外置可更換耗能器的預制拼裝自復位橋墩抗震性能試驗研究

賈俊峰,魏 博,歐進萍,2,李逸松,程壽山

(1.北京工業大學 城市與工程安全減災教育部重點實驗室，北京 100124；2.哈爾濱工業大學 土木工程學院,哈爾濱 150090; 3.交通運輸部公路科學研究院有限公司,北京 100070)

當前 ，國內外工程抗震設計大都采用的延性抗震設計理念雖可實現結構“大震不倒”，但往往震后結構殘余位移較大，不能快速恢復使用功能，而且修復困難甚至不得不推倒重建。對于“城市生命線”工程中的橋梁結構而言，震后橋梁嚴重損傷往往造成交通中斷而且難以修復，影響應急救援和震后重建工作。鑒于此，近年來國內外學者提出并發展了基于可恢復功能設計理念的新型抗震結構和體系[1]，可恢復功能結構以地震后結構可快速恢復使用功能及可修復為目標，發展了自復位結構、搖擺結構及可修復減震結構等多種可恢復功能結構形式，逐漸形成了未來工程抗震領域的新方向[2]。另外，橋梁快速建造技術順應了我國開展工業化綠色建造的戰略需求，近年來在國內外已經得到了較廣泛地關注[3-6]。裝配式橋梁在強震區的適用性是影響其廣泛推廣的重要因素。結合最新抗震設計理念和抗震結構新體系、新技術，發展高性能預制裝配式橋梁結構和新體系，是未來橋梁建設領域的重要發展方向。

后張無粘結預應力連接預制拼裝橋墩是裝配式橋墩的主要技術方法之一，該方法通過墩內后張豎向無粘結預應力實現預制墩柱和基礎以及蓋梁/主梁的連接。與常規現澆橋墩相比，自復位橋墩在震后殘余位移顯著減小，具有良好的自復位能力。但自復位橋墩耗能能力較差[7-8]。因此，自復位橋墩的耗能能力受到學者們關注。司炳君等[9]基于OpenSees數值分析平臺討論了耗能鋼筋對近斷層地震下搖擺自復位橋墩地震反應的影響。結果表明，隨著耗能鋼筋配筋率增加，墩頂最大位移角和預應力筋最大應力均減小。王志強等[10-12]試驗研究了在墩內增設耗能鋼筋的無粘結預應力混凝土橋墩的靜力和動力抗震性能，驗證了無粘結預應力筋對預制拼裝橋墩抗剪承載能力的提升作用以及降低墩柱殘余變形的能力；耗能鋼筋可增強橋墩側向剛度，減小墩柱最大位移響應，提高墩柱耗能能力。王軍文等[13-14]對預應力混凝土整體式空心墩和裝配式空心橋墩的抗震性能和塑性損傷進行了擬靜力試驗和數值分析。研究結果表明，內置耗能鋼筋的裝配式預應力橋墩的自復位能力較強，其損傷程度比整體式空心墩輕得多。Sideris等[15-16]提出自復位預制節段拼裝橋墩滑移-搖擺混合體系。結果表明，當偏移率小于3%時，節段間的滑移為體系提供耗能能力；當偏移率為3%～10%時，體系自復位能力提高；當偏移率大于10%時，由于預應力損失變大，體系耗能能力降低，自復位能力下降。Mander等[17]發現，試驗中加密了塑性鉸區箍筋，并在預制拼裝橋墩墩底與承臺界面增設橡膠墊，使橋墩的耗能能力有所增加。Ou等[18-19]在預制鋼筋混凝土節段間設置耗能鋼筋以提高后張預應力預制拼裝橋墩的耗能能力。但是，自復位預制拼裝橋墩設置內置耗能部件雖能提高耗能能力，但存在震后不易修復或更換的缺點。不論是通過新體系還是在內部設置耗能部件均難以滿足“可修復或可更換”[20]的設計理念及要求。

為實現耗能部件的可更換性，部分學者通過外置附加阻尼部件的方式提高預制橋墩的耗能能力。Chou等[21]在Hewes等[22]研究的基礎上，在墩身底部增設了外置軟鋼阻尼部件。試驗結果表明，與不設置耗能部件的橋墩相比，在4%偏移率之前，設置耗能部件的橋墩的耗能能力提高約50%。水平位移加載到4%偏移率時，耗能部件斷裂。ElGawady等[23]對增設角鋼阻尼器的雙柱式自復位預制橋墩進行了擬靜力試驗。研究表明，與不增設角鋼阻尼器的預制拼裝橋墩相比，其耗能能力提高了75%；在偏移率為4%前殘余位移約為10%。后由于角鋼阻尼器斷裂，橋墩耗能能力有所降低，混凝土墩身基本無損傷。孫治國等[24]提出含角鋼和耗能鋼筋的搖擺自復位預制拼裝雙柱墩，基于OpenSees數值平臺分析了其在近斷層地震作用下的地震響應。結果表明，所發展的搖擺自復位預制拼裝雙柱墩具有良好的抗震能力，震后殘余位移較小。外置耗能器的可更換性與墩柱的殘余位移有很大關系，較小的殘余位移是實現外置耗能器的必要條件。當前已有研究雖采用了在理念上可行的可更換耗能器，但少有開展外置耗能器的可更換性試驗驗證，同時外置耗能器更換后預制墩柱的抗震性能與更換前有何變化，仍有待進一步研究。

本文以我國首座自復位橋梁為工程背景，發展附加外置可更換阻尼器的自復位預制拼裝橋墩，通過擬靜力往復加載試驗研究自復位預制橋墩的耗能能力、后張預應力筋內力變化、殘余位移及接縫開口行為等抗震性能，驗證墩底附加可更換阻尼器在地震損傷后的可更換性，比較外置耗能器更換前后自復位橋墩抗震性能的變化。

1 試驗設計

1.1 模型設計

本文以我國2016年建成的自復位搖擺橋梁結構——京臺高速(北京段)黃徐路跨線橋為工程背景[25-26]。該橋為現澆結構自復位搖擺橋梁，墩頂無支座。橋墩墩頂和墩底分別與主梁和承臺斷開形成搖擺接縫，橋墩和上部結構澆筑完成后安裝墩底的可更換耗能器，并張拉墩內4束無粘結預應力拉索。地震往復激勵下，墩底接縫界面張開，可更換耗能器提供一定抗側剛度、強度和良好的耗能能力，無粘結預應力索提供良好的自復位能力。該橋為我國首座自復位橋梁結構，為我國自復位橋梁結構新體系的研發和建設提供了寶貴經驗。

參考該工程橋墩結構設計，設計并加工制作了附加外置可更換耗能器的自復位預制拼裝橋墩模型試件。該模型墩加載高度為2.4 m，截面尺寸450 mm×600 mm。混凝土設計標號為C40，橋墩縱筋采用直徑20 mm的HRB400鋼筋，箍筋采用直徑8 mm的HPB300鋼筋，箍筋間距100 mm，距離墩底710mm范圍內箍筋加密區間距50 mm，橋墩保護層混凝土厚度為20 mm。為防止搖擺過程中墩底局部混凝土過早壓碎，墩底410 mm高度范圍內外包16 mm厚矩形鋼管，鋼管采用Q235鋼材。為避免試驗過程中混凝土受壓引起鋼管局部外包鼓起現象[27]，在外包鋼管內壁設置了剪力釘以增強外包鋼管與內部混凝土間的相互作用。橋墩截面中心預留直徑50 mm的PVC孔用于穿過后張預應力筋。預應力筋采用3根15.2 mm 1×7預應力鋼絞線，鋼絞線橫截面積417 mm2，極限強度標準值1 860 MPa。預應力鋼絞線張拉應力719.42 MPa，3根鋼絞線提供豎向初始張拉力280 kN。墩頂采用液壓千斤頂提供軸向壓力為800 kN。根據材性試驗測得混凝土立方體抗壓強度平均值為42.85 MPa，根據JTG 3362—2018《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》，可計算墩柱試驗軸壓比為0.139。橋墩尺寸及鋼筋布置等詳見圖1。

墩底可更換耗能器由耗能鋼板、防屈曲蓋板、墊片、連接螺栓等組成。耗能鋼板、防屈曲蓋板均采用Q235鋼材。阻尼部件底部連接板加工成錐型，起到抗剪、抗扭的作用且不會影響橋墩在水平力作用下的搖擺行為。根據Wang等[28]提出的阻尼部件對橋墩抗側強度貢獻率λED宜小于35%的設計建議，經初步計算，本文中設計外置阻尼部件提供的抗側強度貢獻率λED為30%。設計外置耗能器更換前后2組加載工況，分別命名為HD30-1和HD30-2。自復位預制拼裝橋墩模型三維結構構造示意圖如圖1(a)所示。

(a) 橋墩構造圖(b) 橋墩配筋圖

(c) 1-1截面(d) 2-2截面(e) 3-3截面圖1 自復位預制橋墩結構設計及構造Fig.1 Design details of the self-centering precast bridge columns

1.2 材性試驗

根據國家標準GB/T 228—2010《金屬材料-室溫拉伸試驗方法》，對模型試件采用的縱筋、箍筋、墩底外包鋼板進行材料拉伸力學特性試驗，測得鋼材的力學特性如表1所示。根據GBT 50081—2002《普通混凝土力學性能試驗方法標準》測得模型所用C40混凝土立方體抗壓強度為42.85 MPa。

1.3 模型加載和測試方案

本次擬靜力試驗在北京工業大學城市與工程安全減災教育部重點實驗室進行，試驗現場布置如圖2所示。基礎通過4根預應力螺桿錨固在剛性地面，墩柱距離基礎頂面2.5 m高度處與水平向液壓作動器鉸接連接，作動器量程2 000 kN。墩頂采用與剛性反力架連接的豎向千斤頂施加800 kN的豎向軸壓。豎向千斤頂與反力橫梁之間采用長度為300 mm的水平滑板，水平活動范圍±150 mm。

表1 鋼材拉伸力學特性

圖2 試件擬靜力試驗布置Fig.2 Experimental layout

擬靜力往復加載試驗采用位移控制加載，按墩頂水平偏移率(即位移與橋墩計算高度的比值)進行加載。加載偏移率分別為0.1%，0.2%，0.4%，0.6%，0.8%，1.0%，1.5%，2.0%，2.5%，3.0%，3.5%，每個加載等級循環兩次。加載制度如圖3所示，共進行22次循環加載。

圖3 加載制度Fig.3 Loading protocol

測試內容包括墩頂的水平位移和側向力，預應力鋼絞線張拉力變化，墩底與承臺接縫開口大小及墩底受壓區高度變化，在墩底外包矩形鋼管外表面貼電阻應變片測試加載過程中的鋼板局部應變變化。如圖2所示，墩頂側向力通過連接在水平作動器和墩頂之間的力傳感器測試，墩頂水平位移通過與墩頂連接的拉線位移計測試。預應力鋼絞線張拉力通過設置于墩頂鋼絞線錨具下方的壓力環進行測試。墩底外包矩形鋼管應變花布置如圖4所示。墩底受壓區高度變化采用安裝在墩底和基礎頂面之間的3個千分表(如圖2所示)進行間接計算得到。受壓區高度的計算示意圖如圖5所示。根據橋墩底部截面三角形幾何關系可得式(1)，式(2)，聯立式(1)及式(2)即可求得受壓區高度c。

(1)

c=0.5D-L2

(2)

式中:H1和H2分別為墩底接縫處圖5所示的千分表1和千分表2測得的開口量，其中千分表2布置中心位置。D為墩底沿彎曲方向的截面高度，c為接縫界面受壓區高度。

圖4 墩底外包鋼管應變布置Fig.4 Strain gauge layout on the steel jacket

圖5 墩底受壓區高度測量Fig.5 Measurement of the compression depth

2 試驗結果

2.1 墩柱損傷過程

對外置可更換耗能器的自復位拼裝橋墩施加往復水平荷載，觀察加載過程中預制節段與承臺之間的開口、水平滑移以及局部變形情況。HD30-1試件與HD30-2試件的試驗現象類似，當加載偏移率為0.1%時(2.4 mm)橋墩墩底與承臺接縫出現開口。當加載偏移率為0.2%時(4.8 mm)，墩底與承臺接縫開口繼續擴大。當加載偏移率到0.4%的過程中，墩頂水平位移到達約5 mm時，預應力鋼絞線張拉力開始變化，預應力鋼絞線開始伸長，說明橋墩墩底受壓區高度已小于墩底寬度一半。HD30-1試件加載到偏移率為3.5%時，墩底接縫張口不斷擴大，預應力鋼絞線持續伸長，可從開口位置看到墩內軸心的鋼絞線。圖6(a)給出加載到水平平偏移率為2.0%時的墩柱與承臺之間接縫開口情況。試驗后取出墩底耗能器核心鋼板，可以發現核心鋼板耗能段出現了多波屈曲現象(如圖6(b)所示)，說明阻尼器在受到拉伸和壓縮變形過程中產生了塑性屈曲耗能，起到了耗能器的作用。

(a) 接縫開口(偏移率2.0%)(b) 阻尼器耗能段屈曲圖6 HD30-1和HD30-2試件加載損傷過程Fig.6 Damage process of HD30-1 and HD30-2specimens

2.2 滯回曲線

根據擬靜力往復加載過程中墩頂水平力和水平位移的測試可以分別得到HD30-1模型及HD30-2模型的試驗滯回曲線，如圖7所示。試驗過程中，水平作動器向西加載為正(方向如圖2中所示)，向東加載為負。從圖中可以看出，HD30-1及HD30-2兩模型的滯回曲線總體基本一致，出現了明顯的“旗幟”型往復力-位移關系。兩個模型均具有較好的耗能能力，并且殘余位移較小，體現出震后良好的自復位能力。更換耗能器前后墩柱承載能力基本相同，耗能器更換前的HD30-1模型負向加載最大承載力為140.62 kN，正向加載最大承載力為164.26 kN。耗能器更換后，HD30-2模型負向加載最大承載力為145.54 kN，正向加載最大承載力為162.44 kN。可以看出，兩個墩柱正負向承載力基本一致，出現的差別主要由于不可避免的加工誤差、安裝誤差以及墩底干接縫界面不平整度引起。

(b) HD30-2滯回曲線圖7 試件力-位移滯回曲線Fig.7 Force-displacement hysteretic curves of specimens

2.3 骨架曲線

骨架曲線是反映試件初始剛度、極限荷載、屈服后剛度和延性等抗震性能指標的重要表達。根據圖7中測得的HD30-1和HD30-2模型的力-位移滯回曲線，提取每個加載偏移率等級的峰值點，可以得到如圖8所示的HD30-1和HD30-2模型的骨架曲線。從圖中可以看出，兩模型的骨架曲線基本相同。在墩頂水平偏移率達到3.5%以前，墩柱的抗側承載力基本沒有降低或降低很小，說明該體系具有較好的延性。水平位移2.4 mm(偏移率為0.1%)后，曲線斜率開始發生變化，試件加載剛度下降，此時墩柱與基礎接縫處開始出現開口。

圖8 試件力-位移骨架曲線Fig.8 Force-displacement skeleton curves of the specimens

2.4 耗能能力

耗能能力是體現結構或構件耗散外界輸入能量的能力。圖9為HD30-1及HD30-2兩模型的累積滯回耗能，即每個加載等級兩個循環的滯回曲線所包圍的面積。從圖中可以看出，兩模型在偏移率為2.0%以前的累積耗能比較接近。此后HD30-1模型的累積耗能略低于HD30-2模型的累積耗能。兩個模型采用的耗能部件完全一樣，產生該差異的原因主要來自于兩個方面，一是由于HD30-1模型在加載過程中，耗能部件出現一定的松動滑移現象，在HD30-2模型中針對耗能部件進行了加固改進，沒有再出現滑移現象。二是可能由于鋼材加工及材性的隨機性產生一定的誤差引起。在達到最大偏移率3.5%時，HD30-2模型的累積耗能比HD30-1模型的累積耗能高15.6%。基本可以說明，更換墩底耗能部件后，墩柱的耗能能力可以恢復到更換前的水平。

圖9 HD30累積耗能Fig.9 Cumulative energy dissipation of the specimens

2.5 預應力筋張拉力變化

在水平往復加載過程中，墩內預應力筋將隨著墩頂水平加載位移的變化而產生拉伸和縮短，造成預應力筋內力的變化。兩個模型墩內預應力筋的張拉力隨水平位移的變化情況如圖10所示。隨著水平加載位移增加，預應力筋張拉力基本呈線性增加。水平往復加載前，HD30-1和HD30-2模型墩內預應力鋼絞線初始預張力分別為278.5 kN和282 kN。從圖中可以看出，兩個模型的預應力筋內張拉力在正負加載方向有一定的不對稱性，從最大值來看負向比正向分別小2.86%和3.33%，主要原因是由于墩底接縫不夠平整以及墩頂豎向恒定軸壓不可避免的具有一定的偏心所致。另外，兩個模型中預應力筋內張拉力的最大值分別是初始預張力的1.55倍和1.56倍。由于預應力筋為無粘結狀態，預張力的增加將造成錨具產生滑移，進而造成預應力筋內張拉力的損失。從圖中可以看出，水平加載后兩個模型中預應力筋分別產生7.53%和3.54%的損失，更換耗能部件后HD30-2模型比HD30-1模型的預應力損失減小了52.9%。在進行完HD30-1模型的擬靜力試驗后沒有更換預應力鋼絞線，通過前卡式千斤頂對預應力筋進行了預應力補張拉。根據賈俊峰等[29]研究結果，由于HD30-1模型加載過程中預應力兩端的錨具滑移已經產生部分預應力損失，因此在更換耗能部件并補張預應力之后HD30-2模型的預應力損失將會減小。

(a) HD30-1預應力張拉力變化

(b) HD30-2預應力張拉力變化圖10 預應筋張拉力-墩柱水平位移曲線Fig.10 Prestressing force in steel strands vs lateraldisplacement of the specimens

2.6 殘余位移

墩柱的殘余偏移率定義為墩頂水平力為零時墩頂水平位移與墩柱計算高度的比值，是衡量墩柱自復位能力和可修復性的重要指標。圖11為兩種模型在不同加載等級下的殘余偏移率。從圖中可以看出，在墩頂水平最大偏移率達到3.5%時，兩組模型的最大殘余偏移率基本相同，分別為0.55%和0.54%。兩個模型的最大殘余偏移率皆小于日本橋梁抗震規范中對殘余位移小于1.0%的要求[30]，試件都具有良好的自復位能力和可修復性。

圖11 殘余偏移率隨水平加載位移的變化Fig.11 Residual drift ratio along with lateralloading displacements

2.7 接縫開口情況

測量墩柱與承臺之間接縫的開口變化是計算墩底受壓區高度的前提。圖12為兩組模型接縫開口隨水平位移的變化情況。從圖中可以看出，兩組模型在墩底接縫處布置的三個千分表測得的開口隨水平位移加載的變化趨勢基本一致。千分表1、2和3分別測量墩柱西側、中間和東側接縫開口大小，從圖中可以看出，西側接縫開口略大于東側接縫開口，中部布置的千分表也呈現出西側開口大于東側開口的特點。這與如圖10所示的負向加載時預應力筋最大張拉力略小于正向加載時的預應力筋最大張拉力是一致的。此外，當加載水平位移達到±5 mm后，中間位置千分表2示數開始發生變化，說明此時受壓區高度開始小于墩柱底部截面加載方向寬度的一半，軸心布置的預應力鋼絞線開始伸長，這與圖10中預應力筋端部壓力環讀數開始增加的趨勢基本一致。

(a) 千分表1(b) 千分表2(c) 千分表3

2.8 受壓區高度變化

墩底接縫受壓區高度是進行自復位搖擺橋墩抗側強度預測的關鍵參數，受壓區高度在整個水平往復加載過程不斷變化。圖13為根據接縫開口測量以及式(1)和(2)測算出的兩組模型受壓區高度隨水平加載位移的變化情況。從圖中可以看出，兩組模型在加載初期受壓區高度變化較大，在墩頂水平位移較大時，受壓區高度趨于平緩逐漸接近為一個常數值50 mm。該現象同時驗證了賈俊峰和趙建瑜提出的受壓區高度簡化模型[27,29]。

(a) HD30-1東側受壓區高度(b) HD30-1西側受壓區高度(c) HD30-2東側受壓區高度(d) HD30-2西側受壓區高度圖13 受壓區高度隨墩頂水平位移的變化曲線Fig.13 The compression depth vs lateral displacement at the column top

2.9 局部應變分析

為減小墩柱底部混凝土損傷，在墩柱底部設置了外包鋼管。墩柱底部損傷情況是自復位搖擺結構的關注重點。采用電阻應變花測量了墩底外包鋼管多處應變隨水平加載位移的變化情況。本文僅給出外包鋼管底部和中間高度處的主應變，如圖14所示。其中，外包鋼管軸線處所布置的應變花根據式(3)、(4)計算最大主應變。試驗過程中沒有發現外包鋼管有起鼓包現象。一般鋼材屈服應變為2 000。從圖中可以看出，在相鄰的兩個面，底部最大主應變分別小于1 200和400，中間位置最大主應變分別小于500和400。說明墩底外包鋼管沒有發生屈服。

γxy=ε0+ε90-2ε45

(3)

(4)

式中：ε0、ε45和ε90分別為測得的0°、45°和90°方向的應變；γxy為切應變；εmax為最大主應變。

3 結 論

為驗證外置可更換耗能器的自復位預制拼裝橋墩的自復位能力和可修復性，設計并加工制作了兩組相同構造和尺寸的縮尺模型橋墩。通過擬靜力水平往復加載試驗，研究了自復位預制拼裝橋墩的抗震性能和耗能部件的可更換性，以及更換耗能部件后墩柱的抗震性能。主要得到以下結論：

(1) 外置鋼耗能器的耗能段出現多波屈曲現象，阻尼器耗能作用明顯。自復位預制拼裝墩柱力-位移滯回曲線總體上表現為明顯的“旗幟”型，墩柱具有較好的耗能能力，最大加載偏移率3.5%時，墩柱的殘余偏移率小于0.6%。

(2) 本文發展的自復位預制拼裝橋墩具有良好的可修復性。墩柱底部外置耗能部件可以在震后方便地進行更換。更換耗能部件后，墩柱的水平承載能力和耗能能力與更換前基本一致。

(a) TZXM應變(b) TZXB應變

(c) TJXM應變(d) TJXB應變圖14 HD30-1試件墩底矩形鋼管應變Fig.14 Strains on the steel jacket of the specimen HD 30-1

(3) 隨墩頂水平加載位移的增加，墩柱內部軸向預應力筋張拉力基本呈線性增加。水平最大加載偏移率3.5%時，預應力筋內最大張拉力達到初始張拉力的1.5倍，恢復到初始位置時，預應力筋出現明顯的應力損失。通過補張預應力和更換耗能部件進行修復后，墩柱內預應力筋的應力損失減小。

(4) 隨著墩頂水平加載位移的增大，墩底接縫處受壓區高度逐漸變小，但水平位移較大時，受壓區高度逐漸趨于平緩甚至接近為一個常數值。

(5) 自復位搖擺橋墩墩底混凝土應具有可靠約束避免產生嚴重的局部損傷。在外包鋼管內增設剪力釘有助于提高外包鋼管與核心混凝土以及縱向鋼筋的連接，避免鋼管局部屈曲和外鼓現象。