鋼纖維自密實混凝土節(jié)段拼裝橋墩擬靜力試驗研究

高文軍，蘭海燕，劉少乾，唐光武

(1.橋梁工程結(jié)構(gòu)動力學(xué)國家重點實驗室，重慶 400067； 2.招商局重慶交通科研設(shè)計院有限公司，重慶 400067； 3. 四川省公路規(guī)劃勘察設(shè)計研究院有限公司，成都 610041)

節(jié)段拼裝橋墩是在保證質(zhì)量的前提下有效縮短了施工周期，對交通的影響小，不會造成施工周邊環(huán)境的破壞，國外多用于非抗震設(shè)防區(qū)域或低抗震設(shè)防區(qū)域[1-2]，我國東海大橋[3]和港珠澳大橋[4]均采用了節(jié)段拼裝橋墩。目前對節(jié)段拼裝橋墩的抗震性能研究成果主要在接縫的連接構(gòu)造方面，國內(nèi)外學(xué)者對不同的接縫形式、在接縫處設(shè)置不同的耗能裝置進(jìn)行抗震研究[5-6]，此外對預(yù)應(yīng)力布置[8-9]和預(yù)應(yīng)力度[10]等也做了大量研究。

鋼纖維混凝土具有良好的增強、增韌效應(yīng)[11]，增加鋼纖維后可有效改善橋墩裂縫破壞形態(tài)和滯回特性[12]，能有效提高橋梁結(jié)構(gòu)的抗震能力[13-14]。本文在節(jié)段拼裝橋墩接縫處未布置耗能鋼筋等耗能構(gòu)造，僅采用鋼纖維自密實混凝土進(jìn)行抗震試驗研究。通過擬靜力試驗獲得了試驗?zāi)Ｐ偷钠茐倪^程及特征，同時與普通自密實混凝土模型的試驗結(jié)果對比，獲得了2組模型的力-位移滯回曲線、骨架曲線和耗能能力，分析了鋼纖維自密實對預(yù)制拼裝橋墩抗震性能的影響。

1 結(jié)構(gòu)擬靜力試驗

1.1 節(jié)段拼裝橋墩模型設(shè)計

試驗橋墩由蓋梁、4個預(yù)制節(jié)段橋墩(J1～J4)和承臺組成[15-16]，模型設(shè)計如圖1所示，同時為考察增加鋼纖維后的耗能能力和破壞狀態(tài)，節(jié)段接縫處不設(shè)置耗能鋼筋等耗能構(gòu)造，僅設(shè)置了混凝土剪力鍵，防止發(fā)生水平錯動。試驗共設(shè)計了2組模型，分別是預(yù)制節(jié)段部分采用普通自密實混凝土的模型(簡稱普通模型)和0.5%摻量鋼纖維自密實混凝土的模型(簡稱鋼纖維模型)，2種模型的混凝土力學(xué)性能試驗結(jié)果如表1所示。鋼纖維為比利時貝卡特(BEKERT)佳密克斯ZP305型鋼纖維，每根鋼纖維長30 mm，截面為圓形，直徑為0.5 mm。墩柱預(yù)應(yīng)力布置在橋墩中心，為無粘結(jié)預(yù)應(yīng)力，預(yù)應(yīng)力鋼絞線總面積為840 mm2，有效預(yù)應(yīng)力為420 kN。

表1 混凝土力學(xué)性能試驗結(jié)果 MPa

圖1 模型設(shè)計示意

1.2 加載制度

水平加載采用作動器位移控制加載，如圖2所示。水平位移的加載等級分別為墩高(2 025 mm)的0.075%、0.125%、0.25%、0.375%、0.5%、1%、1.5%、2%、3%、4%、 5%、6%、7%、8%、9%、10%，每個加載等級加載3個周期。位移加載速度為0.5 mm/s，當(dāng)加載水平位移比例達(dá)到5%時，加載速度增至1 mm/s。其中以作動器伸長方向為正，作動器回縮方向為負(fù)。

1.3 試驗破壞過程和破壞特征

在試驗過程中，達(dá)到每個循環(huán)位移峰值點時，記錄節(jié)段表面裂縫的發(fā)展情況。普通模型試驗中，當(dāng)水平位移加載比例小于1%時，節(jié)段各接縫未發(fā)現(xiàn)明顯張開，混凝土沒有發(fā)現(xiàn)裂縫，總體處于彈性狀態(tài)。水平位移加載比例達(dá)到2%時，底部節(jié)段J1明顯張開，底部開始出現(xiàn)豎向裂縫；水平位移加載比例達(dá)到3%時，J1節(jié)段底部保護(hù)層混凝土開始輕微剝落；隨著加載位移的增大，普通模型底部節(jié)段裂縫迅速發(fā)展，J1節(jié)段底部保護(hù)層混凝土大面積剝落露筋。最終達(dá)到最大加載位移(10%)時，普通模型節(jié)段底部20 cm范圍界面內(nèi)外部保護(hù)層混凝土全部剝落，核心混凝土嚴(yán)重破壞，箍筋發(fā)生屈曲，如圖3(a)所示。

(a) 試驗加載照片

(b) 側(cè)面加載

鋼纖維模型試驗中，在水平位移加載比例達(dá)到2%時，試驗現(xiàn)象與普通模型基本一致，在后續(xù)加載過程中，由于鋼纖維的約束作用，裂縫發(fā)展緩慢。試驗結(jié)束時，鋼纖維模型在正方向側(cè)底部10 cm和負(fù)方向側(cè)底部5 cm范圍內(nèi)保護(hù)層混凝土輕微剝落，截面內(nèi)側(cè)保護(hù)層沒有發(fā)生破壞，核心混凝土、剪力鍵和箍筋未發(fā)生破壞，如圖3(b)所示。

2 試驗結(jié)果分析

2.1 滯回曲線

2組模型的力-位移滯回曲線如圖4所示。對于普通模型，滯回曲線具有較好的對稱性，水平位移比例在0%～2%期間承載力不斷增大，在2%～7%之間基本保持不變，超過7%后承載力迅速下降，達(dá)到最大位移時，正向承載力下降為最大正向承載力的75%，負(fù)向承載力下降為最大負(fù)向承載力的85%。

(a) 普通模型

(b) 鋼纖維模型

對于鋼纖維模型，在水平位移比例在1%以內(nèi)時，滯回曲線基本對稱。超過1%后的滯回曲線正負(fù)向則有明顯的不對稱現(xiàn)象，正向最大承載力為96.4 kN，負(fù)向最大承載力只有77.6 kN。在正向上，隨著水平位移的增加，承載力不斷上升，達(dá)到最大位移時，正方向承載力為最大正向承載力的99%；在負(fù)向上，水平加載位移比例超過7%時，承載力開始下降，達(dá)到最大位移時，負(fù)向承載力為最大正向承載力的87%。滯回曲線不對稱原因主要與正負(fù)向兩側(cè)混凝土的損傷范圍不同有關(guān)，正向側(cè)混凝土損傷范圍小，能提供更多的承載力。與普通模型相比，鋼纖維模型滯回曲線表現(xiàn)出更強的捏縮性。

2.2 骨架曲線

2組模型骨架曲線和曲線特征點如圖5和表2所示。其中屈服位移和屈服力是根據(jù)骨架曲線采用作圖法[6]計算得到，纖維模型正向最終狀態(tài)未達(dá)到極限狀態(tài)條件(承載力下降為最大力的85%)。

圖5 骨架曲線

由圖5和表2的結(jié)果可見，普通模型和鋼纖維模型在正負(fù)向上的屈服位移和屈服力基本一致，正向屈服位移為10.9 mm和11.1 mm，屈服力為63.5 kN和64.5 kN，負(fù)向屈服位移為-8.5 mm和-8.3 mm，屈服力為-61.6 kN和-58.9 kN。在屈服后，普通模型正負(fù)向都達(dá)到了極限狀態(tài)條件，即承載力下降到最大承載力的0.85倍；而鋼纖維模型在達(dá)到最大試驗水平位移時，正方向極限承載力未見明顯下降，負(fù)向承載力是負(fù)向最大水平力的0.87倍，因此，可認(rèn)為鋼纖維模型極限位移能力大于202.5 mm。

表2 骨架曲線特征值

2.3 耗能

2組模型的累積滯回耗能如圖6所示。相對于整體現(xiàn)澆橋墩和帶耗能鋼筋的預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩[7]，本文中的2組模型滯回特性相似，耗能能力弱，耗能能力基本是隨著加載位移量線性增長，在位移量超過80 mm后，普通模型混凝土因損傷加速，耗能能力比鋼纖維模型大30%。致使耗能能力一致的主因是試驗?zāi)Ｐ蜔o耗能鋼筋，主要通過混凝土進(jìn)入非線性后進(jìn)行耗能。而試驗中普通模型混凝土的開裂、破壞的耗能較多，而鋼纖維模型混凝土損傷小，混凝土受損程度的差異造成了2組模型耗能能力差別。

圖6 每個加載周期的滯回耗能

3 結(jié)論

通過普通自密實混凝土和鋼纖維自密實混凝土節(jié)段拼裝橋墩的擬靜力試驗，以及試驗中節(jié)段接縫破壞特點、力-位移滯回曲線和耗能能力的分析，得到以下結(jié)論：

1) 在達(dá)到同等水平位移時，普通自密實混凝土模型J1節(jié)段底部20 cm范圍內(nèi)保護(hù)層混凝土全部剝落，核心混凝土嚴(yán)重破壞，箍筋發(fā)生屈曲，而鋼纖維自密實混凝土模型僅為保護(hù)層局部混凝土破壞，核心混凝土和混凝土剪力鍵無明顯損傷，有良好的抗震性能。

2) 鋼纖維可對混凝土進(jìn)行有效約束，可延緩節(jié)段接縫處裂縫的發(fā)展和保護(hù)層混凝土剝落，減少核心混凝土的損傷，但是在擬靜力試驗中，采用鋼纖維自密實混凝土的預(yù)制拼裝橋墩節(jié)段耗能能力并沒有提高。

3) 擬靜力試驗不能體現(xiàn)出鋼纖維自密實混凝土在節(jié)段拼裝橋墩接縫處的沖擊耗能能力，對于該方面需要進(jìn)一步試驗研究。