組合型外包鋼板連接預制拼裝橋墩擬靜力試驗

來猛剛，楊 敏，劉 浩，李 剛，姚曉飛

(中交第一公路勘察設計研究院有限公司，陜西 西安 710075)

0 引言

隨著我國大中小城市的快速發展，交通擁堵問題加劇，城市交通由平面交通向立體交通轉變，導致越來越多的橋梁在城市中建造。橋梁的現澆施工作業對城市交通造成了相當大的干擾和壓力。現澆施工需要搭設大面積支架和模板，現場需要大量勞動力，交通干擾嚴重，施工效率低其施工周期長，粉塵及噪聲污染大，橋梁現澆施工已不能滿足社會發展和行業進步的需要，嚴重影響橋梁行業的綠色健康發展步伐[1-4]。

橋梁走向裝配化可以避免現澆施工所帶來的問題。目前，上部裝配式橋梁結構技術已比較成熟，如裝配式(連續)箱梁、裝配式(預應力)空心板、鋼箱梁等，基本可以滿足常規中小橋梁的建設要求[5-7]。下部橋梁裝配式結構技術在國外應用已比較成熟，如灌漿套筒連接、口袋連接、金屬波紋管連接、承插式連接、預應力連接、濕接連接等[8-14]。但在國內仍處于起步階段，主要形式以灌漿套筒連接、灌漿金屬波紋管連接為主[15-18]，且主要應用于低地震烈度區，對于適合我國中高烈度區的預制拼裝下部結構建造，必須尋找新的連接形式。

基于此，本研究提出一種組合型外包鋼板連接的預制拼裝橋墩結構形式，由外包鋼板和精軋螺紋鋼筋組成，并成功應用于深圳梅觀高速下部結構中。為研究組合型外包鋼板連接橋墩的抗震性能，前期已經進行了相應的數值模擬，本研究根據數值模擬情況，按照縮尺比1∶3.75，開展了3個試件的擬靜力試驗。

1 擬靜力試驗方案設計

1.1 試件設計

本試驗設計制作了3個擬靜力試驗橋墩試件，分別為同尺寸對比現澆試件(QD-1)、組合型外包鋼板連接非承插式試件(QD-2)以及承插式試件(QD-3)。立柱的尺寸為400 mm×400 mm×2 400 mm，底座的尺寸為1 000 mm×1 400 mm×500 mm，頂部加載點到立柱底部的距離為2 200 mm，剪跨比為5.5。試件構造圖如圖1所示。

圖1 試件構造圖(單位：mm)Fig.1 Structure of specimen(unit: mm)

3個試件均采用Q345鋼材，板件焊接成型。承插式和非承插式試件外包鋼板采用6 mm厚，高度分別為515，390 mm ，承插式外包鋼板埋在承臺內高度為115 mm，在墩柱安裝就位后，澆注自密實混凝土。為了增加外包鋼板與混凝土之間的連接，在外包鋼板內部設置PBL開孔板，開孔板厚度為6 mm，開孔大小為20 mm。在外包鋼板外部設置了U型加勁鋼板，厚度為4 mm。體外豎向鋼筋采用Φ18PSB830精軋螺紋鋼筋，墩柱安裝就位后，施加32 kN預緊力，螺母為YGM螺母。

所有試件墩身和承臺混凝土均為C40，縱筋采用Φ10HRB335鋼筋，箍筋采用φ8HRB335鋼筋。截面配筋布置如圖2所示。

圖2 截面配筋布置(單位：mm)Fig.2 Reinforcing arrangement on section(unit: mm)

1.2 測點布置

試驗主要測試內容有：(1)普通鋼筋及精軋螺紋鋼筋應力；(2)墩底最外側混凝土/鋼板應力；(3)水平荷載和豎向壓力；(4)墩頂和墩身關鍵位置位移；(5)墩身塑性鉸區段曲率分布；(6)接縫剪切錯動、開裂位移以及接縫張開深度。

1.3 加載裝置

1.3.1豎向加載裝置

豎向加載通過固定在加載橫梁上的千斤頂施加，加載能力為2 000 kN，滿足本次試驗加載的需求。為了保證墩柱均勻受壓，在豎向千斤頂和橫梁之間設置了低摩阻滑槽，允許豎向千斤頂可以水平滑動而不會偏轉，并放置了萬向鉸。根據力傳感器荷載反饋數據，適時調整千斤頂豎向力，保證豎向力維持在預設值。

1.3.2水平加載裝置

水平往復荷載由噸位1 000 kN，位移行程為±150 mm的水平作動器施加，作動器荷載直接由數據采集系統獲取。

1.3.3基礎錨固裝置

為保證基礎與地面連接的可靠性，采用限位扁擔梁與高強錨桿將承臺與地槽固結。同時采用工型鋼梁與反力墻相連，約束試件水平方向的滑動。試件錨固及加載裝置如圖3所示。

圖3 加載裝置示意圖Fig.3 Schematic diagram of loading device

1.4 加載制度

1.4.1豎向荷載

通過軸壓比模擬上部結構質量，軸壓比η=N/fckAc;其中N為恒載與預應力筋合力;fck為混凝土抗壓強度標準值;Ac為毛截面面積。軸壓比根據上部結構重量換算，按7%控制，豎向荷載按310 kN施加。

1.4.2水平荷載

水平往復荷載分兩個階段，加載之初為力控制加載，隨后變為位移控制兩個階段，水平位移加載歷程如圖4所示。

圖4 水平位移加載歷程Fig.4 Loading history of horizontal displacement

(1)力控制加載階段：按照10， 20，30 kN……，間隔10 kN進行加載，每個等級循環2個周期，直至水平位移達到0.075%，換位移加載控制。

(2)位移控制加載階段：按水平加載歷程加載，每級加載循環3次，等級分為0.075%，0.125%，0.25%，0.375%，0.5%，1%，1.5%，2%，3%，4%，5%，6%，7%，8%，9%，10%。加載直到某一位移等級荷載作用下，水平承載能力下降到最大的85%或者試件發生嚴重破壞不能繼續承受荷載，試驗停止。

2 破壞過程和破壞形態

3個試件均是延性破壞，先鋼筋屈服，后混凝土壓碎，最終的破壞形態如圖5～圖7所示。傳統現澆橋墩更早開裂，采用組合型外包鋼板連接可以有效約束混凝土并延緩混凝土的開裂和剝落程度，外包鋼和加勁肋提高了橋墩底部的剛度和強度。

圖5 QD-1試件破壞Fig.5 Damage of specimen QD-1

圖6 QD-2試件破壞Fig.6 Damage of specimen QD-2

圖7 QD-3試件破壞Fig.7 Damage of specimen QD-3

現澆試件在墩底截面形成了較為充分的塑性鉸，而組合型外包鋼板連接的兩個試件在外包鋼板以上形成較為充分的塑性鉸；相比于傳統現澆橋墩試件采用組合型外包鋼板連接的兩個橋墩試件塑性鉸區上移了大概一個鋼板高度的位置，破壞比現澆橋墩試件要延遲一段時間。

3 試驗結果分析

3.1 滯回曲線

圖8為3個試件的荷載-位移滯回曲線。在荷載水平較低時，各個試件均表現為彈性狀態，滯回環表現為集中和重疊。隨著荷載水平的增加，墩柱底部開裂、豎向主筋屈服、拼接縫出現張開等一些非線性現象的產生，滯回環逐漸飽滿起來。整體而言，3個試件滯回曲線都很飽滿，曲線形狀幾乎都為梭形，說明耗能能力都很好，組合型外包鋼板連接試件的極限荷載和極限位移均比現澆試件有所提高。

圖8 荷載-位移滯回曲線Fig.8 Load-displacement hysteresis curves

圖9 骨架曲線Fig.9 Skeleton curves

3.2 骨架曲線

試件骨架曲線如圖9所示。根據骨架曲線可確定試件的最大荷載Pmax，以最大荷載的85%確定試件的極限位移Δu和極限荷載Pu；雙線性化得到屈服位移Δy、屈服荷載Py。各特征點結果如表1所示。

表1 骨架曲線特征值Tab.1 Characteristic values of skeleton curves

由圖9和表1可見，3個試件骨架曲線形狀類似，加載初期呈明顯的線性上升關系；接著進入強化段，荷載仍能隨位移的增長而增加，但增長速率小于加載初期；隨著裂縫開展，保護層混凝土剝落等損傷的累積，試件剛度退化，進入強度退化階段，隨位移增加，荷載呈現下降趨勢。組合型外包連接試件的屈服荷載和峰值荷載均要大于現澆試件，對應的屈服位移和峰值點位移也大于現澆試件。承插式和非承插式的屈服荷載和峰值荷載相差不多，但非承插式試件由于鋼板與承臺接觸面未完全連接，接縫有一定張開位移，對應的位移要比承插式大很多。

3.3 延性

3個試件的位移延性系數如表2所示。由表可見，組合型外包鋼板連接雖然屈服位移和極限位移均比現澆試件要高，但是延性系數有所降低，延性性能不如現澆試件好，3個試件延性系數均大于3，滿足抗震規范對結構延性的要求。承插式的延性系數大于非承插式，所以采用承插連接可以在一定程度上提高預制拼裝橋墩的延性，具有更好的抗震性能。

表2 位移延性系數Tab.2 Displacement ductility coefficients

3.4 耗能分析

由圖10可以看出，對于組合型外包鋼板連接預制拼裝橋墩，隨著位移不斷增大，等效黏滯阻尼系數-位移曲線出現抖動，但總體上仍呈上升趨勢，而傳統現澆只是在加載初期出現一次較大抖動，后期幾乎一直呈上升趨勢。在25 mm之前非承插連接方案的耗能要好于承插連接方案，但是隨著位移的不斷增大，承插連接方案的等效黏滯阻尼系數是明顯大于非承插連接方案的，所以總體來說，承插連接方案的耗能性能要好于非承插連接方案。

圖10 等效黏滯阻尼比曲線Fig.10 Equivalent viscous damping ratio curves

3.5 剛度退化

各試件的剛度退化曲線如圖11所示。由圖不難發現，初始剛度，承插式大于現澆試件，現澆試件大于非承插式。在加載水平較低時，剛度退化較快；隨著加載水平的增加，剛度退化逐漸減慢，曲線變得比較平緩；呈現反比例函數的特征。達到極限狀態后的破壞剛度，組合型外包鋼板連接試件要略大于傳統現澆試件，能夠保證橋墩在經歷地震作用后的承載能力并具備抗倒塌能力。

圖11 剛度退化曲線Fig.11 Stiffness degradation curves

圖12 殘余轉角-位移曲線Fig.12 Curves of residual rotation angle vs. displacement

3.6 殘余變形

圖12為各試件的殘余轉角-位移曲線。由圖可以看出，各試件的變化規律相同，在水平位移達到11.1 mm之前，各試件殘余位移很小，增長程度也較小，但是位移超過33.3 mm以后，殘余位移增大趨勢明顯。在相同位移加載等級下，組合型外包鋼板連接橋墩的殘余變形小于傳統現澆橋墩，其主要原因是精軋螺紋鋼筋與鋼板未屈服，為構件提供了良好的自復位能力。另外，承插式比非承插式具有更小的殘余位移，較小的殘余變形利于結構經歷地震后的修復，所以承插式方案比非承插式更適合應用于強地震烈度區。

4 結論

本研究通過擬靜力試驗，研究組合型外包鋼板連接預制拼裝橋墩抗震性能，得出以下主要結論：

(1)組合型外包鋼板連接可以增加墩底塑性鉸區域的剛度，鋼板的套箍效應能夠增加塑性鉸區域混凝土的約束，導致傳統塑性鉸位置上移1個外包鋼板的高度，在除鋼板區域以外彎矩最大的地方形成塑性鉸。

(2)組合型外包鋼板連接預制拼裝橋墩在水平往復荷載作用下，極限荷載和極限位移均比現澆試件有所提高；滯回曲線比較飽滿，曲線形狀幾乎都為梭形，耗能能力較好；組合型外包鋼板連接雖然屈服位移和極限位移均比現澆試件要高，但是延性系數有所降低，延性性能不如現澆試件好，3個試件延性系數均大于3，滿足抗震規范對結構延性的要求。

(3)承插式連接方案比非承插連接方案具有更好的抗震性能。后澆段沒有發生破壞，滯回環比非承插連接方案更為飽滿，耗能性能更好，延性方面也好于非承插連接方案。

(4)組合型外包鋼板連接預制拼裝橋墩抗震性能不弱于現澆橋墩，在設計合理的情況下，可以滿足預期抗震性能的要求。