灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩CFRP-外置耗能钢筋组合加固效果研究

董晔旭, 许维炳, 王 瑾， 陈彦江， 辛光涛

(1.北京工业大学 工程抗震与结构诊治北京市重点实验室，北京 100124；2.交通运输部公路科学研究院，北京 100191)

0 引言

装配式混凝土桥墩的抗震性能是制约全预制桥梁推广应用的关键因素[1-3]。灌浆套筒连接因具有制造工艺简单以及连接性能良好等优点[4-6]成为当前研究热点。葛继平等[7]针对预制桥墩受力特点，设计制作了3种不同类型的桥墩，并开展了拟静力试验。研究结果表明，灌浆套筒可以增大截面刚度，导致塑性铰位置上移，桥墩内部预应力筋可以大幅度提高试件的开裂荷载，灌浆套筒-预应力筋连接的桥墩抗震效果最佳。Haber et al[8]对灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩和现浇桥墩进行试验对比。研究结果表明,灌浆套筒连接提高了桥墩的延性和塑性转动能力。由于采用灌浆套筒连接的桥墩破坏模式与现浇桥墩不同，现浇桥墩的抗震设计理念在灌浆套筒中已经不再适用。现阶段研究成果表明,连接节点开裂、破损，接缝处钢筋断裂、混凝土压碎等特点是造成装配式混凝土桥墩抗震性能不足的主要原因，现浇桥墩抗震设计方法和加固方法对灌浆套筒装配式桥墩已不再适用。

CFRP具有轻质、高强、耐腐蚀等优点[9-11]。Yang et al[12]通过试验探究了粘贴CFRP层数对震后桥墩修复效果的影响。研究结果表明,对于纵筋未断裂的墩柱，增加横向CFRP层数可有效修复构件的强度、刚度和延性，但对于纵筋断裂的墩柱该设计方法修复效果欠佳。Zhang et al[13]通过试验和数值仿真分析探究了CFRP加固后预制拼装桥墩的耗能能力等抗震性能。研究结果表明,CFRP能够提升震后墩柱的抗震性能,加固后墩柱的抗震性能，但单纯采用CFRP加固,对装配式桥墩接缝处的位移控制不佳。现阶段研究成果表明：单纯采用CFRP等材料对装配式混凝土桥墩进行加固效果较差，很难保证加固后试件的延性，缺少加固后装配式混凝土桥墩振动台试验，相关成果少之又少。

鉴于此，以灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩作为研究对象，设计制作了其缩尺试验模型，并针对其震害特点提出了采用CFRP附加外置防摇摆-耗能装置(简称AS-EMD)的组合加固方法，开展了加固前后试验桥墩的振动台试验，分别从试验现象、基本动力特性参数、地震响应规律和加固装置动力响应等方面探究了CFRP-AS-EMD装配式混凝土桥墩的抗震加固效果。

1 试验设计

1.1 模型设计

原型桥为4×30 m的装配式连续梁桥，墩高为9.6 m，桥墩采用灌浆套筒连接。桥墩模型纵筋采用HRB400，箍筋采用HPB300，预应力筋采用Φs15.2无粘结预应力钢绞线，模型桥墩配筋信息见表1。结合试验室空间和振动台最大承载力(100 kN×1.0 g)，确定桥墩模型的缩尺比例为1/6，桥墩模型关键参数相似系数见表2。为考虑上部结构作用，在试件顶部设置了现浇配重块，配重块总重为52 kN，桥墩模型总重约为60 kN。

表1 模型配筋信息

表2 模型和原型的相似系数

桥墩配筋设计如图1所示。

图1 配筋设计图(单位：mm)

1.2 地震波选取

原型桥所处位置的场地类别为Ⅱ类，临近断层，抗震设防烈度8度。根据《公路桥梁抗震设计细则》(JTG/T B02-01—2008)确定试验模型桥墩的设计反应谱参数见表3，由此选定的地震动信息见表4。

表3 生成规范反应谱参数

表4 地震波详细参数

1.3 试验工况

基于所选的地震波，分别沿X向、Y向以及X+Y双向激励输入地震动，X和Y方向的PGA之比为1∶0.85。本次试验重点研究装配式桥墩在8度及以上高烈度地区的抗震性能，当PGA为0.3g时相当于抗震设防烈度8度时E1地震作用，PGA为0.5g时，相当于抗震设防烈度8度时E2地震作用。在进行下一项工况前，都需要对模型进行白噪声激励，由此确定结构的自振频率，详细工况见表5。

表5 试验工况表

1.4 测点布置

为了获得试件关键位置的动力响应，沿墩高布置了激光位移计、加速度传感器以及应变传感器。加速度和位移测点均沿墩身(正面、侧面)4等分墩高布置；钢筋应变测点在套筒底部、顶部纵筋和套筒中部外表面布置，混凝土应变测点在套筒中部混凝土区域和套筒顶部混凝土区域内布置，共布置了10个激光位移测点，10个加速度测点，12个钢筋测点和8个混凝土测点，测点布置如图2所示。

图2 测点布置图(单位：mm)

2 加固前试验结果

2.1 试验现象

表6给出了各加速度峰值激励下的桥墩损伤现象。

表6 试件现象汇总表

由试验现象可知，随着PGA的增加，SP16桥墩墩身裂缝逐渐发展、墩底混凝土的破损加剧、墩底接缝处开合明显，其桥墩墩底接缝宽度达到了1.5 mm。试验结束时，桥墩模型出现贯穿裂缝，集中在灌浆套筒顶部，SP16模型桥墩最大裂缝宽度约为0.3 mm。综上所述，接缝处、灌浆套筒上缘集中损伤是灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩的主要震害模式。

2.2 基本动力特性

为了进一步判断试件的损伤程度，通过白噪声对2类试件进行激励，并采用频域分解法对墩顶加速度信号进行频谱分析，从而获得桥墩模型各损伤阶段的自振频率，图3给出了SP16桥墩自震频率随桥墩模型损伤程度加深的变化规律。

图3 自振频率

由图3可知，当PGA在0～0.3g阶段时，桥墩模型自振频率下降速率较快，当PGA>0.3g时桥墩模型自振频率下降速率降低，结合试验现象分析，桥墩模型在PGA<0.3g时墩身损伤发展较快，墩身裂缝开展较多。当PGA>0.3g后套筒顶部裂缝贯通，桥墩震损主要为接缝开合，墩身损伤减少。随着PGA的逐级增加，模型桥墩的自振频率逐级下降，当PGA为1.0g时，SP16试件的自振频率下降了63.8%。

2.3 墩顶位移响应

图4给出了单双向地震波激励下桥墩试件墩顶位移响应峰值。

图4 墩顶位移峰值图

由图4可知，SP16桥墩墩顶位移随着PGA的增加而增加，并且在相同PGA条件下，双向激励的位移响应大于单向激励。当PGA小于0.3g时，墩顶峰值位移稳定增长，当PGA大于0.3g时，逐步出现明显的非线性增长，桥墩开始呈现弹塑性特征；当PGA大于0.8g时，墩顶位移增长较快，试件进入弹塑性阶段；当PGA为1.0g时，墩顶位移峰值达最大值27.8 mm(双向激励)。

2.4 钢筋应变

图5给出了墩柱底部钢筋应变峰值随PGA变化曲线。

图5 纵筋应变峰值图

从图5可以看出,随着PGA的增加，试件墩底和套筒顶部纵筋应变均有所提高。当PGA≤0.5g时，墩底和套筒顶部钢筋应变基本呈线性增长；当PGA>0.5g时，应变增长出现非线性特征；当PGA为1.0g时，SP16试件墩底纵筋最大应变峰值为2 634.2 με(双向激励)，纵筋进入弹塑性阶段；套筒顶部纵筋最大应变峰值为1 068.1 με(双向激励)，纵筋并未进入弹塑性阶段。从试验现象得知，构件受力薄弱环节包括墩底和套筒顶部，但套筒顶部纵筋应变均小于墩底纵筋应变，且PGA为1.0g时套筒顶部纵筋应变为墩底纵筋应变的40.5%(双向激励)。双向激励作用下纵筋应变大于单向激励的纵筋应变。

3 抗震加固方法

3.1 加固设计

针对前述试件的损伤现象，地震作用下桥墩-承台处采用灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩的震害主要有接缝处破坏和灌浆套筒上缘破坏。结合现有的研究成果，单纯采用纤维复合材料(CFRP)加固装配式混凝土桥墩的墩身难以有效控制试件底部接缝处的损伤。因此，结合CFRP良好的力学性能及装配式混凝土桥墩的震害特征，采用CFRP-AS-EMD的组合加固措施对震损后灌浆套筒连接装配式混凝土桥墩进行加固。墩身加固时不考虑EMD的影响，CFRP包裹的装配式混凝土桥墩正截面承载力可近似按照文献[14]计算。经计算确定SP16试件的加固方案为：在墩高区域内粘贴一层纵向CFRP进行墩身的补强，从墩底到2/3墩高位置再环向包裹3层CFRP，从2/3墩高到墩顶再环向包裹1层CFRP，并且墩柱4个角都做了R=25 mm的倒角处理，以减缓应力集中效应并增大有效约束面积。

在桥墩-承台灌浆套筒连接处外置防摇摆-耗能装置(AS-EMD)，该装置由U型预紧钢板、耗能钢筋、连接支架3部分组成。AS-EMD的设计方法：考虑外置耗能钢筋接替内置纵筋的耗能功能，其用量可根据外置耗能钢筋的面积和内置纵筋的面积相等计算，高度约为灌浆套筒长度的2倍(500 mm)。外置耗能装置示意图见图6。

图6 外置耗能装置示意图

3.2 试件工况和测点布置

为了能够与加固前进行对比，加固后桥墩的试验工况和地震波均与加固前试验工况和地震波相同。此外，在原桥墩测点布置的基础上，去除了有关套筒的监测点位，增加了有关加固措施的监测点位。分别在距离墩底0.1 m和0.6 m处，设置了用于监测CFRP应变的传感器，并将其布置于CFRP的转角部位(在方形柱中，角部区域的围压应力值远高于其他区域)，在外置耗能钢筋上布置了应变测点，测点布置如图7所示。

图7 外置耗能钢筋测点布置图

4 加固后抗震性能

4.1 试验现象

试验过程中观察到，当0.1g

4.2 基本动力参数

图8给出了模型桥墩的自振频率随PGA的变化情况。

图8 模型桥墩自振频率变化

由图8可知，震后的SP16试件经过CFRP加固后，自振频率由1.095 Hz提高至1.859 Hz，提高了69.8%；单用CFRP加固装配式混凝土桥墩能够提高试件抗侧移刚度；安装AS-EMD装置后，SP16试件的自振频率由1.859 Hz提升至1.895 Hz，提升了2.1%(相较于加固前+71.9%)，AS-EMD装置能够进一步提升试件的抗侧移刚度；AS-EMD装置对加固后试件的初始刚度影响不大。

加固后，PGA从0增大至1.0g的过程中，SP16试件的自振频率下降了24.9%，明显比原桥墩(自振频率下降65.2%)缓和；即加固后桥墩的刚度退化速率和损伤速率有效减缓，试件的抗震延性有一定程度的提高，CFRP-AS-EMD可用于装配式混凝土桥墩的抗震加固中；需要指出的是震损桥墩经加固后刚度得到提高，但桥墩损伤并未完全修复。震后的SP16试件经过单独包裹CFRP、CFRP+AS-EMD加固后，自振频率提高了，但其自振频率相较于加固前桥墩初始状态的自振频率(3.048 Hz)分别下降了39.1%、37.8%。

综上可知，采用CFRP-AS-EMD加固后，桥墩自振频率显著提高，SP16试件的刚度提高了约71.9%，CFRP-AS-EMD可用于装配式混凝土试件的抗震加固中；随着激励幅值的增大，加固后试件的自振频率下降速率明显减缓，加固桥墩的刚度退化速率和损伤速率减缓，这也表明加固后墩身的抗震延性有一定程度的提高。

4.3 位移响应分析

表7为典型激励条件下加固前后SP16试件的墩顶峰值对比。

表7 墩顶位移峰值

由表7可知，加固后，随着PGA的逐级增大，试件的墩顶位移峰值呈增大趋势。SP16试件最大墩顶位移峰值为17.5 mm(PGA=1.0g，双向激励)；试件加固后的墩顶位移峰值均比加固前明显减小，SP16试件的最大墩顶位移峰值比加固前减少7.3 mm(26.2%)，表明该加固方法可有效控制墩顶位移发展。

需要指出的是，由于加固后试件的基本动力特性参数与加固前试件的基本动力特性参数存在差异，因此，加固后试件的墩顶位移幅值并不能作为代表其真实的地震作用响应大小，只能作为分析加固效果和加固后桥墩响应随激励幅值变化规律的依据。

4.4 应变响应分析

4.4.1 AS-EMD应变

图9给出了AS-EMD应变峰值PGA的变化规律。

图9 耗能钢筋峰值应变

由图9可知，当PGA小于0.8g时，在单、双向激励下，耗能钢筋应变基本呈线性增长；当PGA达到0.8g时，耗能钢筋应变达到最大值1 952.3 με(双向激励)，进入弹塑性阶段；随后耗能钢筋的应变出现下降，结合试验现象可知，这是因为当PGA达到1.0g时AS-EMD与墩身发生锚固失效。

4.4.2 CFRP应变

图10给出了CFRP应变峰值随PGA的变化规律。

图10 CFRP应变变化曲线

由图10可知，当PGA=1.0g时，CFRP的最大应变峰值是2 812 με(双向激励)，远小于CFRP片材的极限应变11 489.4 με；在整个实验过程中CFRP应变片处于弹性范围。PGA≤0.5g时，CFRP应变较小且增长平缓，对混凝土提供的约束作用不大。分析原因主要是试件墩底接缝处的残余变形较大，AS-EMD装置作为主要的加固措施参与试件的振动，而CFRP主要用于墩身的加固，墩底接缝的残余变形并不会显著引起上部墩身受力的变化；当0.5g

综上可知，加固后SP16桥墩的外置耗能钢筋，进入弹塑性进行耗能；AS-EMD有效减小了桥墩的位移响应；CFRP能够抑制混凝土的破损，显著改善桥墩的延性，整个试验过程中未出现CFRP剥离、撕裂等现象；CFRP-AS-EMD可用于装配式混凝土桥墩的抗震加固中。

5 结论

以某装配式混凝土连续梁桥墩为原型，设计了采用灌浆套筒连接(SP16试件)的装配式混凝土桥墩试件，开展了CFRP-AS-EMD(SP16 repaired with CFRP-AS-EMD)加固前后桥墩试件的振动台试验。结论如下：

(1)Ⅱ类场地近断层地震动作用下，灌浆套筒连接装配式混凝桥墩试件的主要震损特点是裂缝在灌浆套筒顶部和墩底接缝处集中开展，且当墩底接缝出现开合现象后，墩身裂缝发展基本停止；随着地震动幅值的增加，装配式混凝土桥墩试件的损伤随之增大；墩底纵筋应变大于灌浆套筒顶部纵筋应变，PGA为1.0g时套筒顶部纵筋应变为墩底纵筋应变的40.5%(双向激励)；双向激励造成的损伤大于单向激励。

(2)CFRP-AS-EMD可有效提高试件的自振频率(SP16试件相较于加固前+71.9%);加固后，PGA从0增大至1.0g的过程中，SP16试件的自振频率分别下降了24.9%，明显比原桥墩(下降65.2%)缓和，即加固后桥墩的刚度退化速率和损伤速率有效减缓。SP16试件的最大墩顶位移峰值分别比加固前减少48.0 mm(57.4%)，AS-EMD可修复桥墩底部接缝的开合，有效控制桥墩的摇摆，减少地震作用下桥墩的位移需求。

(3)SP16试件的外置耗能钢筋，进入弹塑性进行耗能，AS-EMD外置连接件的有效性会显著影响其耗能能力。