外置可更换耗能器的预制拼装自复位桥墩抗震性能试验研究

2021-03-17贾俊峰欧进萍李逸松程寿山

振动与冲击 2021年5期

贾俊峰,魏博,欧进萍,2,李逸松,程寿山

(1.北京工业大学城市与工程安全减灾教育部重点实验室，北京 100124；2.哈尔滨工业大学土木工程学院,哈尔滨 150090; 3.交通运输部公路科学研究院有限公司,北京 100070)

当前，国内外工程抗震设计大都采用的延性抗震设计理念虽可实现结构“大震不倒”，但往往震后结构残余位移较大，不能快速恢复使用功能，而且修复困难甚至不得不推倒重建。对于“城市生命线”工程中的桥梁结构而言，震后桥梁严重损伤往往造成交通中断而且难以修复，影响应急救援和震后重建工作。鉴于此，近年来国内外学者提出并发展了基于可恢复功能设计理念的新型抗震结构和体系[1]，可恢复功能结构以地震后结构可快速恢复使用功能及可修复为目标，发展了自复位结构、摇摆结构及可修复减震结构等多种可恢复功能结构形式，逐渐形成了未来工程抗震领域的新方向[2]。另外，桥梁快速建造技术顺应了我国开展工业化绿色建造的战略需求，近年来在国内外已经得到了较广泛地关注[3-6]。装配式桥梁在强震区的适用性是影响其广泛推广的重要因素。结合最新抗震设计理念和抗震结构新体系、新技术，发展高性能预制装配式桥梁结构和新体系，是未来桥梁建设领域的重要发展方向。

后张无粘结预应力连接预制拼装桥墩是装配式桥墩的主要技术方法之一，该方法通过墩内后张竖向无粘结预应力实现预制墩柱和基础以及盖梁/主梁的连接。与常规现浇桥墩相比，自复位桥墩在震后残余位移显著减小，具有良好的自复位能力。但自复位桥墩耗能能力较差[7-8]。因此，自复位桥墩的耗能能力受到学者们关注。司炳君等[9]基于OpenSees数值分析平台讨论了耗能钢筋对近断层地震下摇摆自复位桥墩地震反应的影响。结果表明，随着耗能钢筋配筋率增加，墩顶最大位移角和预应力筋最大应力均减小。王志强等[10-12]试验研究了在墩内增设耗能钢筋的无粘结预应力混凝土桥墩的静力和动力抗震性能，验证了无粘结预应力筋对预制拼装桥墩抗剪承载能力的提升作用以及降低墩柱残余变形的能力；耗能钢筋可增强桥墩侧向刚度，减小墩柱最大位移响应，提高墩柱耗能能力。王军文等[13-14]对预应力混凝土整体式空心墩和装配式空心桥墩的抗震性能和塑性损伤进行了拟静力试验和数值分析。研究结果表明，内置耗能钢筋的装配式预应力桥墩的自复位能力较强，其损伤程度比整体式空心墩轻得多。Sideris等[15-16]提出自复位预制节段拼装桥墩滑移-摇摆混合体系。结果表明，当偏移率小于3%时，节段间的滑移为体系提供耗能能力；当偏移率为3%～10%时，体系自复位能力提高；当偏移率大于10%时，由于预应力损失变大，体系耗能能力降低，自复位能力下降。Mander等[17]发现，试验中加密了塑性铰区箍筋，并在预制拼装桥墩墩底与承台界面增设橡胶垫，使桥墩的耗能能力有所增加。Ou等[18-19]在预制钢筋混凝土节段间设置耗能钢筋以提高后张预应力预制拼装桥墩的耗能能力。但是，自复位预制拼装桥墩设置内置耗能部件虽能提高耗能能力，但存在震后不易修复或更换的缺点。不论是通过新体系还是在内部设置耗能部件均难以满足“可修复或可更换”[20]的设计理念及要求。

为实现耗能部件的可更换性，部分学者通过外置附加阻尼部件的方式提高预制桥墩的耗能能力。Chou等[21]在Hewes等[22]研究的基础上，在墩身底部增设了外置软钢阻尼部件。试验结果表明，与不设置耗能部件的桥墩相比，在4%偏移率之前，设置耗能部件的桥墩的耗能能力提高约50%。水平位移加载到4%偏移率时，耗能部件断裂。ElGawady等[23]对增设角钢阻尼器的双柱式自复位预制桥墩进行了拟静力试验。研究表明，与不增设角钢阻尼器的预制拼装桥墩相比，其耗能能力提高了75%；在偏移率为4%前残余位移约为10%。后由于角钢阻尼器断裂，桥墩耗能能力有所降低，混凝土墩身基本无损伤。孙治国等[24]提出含角钢和耗能钢筋的摇摆自复位预制拼装双柱墩，基于OpenSees数值平台分析了其在近断层地震作用下的地震响应。结果表明，所发展的摇摆自复位预制拼装双柱墩具有良好的抗震能力，震后残余位移较小。外置耗能器的可更换性与墩柱的残余位移有很大关系，较小的残余位移是实现外置耗能器的必要条件。当前已有研究虽采用了在理念上可行的可更换耗能器，但少有开展外置耗能器的可更换性试验验证，同时外置耗能器更换后预制墩柱的抗震性能与更换前有何变化，仍有待进一步研究。

本文以我国首座自复位桥梁为工程背景，发展附加外置可更换阻尼器的自复位预制拼装桥墩，通过拟静力往复加载试验研究自复位预制桥墩的耗能能力、后张预应力筋内力变化、残余位移及接缝开口行为等抗震性能，验证墩底附加可更换阻尼器在地震损伤后的可更换性，比较外置耗能器更换前后自复位桥墩抗震性能的变化。

1 试验设计

1.1 模型设计

本文以我国2016年建成的自复位摇摆桥梁结构——京台高速(北京段)黄徐路跨线桥为工程背景[25-26]。该桥为现浇结构自复位摇摆桥梁，墩顶无支座。桥墩墩顶和墩底分别与主梁和承台断开形成摇摆接缝，桥墩和上部结构浇筑完成后安装墩底的可更换耗能器，并张拉墩内4束无粘结预应力拉索。地震往复激励下，墩底接缝界面张开，可更换耗能器提供一定抗侧刚度、强度和良好的耗能能力，无粘结预应力索提供良好的自复位能力。该桥为我国首座自复位桥梁结构，为我国自复位桥梁结构新体系的研发和建设提供了宝贵经验。

参考该工程桥墩结构设计，设计并加工制作了附加外置可更换耗能器的自复位预制拼装桥墩模型试件。该模型墩加载高度为2.4 m，截面尺寸450 mm×600 mm。混凝土设计标号为C40，桥墩纵筋采用直径20 mm的HRB400钢筋，箍筋采用直径8 mm的HPB300钢筋，箍筋间距100 mm，距离墩底710mm范围内箍筋加密区间距50 mm，桥墩保护层混凝土厚度为20 mm。为防止摇摆过程中墩底局部混凝土过早压碎，墩底410 mm高度范围内外包16 mm厚矩形钢管，钢管采用Q235钢材。为避免试验过程中混凝土受压引起钢管局部外包鼓起现象[27]，在外包钢管内壁设置了剪力钉以增强外包钢管与内部混凝土间的相互作用。桥墩截面中心预留直径50 mm的PVC孔用于穿过后张预应力筋。预应力筋采用3根15.2 mm 1×7预应力钢绞线，钢绞线横截面积417 mm2，极限强度标准值1 860 MPa。预应力钢绞线张拉应力719.42 MPa，3根钢绞线提供竖向初始张拉力280 kN。墩顶采用液压千斤顶提供轴向压力为800 kN。根据材性试验测得混凝土立方体抗压强度平均值为42.85 MPa，根据JTG 3362—2018《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》，可计算墩柱试验轴压比为0.139。桥墩尺寸及钢筋布置等详见图1。

墩底可更换耗能器由耗能钢板、防屈曲盖板、垫片、连接螺栓等组成。耗能钢板、防屈曲盖板均采用Q235钢材。阻尼部件底部连接板加工成锥型，起到抗剪、抗扭的作用且不会影响桥墩在水平力作用下的摇摆行为。根据Wang等[28]提出的阻尼部件对桥墩抗侧强度贡献率λED宜小于35%的设计建议，经初步计算，本文中设计外置阻尼部件提供的抗侧强度贡献率λED为30%。设计外置耗能器更换前后2组加载工况，分别命名为HD30-1和HD30-2。自复位预制拼装桥墩模型三维结构构造示意图如图1(a)所示。

(a) 桥墩构造图(b) 桥墩配筋图

1.2 材性试验

根据国家标准GB/T 228—2010《金属材料-室温拉伸试验方法》，对模型试件采用的纵筋、箍筋、墩底外包钢板进行材料拉伸力学特性试验，测得钢材的力学特性如表1所示。根据GBT 50081—2002《普通混凝土力学性能试验方法标准》测得模型所用C40混凝土立方体抗压强度为42.85 MPa。

1.3 模型加载和测试方案

本次拟静力试验在北京工业大学城市与工程安全减灾教育部重点实验室进行，试验现场布置如图2所示。基础通过4根预应力螺杆锚固在刚性地面，墩柱距离基础顶面2.5 m高度处与水平向液压作动器铰接连接，作动器量程2 000 kN。墩顶采用与刚性反力架连接的竖向千斤顶施加800 kN的竖向轴压。竖向千斤顶与反力横梁之间采用长度为300 mm的水平滑板，水平活动范围±150 mm。

表1 钢材拉伸力学特性

图2 试件拟静力试验布置Fig.2 Experimental layout

拟静力往复加载试验采用位移控制加载，按墩顶水平偏移率(即位移与桥墩计算高度的比值)进行加载。加载偏移率分别为0.1%，0.2%，0.4%，0.6%，0.8%，1.0%，1.5%，2.0%，2.5%，3.0%，3.5%，每个加载等级循环两次。加载制度如图3所示，共进行22次循环加载。

图3 加载制度Fig.3 Loading protocol

测试内容包括墩顶的水平位移和侧向力，预应力钢绞线张拉力变化，墩底与承台接缝开口大小及墩底受压区高度变化，在墩底外包矩形钢管外表面贴电阻应变片测试加载过程中的钢板局部应变变化。如图2所示，墩顶侧向力通过连接在水平作动器和墩顶之间的力传感器测试，墩顶水平位移通过与墩顶连接的拉线位移计测试。预应力钢绞线张拉力通过设置于墩顶钢绞线锚具下方的压力环进行测试。墩底外包矩形钢管应变花布置如图4所示。墩底受压区高度变化采用安装在墩底和基础顶面之间的3个千分表(如图2所示)进行间接计算得到。受压区高度的计算示意图如图5所示。根据桥墩底部截面三角形几何关系可得式(1)，式(2)，联立式(1)及式(2)即可求得受压区高度c。

(1)

c=0.5D-L2

(2)

式中:H1和H2分别为墩底接缝处图5所示的千分表1和千分表2测得的开口量，其中千分表2布置中心位置。D为墩底沿弯曲方向的截面高度，c为接缝界面受压区高度。

图4 墩底外包钢管应变布置Fig.4 Strain gauge layout on the steel jacket

图5 墩底受压区高度测量Fig.5 Measurement of the compression depth

2 试验结果

2.1 墩柱损伤过程

对外置可更换耗能器的自复位拼装桥墩施加往复水平荷载，观察加载过程中预制节段与承台之间的开口、水平滑移以及局部变形情况。HD30-1试件与HD30-2试件的试验现象类似，当加载偏移率为0.1%时(2.4 mm)桥墩墩底与承台接缝出现开口。当加载偏移率为0.2%时(4.8 mm)，墩底与承台接缝开口继续扩大。当加载偏移率到0.4%的过程中，墩顶水平位移到达约5 mm时，预应力钢绞线张拉力开始变化，预应力钢绞线开始伸长，说明桥墩墩底受压区高度已小于墩底宽度一半。HD30-1试件加载到偏移率为3.5%时，墩底接缝张口不断扩大，预应力钢绞线持续伸长，可从开口位置看到墩内轴心的钢绞线。图6(a)给出加载到水平平偏移率为2.0%时的墩柱与承台之间接缝开口情况。试验后取出墩底耗能器核心钢板，可以发现核心钢板耗能段出现了多波屈曲现象(如图6(b)所示)，说明阻尼器在受到拉伸和压缩变形过程中产生了塑性屈曲耗能，起到了耗能器的作用。

(a) 接缝开口(偏移率2.0%)(b) 阻尼器耗能段屈曲图6 HD30-1和HD30-2试件加载损伤过程Fig.6 Damage process of HD30-1 and HD30-2specimens

2.2 滞回曲线

根据拟静力往复加载过程中墩顶水平力和水平位移的测试可以分别得到HD30-1模型及HD30-2模型的试验滞回曲线，如图7所示。试验过程中，水平作动器向西加载为正(方向如图2中所示)，向东加载为负。从图中可以看出，HD30-1及HD30-2两模型的滞回曲线总体基本一致，出现了明显的“旗帜”型往复力-位移关系。两个模型均具有较好的耗能能力，并且残余位移较小，体现出震后良好的自复位能力。更换耗能器前后墩柱承载能力基本相同，耗能器更换前的HD30-1模型负向加载最大承载力为140.62 kN，正向加载最大承载力为164.26 kN。耗能器更换后，HD30-2模型负向加载最大承载力为145.54 kN，正向加载最大承载力为162.44 kN。可以看出，两个墩柱正负向承载力基本一致，出现的差别主要由于不可避免的加工误差、安装误差以及墩底干接缝界面不平整度引起。

(b) HD30-2滞回曲线图7 试件力-位移滞回曲线Fig.7 Force-displacement hysteretic curves of specimens

2.3 骨架曲线

骨架曲线是反映试件初始刚度、极限荷载、屈服后刚度和延性等抗震性能指标的重要表达。根据图7中测得的HD30-1和HD30-2模型的力-位移滞回曲线，提取每个加载偏移率等级的峰值点，可以得到如图8所示的HD30-1和HD30-2模型的骨架曲线。从图中可以看出，两模型的骨架曲线基本相同。在墩顶水平偏移率达到3.5%以前，墩柱的抗侧承载力基本没有降低或降低很小，说明该体系具有较好的延性。水平位移2.4 mm(偏移率为0.1%)后，曲线斜率开始发生变化，试件加载刚度下降，此时墩柱与基础接缝处开始出现开口。

图8 试件力-位移骨架曲线Fig.8 Force-displacement skeleton curves of the specimens

2.4 耗能能力

耗能能力是体现结构或构件耗散外界输入能量的能力。图9为HD30-1及HD30-2两模型的累积滞回耗能，即每个加载等级两个循环的滞回曲线所包围的面积。从图中可以看出，两模型在偏移率为2.0%以前的累积耗能比较接近。此后HD30-1模型的累积耗能略低于HD30-2模型的累积耗能。两个模型采用的耗能部件完全一样，产生该差异的原因主要来自于两个方面，一是由于HD30-1模型在加载过程中，耗能部件出现一定的松动滑移现象，在HD30-2模型中针对耗能部件进行了加固改进，没有再出现滑移现象。二是可能由于钢材加工及材性的随机性产生一定的误差引起。在达到最大偏移率3.5%时，HD30-2模型的累积耗能比HD30-1模型的累积耗能高15.6%。基本可以说明，更换墩底耗能部件后，墩柱的耗能能力可以恢复到更换前的水平。

图9 HD30累积耗能Fig.9 Cumulative energy dissipation of the specimens

2.5 预应力筋张拉力变化

在水平往复加载过程中，墩内预应力筋将随着墩顶水平加载位移的变化而产生拉伸和缩短，造成预应力筋内力的变化。两个模型墩内预应力筋的张拉力随水平位移的变化情况如图10所示。随着水平加载位移增加，预应力筋张拉力基本呈线性增加。水平往复加载前，HD30-1和HD30-2模型墩内预应力钢绞线初始预张力分别为278.5 kN和282 kN。从图中可以看出，两个模型的预应力筋内张拉力在正负加载方向有一定的不对称性，从最大值来看负向比正向分别小2.86%和3.33%，主要原因是由于墩底接缝不够平整以及墩顶竖向恒定轴压不可避免的具有一定的偏心所致。另外，两个模型中预应力筋内张拉力的最大值分别是初始预张力的1.55倍和1.56倍。由于预应力筋为无粘结状态，预张力的增加将造成锚具产生滑移，进而造成预应力筋内张拉力的损失。从图中可以看出，水平加载后两个模型中预应力筋分别产生7.53%和3.54%的损失，更换耗能部件后HD30-2模型比HD30-1模型的预应力损失减小了52.9%。在进行完HD30-1模型的拟静力试验后没有更换预应力钢绞线，通过前卡式千斤顶对预应力筋进行了预应力补张拉。根据贾俊峰等[29]研究结果，由于HD30-1模型加载过程中预应力两端的锚具滑移已经产生部分预应力损失，因此在更换耗能部件并补张预应力之后HD30-2模型的预应力损失将会减小。

(a) HD30-1预应力张拉力变化

(b) HD30-2预应力张拉力变化图10 预应筋张拉力-墩柱水平位移曲线Fig.10 Prestressing force in steel strands vs lateraldisplacement of the specimens

2.6 残余位移

墩柱的残余偏移率定义为墩顶水平力为零时墩顶水平位移与墩柱计算高度的比值，是衡量墩柱自复位能力和可修复性的重要指标。图11为两种模型在不同加载等级下的残余偏移率。从图中可以看出，在墩顶水平最大偏移率达到3.5%时，两组模型的最大残余偏移率基本相同，分别为0.55%和0.54%。两个模型的最大残余偏移率皆小于日本桥梁抗震规范中对残余位移小于1.0%的要求[30]，试件都具有良好的自复位能力和可修复性。

图11 残余偏移率随水平加载位移的变化Fig.11 Residual drift ratio along with lateralloading displacements

2.7 接缝开口情况

测量墩柱与承台之间接缝的开口变化是计算墩底受压区高度的前提。图12为两组模型接缝开口随水平位移的变化情况。从图中可以看出，两组模型在墩底接缝处布置的三个千分表测得的开口随水平位移加载的变化趋势基本一致。千分表1、2和3分别测量墩柱西侧、中间和东侧接缝开口大小，从图中可以看出，西侧接缝开口略大于东侧接缝开口，中部布置的千分表也呈现出西侧开口大于东侧开口的特点。这与如图10所示的负向加载时预应力筋最大张拉力略小于正向加载时的预应力筋最大张拉力是一致的。此外，当加载水平位移达到±5 mm后，中间位置千分表2示数开始发生变化，说明此时受压区高度开始小于墩柱底部截面加载方向宽度的一半，轴心布置的预应力钢绞线开始伸长，这与图10中预应力筋端部压力环读数开始增加的趋势基本一致。

(a) 千分表1(b) 千分表2(c) 千分表3

2.8 受压区高度变化

墩底接缝受压区高度是进行自复位摇摆桥墩抗侧强度预测的关键参数，受压区高度在整个水平往复加载过程不断变化。图13为根据接缝开口测量以及式(1)和(2)测算出的两组模型受压区高度随水平加载位移的变化情况。从图中可以看出，两组模型在加载初期受压区高度变化较大，在墩顶水平位移较大时，受压区高度趋于平缓逐渐接近为一个常数值50 mm。该现象同时验证了贾俊峰和赵建瑜提出的受压区高度简化模型[27,29]。

(a) HD30-1东侧受压区高度(b) HD30-1西侧受压区高度(c) HD30-2东侧受压区高度(d) HD30-2西侧受压区高度图13 受压区高度随墩顶水平位移的变化曲线Fig.13 The compression depth vs lateral displacement at the column top

2.9 局部应变分析

为减小墩柱底部混凝土损伤，在墩柱底部设置了外包钢管。墩柱底部损伤情况是自复位摇摆结构的关注重点。采用电阻应变花测量了墩底外包钢管多处应变随水平加载位移的变化情况。本文仅给出外包钢管底部和中间高度处的主应变，如图14所示。其中，外包钢管轴线处所布置的应变花根据式(3)、(4)计算最大主应变。试验过程中没有发现外包钢管有起鼓包现象。一般钢材屈服应变为2 000。从图中可以看出，在相邻的两个面，底部最大主应变分别小于1 200和400，中间位置最大主应变分别小于500和400。说明墩底外包钢管没有发生屈服。

γxy=ε0+ε90-2ε45

(3)

(4)

式中：ε0、ε45和ε90分别为测得的0°、45°和90°方向的应变；γxy为切应变；εmax为最大主应变。