單節(jié)段裝配式橋墩抗震性能試驗研究

黃 　 宜，　邱 文 亮，　黃 才 良，　田 　 甜

( 大連理工大學(xué) 橋梁工程研究所, 遼寧 大連　116024 )

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單節(jié)段裝配式橋墩抗震性能試驗研究

黃 宜，邱 文 亮*，黃 才 良，田 甜

( 大連理工大學(xué) 橋梁工程研究所, 遼寧 大連116024 )

與傳統(tǒng)整體現(xiàn)澆橋墩相比，裝配式橋墩具有工期短、環(huán)境影響小、施工質(zhì)量高等優(yōu)點．裝配式鋼筋混凝土橋墩的抗震性能是其設(shè)計時需要考慮的關(guān)鍵問題之一．試驗設(shè)計了一組現(xiàn)澆式及兩組裝配式橋墩試件，采用擬靜力試驗方法從破壞形式、水平承載力、位移延性與累積耗能等方面研究其抗震性能．試驗結(jié)果表明：與整體現(xiàn)澆式橋墩相比，裝配式橋墩的水平承載力與前者接近，位移延性與累積耗能能力稍差，殘余位移偏大；鋼套筒連接裝配式橋墩的位移延性與累積耗能能力優(yōu)于金屬波紋管連接裝配式橋墩．

裝配式橋墩；擬靜力試驗；抗震性能；位移延性

0　引　言

裝配式橋墩是將橋墩沿垂直方向、按一定分割規(guī)則分成若干塊件，在預(yù)制場地上進(jìn)行澆筑，運到施工場地拼裝．其按照力學(xué)特性分為下述2類：①將預(yù)制節(jié)段設(shè)計成整體結(jié)構(gòu)物，其接縫的強度高于節(jié)段自身強度；②利用接縫的特點，將橋墩設(shè)計成搖擺體系來改善抗震性能[1]．

歐美等國家對裝配式橋墩的研究起步較早并在工程實踐中廣泛應(yīng)用[2]．1997年，Mander等針對在橋墩底部形成節(jié)段縫，允許橋墩繞墩底轉(zhuǎn)動的無黏結(jié)后張預(yù)應(yīng)力橋墩抗震性能及其損壞后的加固性能進(jìn)行了研究[3]．Kwan和Billington提出了適合于非抗震設(shè)防區(qū)的中小跨徑規(guī)則橋梁下部結(jié)構(gòu)的節(jié)段拼裝體系，還建議了一種適合抗震區(qū)應(yīng)用的裝配式橋墩體系[4]．

相對于橋梁上部結(jié)構(gòu)的預(yù)制拼裝技術(shù)在橋梁建設(shè)中的成熟應(yīng)用，國內(nèi)關(guān)于裝配式橋墩的相關(guān)研究與應(yīng)用相對較少[5]．我國已建跨海大橋中一般采用帶濕接縫的整體式節(jié)段拼裝高橋墩基礎(chǔ)[6]．

吸取國內(nèi)外研究經(jīng)驗，本文裝配式橋墩試件選取鋼套筒和金屬波紋管作為接縫處連接件，采用擬靜力對比試驗方法，對試驗結(jié)果進(jìn)行分析，期望能夠?qū)鴥?nèi)裝配式橋墩的設(shè)計與應(yīng)用提供參考．

1　試驗概況

1.1試件設(shè)計

試驗設(shè)計、制作3組試件，B組為鋼筋混凝土橋墩現(xiàn)澆試件組；C組為鋼套筒連接裝配式橋墩試件組；D組為金屬波紋管連接裝配式橋墩試件組(A組試件非本文研究的相關(guān)內(nèi)容，故本文不作敘述)．每組試件各包含3個試件，B、C組中3個試件設(shè)計參數(shù)相同，D組3個試件除波紋管直徑分別為50 mm、60 mm、70 mm外，其他設(shè)計參數(shù)相同．試件墩身高度為2.2 m，截面尺寸為500 mm×640 mm，墩身配有8根直徑為25 mm的縱筋，墩身箍筋直徑為14 mm，間距為100 mm；設(shè)計軸壓力為400 kN，相應(yīng)的設(shè)計軸壓比為0.068；水平力實際加載點位于距柱底2.0 m高度處，相應(yīng)的剪跨比為4.0．B、C、D 3組試件的設(shè)計方案如表1所示．

本文裝配式橋墩采用單節(jié)段模型，其拼裝接縫在墩身與基礎(chǔ)交界面處，以灌漿鋼套筒或灌漿金屬波紋管作為連接構(gòu)件，試件構(gòu)造及接縫構(gòu)造大樣如圖1所示．在裝配式橋墩制作時，墩身節(jié)段與基礎(chǔ)分開預(yù)制，在基礎(chǔ)內(nèi)預(yù)埋鋼套筒與金屬波紋管．構(gòu)件拼裝時，墩身預(yù)留鋼筋與預(yù)埋鋼套筒或波紋管逐一對應(yīng)，墩身與基礎(chǔ)交界面鋪設(shè)一層接縫墊層，墩身完成定位后，通過預(yù)埋灌漿孔向鋼套筒與金屬波紋管內(nèi)灌漿，作業(yè)時需要保證施工質(zhì)量．各組試件澆筑完成后需按規(guī)范要求養(yǎng)護．

表1　試驗?zāi)Ｐ驮O(shè)計表

圖1　橋墩試件構(gòu)造及配筋(單位：mm)

1.2材料性能

墩身與基礎(chǔ)均采用C40混凝土和HRB400級鋼筋，裝配式橋墩拼裝時接縫墊層材料與灌漿材料為北京思達(dá)建茂科技發(fā)展有限公司出品的CGMJM-Z座漿料和CGMJM-Ⅵ高強灌漿料，材料相關(guān)力學(xué)性能如表2所示．

為了驗證裝配式橋墩采用鋼套筒連接與金屬波紋管連接的可靠性，采用1 000 kN微機控制電液伺服萬能試驗機測定鋼套筒連接件的拉伸力學(xué)性能，如圖2(a)所示；采用穿心式液壓千斤頂，配合量程為1 000 kN壓力傳感器測定金屬波紋管連接件的拉伸力學(xué)性能，如圖2(b)所示．

表2　材料力學(xué)性能參數(shù)

鋼套筒連接件與金屬波紋管連接件抗拉試驗中，構(gòu)件最終的破壞形態(tài)為鋼筋斷裂或嚴(yán)重變形，鋼筋與鋼套筒、金屬波紋管之間不會發(fā)生錨固滑移失效．鋼套筒連接件與金屬波紋管連接件拉拔強度參數(shù)值如表3和4所示．

(a) 鋼套筒

(b) 金屬波紋管

圖2鋼套筒連接件與金屬波紋管連接件拉拔試驗

Fig.2Pull-outtestofsteelsleeveconnectionandmetalbellowconnection

表3　鋼套筒連接件力學(xué)性能

表4　金屬波紋管連接件力學(xué)性能

1.3擬靜力試驗方法

擬靜力試驗軸向加載裝置采用固定在承力橫梁上加載能力3 000 kN電液伺服豎向千斤頂，模擬上部結(jié)構(gòu)傳遞給橋墩的豎向力；水平加載裝置采用固定在反力墻上加載能力1 000 kN電液伺服水平作動器，模擬地震作用時上部結(jié)構(gòu)傳遞給橋墩的水平力，試驗加載與采集系統(tǒng)如圖3所示．

試驗加載采用位移控制方式，結(jié)合經(jīng)驗公式與試驗前期的數(shù)值模擬，最終執(zhí)行的位移時程采用三角波模式，每級位移水平循環(huán)加載3次，如圖4所示．本次試驗中，當(dāng)試件的滯回位移增大到使試件縱筋斷裂或試件的承載力降低至最大值的85%以下時，試驗結(jié)束．

圖3　試驗加載與采集系統(tǒng)

圖4　水平位移加載時程

2　擬靜力試驗現(xiàn)象

試件的試驗現(xiàn)象主要包括墩身裂縫開展、縱筋屈服、混凝土剝落、縱筋屈曲、縱筋斷裂及試件最終破壞等直觀表象．

(a) B1試件

(b) C1試件

(c) D1試件

圖5橋墩試件破壞形態(tài)

Fig.5The failure patterns of bridge pier specimens

3　試驗結(jié)果分析

3.1位移延性分析

20世紀(jì)60年代，以Newmark為首的學(xué)者基于結(jié)構(gòu)的非線性地震反應(yīng)研究，提出了用“延性”的概念來概括結(jié)構(gòu)超過彈性階段后的抗震能力，認(rèn)為在抗震設(shè)計中，除了強度與剛度外，還必須重視加強結(jié)構(gòu)的延性．

為便于比較試件延性能力，需作出試件荷載-位移滯回曲線的骨架曲線．本文根據(jù)美國FEMA356[7]荷載-位移滯回曲線的等效“Pushover” 曲線的生成方法，繪制各試件骨架曲線．3組內(nèi)各試件的試驗設(shè)計參數(shù)相同或差異較小，荷載-位移滯回曲線有較多相似之處，故本文選取B1、C1、D1為代表，其試件荷載-位移滯回與骨架曲線如圖6所示．

(a) B1試件

(b) C1試件

(c) D1試件

圖6橋墩試件滯回與骨架曲線

Fig.6The hysteretic and skeleton curves of the bridge pier specimens

在利用延性概念來進(jìn)行結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計時，首先必須確定度量延性的量化指標(biāo)，最常用的延性指標(biāo)為曲率延性系數(shù)(μφ=φu/φy)和位移延性系數(shù)(μD=Du/Dy)，本文采用位移延性系數(shù)對9個橋墩試件的延性進(jìn)行評估．根據(jù)Park法[8]估算試件的屈服位移，由各試件的骨架曲線，按上述方法得到B、C、D 3組試件的極限荷載、屈服荷載、極限位移、屈服位移和位移延性系數(shù)如表5所示；各組試件的抗震參數(shù)平均值如表6所示．

表5　各試件抗震性能參數(shù)匯總

表6　各組試件抗震性能參數(shù)平均值

結(jié)合圖6、表5和表6可以得出以下結(jié)論：

(1)B組試件與C組、D組試件的極限荷載值基本持平(以B組作為參考，C組比B組小1.0%，D組比B組小3.1%)，說明相同設(shè)計參數(shù)的裝配式橋墩只要保證拼裝接頭的強度可靠，基本能夠達(dá)到整體現(xiàn)澆式橋墩的極限水平承載力．

(2)B組試件與C組、D組試件相比，位移延性系數(shù)稍大(以B組作為參考，C組比B組小3.0%，D組比B組小8.1%)，說明相同設(shè)計參數(shù)的裝配式橋墩比整體現(xiàn)澆式橋墩延性稍差．

3.2殘余位移分析

近年來，基于性能的抗震設(shè)計對于結(jié)構(gòu)破壞的可修復(fù)控制也越來越受到關(guān)注．地震發(fā)生后，結(jié)構(gòu)由于非線性變形會留下殘余位移，殘余位移的存在會影響震后結(jié)構(gòu)的修復(fù)工作．

選取每個滯回位移水平下3次循環(huán)殘余位移的平均值作為該位移水平的殘余位移Dr，各組試件殘余位移隨滯回位移的變化如圖7所示．

圖7　B組-C組-D組試件殘余位移

結(jié)合圖7可以得出以下結(jié)論：

(1)B組試件與C組、D組試件相比，滯回位移小于12 mm時，殘余位移差別不明顯．隨著滯回位移的增大，B組試件殘余位移明顯低于C、D兩組，當(dāng)滯回位移大于60 mm時，相同滯回位移下，B組試件殘余位移約為C、D兩組的90%．

(2)C組與D組試件相比，各滯回位移水平下，試件殘余位移基本相當(dāng)．

3.3累積耗能分析

滯回耗能是衡量橋墩抗震性能的重要指標(biāo)，如果橋墩在初始強度沒有明顯退化的情況下，具有良好的累積耗能能力，通過反復(fù)的彈塑性變形，耗散掉大量的地震動輸入能量，從而使結(jié)構(gòu)不至于產(chǎn)生嚴(yán)重破壞．

一個位移循環(huán)的耗能可以定義為荷載與位移曲線所圍成的面積，即荷載-位移滯回曲線中封閉滯回環(huán)包圍的面積，本次試驗各組橋墩試件的累積耗能Ehyst曲線如圖8所示．

結(jié)合圖8可以得出以下結(jié)論：

(1)與B組試件相比，C、D兩組試件在滯回位移較小時，累積耗能略少．隨著滯回位移增大，C、D兩組試件累積耗能增幅比B組稍大，當(dāng)滯回位移達(dá)到96 mm時，C組試件累積耗能比B組多15%左右，D組試件比B組多10%左右，此時，C、D兩組試件已經(jīng)發(fā)生破壞，B組試件在滯回位移達(dá)到108 mm時，構(gòu)件依然擁有較強的滯回耗能能力．

圖8　B組-C組-D組試件累積耗能

(2)C組試件與D組試件相比，累積耗能略多．當(dāng)滯回位移達(dá)到96 mm時，C組試件比D組試件累積耗能多5%左右．

3.4墩頂極限位移分析

墩頂?shù)臉O限位移能夠反映出橋墩變形能力，按照《公路橋梁抗震設(shè)計細(xì)則》(JTG/T B02-01—2008)相關(guān)規(guī)定可計算整體現(xiàn)澆式橋墩的墩頂水平極限位移．

采用塑性鉸模型計算整體現(xiàn)澆式橋墩的墩頂水平極限位移Δu：

(1)

式中：H為墩身高度，φy為截面等效屈服曲率，Lp為等效塑性鉸長度，θu為塑性鉸區(qū)的塑性轉(zhuǎn)角．

將依據(jù)《公路橋梁抗震設(shè)計細(xì)則》計算得到的各參數(shù)值代入式(1)中，得到現(xiàn)澆式橋墩墩頂水平極限位移Δu=145 mm．

現(xiàn)將各組橋墩試件墩頂水平極限位移的試驗值與采用塑性鉸模型計算的理論值匯總于表7中．

表7　各組試件墩頂極限位移試驗值與理論值對比

結(jié)合表7可以得出以下結(jié)論：

(1)從本次試驗結(jié)果來看，B組橋墩的墩頂極限位移試驗值要小于理論值；

(2)從B、C、D 3組橋墩極限位移的試驗值來看，裝配式橋墩比現(xiàn)澆式橋墩的極限位移要小．

4　結(jié)　論

(1)通過拉拔試驗與擬靜力試驗可知，鋼套筒及金屬波紋管連接件能夠做到與同等直徑鋼筋的等強度連接，最終的破壞形態(tài)為鋼筋斷裂，鋼筋與鋼套筒、金屬波紋管之間不會發(fā)生錨固滑移失效．

(2)從橋墩試件最終的塑性鉸區(qū)范圍來看，整體現(xiàn)澆式橋墩的嚴(yán)重破壞區(qū)域比裝配式橋墩破壞區(qū)域范圍大，其主要原因是試件加載后，裝配式橋墩接縫區(qū)的座漿料首先發(fā)生壓碎破壞，縱筋相對較快參與抵抗水平荷載，使墩身混凝土的破壞范圍稍?。?/p>

(3)裝配式橋墩與整體現(xiàn)澆式橋墩相比，破壞時的極限位移與位移延性系數(shù)要?。痪脱b配式橋墩而言，鋼套筒連接比金屬波紋管連接橋墩的延性要稍好，但總體性能較為接近．

(4)裝配式橋墩的殘余位移比整體現(xiàn)澆式橋墩的殘余位移要大；鋼套筒與金屬波紋管連接裝配式橋墩的殘余位移基本相當(dāng)．

(5)相同滯回位移水平下，裝配式橋墩的累積耗能比整體現(xiàn)澆式橋墩的累積耗能要多，但試驗結(jié)束時，整體現(xiàn)澆式橋墩的累積耗能比裝配式橋墩要多；鋼套筒連接比金屬波紋管連接裝配式橋墩的累積耗能始終要略多．

(6)從本次試驗結(jié)果來看，B組橋墩的墩頂極限位移試驗值要小于理論值．由于擬靜力試驗加載的滯回位移水平較多，且每個位移水平采用3次循環(huán)，較多的低周疲勞次數(shù)使得墩身損傷發(fā)展得比較充分，鋼筋和混凝土強度下降較快，使試件較早達(dá)到最終破壞狀態(tài)，故而試驗值偏?。?/p>

(7)從B、C、D三組橋墩極限位移的試驗值來看，裝配式橋墩比現(xiàn)澆式橋墩的極限位移要小．因此，在進(jìn)行裝配式橋墩的抗震設(shè)計時，可根據(jù)具體情況進(jìn)行折減．

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Experimental study of seismic performance of single segmental precast bridge piers

HUANGYi,QIUWen-liang*,HUANGCai-liang,TIANTian

( Institute of Bridge Engineering, Dalian University of Technology, Dalian 116024, China )

Compared with the traditional construction method of overall cast-in-place bridge piers, precast bridge piers technology is conducive to shortening the construction period, lessening the damage on the environment and guaranteeing the construction quality. The seismic performance of precast reinforced concrete bridge piers is one of the key points to the design of precast bridge piers. One set of specimens with cast-in-place type and two sets of specimens with precast type are designed and studied on destruction forms, horizontal bearing capacity, ductility and accumulated energy dissipation, etc.. by using quasi-static tests. The experimental results show that compared with overall cast-in-place piers, precast bridge piers have a similar horizontal bearing capacity, a little poor performance on displacement ductility and accumulated energy dissipation and a bigger residual displacement; the displacement ductility and accumulated energy dissipation of precast bridge piers using steel sleeve connection are better than precast bridge piers using metal bellow connection.

precast bridge piers; quasi-static test; seismic performance; displacement ductility

1000-8608(2016)05-0481-07

2016-02-10；

2016-07-28．

國家自然科學(xué)基金資助項目(51178080).

黃 宜(1989-)，男，碩士生，E-mail:huangyitongcheng@mail.dlut.edu.cn；邱文亮*(1972-)，男，教授，E-mail:qwl@dlut.edu.cn；黃才良(1962-)，男，教授，E-mail:hcl@dlut.edu.cn.

U443.22

A

10.7511/dllgxb201605007