2018, Vol. 39
2. 中建三局第一工程有限责任公司, 湖北 武汉 430000;
3. 陕西建工机械施工集团有限公司, 陕西 西安 710054
2. China Construction Third Bureau First Engineering Company Limited, Wuhan 430000, China;
3. SCEGC Mechanized Construction Group Company Limited, Xi'an 710054, China
桥墩是桥梁的主要受力构件，其抗震性能直接影响桥梁结构的抗震性能和抗震安全。在中国西部地区，较常采用高度较大的钢筋混凝土桥墩，导致桥墩在强风或地震作用下产生较大变形，影响桥梁的线性和正常使用。同时在震后往往产生较大的残余塑性变形，对桥梁结构的震后修复和加固带来较大困难。目前国内外多采用竖向预应力技术，提高桥墩的自复位性能，以减小钢筋混凝土桥墩的震后残余变形。近年来，针对竖向预应力技术的自复位钢筋混凝土结构的试验和理论研究开展逐渐增多[1-4]，现有研究结果表明，采用竖向预应力技术能有效提高钢筋混凝土桥墩的自复位性能，尤其是单柱式桥墩，其自复位效果更加显著，残余变形能得到显著减小。
随着近几年开展的一系列钢管高强混凝土芯柱组合构件和预应力钢带约束混凝土结构的试验和理论研究[5-8]，在钢筋混凝土构件的核心预制钢管高强混凝土芯柱，其抗震性能和耗能性能得到显著提高；用预应力钢带对钢筋混凝土构件施加横向约束，也可以有效提高钢筋混凝土结构的变形能力和抗震性能。鉴于此，本文采用通过布置竖向预应力筋对钢管高强混凝土芯柱组合桥墩施加竖向预应力，通过安装预应力钢带对该组合桥墩施加横向(环向)预应力，从而对钢管高强混凝土芯柱组合桥墩提供三向预应力约束[9-10]。竖向预应力可以有效减小高长桥墩在较大弯矩作用下产生的受拉裂缝，同时有效减小试件的残余变形，提高桥墩的自复位性能[11-12]；预应力钢带产生的横向预应力可以有效约束混凝土，提高混凝土抗压强度和极限变形能力，从而有效提高桥墩的延性性能和耗能性能，弥补竖向预应力桥墩在变形耗能方面的不足[13]。本次实验完成了3个三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩试件和3个不同预应力约束形式的混凝土试件的低周反复拟静力试验研究，对该新型组合桥墩的抗震性能和自复位性能进行了对比研究，为三向预应力组合桥墩抗震设计提供参考依据。
1 预应力组合桥墩试验概况 1.1 试件设计本次试验共设计制作了3个1/2比例的三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩试件(PPRC-2~PPRC-4)和3个1/2比例对比试件(Z-1、Z-2和PPRC-1)，并全部进行低周反复加载拟静力试验。所有实验试件截面尺寸为300 mm×300 mm，柱高650 mm，地梁1 100 mm×450 mm，总高为1 100 mm。试件纵筋采用12根直径为12 mm HRP335钢筋对称配筋，内部钢管尺寸为120 mm×120 mm×4 mm，其余的具体参数(轴压力、有效预加压力等)见表 1。试件PPRC-1~PPRC-4剪跨比为2.7，截面形式及具体尺寸如图 1所示；试件Z-1和Z-2剪跨比为2.0，各试件(除试件Z-1外，试件Z-1核心未布置钢管)截面中心布置预制钢管高强混凝土芯柱，芯柱中心为预应力钢筋，通过后张法张拉精轧螺纹钢，核心钢管混凝土强度统一为C85，钢管外混凝土强度统一为C30，钢管使用Q235级钢。本次试验采用梅花鹿牌FK-32 A分离式扎捆机对试件PPRC-2~PPRC-4施加预应力钢带约束，构件侧面钢带间距100 mm，经测得平均预施加初始应变为1 913 με，横向预应力大小352 MPa。
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表 1 试件主要参数列表 Tab.1 Parameters of specimens |
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| 图 1 试件尺寸及截面配筋示意图 Fig. 1 Schematic diagram of specimen reinforcement | |
芯柱内混凝土28 d立方体抗压强度实测平均值为85.9 MPa，各试件芯柱外混凝土的28 d立方体抗压强度实测平均值为30.2 MPa，各试件中钢管、纵筋和箍筋材料强度实测值见表 2。
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表 2 钢材力学性能 Tab.2 Mechanical properties of steel |
本试验采用柱端加载方式，由液压千斤顶施加轴向力，由MTS电液伺服加载装置施加水平荷载，加载装置如图 2所示。试件固定安装后，先加卸50 kN竖向力，以检验试件及采集装备连接的可靠性，待无误后再加载至预定的轴力设计值。本试验水平加载采用位移控制，在加载过程中，裂缝开展前，每个加载级别循环一次，裂缝出现后，每个加载级别循环3次，直至试件破坏或水平承载力降至最大荷载的85%。
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| 图 2 加载装置示意图 Fig. 2 Diagram of test setup | |
试验主要测试内容有墩柱柱端水平推拉荷载值、试件顶部和底部的位移、预应力筋的应变、预应力钢带的应变、裂缝的发展和裂缝宽度。通过在墩柱柱顶布置一个位移计可测得相应的墩柱柱顶位移；通过在与施加水平荷载相同的方向的基础梁侧面上布置一个位移计，测量试件的相对位移；通过在墩柱柱根侧面的塑性铰区交叉布置两个位移计以测量剪切位移；在各试件的预应力钢筋上分别距基础梁500、800、1 100 mm处各布置1个应变片，如图 3所示。在试件距墩柱柱根100 mm处由下往上每100 mm布置一道应变片，共三道，每一道墩柱中间位置布置3个应变片，有锁扣的一面不布置。
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| 图 3 预应力筋应变布置图 Fig. 3 Strain Layout of prestressing steel | |
试件Z-1和Z-2最终破坏形态如图 4所示，其中Z-1为普通钢筋混凝土桥墩，试件Z-2为钢管高强混凝土芯柱组合桥墩，加载初期，各试件的水平荷载较小，试件处于弹性阶段，当水平位移加载至2、4 mm时，试件Z-1、Z-2分别在受拉区柱根出现细微的裂缝；随着荷载的增加，试件出现不规则的斜裂缝，并伴随有弯曲裂缝，当加载至位移角为1/50 rad，试件Z-1和Z-2混凝土保护层开始脱落，当水平位移加载至8 mm、12 mm时，试件Z-1、Z-2水平推力分别达到峰值；当加载至位移角为1/30 rad时，试件Z-1和Z-2东西两侧墩柱根部混凝土压碎，钢筋压屈成灯笼状，试件破坏，此时试件Z-1不能继续承载，而试件Z-2还可以继续承载。与普通钢筋混凝土桥墩相比，内置钢管高强混凝土芯柱不仅变形性能有所提高，而且具有良好的残余承载力。
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| 图 4 试件Z-1和Z-2最终破坏形态 Fig. 4 final failure pattern of Z-1 and Z-2 | |
试件PPRC-1为未加横向预应力约束的钢管本高强混凝土芯柱组合桥墩。当荷载加载至位移角为1/100 rad时，试件开始出现裂缝；当荷载反向加载至位移角为1/100 rad时，试件南面东侧10 cm左右处出现横向裂缝，北面东侧15、20 cm处受拉区混凝土出现横向裂缝。裂缝出现后循环加载，裂缝逐渐增多。继续加载至位移角为1/57 rad时，水平推力达到峰值372.65 kN，试件裂缝明显增多，新旧裂缝贯通，南面5~ 15 cm处出现竖向裂缝，北面明显出现交叉斜裂缝，试件东西侧墩柱柱底混凝土起皮掉渣；当加载至位移角为1/36.4 rad，更多裂缝形成并发展，柱底混凝土继续脱落，钢筋外漏；继续加载至位移角为1/30 rad时，此时荷载已下降至峰值荷载的85%以下，试件南面东西侧墩柱柱根混凝土大面积脱落，北面混凝土外鼓，混凝土压溃，钢筋压屈, 试件破坏。试件PPRC-1破坏形态见图 5。
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| 图 5 试件PPRC-1的破坏过程 Fig. 5 The failure process of PPRC-1 | |
试件PPRC-2~PPRC-4为三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩，试件PPRC-1~PPRC-4裂缝的发展过程相似。与试件Z-1和Z-2相比，PPRC-2~PPRC-4主要区别如下：1)试件PPRC-2~PPRC-4裂缝出现相对较晚，试件Z-2水平位移加载至4 mm就出现裂缝，而试件PPRC-2~PPRC-4加载至8 mm才先后开始出现裂缝；2)试PPRC-2~PPRC-4裂缝发展相对缓慢，试件PPRC-2~PPRC-4加载至22 mm时保护层才先后开始脱落，而试件Z-2水平位移加载至12 mm，保护层就开始脱落。初步说明，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩具有良好的变形能力。与试件PPRC-1相比，PPRC-2 ~ PPRC-4主要区别为：1)有钢带约束的试件裂缝开展较慢，裂缝宽度也相对较小，其原因是钢带对周围混凝土有紧箍作用，虽然混凝土出现外鼓，但其脱落较未约束的要少，要缓慢；2)有钢带约束的预应力组合桥墩的极限位移明显大于未约束的预应力组合桥墩，各试件达到承载能力之后，有钢带约束的预应力组合桥墩的水平承载能力退化率慢于未约束的预应力组合桥墩。初步可以说明，与竖向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩相比，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩具有良好的变形能力和延性。试件PPRC-2~PPRC-4最终破坏形态如图 6所示。
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| 图 6 试件PPRC-2~PPRC-4最终破坏形态 Fig. 6 Final failure pattern of PPRC-2~PPRC-4 | |
图 7为各试件的骨架曲线，图 7(a)给出试件Z-1、Z-2和PPRC-2的骨架曲线图，图 7(b)给出了试件PPRC-1~PPRC-4的骨架曲线图，可以看出：1)各试件在屈服之前，骨架曲线基本重合，表明竖向预应力大小、外加轴力的大小对桥墩的初始刚度影响不大；2)由图 7(a)可知与试件Z-1和Z-2相比，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩的屈服位移、峰值位移、极限位移均增大，说明三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩变形性能较普通钢筋混凝土桥墩和钢管高强混凝土芯柱组合桥墩要好；3)与普通钢筋混凝土试件相比，试件Z-2的峰值荷载稍大，而试件PPRC-2的峰值荷载稍小，说明在试件核心放置钢管可以提高试件的极限承载力，增加外加轴力的大小可以提高试件的极限承载力；4)由图 7(b)可知，试件承载力达到峰值荷载后，试件PPRC-1曲线的下降趋势较快，极限位移较小，表明三向预应力钢管高强混凝土芯柱变形能力较单向的竖向预应力组合桥墩要好；5)图 7(c)给出了在相同外加轴力不同竖向预应力下的三向预应力组合桥墩之间的骨架曲线对比，由图可知，增大竖向预应力，试件极限承载力会增大，但极限位移会减少；6)图 7(d)给出了相同竖向预应力但轴力不同的预应力组合桥墩之间的骨架曲线对比，由图可知，增大轴压比可以提高三向预应力组合桥墩的极限承载力，但极限位移会减少。
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| 图 7 各试件的骨架曲线 Fig. 7 Skeleton curves of specimens | |
图 8为各试件实测的水平荷载-顶点位移滞回曲线。从图中可以看出：1)试件Z-1和Z-2和PPRC-1~PPRC-4的滞回曲线比较饱满，无明显的捏缩效应，初步说明三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩具有良好的耗能能力；2)与Z-1和Z-2相比，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩的屈服位移和极限位移有明显地提高；达到峰值后滞回曲线下降要慢得多，且滞回曲线更加饱满，初步说明与普通混凝土桥墩和钢管高强混凝土芯柱组合桥墩相比，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩的变形性能和耗能能力有明显地提高；3)与PPRC-1相比，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩，极限承载力没有提高多少，但滞回曲线更加饱满，曲线的下降趋势较缓，极限位移也较大，表明与竖向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩相比，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩具有较好的延性和耗能性能；4)对比三向预应力组合桥墩PPRC-2和PPRC-4，可以发现，在相同外加轴力下，竖向预应力较大的PPRC-2组合桥墩的峰值荷载比PPRC-4稍大，而极限位移有所降低，说明在相同的外加轴力下，增大预应力的大小可以在一定程度上提高试件的极限承载力，但延性有所降低；5)对比三向预应力组合桥墩PPRC-3和PPRC-4，可以发现，在相同竖向预应力下，外加轴力较大的PPRC-4组合桥墩的峰值荷载比PPRC-3稍大，说明在相同的竖向预应力下，增大轴力可以在一定程度上提高试件的极限承载力。
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| 图 8 各试件的滞回曲线图 Fig. 8 Hysteretic loops of specimens | |
本文采用割线刚度来表示试件的刚度，即在试件的骨架曲线中，同一加载位移下，峰值荷载的连线的斜率作为试件的割线刚度。计算公式为
| $ {{K}_{i}}=\frac{\left| {{P}_{i}} \right|+\left|-{{P}_{i}} \right|}{\left| {{\Delta }_{i}} \right|+\left|-{{\Delta }_{i}} \right|} $ | (1) |
式中:Pi为第i次荷载峰值，Δi为第i荷载峰值对应的移值。图 9为各试件刚度退化曲线。从图中可以看出：1)由图 9(a)可知，与Z-1和Z-2相比，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩初始刚度退化相差不大，但后期刚度退化明显减少；2)由图 9(b)可知，在后期，与PPRC-2~ PPRC-4相比，试件PPRC-1刚度退化较快，说明三向预应力钢管高强混凝土组合桥墩后期退化较单向预应力组合桥墩的要好；3)由图 9(c)和图 9(d)三向预应力组合桥墩的刚度系数相差不多，尤其在加载初期，表明外加轴力和竖向预应力大小总体上对三向预应力核心钢管组合桥墩的刚度退化影响不是很大。
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| 图 9 各试件刚度退化率 Fig. 9 Degradation curves of stiffness | |
本文采用能量等值法确定初始屈服点，取峰值荷载的85%时的荷载作为破坏荷载，相应的位移为极限位移，由屈服位移和极限位移求出各试件的位移延性系数，并汇总于表 3。极限层间相对位移角为
| $ \theta =\frac{{{\Delta }_{u}}}{H} $ | (2) |
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表 3 试件主要阶段试验结果 Tab.3 Experimental result at main stage |
式中：Δu为水平极限位移，H为桥墩柱端加载点到桥墩柱根的距离。
对比试件Z-1和Z-2的延性系数, 说明在桥墩中设置预制钢管高强混凝土芯柱可以提高桥墩的延性；对比试件PPRC-1与PPRC-2~PPRC-4，说明相对单向竖向预应力组合桥墩，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩延性要好；对比试件Z-1和Z-2和PPRC-2~PPRC-4可知，相比普通钢筋混凝土构件，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩延性有所降低，但应该注意到，主要原因是预应力试件的屈服位移计算结果远大于非预应力试件，导致延性系数计算结果小于非预应力试件；对比试件PPRC-3和PPRC-4，可以看出，在相同的竖向预应力下，轴力大的三向预应力组合桥墩延性系数小于轴力小的延性系数，表明在相同竖向预应力下，降低试件的轴压比可以提高三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩的延性。
2.6 自复位性能分析复位性能是指，结构构件受荷载作用产生变形后，通过自身恢复初始状态的能力。桥墩作为压弯构件，较大的残余位移给震后的修复带来巨大的经济损失，因而有必要在实际受力中降低桥墩的残余位移，提高其复位性能。为比较各试件的复位性能，引入自复位能力系数来表示
| $ \gamma =1-\frac{{{\Delta }_{r}}}{{{\Delta }_{m}}} $ | (3) |
式中：Δr为同一加载循环中残余位移的平均值，即
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表 4 各试件在不同加载位移卸载后的残余位移Δr Tab.4 Residual displacement of specimens under different loading displacement Δr |
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| 图 10 各试件自复位能力系数 Fig. 10 Reduction ability ratio of specimens | |
本文采用ORINGIN数据分析软件，求出试件屈服后每一次循环的滞回环的面积，从而得出试件的总耗能，结果汇总于表 5，由表 5可知，在钢筋混凝土桥墩中设置预制钢管高强混凝土芯柱可以大大提高桥墩的耗能性能；对比试件Z-1和PPRC-2~PPRC-4，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩耗能明显高于普通钢筋混凝土桥墩，对比试件PPRC-1~PPRC-4可知，相比单向竖向预应力组合桥墩，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩的耗能性能更好；对比试件PPRC-2和PPRC-4，在外加轴力相同的条件下，降低竖向预应力，能提高三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩的耗能性能；对比试件PPRC-3和试件PPRC-4，在同等竖向预应力下，增大外加轴力可以提高三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩的耗能性能。
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表 5 各试件在不同阶段的耗能 Tab.5 Energy dissipation of specimens |
1) 相比普通钢筋混凝土桥墩和钢管高强混凝土芯柱组合桥墩试件，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩试件的耗能性能和变形能力明显提高，尤其是自复位性能显著提高，且随着竖向预应力增加，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩的自复位能力显著增加。
2) 与竖向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩相比，三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩试件的耗能性能、延性、极限变形能力和自复位性能要好得多。
3) 在相同竖向预应力下，增大三向预应力钢管高强混凝土芯柱组合桥墩轴力，自复位性能变化不明显，但试件承载能力提高，耗能能力增加，同时刚度退化较快，延性有所降低。
4) 对于三向预应力钢管混凝土芯柱组合桥墩试件，试件屈服前复位能力系数基本相同，试件屈服后，随着荷载的增加，残余变形加大，试件自复位能力系数逐渐减小。
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