空心節段預制拼裝RC橋墩的多維抗震性能試驗研究

李寧，王蘇安，范佩東，張孝航

（1.天津大學 建筑工程學院，天津 300350；2.濱海土木工程結構與安全教育部重點實驗室，天津 300350；3.中國地震局地震工程綜合模擬與城鄉抗震韌性重點實驗室（天津大學），天津 300350）

引言

我國“十四五”規劃綱要中提出了“加快發展現代化產業體系，鞏固壯大實體經濟根基”，“完善新型城鎮化戰略，提升城鎮化發展質量”以及“推動綠色發展，促進人與自然和諧共生”等要求。隨著經濟的快速發展，要求作為交通樞紐關鍵環節的橋梁結構建設日趨高效、綠色、節能。裝配式結構可以部分解決上述問題，預制拼裝技術在我國已有較成熟和完善的應用，但橋梁下部結構的抗震性能仍有許多問題需要解決［1］。

預制節段拼裝橋墩（precast segmental bridge column，PSBC）成為實現橋梁下部結構裝配式建造的有效方法。PSBC是將橋墩墩身部分沿縱向劃分為若干節段進行分段預制，在工廠進行墩身以及基礎的建造施工，再將其運輸至施工現場通過機械將基礎以及各節段拼裝，通過后張拉預應力鋼絞線、混凝土后澆帶及孔道灌漿等連接方式將其拼裝成一個整體。

PSBC只需要進行現場拼裝連接，建造效率高，交通干擾和環境污染少［2］。而且PSBC是自復位體系［3－6］，能夠降低結構震害損傷、減小殘余位移、實現震時功能可持續、震后功能可恢復等。目前，我國各類型結構普遍采用“三水準，兩階段”設計方法，但是以此為目標的抗震設計并不能完全滿足抗震需求。基于延性和考慮能力保護構件的抗震設計方法，雖然可以有效的防止倒塌，但是強震過后，塑性鉸區損傷嚴重，殘余位移過大。

諸多學者開展了提高節段拼裝橋墩耗能能力的研究。Billington等［6］將節段拼裝橋墩的塑性鉸區的普通混凝土替換成纖維韌性混凝土以期提高節段拼裝橋墩的耗能能力。Ou等［7］在Hewes橋墩的節段內增設貫通節段接縫的普通鋼筋以提高耗能能力，節段間接縫張開使得鋼筋被拉進入塑性階段耗散能量，但增加橋墩的耗能能力也相應的增加了橋墩的殘余位移。Marriott等［8］提出了一種新型可更換防屈曲保險絲軟鋼阻尼器，試驗結果表明其可顯著提高橋墩的耗能能力。Sideris等［9－10］利用相鄰節段之前發生錯動的摩擦來消耗地震能量。試驗表明：隨著位移角的增加，摩擦耗能所能提供的耗能占比逐漸減小。Guo等［11］、Zhang等［12］均在橋墩外部使用耗能裝置來提高橋墩的耗能能力，此種做法受到橋墩研究者們的青睞，因為外置耗能裝置具有可更換的優勢。

節段接縫處混凝土破壞嚴重這一問題也不容忽視［13］，特別是底部節段的腳趾處，Hewes等［14］和張丹等［15］底部節段采用了鋼管混凝土節段。Chou等［16］為避免塑性鉸上移的情況發生，將鋼管發展至橋墩全身，且增加底部節段外部鋼管的厚度。Guo等［11］采用FRP包裹來提高混凝土的容許損傷能力。Billington等［6］將節段拼裝橋墩的塑性鉸區的普通混凝土替換成纖維韌性混凝土，提高了橋墩的容許損傷能力。Ou等［7］將底部節段的普通混凝土替換為超高性能纖維混凝土（UHPFRC）。

目前對節段拼裝墩柱的水平雙軸加載研究較少，Goto等［17］對四根薄壁鋼柱開展了試驗研究，其中3根柱采用環形加載路徑進行水平加載試驗，Rodrigues等［18－20］對RC柱進行水平雙軸加載試驗，分析RC柱在水平加載下柱的抗震性能；Li等［21］采用數值方式對節段拼裝柱在水平雙軸加載條件下的抗震性能進行了分析。

文中對設計和加工的6個矩形空心截面預制拼裝橋墩，進行水平雙軸加載的擬靜力試驗研究，詳細闡述節段拼裝橋墩在試驗過程中的損傷演化、節段間開合以及水平力－位移關系變化等，闡明水平雙向加載下各參數對墩柱抗震性能的影響規律，分析其承載能力和抗震性能。

1 試件設計信息

PSBC由混凝土節段、剛性基礎、加載端、預應力鋼絞線和耗能鋼筋組成。本試驗設計共計6個試件。部件幾何尺寸為：剛性基礎（長×寬×高=1 500×1 000×500 mm），通過4個高強螺栓固定于地面，在基礎中依據圖紙中的位置預先布置耗能鋼筋；節段截面尺寸b×h=400 mm×600 mm、壁厚t=130 mm，節段高度600 mm；加載端（長×寬×高=800×800×400 mm），試件拼裝后總高度為2 900 mm。水平加載位置位于加載端中心，有效加載高度為2 000 mm。水平雙向加載構成的荷載在強軸和弱軸方向上的剪跨比分別為3.33和5。詳細信息可參見圖1。

圖1 空心截面節段預制拼裝橋墩設計尺寸圖（單位：mm）Fig.1 Design diagram and size of PSBC with hollow section（Unit：mm）

根據《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》［22］規定，預應力混凝土構件所使用的混凝土強度等級不低于C40，本試驗設計用混凝土等級為C40。節段內箍筋和縱筋均選用HRB400E抗震鋼筋，縱筋配置為328，總面積As為1 608 mm2，縱筋配筋率ρl為0.84%，符合《公路橋梁抗震設計細則》［23］建議取值范圍（0.6%～4%）；箍筋配置為6@70 mm，體積配箍率ρv為1.27%。考慮到水平雙軸加載，受限于試驗場地條件，試驗中橋墩上部的重力荷載由預應力筋施加。

為了最大化預應力筋提供的自復位能力，備選多種預應力配置模式，如圖2所示，最終選取最后一種預應力筋對稱布置，4股每股2束的最大化提供自復位能力。

圖2 空心截面節段預制拼裝橋墩截面預應力筋布置（單位：mm）Fig.2 Hollow sections with different prestress tendon configurations（Unit：mm）

預應力筋直徑15.2 mm，節段拼裝橋墩后張預應力施加3等級（400、600、800 kN），Ou等［5］建議節段拼裝橋墩初始預應力設置為50%以下，保證預應力筋處于彈性節段避免進入塑性階段。橋墩在底部節段設置150 mm脫粘段。對節段拼裝橋墩各試件的信息如表1所示。加載路徑采用回字形加載。試件編號中N后數字表示不同的軸壓比；E后數字表示不同耗能鋼筋配置。混凝土、灌漿料和鋼材試驗材料特性如表2與表3，構件制作過程如圖3所示，加載裝置和加載制度如圖4所示，應變片及位移計布置如圖5所示。

圖3 PSBC制作過程Fig.3 Fabrication process of PSBC

圖4 加載裝置和加載制度示意圖Fig.4 Loading facilities and loading pattern

圖5 應變片及位移計布置示意圖Fig.5 Strain gauges and displacement sensor setup plot

表1 試驗設計工況Table 1 Experimental design and conditions

表2 混凝土和灌漿料材料特性Table 2 Concrete and grouting material property

表3 鋼材材料特性Table 3 Steel material property

2 試驗現象及破壞模式

本試驗中節段拼裝橋墩預應力鋼絞線為彈性部件，其余部件如耗能鋼筋和混凝土為塑性部件。在擬靜力試驗過程中應保證鋼絞線處于彈性范圍，而混凝土及耗能鋼筋會進入塑性階段用于耗散地震能量。為區別各接縫與節段底接縫以上按從下往上順序定義為接縫2、接縫3，底節以上按從下往上順序定義為節段2、節段3。墩柱出現以下狀態停止加載：（1）橋墩某一側向承載力下降至峰值承載力的80%；（2）節段間內部耗能鋼筋斷裂。

以PN3E1試件試驗過程為例，雙軸加載路徑下節段拼裝橋墩加載至20 mm（1%位移角）的位移時底接縫打開，同級加載位移下出現第一條裂紋，如圖6（a）、（b）所示，隨著加載位移的增加接縫開合逐漸增大且裂紋逐漸增多，同一級加載位移過程中，邊角處接縫開合最大，且混凝土裂紋多出現于邊角處；當加載位移為30 mm（1.5%位移角）時，底部節段邊角處混凝土開始出現剝落，如圖7（c）所示，隨著加載位移的增加，混凝土裂縫和剝落繼續發展；當加載位移為70 mm（3.5%位移角）時，鋼筋斷裂，如圖7（d）所示，且承載力出現驟降，停止加載。

圖6 PN3E1試驗現象Fig.6 Experimental phenomenon of PN3E1 specimen during the test

試驗結束時，節段拼裝橋墩的最終破壞形式如圖7所示。邊角處混凝土損傷嚴重，PN3E1混凝土剝落最高為44.9 cm。主要由于邊角處在雙軸加載下混凝土受力最大，導致較早的損傷以及最嚴重損傷出現于該處。試驗中耗能鋼筋初次屈服以及斷裂出現于邊角處。由上可知，在進行矩形截面橋墩設計時應考慮在邊角處進行加強。

圖7 PN3E1節段拼裝橋墩最終破壞形態Fig.7 Final damage of PSBC column PN3E1

3 試驗結果分析

3.1 滯回性能分析

在擬靜力水平雙軸加載作用下，可得到墩頂水平力－位移曲線即滯回曲線。通過分析滯回曲線可得到骨架曲線、初始剛度、屈服后剛度、耗能能力、殘余位移及承載力水平等抗震性能。

圖8為PN3E1試件在水平雙軸加載試驗下強弱軸方向的滯回曲線。節段拼裝橋墩屈服點位置為耗能鋼筋初次出現屈服時滯回曲線對應的水平力－位移點。圖8中顯示了橋墩在各破壞特征下對應其滯回曲線中的位置，PN3E1試件中耗能鋼筋屈服時對應強軸及弱軸的加載位移分別為10 mm和8.9 mm；本試驗中節段拼裝橋墩加載至3.5%位移比時出現耗能鋼筋斷裂，且強弱軸方向承載力均已下降至峰值承載力的80%以下。

圖8 PN3E1節段拼裝橋墩滯回曲線Fig.8 Hysteretic curve of PSBC PN3E1

通過分析PN3E1滯回曲線可得到其屈服位移、屈服強度、極限強度、屈服位移和最大殘余位移，并記錄于表4中，用于后續分析。

表4 PN3E1試驗結果Table 4 Test results of PN3E1

3.2 殘余位移分析

殘余位移指的是在地震作用結束后墩頂的水平位移，本試驗取水平力卸載為零時對應的墩頂位移。過大的殘余位移會導致結構無法使用，嚴重時導致結構倒塌等危險，必須拆除。為評價構件自復位能力，反應構件塑性耗能，文中采用最大殘余位移角予以討論，其計算式由式（1）可得，

式中：D為每級加載對應滯回曲線中最大殘余位移值；L為試件的剪跨高度。

PN3E1強軸與弱軸方向各級加載位移下節段拼裝橋墩的最大殘余位移比如圖9所示。X方向基本高于Y方向下的各級殘余位移角，加載至3.5%的位移比下，橋墩殘余位移角可達到1.98%和1.42%。

圖9 殘余位移角Fig.9 Residual drift ratio of test specimen

3.3 耗能能力分析

結構的耗能能力作為結構抗震性能的一項重要指標可通過累積耗能和等效黏滯阻尼比來進行評判。其中累積耗能值可由水平力－位移滯回曲線所包圍的面積計算得出。根據式（2）～式（4）計算可得出給定位移下等效黏滯阻尼比，PN3E1強弱軸方向累積能量耗散值及等效黏滯阻尼比如圖10、圖11所示。

式中：ED為滯回曲線所包圍的面積；Keff為有效剛度；D0為每級加載位移下平均位移幅值；Dp、Dn為每級加載位移下最大正負位移值；Fp、Fn為Dp和Dn對應的側向力。

由圖10可知，X軸與Y軸方向上的累計滯回耗能在10 mm前無較大差別，隨著加載位移的增加，X軸方向上滯回耗能要明顯高于Y軸方向上的滯回耗能。加載位移為3.5%時，X軸方向上的滯回耗能值為22.56 kN·m，Y軸方向上的滯回耗能值為8.54 kN·m。由圖11可知，X軸與Y軸方向上耗能黏滯阻尼比增加趨勢基本一致，X方向的耗能黏滯阻尼比要顯然高于Y方向上的耗能黏滯阻尼比。X軸與Y軸方向上最大耗能黏滯阻尼比最大為0.35和0.29。

圖10 累積滯回耗能Fig.10 Cumulative hysteretic energy plot

圖11 等效黏滯阻尼比Fig.11 Equavlent damping ratio

3.4 剛度特性分析

由滯回曲線可得到試件骨架曲線，圖12為PN3E1試件的骨架曲線。由骨架曲線與滯回曲線可知，在水平雙軸加載下隨著加載位移的增加剛度出現明顯的降低，可見水平雙軸加載下剛度退化較為嚴重。剛度退化主要由于混凝土、鋼筋的損傷，以及混凝土的損傷帶來的預應損失等。文中使用初始剛度及等效剛度來對節段拼裝橋墩的剛度進行分析。

圖12 PN3E1骨架曲線Fig.12 Skeleton curve of PN3E1

由滯回曲線可得橋墩的初始剛度K0和等效剛度Ks，其中初始剛度為骨架曲線中原點的切線，等效剛度為骨架曲線上點與原點連線的斜率。圖13為PN3E1試件X方向和Y方向的等效剛度變化情況。文中PN3E1試件X方向與Y方向初始剛度分別為17.59、6.09 kN/mm。

圖13 Ks/K0－水平位移曲線Fig.13 Ks/K0－lateral displacement curve

3.5 節段接縫開合分析

本試驗中通過布置位移計來測量節段拼裝橋墩節段間接縫的開合狀態，位移計布置如圖14所示。由于文中試驗為水平雙軸加載，所以橋墩的4個方向均有布置豎向位移計，底接縫每個邊角處布置2個位移計，其余接縫處邊角處僅布置1個位移計。為測量節段間滑移在橋墩的西方向和南方向上于接縫上下布置水平拉線位移計，基礎相鄰也布置位移計，用于測量基礎的位移量。

圖14 位移計布置圖Fig.14 Displacement sensors location

圖15為各位移計的測量值。由圖15（a）可知在2%的位移角前各位移計測量值變化趨勢基本一致，當加載位移達40 mm時，底接縫張角打開最大值為11.57 mm。由圖15（b）、（c）可知，接縫2位移值明顯高于接縫3的位移，可知接縫2在橋墩加載過程中張角打開，但隨著加載位移增加，混凝土剝落，接縫2的張角打開逐漸降低，接縫基本可視為未打開的狀態。由圖15（e）可知，在橋墩的運動過程中2 l－S與1 l－S位移計示值差別很小，可判斷節段間無滑移發生，圖15（d）中差值較大主要由于位移計布置位置較遠。

圖15 位移計記錄到的變形量Fig.15 Recorded deformation with displacemernt sensors

圖15 （續）Fig.15（Continued）

3.6 預應力合力變化分析

使用壓力傳感器測量鋼絞線的合力變化，由于接縫張開造成鋼絞線被拉長，鋼絞線合力逐步增加，在雙向加載中合力變化情況如圖16所示。圖16（b）基本對稱而圖16（a）基本不對稱，這主要是由于雙向加載每級荷載總是在強軸方向先達到最大、混凝土剝落導致預應力損失，強軸方向的預應力值及損失將會更低。PN3E1初始預應力合力為778.51 kN，加載結束時鋼絞線的合力為642.97 kN，由混凝土損傷導致的預應力損失為17.41%。

圖16 墩柱頂部處預應力合力Fig.16 Total prestress forces on top of the column

4 結論

文中對空心預制節段拼裝RC橋墩進行了水平雙向加載下的擬靜力試驗，記錄并分析了節段拼裝橋墩在試驗過程中的損傷演化過程、通過試驗的滯回曲線可分析其滯回特性、耗能能力、自復位能力等，可得到以下結論：

（1）試驗過程中節段拼裝橋墩的各損傷特征出現在較小的位移角下，混凝土在加載位移角僅為1.5%下開始剝落，且在3.5%的位移角下耗能鋼筋出現被拉斷現象。試驗停止加載后，節段拼裝橋墩損傷嚴重，且多集中于邊角處，邊角處混凝土剝落高度最高為449 mm，邊角處耗能鋼筋最先出現屈服和被拉斷破壞；

（2）試驗滯回曲線并未呈對稱分布，較為飽滿，橋墩X軸與Y軸累計耗散最大值分別為22.56 kN·m和8.54 kN·m，耗能黏滯阻尼比最大值分別為0.35和0.29。橋墩X軸與Y軸方向最大殘余位移角分別為1.98%和1.42%；

（3）運動過程中橋墩剛度退化較大，3.5%的位移角下，橋墩剛度退化約90%。由于混凝土損傷導致的預應力損失可達17.41%。

綜上，RC預制構件建議對易損傷節段使用更高標號的混凝土、鋼管混凝土或UHPC，以此減低混凝土材料塑性損傷影響構件的韌性。