鄭 罡，金鄭祿，劉少乾，郭增偉

(1. 重慶交通大學(xué) a. 省部共建山區(qū)橋梁及隧道工程國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室；b. 土木工程學(xué)院, 重慶 400074；2. 四川省公路規(guī)劃勘察設(shè)計(jì)研究院有限公司，四川 成都 610041)

隨著工程中橋墩預(yù)制拼裝技術(shù)的應(yīng)用趨勢日益顯著[1,2]，研究人員加強(qiáng)了對節(jié)段拼裝橋墩抗震性能的研究[3～5]，考察了截面形式、長細(xì)比及配筋率等基本參數(shù)[6～9]、預(yù)應(yīng)力(大小、布置、粘結(jié))特性[10～12]、拼裝/連接類型[3]和自復(fù)位構(gòu)造[2]等因素的影響；同時(shí)，鋼纖維增強(qiáng)混凝土[13](Steel Fiber Reinforced Concrete，SFRC)及超高性能混凝土[14](Ultra-High Performance Concrete，UHPC)等新材料對橋墩抗震性能的影響也受到關(guān)注，并開始與節(jié)段拼裝技術(shù)結(jié)合[15～17]。基于節(jié)段拼裝和混凝土新材料兩方面的技術(shù)發(fā)展，研究人員開始考慮用鋼纖維混凝土來改善節(jié)段拼裝橋墩的抗震性能：擬靜力試驗(yàn)結(jié)果表明，鋼纖維提高了節(jié)段拼裝橋墩的承載力，墩底裂縫為細(xì)密型，試驗(yàn)結(jié)束后橋墩保持了更好的完整性[15]；振動臺試驗(yàn)結(jié)果表明，鋼纖維提高了橋墩延性，明顯減小了損傷[16]。

上述試驗(yàn)中，鋼纖維節(jié)段拼裝橋墩與承臺連接采用兩種方式：一種是在承臺上設(shè)置插槽，將橋墩節(jié)段嵌入承臺并現(xiàn)澆接頭[15]；另一種是先形成橋墩與承臺整體現(xiàn)澆矮墩，再拼長橋墩[16]。盡管這兩種方式利于發(fā)揮鋼纖維的作用，但其施工繁復(fù)(因空心墩截面大、模板復(fù)雜)，削弱了節(jié)段拼裝的技術(shù)優(yōu)勢。因此，本文作者開展相關(guān)擬靜力試驗(yàn)研究，考察橋墩與承臺干接情況下鋼纖維對節(jié)段拼裝空心墩抗震性能的影響。

1 試驗(yàn)方案

1.1 試件設(shè)計(jì)

試驗(yàn)采用尺寸和鋼筋構(gòu)造相同的鋼纖維混凝土及普通混凝土試件各一組，編號分別為C00C，C01C。橋墩構(gòu)造如圖1所示，自下而上分J1，J2，J3，J4共4個(gè)相同空心段，其鋼筋與鋼纖維構(gòu)造參數(shù)如表1所示。蓋梁和承臺中心均設(shè)預(yù)應(yīng)力孔道，采用無粘結(jié)預(yù)應(yīng)力將兩者與橋墩各節(jié)段壓接為整體，接縫處僅有預(yù)應(yīng)力筋通過；試件兩側(cè)距中軸線500 mm處設(shè)精軋螺紋鋼筋，施加與恒載等效豎向力?；炷翗?biāo)號為C40，普通鋼筋均采用直徑8 mm的光圓鋼筋，材料力學(xué)性能試驗(yàn)結(jié)果見表2。

圖1 鋼纖維混凝土節(jié)段拼裝空心墩模型/mm

表1 試件鋼筋構(gòu)造參數(shù)及混凝土中鋼纖維含量

表2 普通混凝土、鋼纖維混凝土、普通鋼筋材料力學(xué)性能及初始預(yù)應(yīng)力值測試結(jié)果

預(yù)應(yīng)力拼裝橋墩由預(yù)應(yīng)力造成的軸壓比np通常在0.075～0.10[18]，既避免預(yù)應(yīng)力過大造成試件延性降低又為節(jié)段間提供足夠的擠壓力以保證橋墩整體性；預(yù)應(yīng)力與上部恒載產(chǎn)生的總軸壓比n不應(yīng)超過0.3[19,20]。本文將試件預(yù)應(yīng)力張拉力設(shè)計(jì)值設(shè)置為420 kN，產(chǎn)生軸壓比np=0.088，與恒載組合，產(chǎn)生的總軸壓比n=0.12。

1.2 測試方案

試驗(yàn)布置位移、應(yīng)變、預(yù)應(yīng)力等三類共45個(gè)測點(diǎn)，如圖2所示。圖2中位移測點(diǎn)共12個(gè)，其中激光位移測點(diǎn)6個(gè)，分別在加載方向拉、壓側(cè)柱面的墩底、J1與J2節(jié)段間、蓋梁的接縫處布置，以測量接縫開合位移度；拉線式位移測點(diǎn)6個(gè)，分別在承臺、J1至J4橋墩節(jié)段及蓋梁中心布置，用于測量側(cè)向絕對位移。應(yīng)變測點(diǎn)共30處，其中單向應(yīng)變測點(diǎn)24處，分布于J1節(jié)段縱筋12處、箍筋4處，J2節(jié)段縱筋6處、箍筋2處；應(yīng)變花測點(diǎn)6處，分布于J1節(jié)段加載方向拉、壓側(cè)柱面中軸線的頂部及底部，J2節(jié)段底部。預(yù)應(yīng)力測(控)點(diǎn)3個(gè)，均用壓力環(huán)監(jiān)測，壓力環(huán)分別設(shè)置于無粘結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼束和兩根精軋螺紋鋼筋頂端。

圖2 測點(diǎn)布置

1.3 加載制式

試驗(yàn)加載系統(tǒng)如圖3所示，其中恒載等效的精軋螺紋鋼筋合力由數(shù)控液壓千斤頂保持為140 kN。

圖3 作動器加載系統(tǒng)

水平荷載由作動器施加，在試件墩底出現(xiàn)張角前采用力控制，出現(xiàn)張角后采用位移控制，加載制式如圖4所示。力控制時(shí)，每級荷載增量10 kN，反復(fù)一次；當(dāng)側(cè)向位移比(側(cè)向位移與有效高度之比)達(dá)到1%時(shí)墩底出現(xiàn)張角，此后采用位移控制，加載速率設(shè)為1 mm/s。側(cè)向位移比從1%加載至10%，每級增幅1%，反復(fù)加載3次；當(dāng)側(cè)向位移比達(dá)到10%而水平承載力尚未低于極限值的85%時(shí)，以增量為2%的側(cè)向位移比繼續(xù)加載；當(dāng)水平承載力低于極限值的85%或約束混凝土壓潰時(shí)即認(rèn)為試件發(fā)生破壞，停止加載。

圖4 側(cè)向位移加載歷程

2 擬靜力循環(huán)加載試驗(yàn)結(jié)果分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形式

試驗(yàn)中，兩組試件均發(fā)生典型的彎曲破壞，剪力鍵基本保持完好，墩底接縫出現(xiàn)張角，且混凝土出現(xiàn)開裂及剝落的現(xiàn)象，其余節(jié)段間張角微小。為便于表述，下文用S1表示作動器側(cè)的混凝土柱面，S2，S3，S4分別表示面向S1時(shí)的右側(cè)面、對面和左側(cè)面；作動器推力計(jì)為正值，拉力為負(fù)值。

C00C試件：位移幅值20.25 mm時(shí)，墩、臺接頭出現(xiàn)張角，混凝土無裂縫；幅值40.50 mm時(shí)，墩底四角均出現(xiàn)斜裂縫；幅值60.75 mm時(shí)，J1段S4面墩底附近混凝土輕微剝落；幅值141.75 mm時(shí)，墩底混凝土保護(hù)層剝落高度為10～15 cm；幅值202.50 mm時(shí)，水平承載力略低于極限值的85%，停止加載，此時(shí)墩底接觸面的混凝土保護(hù)層壓碎，箍筋少許外露，剪力鍵混凝土輕微露筋，未發(fā)現(xiàn)核心混凝土明顯破壞，J1節(jié)段最終損傷結(jié)果見圖5。位移幅值121.50 mm時(shí)，負(fù)向加載達(dá)到承載力極限值(-77.5 kN)；幅值162.00 mm時(shí)，正向加載達(dá)到極限值(96.4 kN)；幅值202.50 mm時(shí)，第二次負(fù)向加載達(dá)到破壞荷載(-65.8 kN)。

圖5 C00C試件最終破壞形態(tài)

C01C試件：位移幅值20.25 mm時(shí)，墩、臺接頭出現(xiàn)張角，混凝土無裂縫；幅值40.50 mm時(shí)，墩底四角均出現(xiàn)斜裂縫；幅值101.25 mm時(shí)，裂縫長度約15～25 cm，墩底保護(hù)層混凝土出現(xiàn)剝落并露筋；幅值141.75 mm時(shí)，墩底保護(hù)層混凝土完全剝落，剝落高度為10～20 cm；幅值182.25 mm時(shí)，承載力略低于極限值的85%，核心混凝土出現(xiàn)剝落，致塑性鉸破壞，J1節(jié)段最終損傷結(jié)果見圖6。位移幅值50.85 mm時(shí)，負(fù)向加載達(dá)到極限值(-82.8 kN)；幅值101.25 mm時(shí)，正向加載達(dá)到極限值(86.8 kN)；幅值182.25 mm時(shí)，第二次正向加載達(dá)到破壞荷載(71.7 kN)。

圖6 C01C試件最終破壞形態(tài)

兩試件對比：相同點(diǎn)在于，破壞形式均為典型的彎曲破壞，墩底接縫處約束混凝土達(dá)到其極限壓應(yīng)變，箍筋均未外鼓或屈服，縱筋也未發(fā)生壓曲或拉斷現(xiàn)象；不同點(diǎn)在于，同荷載等級下C00C試件破壞程度明顯較輕，裂縫形態(tài)為細(xì)密型，表明鋼纖維具有良好的阻裂作用，能明顯緩解墩底混凝土的損傷。

2.2 滯回環(huán)及骨架曲線

兩試件滯回環(huán)和其包絡(luò)骨架曲線如圖7所示。由圖可見，加載等級較低時(shí)，滯回環(huán)重疊且高度集中，無殘余位移，兩試件均處于彈性階段。裂縫出現(xiàn)后，C00C試件的滯回曲線呈現(xiàn)典型的旗幟型，拉開現(xiàn)象較為明顯，強(qiáng)度上升(強(qiáng)化)段較長，退化緩慢，而且依靠預(yù)應(yīng)力的恢復(fù)作用，殘余位移較小，呈現(xiàn)較強(qiáng)的自復(fù)位特性；C01C的曲線則更為飽滿，強(qiáng)度上升(強(qiáng)化)段較短，退化較快，殘余位移較大，自復(fù)位特性偏弱；與C01C試件相比，C00C極限荷載更高，且達(dá)到極限荷載和破壞荷載的位移幅值更高，表明鋼纖維可同時(shí)提高承載力和變形能力(極限位移)。

圖7 試件荷載-位移滯回曲線

2.3 位移延性

由圖7中骨架曲線確定試件的屈服位移dy和極限位移du，并計(jì)算得位移延性系數(shù)μd，如表3所示。

表3 位移延性參數(shù)

表3中，C00C和C01C試件各自的屈服位移dy由如下方式(通用屈服彎矩法[21])確定：按照圖8所示非線性彈塑性骨架曲線形狀，原點(diǎn)切線與承載力峰值點(diǎn)C對應(yīng)的水平線交于點(diǎn)E，過點(diǎn)E作垂線與骨架曲線交于點(diǎn)A，OA延長線與峰值點(diǎn)的水平線交于點(diǎn)F，作點(diǎn)F垂線與骨架曲線交于點(diǎn)B，B點(diǎn)位移即為屈服位移dy。極限位移du，取骨架曲線承載力峰值點(diǎn)C下降15%時(shí)對應(yīng)的位移。由表3可知，當(dāng)墩、臺采用剪力鍵干接時(shí)，預(yù)應(yīng)力節(jié)段拼裝空心橋墩總體上具備良好的延性能力；試件C00C的屈服位移較小且極限位移較大，因此，其位移延性高出普通混凝土試件C01C近30%，表明鋼纖維可有效提升節(jié)段拼裝空心墩的位移延性能力。

圖8 屈服位移計(jì)算圖示

2.4 殘余位移及預(yù)應(yīng)力損失

由圖7中滯回環(huán)卸載曲線與水平軸(位移軸)的交點(diǎn)，可確定各位移幅值下兩試件的殘余位移，如圖9所示，圖中殘余位移為三次循環(huán)加卸載的平均值。

由圖9可見，兩試件的殘余位移均較小，位移幅值小于約5倍屈服位移(位移延性系數(shù)約4.0)時(shí)，兩試件的殘余位移率(殘余位移與墩高之比)均接近于0；當(dāng)位移幅值超過約5倍屈服位移后，試件C01C的殘余位移率迅速提高，但試件C00C的殘余位移率則低速近似線性增長。這一結(jié)果表明：由于預(yù)應(yīng)力作用的自復(fù)位效應(yīng)，當(dāng)接縫用剪力鍵干接時(shí)，預(yù)應(yīng)力節(jié)段拼裝空心橋墩總體上具備良好的自復(fù)位能力；同時(shí)，當(dāng)位移幅值較大(對應(yīng)于中震和大震)時(shí)，鋼纖維可有效抑制殘余位移，進(jìn)一步增強(qiáng)橋墩的自復(fù)位能力，更利于保障搶險(xiǎn)救災(zāi)和震后修復(fù)。

圖9 試件殘余位移

試驗(yàn)中，隨著橋墩側(cè)向位移的增加，預(yù)應(yīng)力筋應(yīng)力值迅速增大，峰值應(yīng)力達(dá)到初始應(yīng)力的1.7倍左右，與文獻(xiàn)[7]中預(yù)應(yīng)力峰值約為設(shè)計(jì)預(yù)應(yīng)力的2.0倍基本相符。隨著位移幅值的增大以及各工況往復(fù)次數(shù)的增加，預(yù)應(yīng)力損失也在逐漸增加。

從表4給出的預(yù)應(yīng)力損失率可以看出，C00C和C01C試件的最終預(yù)應(yīng)力損失率分別為12.32%和16.26%，普通混凝土試件C01C因其混凝土壓碎程度更高，導(dǎo)致其預(yù)應(yīng)力損失增大超過C00C試件的30%，表明鋼纖維有利于減小預(yù)應(yīng)力節(jié)段拼裝空心墩的預(yù)應(yīng)力損失。

表4 有效預(yù)應(yīng)力和預(yù)應(yīng)力損失

2.5 塑性鉸區(qū)平均曲率

按照Priestley等[22]提出的預(yù)應(yīng)力混凝土橋墩塑性鉸長度Lp=B/2(B為加載方向?qū)挾?，試?yàn)墩為450 mm)，兩試件塑性鉸長度均為225 mm。但由于節(jié)段拼裝橋墩無縱筋貫通，且空心墩的塑性鉸更為集中，因此，本試驗(yàn)重點(diǎn)考察距墩底H=130 mm高度范圍塑性鉸的平均曲率。平均曲率按圖10a計(jì)算獲得：首先由塑性鉸區(qū)墩底兩側(cè)的豎向位移差計(jì)算轉(zhuǎn)角θ，θ≈tanθ=(h1+h2)/L；然后，由轉(zhuǎn)角θ與高度H的比值計(jì)算得平均曲率φ，即φ=θ/H。由此得塑性鉸區(qū)平均曲率如圖10b所示。

圖10 塑性鉸區(qū)平均曲率

由圖10b可知：兩試件塑性鉸均具有良好的轉(zhuǎn)動能力，試件C00C和C01C的平均曲率極限值分別達(dá)到0.68 m-1和1.37 m-1；在塑性鉸的工作范圍內(nèi)，試件C00C的平均曲率約為試件C01C的50%，且其隨位移幅值的增長速率小于試件C01C，這表明鋼纖維有效約束了混凝土的塑性變形，抑制了塑性鉸的過大轉(zhuǎn)動，從而減緩了混凝土損傷。注意到，就平均曲率的影響因素而言，本試驗(yàn)采用橋墩與承臺干接剪力鍵連接的節(jié)段拼裝墩不同于整體式橋墩或相當(dāng)于整體澆筑(承插式或整體墩臺接長式)的節(jié)段拼裝橋墩：本試驗(yàn)中，最主要影響因素是橋墩與承臺接縫張角，墩底塑性區(qū)的其余彈塑性區(qū)域雖也有彎曲變形，但其影響遠(yuǎn)低于張角。

2.6 耗能能力

試件耗能(滯回環(huán)面積)如圖11所示。由圖可見，當(dāng)位移幅值小于75 mm時(shí)，兩試件耗能能力無明顯差異；此后，C00C試件的耗能能力明顯低于C01C試件，表明其損傷偏小。

圖11 滯回耗能能力

已有研究表明，鋼纖維混凝土可提高整體現(xiàn)澆橋墩[14]和承插式連接節(jié)段拼裝橋墩[15]的耗能能力。但與這兩種情況不同，由于本文試驗(yàn)用干接方式處理墩、臺連接，鋼纖維對接縫開合無直接影響，此時(shí)，耗能主要來源于附近接縫受壓區(qū)混凝土壓碎及受拉區(qū)縱筋屈服。在受壓區(qū)，鋼纖維對混凝土形成約束而使得混凝土的壓碎程度降低；在受拉區(qū)，鋼纖維則直接提高材料的屈服強(qiáng)度和極限強(qiáng)度。在相同位移幅值情況下，試件C00C的耗能能力低于試件C01C；同時(shí)，在耗能能力、塑性變形和殘余位移均減小(因此損傷較小)的情況下，試件C00C比C01C表現(xiàn)出更高的極限承載力、更大的極限位移和更強(qiáng)的自復(fù)位能力。

2.7 剛度退化

圖12示出試驗(yàn)中割線剛度Ks與初始剛度K0的比值Ks/K0。由圖可見，兩試件各自剛度比Ks/K0-位移幅值關(guān)系曲線分為三段：第一段為非線性彈性段，對應(yīng)位移比為0%～1%(幅值為0.00～20.25 mm)，此時(shí)剛度退化的主因是橋墩與承臺之間的干接縫張開，整體剛度保持非線性彈性，剛度隨位移快速下降，但可完全恢復(fù)；第二段為非線性退化段，對應(yīng)位移比為1%～4%(幅值為20.25～81.00 mm)，此區(qū)間內(nèi)，隨著受壓側(cè)混凝土保護(hù)層開裂剝落，整體剛度進(jìn)一步下降，但下降速度逐漸放緩；第三段為近似線性退化段，對應(yīng)位移比為4%～10%(幅值為81.00～202.50 mm)，此區(qū)間內(nèi)，核心混凝土強(qiáng)度降低或剝落，墩底塑性鉸充分發(fā)展，位移增量主要來自于塑性鉸轉(zhuǎn)動，損傷范圍和程度逐漸擴(kuò)大、加深，水平承載力平穩(wěn)緩慢下降，整體剛度近似為線性下降，直至加載結(jié)束。

圖12 等效剛度退化

從圖12還可看出，兩試件曲線變化規(guī)律相似，表明鋼纖維對剛度退化的總體規(guī)律影響不大；同時(shí)注意到，在兩者初始剛度幾乎相等的情況下，試件C00C的剛度比總是略高于試件C01C，表明鋼纖維對整體剛度有一定的增大作用，但此作用極為有限，抗震分析中可予忽略。

3 結(jié) 論

通過對試驗(yàn)結(jié)果的分析，本文對節(jié)段拼裝空心墩的抗震性能得出如下結(jié)論：

(1)破壞形式：與一般情況下的彎曲破壞不同，在水平力下降至極限值的85%時(shí)，兩試件均未出現(xiàn)縱筋拉斷、壓曲、箍筋外鼓或屈服，也未出現(xiàn)混凝土的明顯壓潰，其最終破壞主要因受壓側(cè)混凝土強(qiáng)度隨塑性變形的持續(xù)發(fā)展而緩慢下降所致?？傮w上表現(xiàn)為典型的彎曲破壞，鋼纖維有利于進(jìn)一步減小其破壞程度。

(2)位移延性、殘余位移與預(yù)應(yīng)力損失：橋墩與承臺干接時(shí)，預(yù)應(yīng)力節(jié)段拼裝空心墩總體上仍具備良好的延性能力和自復(fù)位能力；當(dāng)位移幅值較大時(shí)，鋼纖維可有效抑制殘余位移，進(jìn)一步增強(qiáng)橋墩的自復(fù)位能力，并減小塑性變形帶來的預(yù)應(yīng)力損失。

(3)耗能能力與剛度退化：鋼纖維明顯減小了預(yù)制拼裝橋墩試件的耗能能力和塑性變形，同時(shí)，明顯提高了試件的極限承載力和極限位移，但對試件的剛度退化特性影響不大。

綜上可知，橋墩與承臺拼接方式為剪力鍵干接時(shí)，預(yù)應(yīng)力節(jié)段拼裝空心橋墩仍具備良好的抗震性能；纖維增強(qiáng)混凝土可進(jìn)一步減小破壞、殘余位移和預(yù)應(yīng)力損失，提高極限承載力、極限位移和位移延性，使橋墩抗震性能得到整體提升，但耗能能力有所降低。