外置可更換耗能器的預(yù)制拼裝自復(fù)位橋墩抗震性能試驗(yàn)研究

賈俊峰,魏 博,歐進(jìn)萍,2,李逸松,程壽山

(1.北京工業(yè)大學(xué) 城市與工程安全減災(zāi)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，北京 100124；2.哈爾濱工業(yè)大學(xué) 土木工程學(xué)院,哈爾濱 150090; 3.交通運(yùn)輸部公路科學(xué)研究院有限公司,北京 100070)

當(dāng)前 ，國(guó)內(nèi)外工程抗震設(shè)計(jì)大都采用的延性抗震設(shè)計(jì)理念雖可實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)“大震不倒”，但往往震后結(jié)構(gòu)殘余位移較大，不能快速恢復(fù)使用功能，而且修復(fù)困難甚至不得不推倒重建。對(duì)于“城市生命線”工程中的橋梁結(jié)構(gòu)而言，震后橋梁嚴(yán)重?fù)p傷往往造成交通中斷而且難以修復(fù)，影響應(yīng)急救援和震后重建工作。鑒于此，近年來(lái)國(guó)內(nèi)外學(xué)者提出并發(fā)展了基于可恢復(fù)功能設(shè)計(jì)理念的新型抗震結(jié)構(gòu)和體系[1]，可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)以地震后結(jié)構(gòu)可快速恢復(fù)使用功能及可修復(fù)為目標(biāo)，發(fā)展了自復(fù)位結(jié)構(gòu)、搖擺結(jié)構(gòu)及可修復(fù)減震結(jié)構(gòu)等多種可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)形式，逐漸形成了未來(lái)工程抗震領(lǐng)域的新方向[2]。另外，橋梁快速建造技術(shù)順應(yīng)了我國(guó)開(kāi)展工業(yè)化綠色建造的戰(zhàn)略需求，近年來(lái)在國(guó)內(nèi)外已經(jīng)得到了較廣泛地關(guān)注[3-6]。裝配式橋梁在強(qiáng)震區(qū)的適用性是影響其廣泛推廣的重要因素。結(jié)合最新抗震設(shè)計(jì)理念和抗震結(jié)構(gòu)新體系、新技術(shù)，發(fā)展高性能預(yù)制裝配式橋梁結(jié)構(gòu)和新體系，是未來(lái)橋梁建設(shè)領(lǐng)域的重要發(fā)展方向。

后張無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力連接預(yù)制拼裝橋墩是裝配式橋墩的主要技術(shù)方法之一，該方法通過(guò)墩內(nèi)后張豎向無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力實(shí)現(xiàn)預(yù)制墩柱和基礎(chǔ)以及蓋梁/主梁的連接。與常規(guī)現(xiàn)澆橋墩相比，自復(fù)位橋墩在震后殘余位移顯著減小，具有良好的自復(fù)位能力。但自復(fù)位橋墩耗能能力較差[7-8]。因此，自復(fù)位橋墩的耗能能力受到學(xué)者們關(guān)注。司炳君等[9]基于OpenSees數(shù)值分析平臺(tái)討論了耗能鋼筋對(duì)近斷層地震下?lián)u擺自復(fù)位橋墩地震反應(yīng)的影響。結(jié)果表明，隨著耗能鋼筋配筋率增加，墩頂最大位移角和預(yù)應(yīng)力筋最大應(yīng)力均減小。王志強(qiáng)等[10-12]試驗(yàn)研究了在墩內(nèi)增設(shè)耗能鋼筋的無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力混凝土橋墩的靜力和動(dòng)力抗震性能，驗(yàn)證了無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力筋對(duì)預(yù)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(qiáng)橋墩側(cè)向剛度，減小墩柱最大位移響應(yīng)，提高墩柱耗能能力。王軍文等[13-14]對(duì)預(yù)應(yīng)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(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)和數(shù)值分析。研究結(jié)果表明，內(nèi)置耗能鋼筋的裝配式預(yù)應(yīng)力橋墩的自復(fù)位能力較強(qiáng)，其損傷程度比整體式空心墩輕得多。Sideris等[15-16]提出自復(fù)位預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩滑移-搖擺混合體系。結(jié)果表明，當(dāng)偏移率小于3%時(shí)，節(jié)段間的滑移為體系提供耗能能力；當(dāng)偏移率為3%～10%時(shí)，體系自復(fù)位能力提高；當(dāng)偏移率大于10%時(shí)，由于預(yù)應(yīng)力損失變大，體系耗能能力降低，自復(fù)位能力下降。Mander等[17]發(fā)現(xiàn)，試驗(yàn)中加密了塑性鉸區(qū)箍筋，并在預(yù)制拼裝橋墩墩底與承臺(tái)界面增設(shè)橡膠墊，使橋墩的耗能能力有所增加。Ou等[18-19]在預(yù)制鋼筋混凝土節(jié)段間設(shè)置耗能鋼筋以提高后張預(yù)應(yīng)力預(yù)制拼裝橋墩的耗能能力。但是，自復(fù)位預(yù)制拼裝橋墩設(shè)置內(nèi)置耗能部件雖能提高耗能能力，但存在震后不易修復(fù)或更換的缺點(diǎn)。不論是通過(guò)新體系還是在內(nèi)部設(shè)置耗能部件均難以滿(mǎn)足“可修復(fù)或可更換”[20]的設(shè)計(jì)理念及要求。

為實(shí)現(xiàn)耗能部件的可更換性，部分學(xué)者通過(guò)外置附加阻尼部件的方式提高預(yù)制橋墩的耗能能力。Chou等[21]在Hewes等[22]研究的基礎(chǔ)上，在墩身底部增設(shè)了外置軟鋼阻尼部件。試驗(yàn)結(jié)果表明，與不設(shè)置耗能部件的橋墩相比，在4%偏移率之前，設(shè)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(shí)，耗能部件斷裂。ElGawady等[23]對(duì)增設(shè)角鋼阻尼器的雙柱式自復(fù)位預(yù)制橋墩進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)。研究表明，與不增設(shè)角鋼阻尼器的預(yù)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(wú)損傷。孫治國(guó)等[24]提出含角鋼和耗能鋼筋的搖擺自復(fù)位預(yù)制拼裝雙柱墩，基于OpenSees數(shù)值平臺(tái)分析了其在近斷層地震作用下的地震響應(yīng)。結(jié)果表明，所發(fā)展的搖擺自復(fù)位預(yù)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(guān)系，較小的殘余位移是實(shí)現(xiàn)外置耗能器的必要條件。當(dāng)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(kāi)展外置耗能器的可更換性試驗(yàn)驗(yàn)證，同時(shí)外置耗能器更換后預(yù)制墩柱的抗震性能與更換前有何變化，仍有待進(jìn)一步研究。

本文以我國(guó)首座自復(fù)位橋梁為工程背景，發(fā)展附加外置可更換阻尼器的自復(fù)位預(yù)制拼裝橋墩，通過(guò)擬靜力往復(fù)加載試驗(yàn)研究自復(fù)位預(yù)制橋墩的耗能能力、后張預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)力變化、殘余位移及接縫開(kāi)口行為等抗震性能，驗(yàn)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(fù)位橋墩抗震性能的變化。

1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

1.1 模型設(shè)計(jì)

本文以我國(guó)2016年建成的自復(fù)位搖擺橋梁結(jié)構(gòu)——京臺(tái)高速(北京段)黃徐路跨線橋?yàn)楣こ瘫尘癧25-26]。該橋?yàn)楝F(xiàn)澆結(jié)構(gòu)自復(fù)位搖擺橋梁，墩頂無(wú)支座。橋墩墩頂和墩底分別與主梁和承臺(tái)斷開(kāi)形成搖擺接縫，橋墩和上部結(jié)構(gòu)澆筑完成后安裝墩底的可更換耗能器，并張拉墩內(nèi)4束無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力拉索。地震往復(fù)激勵(lì)下，墩底接縫界面張開(kāi)，可更換耗能器提供一定抗側(cè)剛度、強(qiáng)度和良好的耗能能力，無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力索提供良好的自復(fù)位能力。該橋?yàn)槲覈?guó)首座自復(fù)位橋梁結(jié)構(gòu)，為我國(guó)自復(fù)位橋梁結(jié)構(gòu)新體系的研發(fā)和建設(shè)提供了寶貴經(jīng)驗(yàn)。

參考該工程橋墩結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)，設(shè)計(jì)并加工制作了附加外置可更換耗能器的自復(fù)位預(yù)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(shè)計(jì)標(biāo)號(hào)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(nèi)箍筋加密區(qū)間距50 mm，橋墩保護(hù)層混凝土厚度為20 mm。為防止搖擺過(guò)程中墩底局部混凝土過(guò)早壓碎，墩底410 mm高度范圍內(nèi)外包16 mm厚矩形鋼管，鋼管采用Q235鋼材。為避免試驗(yàn)過(guò)程中混凝土受壓引起鋼管局部外包鼓起現(xiàn)象[27]，在外包鋼管內(nèi)壁設(shè)置了剪力釘以增強(qiáng)外包鋼管與內(nèi)部混凝土間的相互作用。橋墩截面中心預(yù)留直徑50 mm的PVC孔用于穿過(guò)后張預(yù)應(yīng)力筋。預(yù)應(yīng)力筋采用3根15.2 mm 1×7預(yù)應(yīng)力鋼絞線，鋼絞線橫截面積417 mm2，極限強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值1 860 MPa。預(yù)應(yīng)力鋼絞線張拉應(yīng)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(jù)材性試驗(yàn)測(cè)得混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均值為42.85 MPa，根據(jù)JTG 3362—2018《公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土橋涵設(shè)計(jì)規(guī)范》，可計(jì)算墩柱試驗(yàn)軸壓比為0.139。橋墩尺寸及鋼筋布置等詳見(jiàn)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(huì)影響橋墩在水平力作用下的搖擺行為。根據(jù)Wang等[28]提出的阻尼部件對(duì)橋墩抗側(cè)強(qiáng)度貢獻(xiàn)率λED宜小于35%的設(shè)計(jì)建議，經(jīng)初步計(jì)算，本文中設(shè)計(jì)外置阻尼部件提供的抗側(cè)強(qiáng)度貢獻(xiàn)率λED為30%。設(shè)計(jì)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(fù)位預(yù)制拼裝橋墩模型三維結(jié)構(gòu)構(gòu)造示意圖如圖1(a)所示。

(a) 橋墩構(gòu)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(fù)位預(yù)制橋墩結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)及構(gòu)造Fig.1 Design details of the self-centering precast bridge columns

1.2 材性試驗(yàn)

根據(jù)國(guó)家標(biāo)準(zhǔn)GB/T 228—2010《金屬材料-室溫拉伸試驗(yàn)方法》，對(duì)模型試件采用的縱筋、箍筋、墩底外包鋼板進(jìn)行材料拉伸力學(xué)特性試驗(yàn)，測(cè)得鋼材的力學(xué)特性如表1所示。根據(jù)GBT 50081—2002《普通混凝土力學(xué)性能試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》測(cè)得模型所用C40混凝土立方體抗壓強(qiáng)度為42.85 MPa。

1.3 模型加載和測(cè)試方案

本次擬靜力試驗(yàn)在北京工業(yè)大學(xué)城市與工程安全減災(zāi)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行，試驗(yàn)現(xiàn)場(chǎng)布置如圖2所示?；A(chǔ)通過(guò)4根預(yù)應(yīng)力螺桿錨固在剛性地面，墩柱距離基礎(chǔ)頂面2.5 m高度處與水平向液壓作動(dòng)器鉸接連接，作動(dòng)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(zhǎng)度為300 mm的水平滑板，水平活動(dòng)范圍±150 mm。

表1 鋼材拉伸力學(xué)特性

圖2 試件擬靜力試驗(yàn)布置Fig.2 Experimental layout

擬靜力往復(fù)加載試驗(yàn)采用位移控制加載，按墩頂水平偏移率(即位移與橋墩計(jì)算高度的比值)進(jìn)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(gè)加載等級(jí)循環(huán)兩次。加載制度如圖3所示，共進(jìn)行22次循環(huán)加載。

圖3 加載制度Fig.3 Loading protocol

測(cè)試內(nèi)容包括墩頂?shù)乃轿灰坪蛡?cè)向力，預(yù)應(yīng)力鋼絞線張拉力變化，墩底與承臺(tái)接縫開(kāi)口大小及墩底受壓區(qū)高度變化，在墩底外包矩形鋼管外表面貼電阻應(yīng)變片測(cè)試加載過(guò)程中的鋼板局部應(yīng)變變化。如圖2所示，墩頂側(cè)向力通過(guò)連接在水平作動(dòng)器和墩頂之間的力傳感器測(cè)試，墩頂水平位移通過(guò)與墩頂連接的拉線位移計(jì)測(cè)試。預(yù)應(yīng)力鋼絞線張拉力通過(guò)設(shè)置于墩頂鋼絞線錨具下方的壓力環(huán)進(jìn)行測(cè)試。墩底外包矩形鋼管應(yīng)變花布置如圖4所示。墩底受壓區(qū)高度變化采用安裝在墩底和基礎(chǔ)頂面之間的3個(gè)千分表(如圖2所示)進(jìn)行間接計(jì)算得到。受壓區(qū)高度的計(jì)算示意圖如圖5所示。根據(jù)橋墩底部截面三角形幾何關(guān)系可得式(1)，式(2)，聯(lián)立式(1)及式(2)即可求得受壓區(qū)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(cè)得的開(kāi)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(qū)高度。

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

圖5 墩底受壓區(qū)高度測(cè)量Fig.5 Measurement of the compression depth

2 試驗(yàn)結(jié)果

2.1 墩柱損傷過(guò)程

對(duì)外置可更換耗能器的自復(fù)位拼裝橋墩施加往復(fù)水平荷載，觀察加載過(guò)程中預(yù)制節(jié)段與承臺(tái)之間的開(kāi)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(yàn)現(xiàn)象類(lèi)似，當(dāng)加載偏移率為0.1%時(shí)(2.4 mm)橋墩墩底與承臺(tái)接縫出現(xiàn)開(kāi)口。當(dāng)加載偏移率為0.2%時(shí)(4.8 mm)，墩底與承臺(tái)接縫開(kāi)口繼續(xù)擴(kuò)大。當(dāng)加載偏移率到0.4%的過(guò)程中，墩頂水平位移到達(dá)約5 mm時(shí)，預(yù)應(yīng)力鋼絞線張拉力開(kāi)始變化，預(yù)應(yīng)力鋼絞線開(kāi)始伸長(zhǎng)，說(shuō)明橋墩墩底受壓區(qū)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(shí)，墩底接縫張口不斷擴(kuò)大，預(yù)應(yīng)力鋼絞線持續(xù)伸長(zhǎng)，可從開(kāi)口位置看到墩內(nèi)軸心的鋼絞線。圖6(a)給出加載到水平平偏移率為2.0%時(shí)的墩柱與承臺(tái)之間接縫開(kāi)口情況。試驗(yàn)后取出墩底耗能器核心鋼板，可以發(fā)現(xiàn)核心鋼板耗能段出現(xiàn)了多波屈曲現(xiàn)象(如圖6(b)所示)，說(shuō)明阻尼器在受到拉伸和壓縮變形過(guò)程中產(chǎn)生了塑性屈曲耗能，起到了耗能器的作用。

(a) 接縫開(kāi)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(guò)程Fig.6 Damage process of HD30-1 and HD30-2specimens

2.2 滯回曲線

根據(jù)擬靜力往復(fù)加載過(guò)程中墩頂水平力和水平位移的測(cè)試可以分別得到HD30-1模型及HD30-2模型的試驗(yàn)滯回曲線，如圖7所示。試驗(yàn)過(guò)程中，水平作動(dòng)器向西加載為正(方向如圖2中所示)，向東加載為負(fù)。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(xiàn)了明顯的“旗幟”型往復(fù)力-位移關(guān)系。兩個(gè)模型均具有較好的耗能能力，并且殘余位移較小，體現(xiàn)出震后良好的自復(fù)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(fù)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(fù)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?？梢钥闯?，兩個(gè)墩柱正負(fù)向承載力基本一致，出現(xiàn)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(biāo)的重要表達(dá)。根據(jù)圖7中測(cè)得的HD30-1和HD30-2模型的力-位移滯回曲線，提取每個(gè)加載偏移率等級(jí)的峰值點(diǎn)，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(dá)到3.5%以前，墩柱的抗側(cè)承載力基本沒(méi)有降低或降低很小，說(shuō)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(kāi)始發(fā)生變化，試件加載剛度下降，此時(shí)墩柱與基礎(chǔ)接縫處開(kāi)始出現(xiàn)開(kāi)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(xiàn)結(jié)構(gòu)或構(gòu)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(gè)加載等級(jí)兩個(gè)循環(huán)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(gè)模型采用的耗能部件完全一樣，產(chǎn)生該差異的原因主要來(lái)自于兩個(gè)方面，一是由于HD30-1模型在加載過(guò)程中，耗能部件出現(xiàn)一定的松動(dòng)滑移現(xiàn)象，在HD30-2模型中針對(duì)耗能部件進(jìn)行了加固改進(jìn)，沒(méi)有再出現(xiàn)滑移現(xiàn)象。二是可能由于鋼材加工及材性的隨機(jī)性產(chǎn)生一定的誤差引起。在達(dá)到最大偏移率3.5%時(shí)，HD30-2模型的累積耗能比HD30-1模型的累積耗能高15.6%?；究梢哉f(shuō)明，更換墩底耗能部件后，墩柱的耗能能力可以恢復(fù)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(yù)應(yīng)力筋張拉力變化

在水平往復(fù)加載過(guò)程中，墩內(nèi)預(yù)應(yīng)力筋將隨著墩頂水平加載位移的變化而產(chǎn)生拉伸和縮短，造成預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)力的變化。兩個(gè)模型墩內(nèi)預(yù)應(yīng)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(yù)應(yīng)力筋張拉力基本呈線性增加。水平往復(fù)加載前，HD30-1和HD30-2模型墩內(nèi)預(yù)應(yīng)力鋼絞線初始預(yù)張力分別為278.5 kN和282 kN。從圖中可以看出，兩個(gè)模型的預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)張拉力在正負(fù)加載方向有一定的不對(duì)稱(chēng)性，從最大值來(lái)看負(fù)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(gè)模型中預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)張拉力的最大值分別是初始預(yù)張力的1.55倍和1.56倍。由于預(yù)應(yīng)力筋為無(wú)粘結(jié)狀態(tài)，預(yù)張力的增加將造成錨具產(chǎn)生滑移，進(jìn)而造成預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)張拉力的損失。從圖中可以看出，水平加載后兩個(gè)模型中預(yù)應(yīng)力筋分別產(chǎn)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(yù)應(yīng)力損失減小了52.9%。在進(jìn)行完HD30-1模型的擬靜力試驗(yàn)后沒(méi)有更換預(yù)應(yīng)力鋼絞線，通過(guò)前卡式千斤頂對(duì)預(yù)應(yīng)力筋進(jìn)行了預(yù)應(yīng)力補(bǔ)張拉。根據(jù)賈俊峰等[29]研究結(jié)果，由于HD30-1模型加載過(guò)程中預(yù)應(yīng)力兩端的錨具滑移已經(jīng)產(chǎn)生部分預(yù)應(yīng)力損失，因此在更換耗能部件并補(bǔ)張預(yù)應(yīng)力之后HD30-2模型的預(yù)應(yīng)力損失將會(huì)減小。

(a) HD30-1預(yù)應(yīng)力張拉力變化

(b) HD30-2預(yù)應(yīng)力張拉力變化圖10 預(yù)應(yīng)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(shí)墩頂水平位移與墩柱計(jì)算高度的比值，是衡量墩柱自復(fù)位能力和可修復(fù)性的重要指標(biāo)。圖11為兩種模型在不同加載等級(jí)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(dá)到3.5%時(shí)，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(gè)模型的最大殘余偏移率皆小于日本橋梁抗震規(guī)范中對(duì)殘余位移小于1.0%的要求[30]，試件都具有良好的自復(fù)位能力和可修復(fù)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(kāi)口情況

測(cè)量墩柱與承臺(tái)之間接縫的開(kāi)口變化是計(jì)算墩底受壓區(qū)高度的前提。圖12為兩組模型接縫開(kāi)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(gè)千分表測(cè)得的開(kāi)口隨水平位移加載的變化趨勢(shì)基本一致。千分表1、2和3分別測(cè)量墩柱西側(cè)、中間和東側(cè)接縫開(kāi)口大小，從圖中可以看出，西側(cè)接縫開(kāi)口略大于東側(cè)接縫開(kāi)口，中部布置的千分表也呈現(xiàn)出西側(cè)開(kāi)口大于東側(cè)開(kāi)口的特點(diǎn)。這與如圖10所示的負(fù)向加載時(shí)預(yù)應(yīng)力筋最大張拉力略小于正向加載時(shí)的預(yù)應(yīng)力筋最大張拉力是一致的。此外，當(dāng)加載水平位移達(dá)到±5 mm后，中間位置千分表2示數(shù)開(kāi)始發(fā)生變化，說(shuō)明此時(shí)受壓區(qū)高度開(kāi)始小于墩柱底部截面加載方向?qū)挾鹊囊话耄S心布置的預(yù)應(yīng)力鋼絞線開(kāi)始伸長(zhǎng)，這與圖10中預(yù)應(yīng)力筋端部壓力環(huán)讀數(shù)開(kāi)始增加的趨勢(shì)基本一致。

(a) 千分表1(b) 千分表2(c) 千分表3

2.8 受壓區(qū)高度變化

墩底接縫受壓區(qū)高度是進(jìn)行自復(fù)位搖擺橋墩抗側(cè)強(qiáng)度預(yù)測(cè)的關(guān)鍵參數(shù)，受壓區(qū)高度在整個(gè)水平往復(fù)加載過(guò)程不斷變化。圖13為根據(jù)接縫開(kāi)口測(cè)量以及式(1)和(2)測(cè)算出的兩組模型受壓區(qū)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(qū)高度變化較大，在墩頂水平位移較大時(shí)，受壓區(qū)高度趨于平緩逐漸接近為一個(gè)常數(shù)值50 mm。該現(xiàn)象同時(shí)驗(yàn)證了賈俊峰和趙建瑜提出的受壓區(qū)高度簡(jiǎn)化模型[27,29]。

(a) HD30-1東側(cè)受壓區(qū)高度(b) HD30-1西側(cè)受壓區(qū)高度(c) HD30-2東側(cè)受壓區(qū)高度(d) HD30-2西側(cè)受壓區(qū)高度圖13 受壓區(qū)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(yīng)變分析

為減小墩柱底部混凝土損傷，在墩柱底部設(shè)置了外包鋼管。墩柱底部損傷情況是自復(fù)位搖擺結(jié)構(gòu)的關(guān)注重點(diǎn)。采用電阻應(yīng)變花測(cè)量了墩底外包鋼管多處應(yīng)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(yīng)變，如圖14所示。其中，外包鋼管軸線處所布置的應(yīng)變花根據(jù)式(3)、(4)計(jì)算最大主應(yīng)變。試驗(yàn)過(guò)程中沒(méi)有發(fā)現(xiàn)外包鋼管有起鼓包現(xiàn)象。一般鋼材屈服應(yīng)變?yōu)? 000。從圖中可以看出，在相鄰的兩個(gè)面，底部最大主應(yīng)變分別小于1 200和400，中間位置最大主應(yīng)變分別小于500和400。說(shuō)明墩底外包鋼管沒(méi)有發(fā)生屈服。

γxy=ε0+ε90-2ε45

(3)

(4)

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

3 結(jié) 論

為驗(yàn)證外置可更換耗能器的自復(fù)位預(yù)制拼裝橋墩的自復(fù)位能力和可修復(fù)性，設(shè)計(jì)并加工制作了兩組相同構(gòu)造和尺寸的縮尺模型橋墩。通過(guò)擬靜力水平往復(fù)加載試驗(yàn)，研究了自復(fù)位預(yù)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(jié)論：

(1) 外置鋼耗能器的耗能段出現(xiàn)多波屈曲現(xiàn)象，阻尼器耗能作用明顯。自復(fù)位預(yù)制拼裝墩柱力-位移滯回曲線總體上表現(xiàn)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(shí)，墩柱的殘余偏移率小于0.6%。

(2) 本文發(fā)展的自復(fù)位預(yù)制拼裝橋墩具有良好的可修復(fù)性。墩柱底部外置耗能部件可以在震后方便地進(jìn)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(yīng)變(b) TZXB應(yīng)變

(c) TJXM應(yīng)變(d) TJXB應(yīng)變圖14 HD30-1試件墩底矩形鋼管應(yīng)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(nèi)部軸向預(yù)應(yīng)力筋張拉力基本呈線性增加。水平最大加載偏移率3.5%時(shí)，預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)最大張拉力達(dá)到初始張拉力的1.5倍，恢復(fù)到初始位置時(shí)，預(yù)應(yīng)力筋出現(xiàn)明顯的應(yīng)力損失。通過(guò)補(bǔ)張預(yù)應(yīng)力和更換耗能部件進(jìn)行修復(fù)后，墩柱內(nèi)預(yù)應(yīng)力筋的應(yīng)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(qū)高度逐漸變小，但水平位移較大時(shí)，受壓區(qū)高度逐漸趨于平緩甚至接近為一個(gè)常數(shù)值。

(5) 自復(fù)位搖擺橋墩墩底混凝土應(yīng)具有可靠約束避免產(chǎn)生嚴(yán)重的局部損傷。在外包鋼管內(nèi)增設(shè)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(xiàn)象。