林上順 林永捷 夏樟華 楊 切 葉世集

(1.福建省土木工程新技術與信息化重點實驗室(福建工程學院)，福州 350118；2.福州大學土木工程學院，福州 350108)

國外從20世紀60年代就開始采用拼裝橋墩，近年來我國一些跨海大橋、城市橋梁的橋墩也陸續(xù)采用裝配式[1-2]，其接頭類型主要有灌漿套筒(或灌漿波紋管)連接、預應力干接縫連接或采用濕接頭連接等?？傮w而言，目前常用的拼裝橋墩的耗能能力、延性等均比整體現澆橋墩差，且殘余變形較大[3-7]。從施工角度，灌漿套筒(或灌漿波紋管)連接的現場壓漿工作量大，且灌漿的密實度難以保證。為提高拼裝橋墩的抗震性能，歐智菁等[8]提出在接頭處采用鋼管混凝土凸榫(簡稱CFST凸榫)和灌漿套筒的混合連接構造，并進行了采用混合連接、灌漿套筒連接的拼裝橋墩和整體現澆橋墩的擬靜力對比試驗，結果表明：采用混合連接的拼裝橋墩的延性、耗能能力接近于整體現澆橋墩，而且殘余變形最小，因此其抗震性能優(yōu)于其他兩類橋墩。從施工角度，采用混合連接的拼裝橋墩，其CFST凸榫插入上節(jié)段的預制橋墩，可避免預制橋墩節(jié)段突然發(fā)生側傾的風險，施工方便且安全度較高。

橋墩作為橋梁工程的關鍵受力構件，其在豎向偏心荷載作用下的受力性能如何，是橋梁設計者重點關注的內容。目前國內外學者已開展一些裝配式墩柱的受壓性能試驗，如劉陽、Bo Wu、武立偉等[9-12]通過軸壓、偏壓極限承載力試驗，研究裝配式墩柱的破壞模式、受力機理、側向變形和極限承載力等，但其拼接構造與文獻[8]存在根本性的差異。為此，在文獻[8]的相關試驗研究的基礎上，制作了8根橋墩試件，通過開展不同類型橋墩的偏壓性能對比試驗，對采用混合連接的裝配式橋墩的損傷機理、破壞模式，以及偏壓極限承載力等開展系統深入的研究。

1 試驗概況

1.1 試驗材料及試件尺寸設計

制作8個橋墩試件(詳見圖1)，包括2個整體現澆橋墩試件(ZT-2和ZT-3)、2個灌漿套筒連接的拼裝橋墩試件(GJ-2和GJ-3)、2個采用CFST凸榫的拼裝橋墩試件(GG-2和GG-3)以及2個采用混合連接的拼裝橋墩試件(HT-2和HT-3)。其中ZT-2、GJ-2、GG-2、HT-2的偏心距為25 mm，ZT-3、GJ-3、GG-3、HT-3的偏心距為105 mm。墩身的高度為1 400 mm，其截面直徑為250 mm，長細比為5.6；承臺高度為500 mm，長、寬尺寸均為600 mm。

a—整體現澆試件示意；b—灌漿套筒連接試件示意；c—CFST凸榫連接試件示意；d—混合連接試件示意。

墩身、承臺的混凝土立方體抗壓強度為35.7 MPa，其棱柱體彈性模量為31 300 MPa。墩身的縱筋采用8根HRB400熱軋帶肋鋼筋，直徑為12 mm，箍筋采用HPB300光圓鋼筋，直徑為6 mm，間距為100 mm，墩底箍筋加密區(qū)高度為300 mm，間距為50 mm；承臺的鋼筋采用HRB400，直徑為10 mm。直徑為6 mm、10 mm、12 mm的鋼筋屈服強度分別為316，420，405 MPa，極限強度分別為407，548，556 MPa，延伸率分別為22%、25%、26%。灌漿套筒及鋼管均采用Q345鋼，測得的屈服強度、極限抗拉強度分別為355.3 MPa、435.7 MPa。灌漿料采用的是成品灌漿料，立方體抗壓強度為100.1 MPa。

1.2 試件加載

試驗在500 t壓力機上進行，試件上部通過刀鉸連接，試件下部固結，試件混凝土應變由試件中部的8片縱橫應變片測得，鋼筋應變由4片縱向應變片測得。在試件的受拉側與受壓側，沿垂直墩柱高度方向1/4、1/2、3/4處各布置一個位移計，用于測量橋墩破壞位置的側向位移，墩柱底部布置兩個位移計用于測量縱向位移。

常用的加載方式有力控制和位移控制，但以力控制不能很好地模擬荷載-位移曲線的下降段，如果先用力控制再改用位移控制又容易導致曲線的過度不夠平緩，所以加載全程采用位移控制，速度為0.05 mm/min，當試件荷載下降到極限荷載的85%時，停止加載，試驗裝置見圖2。

a—試驗裝置；b—混凝土應變片編號；c—鋼筋應變片編號。

2 試驗現象與試驗結果

2.1 破壞過程及破壞形態(tài)

2.1.1小偏心受壓試件

偏心距為25 mm的試件有ZT-2、GJ-2、GG-2、HT-2。以HT-2為例，對其破壞過程進行介紹。當荷載從0加載到900 kN(約為極限荷載的64.5%)的過程中，試件屬于彈性階段，應力和應變按比例增長，試件表面沒有明顯的裂縫。隨著荷載增大，試件慢慢進入塑性階段，混凝土應變的增長速度開始變緩，當荷載為1 150.7 kN(約為極限荷載的82.4%)時，混凝土中上部受拉側表面開始出現第一條水平裂紋，長度為6 cm，寬度為0.02 mm，同時水平裂縫的開展與延伸并不顯著，未形成明顯的主裂縫。當荷載達到1 290 kN(約為極限荷載的92.4%)時，試件中上部受壓側出現多條長短不一的豎向裂縫，但中上部區(qū)域以外部分沒有出現明顯的裂紋。從荷載到達極限荷載(1 396.2 kN)再下降至極限荷載的85%的過程中，試件表面的混凝土開始剝落，剝落速度逐漸加快，受壓側試件上部區(qū)域裂縫寬度迅速增大。荷載下降到極限荷載的85%時，停止加載。

圖3為試件HT-2的荷載-鋼筋應變曲線，其中HT-2-X的X代表鋼筋編號, 1號鋼筋的位置為試件受壓側，詳見圖2?？梢钥闯?，在彈性階段，受壓側鋼筋應變增長速度比受拉側鋼筋應變增長速度快，其余鋼筋應變增長速度居中，且鋼筋全部受壓。在塑性階段階段，受壓側鋼筋在經過屈服點后，應變急劇增大，而受拉側鋼筋在達到極限荷載的80%左右之前，基本處于受壓狀態(tài)，但是在達到極限荷載的80%左右以后，受拉側鋼筋有向受拉狀態(tài)轉變的趨勢，但是不管在哪種狀態(tài)下，受拉側鋼筋的應變值基本上沒有超過1.5×10-3，未超出屈服應變，說明受拉側鋼筋未屈服，試件為小偏壓受壓破壞[13]。

圖3 試件HT-2荷載-鋼筋應變曲線

以下對在小偏心荷載作用下的裝配式橋墩的破壞過程進行簡要介紹：試件GJ-2(GG-2)受壓區(qū)混凝土先出現明顯開裂，受壓區(qū)鋼筋屈服，隨著荷載繼續(xù)增加，受壓區(qū)灌漿套筒(鋼管)屈服，最后受壓區(qū)混凝土到達其抗壓強度，構件破壞；試件HT-2受壓區(qū)混凝土先出現明顯開裂，受壓區(qū)鋼筋屈服，隨著荷載繼續(xù)增加，受壓區(qū)鋼管屈服，接著受壓區(qū)灌漿套筒屈服，最后受壓區(qū)混凝土到達其抗壓強度，構件破壞，可見其破壞模式和損傷過程與整體式橋墩較為相似。

小偏壓試件的裂縫詳見圖4。試件ZT、GG及GJ中上部受壓側出現多條長短不一的豎向裂縫，但其他部分沒有出現明顯的裂紋；試件HT裂縫的形成和發(fā)展并不明顯，只在中下部一小塊區(qū)域；雖然試件HT與試件ZT的裂縫數量不同，但產生裂縫的位置較為接近。

a—ZT-2；b—GJ-2；c—GG-2；d—HT-2。

2.1.2大偏心受壓試件

偏心距為105 mm的試件有ZT-3、GJ-3、GG-3、HT-3，以HT-3為例，對其破壞過程進行介紹。當荷載從0加載到350 kN(約為極限荷載的63.8%)的過程中，試件屬于彈性階段，試件表面沒有明顯的裂縫。荷載從350 kN到500 kN的過程中，試件慢慢進入塑性階段，試件受拉側的混凝土首先出現第一條水平裂縫，長度為20 cm，寬度為0.02 mm，遠離軸向力一側鋼筋的應力及應變增速加快，受拉側鋼筋率先進入屈服階段，同時受拉側的裂縫不斷增多并向受壓區(qū)延伸，受壓側高度逐漸減小，水平裂縫逐漸形成并發(fā)展為明顯的主裂縫。當荷載達到540 kN(約為極限荷載的98.4%)時，試件中上部受壓側出現多條長短不一的豎向裂縫，試件混凝土屈服。從荷載到達極限荷載(548.8 kN)再下降至極限荷載的85%的過程中，試件表面的混凝土開始剝落，但剝落速度較慢。荷載下降到極限荷載的85%時，停止加載。

圖5為試件HT-3的荷載-鋼筋應變曲線，其中HT-3-X的X代表鋼筋編號,1號鋼筋的位置為試件受壓側，詳見圖2，可以看出：在彈性階段，受拉側鋼筋應變增長速度比受壓側鋼筋應變增長速度快，其余鋼筋應變增長速度較慢；在塑性階段階段，受拉側鋼筋率先超過了2.5×10-3的屈服點后進入屈服階段，隨后受壓側鋼筋也進入屈服階段，兩側鋼筋在進入屈服階段之后，應變急劇增大，最終受拉側鋼筋屈服破壞，說明試件為大偏心受壓破壞[13]。

圖5 試件HT-3荷載-鋼筋應變曲線

以下對在大偏心荷載作用下的裝配式橋墩的破壞過程進行簡要介紹：試件GJ-3(GG-3)受拉側的混凝土首先出現裂縫，裂縫不斷增多并向受壓區(qū)延伸，受拉區(qū)和受壓區(qū)鋼筋屈服，隨著荷載繼續(xù)增加，受壓區(qū)灌漿套筒(鋼管)屈服，最后由于受拉鋼筋屈服破壞，構件破壞；試件HT-3受拉側的混凝土首先出現裂縫，裂縫不斷增多并向受壓區(qū)延伸，受拉區(qū)和受壓區(qū)鋼筋屈服，隨著荷載繼續(xù)增加，受壓區(qū)灌漿套筒屈服，接著受壓區(qū)鋼管屈服，最后由于受拉鋼筋屈服破壞，構件破壞，可見其破壞模式和損傷過程與整體式橋墩均較為相似。

大偏壓試件的裂縫詳見圖6，可以看出：試件GJ和ZT中上部受壓側出現多條長短不一的豎向裂縫，試件HT和GG裂縫的形成和發(fā)展并不明顯，只在中上部一小塊區(qū)域出現裂縫；雖然試件HT與ZT的裂縫數量不同，但二者的裂縫的位置較為接近。

a—ZT-3；b—GJ-3；c—GG-3；d—HT-3。

2.2 極限承載力對比

各試件極限承載力對比表如表1所示，當試件的偏心距為25 mm時，所有試件的破壞模式均為橋墩中上部偏壓側混凝土壓碎破壞?；旌线B接試件極限承載力為整體現澆試件承載力102%，CFST凸榫連接試件極限承載力為試件整體現澆試件承載力的80%，灌漿套筒連接試件極限承載力為試件整體現澆試件承載力的94%?？梢娫谶@種情況下，灌漿套筒對極限承載力貢獻較大，鋼管對極限承載力貢獻較小，接縫的存在對承載力影響極大，灌漿套筒連接試件和CFST凸榫連接試件在接縫局部位置剛度不如整體現澆試件，但混合式連接部位接縫在接縫局部位置剛度比試件整體現澆試件大，整體性更好。

表1 各試件極限承載力對比

當試件的偏心距為105 mm時，所有試件的破壞模式為受拉側鋼筋屈服破壞。混合連接試件極限承載力為試件整體現澆試件承載力的106%，灌漿套筒連接試件極限承載力為試件整體現澆試件承載力的108%，二者非常接近，但采用CFST凸榫連接的試件極限承載力僅為試件整體現澆試件承載力的73%。可見：采用混合連接的拼裝橋墩試件在接縫局部位置剛度較試件整體現澆試件大；CFST凸榫對試件受壓承載力的貢獻不如灌漿套筒。

采用CFST凸榫連接的試件，在拼接縫處的預制橋墩節(jié)段的鋼筋沒有與承臺的鋼筋連成整體，其拼接縫處的截面抗彎能力和抗壓能力均有所降低，因此CFST凸榫連接試件(偏心距分別為25，105 mm)的極限承載力均低于整體現澆試件。

2.3 荷載-軸向位移曲線

圖7為各試件在大、小偏壓下荷載-軸向位移曲線對比圖，可以看出：無論在大、小偏心荷載作用下，當試件達到破壞狀態(tài)時，三類拼裝橋墩的軸向位移量均大于整體現澆橋墩；采用CFST凸榫連接的試件其軸向的位移量最大，此后依次為采用灌漿套筒連接、混合連接、整體現澆的試件；在小偏心荷載作用下，三類拼裝橋墩的軸向位移量較為接近；在大偏心荷載作用下，采用灌漿套筒連接、混合連接的試件的軸向位移量較為接近，均小于采用CFST凸榫連接的試件。

a—小偏壓；b—大偏壓。

2.4 荷載-側向位移曲線

圖8為各試件在大、小偏壓下荷載-側向位移(試件中點位置)曲線對比，從圖8a可以看出：在小偏心荷載作用下，當試件達到破壞狀態(tài)時，采用CFST凸榫連接試件的側向的位移量大于其他三類橋墩；采用灌漿套筒連接、整體現澆試件的側向位移量較為接近，采用混合連接的試件的側向位移量最小。從圖8b可以看出：在大偏心荷載作用下，當試件達到破壞狀態(tài)時，采用CFST凸榫連接試件的側向的位移量遠大于其他三類橋墩；采用灌漿套筒連接、采用混合連接的試件的側向位移量較為接近，整體現澆試件的側向位移量最小。采用CFST凸榫連接試件的抗彎剛度均小于整體現澆試件；采用混合連接的試件的抗彎剛度與整體現澆試件較為接近，大于采用灌漿套筒連接的試件。

a—小偏壓；b—大偏壓。

3 拼裝橋墩受壓承載力計算方法

灌漿套筒連接橋墩已經在我國上海市得到廣泛的應用，DGTJ 0802160—2015《裝配式橋墩技術規(guī)程》[14]對采用灌漿套筒連接方式的拼裝橋墩設計計算進行了規(guī)定，該規(guī)范規(guī)定當拼裝橋墩的接頭滿足規(guī)定的灌漿套筒構造要求時，可按現有的JTG D62—2004《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范》[15]進行設計計算。

JTG 3362—2018《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范》[16]規(guī)定，對于偏心受壓圓截面試件，當混凝土強度等級在C30～C50、縱向鋼筋配筋率在0.5%～4%之間時，沿周邊均勻配置縱向鋼筋的圓形截面鋼筋混凝土偏心受壓試件，其計算公式為：

Pu=nuAfcd

(1)

式中：A為圓形截面面積；fcd為混凝土的軸心抗壓強度設計值；nu為試件相對抗壓承載力，按JTG 3362—2018規(guī)范的表F.0.1進行確定。根據JTG 3362—2018的計算式可以得出：偏心距為25 mm的試件的抗壓承載力為1 271.8 kN；偏心距為105 mm的試件的抗壓承載力為535.0 kN。

各試件極限承載力與規(guī)范計算承載力對比如表2所示，由表可知，采用JTG 3362—2018計算灌漿套筒連接試件和混合連接試件的極限承載力偏于安全，而采用JTG 3362—2018計算CFST凸榫連接試件的極限承載力偏于不安全。

表2 各試件極限承載力與規(guī)范計算承載力對比

4 結 論

1)采用混合連接試件、CFST凸榫連接試件、灌漿套筒連接試件的破壞模式和損傷過程與整體式橋墩在總體上是相近的，均為在小偏壓狀態(tài)下表現為受壓側混凝土壓碎破壞，在大偏壓狀態(tài)下表現為受拉側鋼筋屈服破壞。

2)在大偏壓荷載作用下，混合連接試件、灌漿套筒連接試件、CFST凸榫連接試件其極限承載力分別為整體現澆試件的1.06、0.94、0.8，小偏壓荷載作用下，分別為1.02、1.08、0.73；采用JTG 3362—2018對混合連接的拼裝橋墩的受壓承載力計算偏于安全。

3)當試件達到極限破壞狀態(tài)時，采用混合連接的拼裝橋墩的側向變形量(試件中點位置)均小于相同偏心距的其他類型的拼裝橋墩，接近于整體現澆橋墩；采用CFST凸榫連接的試件的側向變形量(試件中點位置)均大于相同偏心距的其他類型的拼裝橋墩和整體現澆橋墩。

4)初步研究表明：采用混合連接的裝配式橋墩在豎向偏心荷載作用下的偏壓性能較好，適合于在實際工程中采用。然而由于試件的數量有限，今后還需要進一步開展采用不同長細比、偏心率，以及不同CFST凸榫尺寸等設計參數的裝配式橋墩偏壓性能試驗，進一步探討該類型橋墩的合理構造和設計原則，為其在實際工程的應用打下基礎。