外置可更換耗能裝置的節段拼裝CFST橋墩抗震性能分析

趙建鋒 ，劉雪飛 ，孟慶一 ，李 晰

（青島理工大學土木工程學院， 山東 青島 266033）

近年來，預制裝配式橋墩因其具有建造速度快，建設效率高，建成質量好，對既有交通干擾小和現場施工成本低等優點，成為新時代對橋梁建設技術“又好又快”發展要求的重要結構形式[1]，被越來越多地運用到橋梁建設中[2].

預制拼裝橋墩在地震作用下可以通過干接縫張開閉合而左右搖擺，并依靠預應力筋的張拉力復位，因此具有良好的震后自復位能力，被稱為搖擺-自復位橋墩[3]. 但由于該類橋墩整體約束較弱[4]且在地震作用下的損傷主要集中在接縫界面，特別是底節段與承臺接縫處，雖然顯著降低了墩身其他部位損傷，但也會使橋墩的耗能能力變差，無法在中、高烈度地震區域推廣使用. 因此，為減小節段拼裝橋墩在地震作用下的損傷、提高該類橋墩的耗能能力，國內外學者開展了大量的研究工作： Chou 和Chen[5]將節段設計為鋼管約束混凝土，根據擬靜力加載試驗結果發現，節段拼裝鋼管混凝土（CFST）橋墩具有良好的延性和自復位能力； Ou 等[6-8]對大比例縮尺的節段空心墩進行了擬靜力試驗，研究表明，在底節段設置含無粘結段的耗能鋼筋能夠有效提高節段拼裝橋墩的耗能能力和承載力，并保證橋墩具有較好的延性；Elgawady 和Dawood[9]采用纖維增強復合材料（FRP）來約束混凝土節段，發現該方法能顯著提高橋墩的承載力； Varela 等[10]在墩底與承臺之間內置橡膠支座并通過形狀記憶合金（SMA）連接，增強了橋墩的耗能能力；Sideris 等[11]在箱型截面自復位橋墩接縫處涂抹硅氧樹脂，提出了一種特殊的“滑移-搖擺混合體系”， 研究表明該體系能通過調節接縫處的滑動量來減輕地震力，減小節段損傷. 雖然上述研究工作使節段拼裝橋墩的抗震性能得到了較大的提升，但依然存在震后不易修復的問題.

隨著橋梁抗震設計理念逐漸從抗震減震轉變為損傷可控、震后可修復，考慮震后使用功能快速恢復的橋梁結構全壽命周期性能控制成為橋梁抗震發展的新方向[12]. 現階段對預制拼裝橋墩震后可恢復設計的研究還較少：Han 等[13]對3 個1/3 縮尺的后張預應力預制拼裝雙柱墩進行了擬靜力試驗，在墩底區域采用截面縮小且附加外置可更換耗能裝置的鋼管約束混凝土節段，研究結果表明，試件具有良好的耗能能力和較小的墩底損傷； Li 等[14]對設置只受拉耗能裝置（TEED）和玄武巖纖維增強復合材料（BFRP）的預制拼裝橋墩進行了擬靜力試驗，發現包裹BFRP 的橋墩未見明顯損傷，且TEED 在提高橋墩耗能能力的同時將殘余位移控制在較小水平，從而使橋墩在震后易于修復； Wang 等[15-17]在超高性能混凝土（UHPC）空心節段墩的塑性鉸區域設置了可更換耗能裝置，并通過拼裝UHPC 板形成了一種可更換的耗能加固體系， 試驗結果表明橋墩損傷主要集中在可更換體系，且在更換耗能裝置和UHPC 板后，橋墩仍具有與之前相似的抗震性能. 雖然上述學者對附加可更換耗能體系的自復位橋墩進行了一系列研究，但對可更換耗能體系的參數設計及更換的可行性研究還有待完善.

為了在提高預制拼裝橋墩耗能能力的同時實現震后的快速修復，本文提出了一種外置可更換耗能裝置的三節段后張預應力預制拼裝CFST 橋墩，并以文獻[18]中縮尺比為1/2 的節段拼裝CFST 橋墩為原型，基于有限元軟件ABAQUS/Standard 平臺建立了該預制拼裝CFST 橋墩的實體數值分析模型，分析探討了耗能鋼棒截面貢獻率、長細比和布置方式等控制參數對此類橋墩抗震性能和震后修復可行性的影響.

1 可更換耗能裝置設計

外置可更換耗能裝置由限位鋼板、耗能鋼棒和高強螺母組成，如圖1 和圖2 所示，圖1 中：Ded和Led分別為中間段耗能鋼棒的直徑和長度；Dted和Lted分別為上、下端帶螺紋接頭的直徑和長度；Rtr為中間段與帶螺紋接頭之間過渡段的回轉半徑. 耗能鋼棒中間段截面縮減，并可通過設計中間段與兩端螺紋接頭的直徑比值來保證受力過程中損傷主要集中在中間段區域，而螺紋接頭始終處于彈性狀態，從而方便耗能鋼棒的拆卸和更換[19]. 耗能鋼棒上端接頭通過上下兩個高強螺母與限位鋼板固定在一起，下端接頭通過高強螺母固定在承臺上. 耗能鋼棒中間段采用低屈服點的Q235 鋼材，以充分發揮耗能裝置的耗能能力.

圖1 耗能裝置構造示意Fig. 1 Structure of the energy dissipation device

圖2 限位鋼板構造示意Fig. 2 Structure of the steel backing plate

2 橋墩模型建立

2.1 CFST 橋墩有限元模型驗證

ABAQUS 有限元分析平臺中的三維實體模型能精確直觀地對預制拼裝橋墩節段間的接觸問題進行分析[20]，因此本文基于ABAQUS 有限元分析平臺進行橋墩的數值模擬. 文獻[18]通過試驗分析了后張預應力節段拼裝CFST 橋墩在往復加載下的抗震性能，本文在此基礎上建立了該試驗橋墩的有限元模型，并將數值分析結果與試驗結果進行了對比，從而驗證本文有限元模型建立方法的可行性.

試驗橋墩由3 個CFST 節段拼裝而成，底節段高600 mm，上部節段高800 mm，有效加載高度為1 800 mm. 鋼管采用Q235 鋼，管厚12 mm，鋼管內部混凝土等級為C40. 預應力筋采用4 根7 股15.2的鋼絞線.

混凝土和鋼管采用八結點線性六面體C3D8R單元模擬. 混凝土在受力過程中的損傷采用CDP 塑性損傷模型模擬，鋼管內部的混凝土材料采用Susantha約束混凝土本構[21]，鋼管和預應力筋材料采用典型的雙線性本構. 預應力筋采用桁架單元（T3D2）模擬，預應力通過降溫法施加[20]. 鋼管與混凝土之間、節段與節段之間的接觸采用面與面接觸，其中鋼管與混凝土之間的黏結滑移（面-面接觸切向行為）采用“罰摩擦”定義，摩擦系數 μ = 0.6[22]，鋼管對混凝土的徑向約束（面-面接觸徑向行為）采用硬接觸定義；節段接縫間的摩擦采用“罰摩擦”定義，摩擦系數 μ = 0.4[22]，節段接縫處的開合采用硬接觸定義.

圖3 給出了CFST 橋墩模擬結果與試驗結果[18]的對比，由圖3 可以看出：橋墩有限元模型的側向承載力、初始剛度和耗能能力與試驗結果較為接近，曲線吻合度較好，其中3 項評價指標的差異率分別為3.3%、2.5%和8.2%，對比結果詳見表1.

圖3 模擬結果與試驗結果滯回曲線對比Fig. 3 Comparison between simulation results and test results

表1 模擬結果與試驗結果Tab. 1 Simulation results and test results

圖4 為側向位移達到80 mm 時底節段接縫損傷情況的對比. 由圖4 可以看出：當側向位移達到80 mm 時，有限元模型底接縫張開10 mm 左右，受壓區出現應力集中，但鋼管混凝土并未發生明顯破壞，這與試驗中橋墩接縫的張開量和損傷變形程度基本一致. 綜上所述，本文建立的數值模型能準確地模擬節段拼裝CFST 橋墩的受力性能，后續的模擬計算可以此作為基礎.

圖4 底節段損傷變形對比Fig. 4 Comparison of damage and deformation at the bottom segment

2.2 外置耗能裝置的CFST 橋墩模型建立

在傳統節段拼裝CFST 橋墩的基礎上設計了一種外置可更換耗能裝置的節段拼裝CFST 橋墩，具體構造如圖5 所示. 橋墩截面直徑為350 mm，節段高為600 mm，有效墩高為2 050 mm. 后張預應力筋為4 根15.2 mm 的鋼絞線，無黏結布置在橋墩中心位置. 預應力筋張拉力和上部荷載均為500 kN，張拉力通過降溫法降溫47° 實現，其他設計參數及模擬方法與2.1 節相同. 模型所用到的內置耗能鋼筋選取直徑為20 mm 的HRB400 級鋼筋，沿與加載方向 ±30° 方向距離截面邊緣40 mm 處左右對稱布置，采用Truss 單元模擬，通過embedded region 內置到混凝土中.

圖5 預制拼裝CFST 橋墩構造Fig. 5 Structure of precast CFST pier

耗能裝置中的耗能鋼棒采用C3D8R 實體單元模擬，其與限位擋板和承臺之間的連接采用Tie 綁定在一起. 耗能鋼棒的本構關系采用Chaboche 非線性隨動強化本構模型[23]. 該模型中定義的背應力考慮了Bauschinger 效應，能準確地反映循環加載作用下材料的塑性累積行為. 此外，對于三節段預制拼裝橋墩，接縫張開量主要集中于底部兩個接縫處，且在底部兩接縫處增設耗能裝置后對上部接縫的張開量影響很小，因此本文僅在底部兩個接縫處增設耗能裝置. 所建立的實體有限元模型如圖6 所示.

圖6 UPCC-R 橋墩有限元模型Fig. 6 Finite element model of UPCC-R bridge pier

3 抗震性能及影響參數分析

3.1 耗能裝置的截面貢獻率影響分析

為了研究所提出的耗能裝置在關鍵接縫處的配置對橋墩抗震性能的影響，定義截面貢獻率 ηed為節段接縫處配置耗能鋼棒截的總截面積與墩身截面積的比值，設計并建立底部關鍵接縫處耗能裝置的截面貢獻率 ηed分別為0、0.3%、0.5%、0.6%、0.8%、1.1%、1.3%、1.6%、1.9% 9 種工況的橋墩模型，并選取內置耗能鋼筋配筋率為1.3%的試件作為對比，分析耗能裝置的截面貢獻率對節段拼裝CFST 橋墩抗震性能的影響. 模型編號和相應設計參數詳見表2.

表2 不同截面貢獻率的設計參數Tab. 2 Parameters for section contribution rate %

圖7 為各個橋墩的骨架曲線. 從圖7 可以看出：底接縫處耗能裝置的截面貢獻率 ηed分別為0.3%、0.5%、0.6%、0.8%、1.1%、1.3%、1.6%、1.9%的試件相較于未設置耗能裝置的UPCC-0 試件，抗側承載能力分別提高了11%、17%、25%、33%、42%、59%、67%和88%；與內置耗能鋼筋的UPCC-E 試件相比，外置耗能裝置的UPCC-R6 試件的抗側承載力提高了11%， 因此可以通過增大截面貢獻率提高外置耗能裝置節段拼裝CFST 橋墩的抗側承載力；當側向位移分別達到20.5 mm 和27.6 mm 后，UPCC-0和UPCC-E 試件進入塑性下降階段，而UPCC-R 試件基本沒有下降或下降很小；隨著 ηed的增大，UPCCR 試件的側向承載力開始下降的時間越晚，但下降速度更快，因為耗能鋼棒在加載后期受壓屈曲導致橋墩的剛度下降.

圖7 不同模型骨架曲線對比Fig. 7 Skeleton curves of different models

圖8 給出了各個橋墩的累計耗能曲線. 從圖8中可以看出：外置耗能裝置可以明顯提高橋墩的耗能能力；截面貢獻率 ηed分別為0.3%、0.5%、0.6%、0.8%、1.1%、1.3%、1.6%、1.9%的試件，在加載結束后累積耗能能力分別是未設置耗能裝置橋墩的2.3 倍、3.0 倍、3.8 倍、5.1 倍、6.1 倍、8.2 倍、9.3 倍和12.9 倍； 配置相同截面貢獻水平的耗能構件，外置耗能裝置的節段拼裝CFST 橋墩能達到與內置耗能鋼筋橋墩相近的累積耗能水平.

圖8 不同模型累積耗能曲線Fig. 8 Cumulative energy consumption curves of different models

圖9 給出了各橋墩的殘余位移變化曲線，可以看出：未設置耗能裝置和內置耗能鋼筋的橋墩自復位能力較好，而對于外置耗能裝置的橋墩，殘余位移隨著截面貢獻率的提高而增大；截面貢獻率 ηed分別為0.3%、0.5%、0.6%、0.8%、1.1%、1.3%和1.6%的試件殘余位移相對較小，分別為0.12%、0.14%，0.18%、0.27%、0.33%、0.36%和0.41%，由于外置耗能裝置不但會限制墩身節段變形增大，也會在橋墩復位過程中限制墩身節段變形減小，因此自復位能力會相對降低；對于UPCC-R8 （ ηed=1.9%）試件，在受預應力筋張拉力復位的過程中，墩身恢復原位的能力相對較差，當側移達到102.5 mm 時，其殘余位移達到了1.32% （26.96 mm），超出了1.00%的規范限值，震后難以修復，只能拆除重建. 為保證節段拼裝CFST 橋墩具有良好的自復位和耗能能力，建議節段拼裝CFST 橋墩中設置耗能裝置的截面貢獻率宜低于1.9%.

圖9 不同模型殘余位移對比Fig. 9 Residual displacement curves of different models

提取各橋墩的剛度，將剛度退化曲線（等效剛度Ks與初始剛度K0的比值）匯總于圖10，由圖10可知：與未設置耗能裝置的UPCC-0 試件相比，設置耗能裝置截面貢獻率為0.3% ～ 1.9%的UPCC-R 試件初始剛度增加了2.86% ～ 6.87%，且各橋墩的剛度退化規律相似，等效剛度與初始剛度的比值均隨著側向位移的增大逐漸降低； UPCC-R 試件比UPCC-0 試件及配置同等耗能構件水平下的UPCC-E 試件的剛度退化速率更緩，且隨著截面貢獻率的提高而漸緩.

圖10 不同模型剛度退化曲線對比Fig. 10 Stiffness degradation curves of different models

3.2 沿墩高方向的布置方式影響分析

節段拼裝橋墩接縫張開主要集中于底接縫處[24]，且根據墩高及節段數量的不同，各接縫沿墩高方向的張開量存在不同程度的差異. 根據本文對三節段預制拼裝鋼管混凝土橋墩的研究發現，其接縫張開量在底部兩個接縫處的差異較大，因此為了研究耗能裝置沿墩高布置方式對橋墩抗震性能的影響，將耗能裝置沿墩高方向的布置方式通過折減系數 α 來表示，定義為中部S1-S2 節段接縫處布置的耗能鋼棒總截面積與底接縫處耗能鋼棒總截面積的比值，分別取耗能裝置的截面貢獻率及長細比不同的4 組工況，設計并建立沿墩高方向布置的折減系數 α 分別為0.2、0.3、0.4、0.5 的12 個橋墩實體模型，設計參數如表3 所示，S1-S2 節段接縫處耗能鋼棒數量為2，沿柱子中心對稱布置并與加載方向成0°，底接縫處耗能鋼棒數量為4，沿柱子中心對稱布置并與加載方向成 ±30°. 表3 中：h為耗能裝置中限位鋼板中心距離承臺的高度；S為耗能鋼棒數量.

表3 沿墩高不同布置方式的設計參數Tab. 3 Parameters for arrangement along pier height

圖11 給出了各橋墩的骨架曲線和累積耗能曲線，由圖11 可以看出：1） 當 α 分別為0.2、0.3、0.4時，橋墩的抗側承載力和累積耗能能力在加載中后期均出現了不同程度下降的情況. 這是因為與底接縫處設置的耗能裝置相比，中部S1-S2 接縫處設置的耗能鋼棒直徑過小，導致在加載中后期被拉斷，側向承載能力發生突降，而墩底處耗能鋼棒不能充分發揮耗能作用，其整體受力狀態相當于混合體系橋墩[24]. 2） 對于 α = 0.5 的3 種不同工況的橋墩，耗能裝置沿墩高方向的布置方式更為合理，底接縫處耗能鋼棒能充分發揮耗能作用，提高橋墩整體的抗震性能，因此保守地建議耗能裝置沿墩高方向布置的折減系數宜不小于0.5.

圖11 沿墩高不同布置方式的骨架曲線和累積耗能曲線Fig. 11 Skeleton curves and cumulative energy consumption curves of different arrangements along pier height

3.3 長細比的影響分析

通過改變耗能鋼棒中間耗能段的高度來改變耗能鋼棒的不同長細比 λ ，即改變限位鋼板中心距離承臺的高度h. 由于節段高度的限制，h不宜選取過高，因此為研究耗能鋼棒不同長細比對節段拼裝CFST 橋墩抗震性能的影響，選取h分別為200 mm及250 mm， λ 分別為4.5、5.0、5.6、6.8、7.5、8.3 的耗能鋼棒進行分析，具體工況如表4.

表4 不同長細比的參數設計Tab. 4 Parameters for slenderness ratio

根據圖12（a）的骨架曲線得出增大耗能鋼棒的長細比，橋墩的側向承載力略有降低，但延性性能更好. 圖12（b）、（c）分別為各橋墩的累積耗能曲線和殘余位移對比，可以看出：耗能能力隨著長細比的減小而逐漸增大，殘余位移也逐漸增大； 長細比為4.5的橋墩殘余位移達1.10%超出了1.00%的規定限值，因此耗能鋼棒長細比的取值建議大于4.5；當長細比取為2.3 時，耗能鋼棒因長細比過小而過早地發生了頸縮破壞. 因此，對不同構造的節段拼裝CFST橋墩，應合理設計耗能鋼棒的長細比以保證橋墩的抗震性能及震后可恢復性.

圖12 不同長細比骨架曲線、累積耗能曲線、殘余位移曲線對比Fig. 12 Residual displacement curves of different slenderness ratios

4 外置耗能裝置的可更換性

本文所提出的耗能裝置最大的特點是震后可更換，以第3 節中UPCC-R6 模型為例，在加載結束后對底節段鋼管、混凝土及接縫處受拉側設置耗能鋼棒的應力云圖和損傷云圖進行分析，判斷震后該類橋墩的損傷可控程度以及快速修復的可行性.

圖13 為墩頂水平位移最大時模型上述部件所對應的應力云圖及損傷云圖，由圖13 可以看出：雖然底節段的鋼管達到屈服應力，但并未發生明顯的鼓曲變形，且混凝土損傷范圍較小；S1-S2 節段接縫處及底接縫處的耗能鋼棒均已屈服，且底接縫處耗能鋼棒存在因受壓產生的不可恢復的塑性變形；以上表明橋墩變形和能量耗散主要集中于接縫處，墩身中部S1-S2 節段接縫處不會出現接縫張開過大且損傷嚴重的情況. 此外，底接縫處的耗能鋼棒只在中間段發生了屈曲破壞，而兩端接頭仍處于彈性階段，保證了耗能鋼棒在震后便于更換.

圖13 應力損傷云圖Fig. 13 Stress damage nephogram

5 結 論

1） 外置耗能裝置可提升節段拼裝CFST 橋墩的抗側承載能力（11%～88%）、初始剛度（2.86%～6.87%）和耗能能力（2.3 倍～12.9 倍），且隨著截面貢獻率的增大提升減緩程度越大，墩柱的殘余位移也相對增大（0.12%～1.30%）. 為保證震后修復的可行性，建議節段拼裝CFST 橋墩外置耗能裝置的截面貢獻率宜低于1.90%.

2） 中部節段接縫處設置耗能裝置的截面貢獻率過小將導致墩底耗能鋼棒不能充分發揮耗能作用，沿墩高方向布置的折減系數過大則對節段拼裝CFST 橋墩的承載力和耗能能力的提升效果不明顯，造成材料浪費. 因此應合理設計沿墩高方向耗能裝置的布置方式，保守地建議耗能鋼棒沿墩高布置的折減系數不小于0.5.

3） 耗能鋼棒長細比的改變影響墩柱的抗側強度和延性. 隨著長細比的減小，雖然橋墩的耗能能力會提升，但殘余位移也逐漸增大. 當長細比小于4.5 時，橋墩的殘余位移超出了1.00%的規定限值，因此建議耗能鋼棒的長細比應不小于4.5.

4） 所提出的外置可更換耗能裝置的節段拼裝CFST 橋墩可將震后損傷控制在可修復范圍之內，并能通過更換耗能鋼棒等措施實現震后的快速修復.