)比現(xiàn)澆空心墩提高了41.5%，說明新型連接方式預(yù)制裝配式墩的初期耗能能力比現(xiàn)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(dāng)位移控制的加載幅值達(dá)到15 mm時(shí)，傳統(tǒng)現(xiàn)澆橋墩和新型連接的預(yù)制空心墩，兩者等效粘滯阻尼系數(shù)皆下降到了0.3以下，并且出現(xiàn)預(yù)制組橋墩的等效粘滯阻尼系數(shù)低于傳統(tǒng)現(xiàn)澆橋墩，雖然二者相差僅為0.05，但新型連接的預(yù)制空心墩等效粘滯阻尼系數(shù)在初始階段的下降速率大于傳統(tǒng)現(xiàn)澆橋墩，直至破壞狀態(tài)，新型連接方式橋墩的等效粘滯阻尼系數(shù)比傳統(tǒng)現(xiàn)澆橋墩低約19%。

受后澆混凝土及其內(nèi)部鋼筋的影響，相較于傳統(tǒng)現(xiàn)澆橋墩，新型連接的預(yù)制裝配式橋墩破壞時(shí)的墩頂位移更大，表現(xiàn)出較好的延性，而且后續(xù)可持荷過程比傳統(tǒng)現(xiàn)澆橋墩更具優(yōu)勢(shì)，雖然其破壞狀態(tài)時(shí)的等效粘滯阻尼系數(shù)略低于傳統(tǒng)現(xiàn)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(shù)

測(cè)試得到傳統(tǒng)現(xiàn)澆和新型連接預(yù)制空心墩的骨架曲線如圖9，根據(jù)骨架曲線可以得到試件屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)和極限點(diǎn)等主要參數(shù)。其中，現(xiàn)澆空心墩基于割線剛度，即以75%極限強(qiáng)度處的割線剛度對(duì)應(yīng)的等效彈塑性系統(tǒng)位移作為結(jié)構(gòu)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(diǎn)對(duì)應(yīng)的位移作為結(jié)構(gòu)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(shù)

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(xiàn)澆橋墩的極限位移提高了18 mm(26.7%)。同時(shí)，位移延性系數(shù)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(jié)構(gòu)延性，增強(qiáng)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(jié)構(gòu)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(tǒng)現(xiàn)澆橋墩降低了6.8%，20%?？梢?，采用內(nèi)壁鋸齒形槽口新型連接方式的預(yù)制裝配式橋墩，延性提高的同時(shí)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(xiàn)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(jìn)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(shù)，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(shí)殘余變形凸顯改變趨勢(shì)，而XJ組在位移加載幅到達(dá)44 mm時(shí)殘余變形才開始迅速增加。XJ組最大殘余變形為27.9 mm，對(duì)應(yīng)位移加載幅67 mm，但是YZ組在位移加載幅為54.5 mm時(shí)，就已達(dá)到這一變形。反映出雖然新型連接的預(yù)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(xiàn)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(fù)橋墩兩側(cè)的殘余變形略有差異。其原因是受后澆混凝土及其內(nèi)部鋼筋施工質(zhì)量的影響，由于預(yù)制橋墩安裝時(shí)，預(yù)埋伸出承臺(tái)的鋼筋要求一一對(duì)應(yīng)深入到鋸齒形槽口內(nèi)，受施工誤差影響，伸入到槽口內(nèi)的各根鋼筋可能存在保護(hù)層不一致的問題，由此導(dǎo)致橋墩不同側(cè)面的鋼筋力臂存在差異，該影響在橋墩接近極限狀態(tài)時(shí)制約其力學(xué)性能。因此，鋸齒形槽口連接的預(yù)制裝配式橋墩，施工時(shí)需要確保預(yù)埋鋼筋定位準(zhǔn)確，并適當(dāng)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(yàn)測(cè)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(shì)基本一致，剛度退化速率隨加載幅增加逐漸減小，現(xiàn)澆橋墩和新型連接預(yù)制空心墩的剛度退化系數(shù)在各級(jí)荷載下相差很小。若將橋墩的初始割線剛度設(shè)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(shí)，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(shù)曲線

根據(jù)橋墩剛度退化趨勢(shì)可知，現(xiàn)澆橋墩和新型連接的預(yù)制橋墩，剛度退化主要集中于加載的前期階段，當(dāng)水平位移加載幅達(dá)到36 mm時(shí)，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(shì)逐漸緩和，曲線變得平緩，直至破壞狀態(tài)，現(xiàn)澆橋墩剛度再次衰減約10%，破壞時(shí)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(tài)下的加載幅更寬，導(dǎo)致破壞時(shí)其割線剛度僅為初始割線剛度的14.5%。

剛度退化系數(shù)曲線表明，地震下兩類橋墩的剛度衰減相差無幾?？梢姡忼X形連接的裝配式橋墩不至于因?yàn)閯偠鹊慕档投查g失效，可充分發(fā)揮結(jié)構(gòu)裝配式連接的優(yōu)勢(shì)。

4 結(jié) 論

(1)內(nèi)壁鋸齒形槽口新型連接的預(yù)制裝配式橋墩，地震荷載作用下，其破壞模態(tài)和墩身開裂形態(tài)顯著不同于現(xiàn)澆橋墩。在反復(fù)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(xiàn)于后澆混凝土對(duì)應(yīng)的墩身截面附近，之后裂縫向上依次出現(xiàn)，橋墩進(jìn)入塑性階段后期，后澆混凝土對(duì)應(yīng)的墩身才開始產(chǎn)生裂縫，破壞時(shí)墩底與承臺(tái)界面出現(xiàn)脫空，墩底出現(xiàn)一三角形壓潰區(qū)；現(xiàn)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(nèi)均勻出現(xiàn)，裂間距較為平均，破壞時(shí)墩底出現(xiàn)明顯的矩形壓潰區(qū)，墩身鋼筋屈服，箍筋外鼓。

(2)新型連接的預(yù)制空心墩最大等效粘滯阻尼系數(shù)比現(xiàn)澆橋墩增加了41.5%，早期耗能能力優(yōu)于現(xiàn)澆空心墩，并提高了墩身開裂荷載，極限狀態(tài)下的墩身位移顯著大于現(xiàn)澆橋墩。但相較于現(xiàn)澆橋墩，隨著反復(fù)載荷持續(xù)增加，新型連接橋墩的等效粘滯阻尼系數(shù)下降速率更快，這與預(yù)制墩底同承臺(tái)結(jié)合面的張開趨勢(shì)直接關(guān)聯(lián)。

(3)內(nèi)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(xiàn)澆橋墩，內(nèi)壁鋸齒形槽口新型連接方式的預(yù)制裝配式橋墩極限位移提高了26.7%，位移延性系數(shù)提高了25.1%，增強(qiáng)了地震荷載作用下橋墩的抗倒塌能力。

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

(5)相較于現(xiàn)澆橋墩，內(nèi)壁鋸齒形槽口新型連接預(yù)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(tái)脫空，反復(fù)載荷下的橋墩殘余變形明顯大于現(xiàn)澆橋墩，雖然后者進(jìn)入塑性階段后的殘余變形增加速度快于新型連接的預(yù)制橋墩，但仍可見內(nèi)壁鋸齒形槽口新型連接預(yù)制裝配式橋墩在地震荷載作用下的自復(fù)位性能遜色于現(xiàn)澆橋墩。