基于試驗驗證的部分裝配式橋墩抗震性能分析

劉 志，賀拴海，朱 釗，朱林浩

(1.中國電建集團西北勘測設計研究院有限公司，陜西 西安 710065；2.長安大學 公路學院，陜西 西安 710064)

0 引言

近年來，裝配式橋墩因其顯著的優越性得到了學者們的廣泛關注，通過工廠進行節段預制并在現場施工拼裝成整體，極大縮短了施工工期并且提高了工程質量。橋墩作為橋梁結構的關鍵構件，在地震等因素的影響下極易發生損害，且裝配式橋墩抗震性能不明確，導致其應用地區范圍受到了明顯的限制。為明確裝配式預應力橋墩在地震作用下的抗震機理，多位學者[1-2]進行了預應力連接方式的擬靜力加載試驗，結果表明裝配式裝墩的抗震性能相對整體現澆墩較差。針對裝配式橋墩的不足，部分學者[3]提出了增加耗能鋼筋等一系列方法，改善了預制拼裝墩的不足，但是其耗能能力還存在明顯不足。針對這一現象，有學者提出了一種新的方式，即部分裝配式橋墩。部分裝配式橋墩的結構形式介于無黏結預應力橋墩和現澆橋墩之間，該構造方式通過現澆墩底提供耗能能力，U型無黏結預應力在地震中提供自復位能力，其延性性能較全裝配式橋墩好，震后殘余位移小。Ou等[4]采用縮尺比為0.29的縮尺試件進行了研究，試驗結果表明該構造具有優越的延性和耗能能力，最終失效模式為墩底現澆區彎曲破壞。為明確該連接方式的耗能特征，Kim等[5]提出了新的預制拼裝圓形柱并進行了加載試驗，試驗顯示該構造形式耗能能力較好。為了驗證該構造形式的適用性，本研究進行部分裝配式橋墩擬靜力試驗并采用Abaqus混凝土塑性損傷模型進行了試驗橋墩的精細化分析。

1 試驗概況

1.1 試件簡介

試驗包括2種不同構造類型的單柱墩：部分裝配式橋墩和全裝配式橋墩。部分裝配式橋墩模型試件整體分為4個節段，分別為預制墩帽部分、兩節預制墩身和預制現澆墩底部分。全裝配式橋墩模型試件整體分為5個節段，分別為預制墩帽部分、三節預制墩身和現澆墩底。試件按彎曲破壞設計，根據 《公路橋梁抗震設計規范》(JTG/T 2231-01—2020)[6]，墩身箍筋每隔10 cm布置1道，墩底塑性鉸區每隔5 cm設置1道，整體配筋率1.14%。作動器加載中心至墩底的距離為0.2 m，試件的總體布置見圖1，為了達到預期的自復位能力，試件施加了預應力鋼束，可以顯著地減小橋墩在地震等因素影響下的殘余位移，期望減小部分裝配式橋墩在地震中的破壞[7]。墩帽與承臺之間通過15.2 mm的無黏結U型預應力鋼絞線連接，預應力鋼束在截面角點分布4根，U型預應力鋼絞線伸入現澆墩底25.5 cm，連接處預應力筋貫通。預應力鋼束配筋率0.59%，單根控制張拉力為56.4 kN。全裝配式橋墩試驗軸壓比為0.1，預應力產生的混凝土壓應變為1.2 MPa，材料性能如表1所示。

表1 材料性能Tab.1 Properties of materials

試件采用低周往復加載，試驗加載位置在墩帽的中心，墩底約束為懸臂結構，部分裝配式橋墩試驗加載裝置如圖2所示?？刂圃嚰S壓比為0.1，千斤頂重力荷載NG=0.1fcAg=251 kN。

圖2 加載裝置(單位：mm)Fig.2 Loading device(unit：mm)

本試驗的目的是研究橋墩試件抗震性能，試驗的加載位移為2，4，6，…，36，42，50，60，…，110 mm，加載過程中每級加載做兩次循環，以試件強度下降到最大強度的85%為控制依據，結束試驗。加載循環圖如圖3所示。

圖3 加載循環圖Fig.3 Loading cycle curve

1.2 試驗損傷分布

為了研究部分裝配式橋墩在試驗中的破壞過程，在每級加載位移最大值處進行了持載并觀察記錄裂縫的開展情況，對試件的裂縫寬度、位置及發展趨勢進行了詳細描述[8]。根據Hose等[9]定義的損傷級別和基于構件層次的五水準性能水平，得到了部分裝配式橋墩試件在整個加載過程中的五水準損傷狀態，見圖4。性能水平Ⅰ代表出現微小裂縫，性能水平Ⅱ 代表鋼筋屈服，性能水平Ⅲ代表塑性鉸開始形成，性能水平Ⅳ代表塑性鉸完全形成，性能水平Ⅴ代表試件破壞。

圖4 試件的五水準損傷水平Fig.4 Five-level damage level of specimen

試驗完成后清除塑性鉸位置處破壞的混凝土殘渣，得到了部分裝配式橋墩最終的破壞狀態。破壞狀態見圖5，可以看出部分裝配式橋墩的破壞區域主要集中在現澆墩底和第1節預制拼裝段的接縫處，破壞區域約為30 cm，而墩底和其他預制拼接段破壞程度較小。試件現澆墩底沿U型預應力方向出現了斜向裂縫，接縫處柱角混凝土被壓碎。

圖5 試件最終損傷Fig.5 Ultimate damage of specimen

1.3 試驗結果分析

1.3.1 荷載位移特性

試件的滯回曲線如圖6所示，當結構水平位移較小時，試件為線彈性變形，同時滯回能量環比較密集。隨著滯回位移的增加，部分裝配式橋墩由于預應力筋的存在，產生了自復位，因此試件的殘余位移較小，滯回曲線捏攏效應較為顯著。當此試驗的加載位移達到90 mm時，試件水平承載力達到最大值66.05 kN。當加載位移達到110 mm時，試件水平承載力下降到55.4 kN，低于最大承載力的85%，試件破壞。根據試驗結果計算，部分裝配式橋墩試件的最大偏移率為4.6%。

圖6 部分裝配式橋墩位移-荷載曲線Fig.6 Displacement-load curves of partially fabricated pier

通過對比分析部分裝配式橋墩與全預制裝配式橋墩的累積滯回耗能，研究其滯回耗能能力。圖7所示為各級位移角下的累積滯回耗能。某級位移角對應的累積滯回耗能即該級與之前各級耗能之和。

圖7 裝配式橋墩耗能曲線對比Fig.7 Comparison of energy dissipation curves of fabricated piers

由圖7可以看出，在位移角達到2%之前，兩種橋墩的滯回耗能能力接近，在位移角達到2%之后滯回耗能能力出現了顯著的差異。部分裝配式橋墩由于墩底現澆段的存在，顯著地提高了其耗能能力。與傳統的預制裝配式橋墩相比，耗能能力提高了4倍左右。

1.3.2 骨架曲線

由荷載-位移曲線得到骨架曲線，骨架曲線如圖8所示，骨架曲線可以更為清晰地反映試件在試驗過程中的抗震性能。

圖8 骨架曲線Fig.8 Skeleton curve

根據試件的骨架曲線，本研究采用屈服彎矩法確定屈服點[10]，得到了如表2所示的抗震性能參數。由表2可以看出，實測數據正負向均值最大誤差為7.5%，誤差在合理范圍內，說明試驗得到的實測數據具有較高的可靠性。

表2 試件抗震性能參數Tab.2 Seismic performance parameters of specimen

2 分析模型及其驗證

2.1 模型建立

2.1.1 荷載位移特性

采用有限元軟件Abaqus建立計算模型，混凝土的模擬采用C3D8R單元，鋼筋及預應力鋼絞線的模擬采用T3D2單元。

2.1.2 混凝土本構模型

在進行實體單元模擬時，實體單元本構模型選用塑性損傷模型(CDP)本構模型，混凝土拉壓應力-應變關系根據《混凝土設計規范》[11](GB 50010—2010)給出的曲線方程進行計算。

σ=(1-dc)Ecε,

(1)

(2)

(3)

其中,n,x可由式(4)～(5)計算:

(4)

(5)

式中，dc為混凝土單軸受壓損傷演化參數；Ec為混凝土彈性模量；αc為混凝土單軸受壓應力-應變曲線下降段參數；εc，r為與單軸抗壓強度fc，r對應的混凝土峰值壓應變；ε為混凝土應變。

圖9 混凝土應力-應變曲線Fig.9 Stress-strain curve of concrete

圖10 損傷因子-應變曲線Fig.10 Curve of damage factor vs. strain

2.1.3 接觸面的模擬

為了準確模擬部分裝配式橋墩各節段間的接觸，選用了基于表面的接觸算法。接觸關系采用面-面接觸，其特點是接觸面無黏結且不能侵入對方，節段之間的切向采用接觸摩擦，根據日本預制建筑協會設計手冊中[12]規定：未特別處理事先澆注混凝土表面，與事先澆注混凝土的界面，摩擦系數μ取為0.5～0.6之間，此處μ取值0.5。在進行有限元分析時考慮了接觸非線性，采用Abaqus/Standard隱式求解，摩擦約束通過有限剛度施加，允許微小的彈性滑移。

2.1.4 無黏結預應力筋的模擬

無黏結預應力鋼束的模擬采用文獻[13]提出的方式，模型中預應力筋單元和混凝土單元的約束條件是通過引入虛擬預應力筋作為中間部件來建立的。沿真實預應力筋的滑移方向(x，y)復制2根虛擬預應力筋，其截面面積設置為1×10-11mm2，虛擬預應力鋼束采用Embeded技術約束到混凝土結構里。虛擬預應力鋼筋與真實預應力鋼筋在節點處設置局部坐標系，通過彈簧連接，模擬無黏結預應力筋在加載過程中的滑移。

2.2 部分裝配式橋墩有限元模型

部分裝配式橋墩有限元模型如圖11所示，由于墩底塑性鉸區域可能發生較大彎曲變形，因此在墩底和第1節段區域內適當加密網格。

模型在進行擬靜力分析時包含了兩個靜力分析步。在第1個分析步中依次施加結構自重力、預應力和墩頂軸壓力，在第2個分析步中施加水平往復荷載。模型加載方案與試驗方案相同，使用位移控制加載，每個等級循環加載1次，最大位移幅值120 mm。有限元默認允許出現不收斂迭代的次數IA=5，在模型分析時考慮了材料非線性、幾何非線性和接觸非線性，因此增加IA=8，提高模型的收斂性。

2.3 試驗有限元對比

2.3.1 滯回曲線對比

從試驗-模擬對比滯回曲線(圖12)可以看出：在加載初期，試驗曲線斜率較有限元模擬較小，隨著加載的進行，試驗與有限元模擬的曲線斜率逐漸吻合。試驗和有限元模擬曲線幾乎同時達到屈服位移和屈服荷載。滯回位移達到-110 mm時，試驗試件因其核心混凝土破壞導致滯回曲線的卸載剛度較大。其水平承載力、殘余位移、耗能指標與試驗結果對比見表3(側移為4.5%)，水平承載最大差值為5.6 kN，不超過10%[14]，說明Abaqus模擬出的部分裝配式橋墩的滯回位移與試驗具有較高的吻合度。

表3 試件抗震性能參數Tab.3 Seismic performance parameters of specimen

圖12 部分裝配式橋墩滯回曲線對比Fig.12 Comparison of hysteretic curves of partially fabricated pier

2.3.2 損傷對比

將試驗損傷和有限元損傷結果對比，二者具有較高的吻合性，驗證了有限元模型的可靠性。由圖13可以看出，在循環荷載作用下，部分裝配式橋墩的破壞主要集中在第1節接縫處，且部分裝配式橋墩由于預應力筋的存在，擁有較好的自復位能力，殘余位移比較小。

圖13 試驗與有限元損傷對比Fig.13 Comparison of test damage and finite element damage

3 部分裝配式橋墩抗震性能分析

3.1 主筋、箍筋應力分布狀態

為了分析部分裝配式橋墩在擬靜力試驗中鋼筋的應力增長情況，選取了部分裝配式橋墩不同位置的鋼筋節點，分析其在滯回過程中的應力變化，測點布置如圖14所示。

圖14 部分裝配式橋墩鋼筋測點布置Fig.14 Layout of measuring points on partially fabricated pier reinforcement

在Abaqus模型中，提取了上述測點鋼筋的應力隨滯回位移的變化趨勢，如圖15所示，部分裝配式橋墩墩底現澆段主筋最大應力423.2 MPa，箍筋最大應力393.3 MPa，根據橋梁抗震設計，選擇延性構件時，應綜合考慮結構的預期性能以及結構體系的受力特點[15]，結合部分裝配式橋墩試驗與模擬結果，墩底現澆段在水平力作用下容易形成塑性鉸，因此應按照延性準則進行設計。預制段混凝土加載過程主筋最大應力48.2 Pa，箍筋最大應力32 MPa，應力水平較低，可適當降低配筋率。部分裝配式橋墩由于縱筋沿墩身不連續，當滯回位移較大時，鋼筋處于受壓狀態，因此應力水平較低。

圖15 部分裝配式橋墩鋼筋應力分布Fig.15 Distributions of stresses on partially fabricated pier reinforcement

3.2 無黏結預應力筋狀態

部分裝配式橋墩由于預應力鋼絞線的存在，使其自復位恢復性能相對于整體現澆更好[12]。當其受到水平位移荷載時，預應力鋼絞線會提供拉力將墩柱拉回到原來的位置，隨著墩頂位移的增加，該拉力會有一定幅度的增長[16]。圖16給出了加載過程中鋼束預應力變化情況，與初始值56.4 kN相比，加載過程中預應力的變化范圍很大。滯回位移達到120 mm時，預應力增漲了2.5倍左右，在整個加載階段預應力筋始終保持彈性，其內力增長與加載位移呈線性關系[17]。

3.3 變形模式

為了確定部分裝配式橋墩的變形模式[18]，本研究選取了部分裝配式橋墩試件各預制拼裝部分的端點，繪出了部分裝配式橋墩隨位移增大的變形模式，如圖17所示。

圖17 部分裝配式橋墩變形模式Fig.17 Deformation mode of partially fabricated pier

由圖 17可以看出，部分裝配式橋墩的變形模式為雙折線，隨著位移的增大，預制拼裝節段的位移增長大于墩底現澆部分，3個預制拼裝節段的變形模式為線性變化。距墩底500 mm高度的現澆段變形較小。

4 結論

(1)部分裝配式橋墩在循壞荷載作用下，墩底現澆段主筋應力較大，而預制段主筋應力較小。因此在設計部分裝配式橋墩時，現澆墩底應按照延性準則來設計，預制段可適當降低配筋率。

(2)試驗與分析表明，部分裝配式墩接縫處容易發生破壞，因此在今后的研究應用中應注意接縫處的構造。

(3)無黏結U型預應力可以大幅度提高構件的開裂荷載，部分裝配式橋墩的水平荷載作用下，無黏結預應力鋼束始終處于彈性狀態，其內力增長與加載位移呈線性關系，具有較好的自復位能力。

(4)部分裝配式橋墩在水平荷載作用下，結構的變形模式為雙折線，現澆墩底的變形較小。