刘 志，贺拴海，朱 钊，朱林浩
(1.中国电建集团西北勘测设计研究院有限公司，陕西 西安 710065；
2.长安大学 公路学院，陕西 西安 710064)
近年来，装配式桥墩因其显著的优越性得到了学者们的广泛关注，通过工厂进行节段预制并在现场施工拼装成整体，极大缩短了施工工期并且提高了工程质量。桥墩作为桥梁结构的关键构件，在地震等因素的影响下极易发生损害，且装配式桥墩抗震性能不明确，导致其应用地区范围受到了明显的限制。为明确装配式预应力桥墩在地震作用下的抗震机理，多位学者[1-2]进行了预应力连接方式的拟静力加载试验，结果表明装配式装墩的抗震性能相对整体现浇墩较差。针对装配式桥墩的不足，部分学者[3]提出了增加耗能钢筋等一系列方法，改善了预制拼装墩的不足，但是其耗能能力还存在明显不足。针对这一现象，有学者提出了一种新的方式，即部分装配式桥墩。部分装配式桥墩的结构形式介于无黏结预应力桥墩和现浇桥墩之间，该构造方式通过现浇墩底提供耗能能力，U型无黏结预应力在地震中提供自复位能力，其延性性能较全装配式桥墩好，震后残余位移小。Ou等[4]采用缩尺比为0.29的缩尺试件进行了研究，试验结果表明该构造具有优越的延性和耗能能力，最终失效模式为墩底现浇区弯曲破坏。为明确该连接方式的耗能特征，Kim等[5]提出了新的预制拼装圆形柱并进行了加载试验，试验显示该构造形式耗能能力较好。为了验证该构造形式的适用性，本研究进行部分装配式桥墩拟静力试验并采用Abaqus混凝土塑性损伤模型进行了试验桥墩的精细化分析。
1.1 试件简介
试验包括2种不同构造类型的单柱墩：部分装配式桥墩和全装配式桥墩。部分装配式桥墩模型试件整体分为4个节段，分别为预制墩帽部分、两节预制墩身和预制现浇墩底部分。全装配式桥墩模型试件整体分为5个节段，分别为预制墩帽部分、三节预制墩身和现浇墩底。试件按弯曲破坏设计，根据 《公路桥梁抗震设计规范》(JTG/T 2231-01—2020)[6]，墩身箍筋每隔10 cm布置1道，墩底塑性铰区每隔5 cm设置1道，整体配筋率1.14%。作动器加载中心至墩底的距离为0.2 m，试件的总体布置见图1，为了达到预期的自复位能力，试件施加了预应力钢束，可以显著地减小桥墩在地震等因素影响下的残余位移，期望减小部分装配式桥墩在地震中的破坏[7]。墩帽与承台之间通过15.2 mm的无黏结U型预应力钢绞线连接，预应力钢束在截面角点分布4根，U型预应力钢绞线伸入现浇墩底25.5 cm，连接处预应力筋贯通。预应力钢束配筋率0.59%，单根控制张拉力为56.4 kN。全装配式桥墩试验轴压比为0.1，预应力产生的混凝土压应变为1.2 MPa，材料性能如表1所示。
表1 材料性能Tab.1 Properties of materials
试件采用低周往复加载，试验加载位置在墩帽的中心，墩底约束为悬臂结构，部分装配式桥墩试验加载装置如图2所示。控制试件轴压比为0.1，千斤顶重力荷载NG=0.1fcAg=251 kN。
图2 加载装置(单位：mm)Fig.2 Loading device(unit：mm)
本试验的目的是研究桥墩试件抗震性能，试验的加载位移为2，4，6，…，36，42，50，60，…，110 mm，加载过程中每级加载做两次循环，以试件强度下降到最大强度的85%为控制依据，结束试验。加载循环图如图3所示。
图3 加载循环图Fig.3 Loading cycle curve
1.2 试验损伤分布
为了研究部分装配式桥墩在试验中的破坏过程，在每级加载位移最大值处进行了持载并观察记录裂缝的开展情况，对试件的裂缝宽度、位置及发展趋势进行了详细描述[8]。根据Hose等[9]定义的损伤级别和基于构件层次的五水准性能水平，得到了部分装配式桥墩试件在整个加载过程中的五水准损伤状态，见图4。性能水平Ⅰ代表出现微小裂缝，性能水平Ⅱ 代表钢筋屈服，性能水平Ⅲ代表塑性铰开始形成，性能水平Ⅳ代表塑性铰完全形成，性能水平Ⅴ代表试件破坏。
图4 试件的五水准损伤水平Fig.4 Five-level damage level of specimen
试验完成后清除塑性铰位置处破坏的混凝土残渣，得到了部分装配式桥墩最终的破坏状态。破坏状态见图5，可以看出部分装配式桥墩的破坏区域主要集中在现浇墩底和第1节预制拼装段的接缝处，破坏区域约为30 cm，而墩底和其他预制拼接段破坏程度较小。试件现浇墩底沿U型预应力方向出现了斜向裂缝，接缝处柱角混凝土被压碎。
图5 试件最终损伤Fig.5 Ultimate damage of specimen
1.3 试验结果分析
1.3.1 荷载位移特性
试件的滞回曲线如图6所示，当结构水平位移较小时，试件为线弹性变形，同时滞回能量环比较密集。随着滞回位移的增加，部分装配式桥墩由于预应力筋的存在，产生了自复位，因此试件的残余位移较小，滞回曲线捏拢效应较为显著。当此试验的加载位移达到90 mm时，试件水平承载力达到最大值66.05 kN。当加载位移达到110 mm时，试件水平承载力下降到55.4 kN，低于最大承载力的85%，试件破坏。根据试验结果计算，部分装配式桥墩试件的最大偏移率为4.6%。
图6 部分装配式桥墩位移-荷载曲线Fig.6 Displacement-load curves of partially fabricated pier
通过对比分析部分装配式桥墩与全预制装配式桥墩的累积滞回耗能，研究其滞回耗能能力。图7所示为各级位移角下的累积滞回耗能。某级位移角对应的累积滞回耗能即该级与之前各级耗能之和。
图7 装配式桥墩耗能曲线对比Fig.7 Comparison of energy dissipation curves of fabricated piers
由图7可以看出，在位移角达到2%之前，两种桥墩的滞回耗能能力接近，在位移角达到2%之后滞回耗能能力出现了显著的差异。部分装配式桥墩由于墩底现浇段的存在，显著地提高了其耗能能力。与传统的预制装配式桥墩相比，耗能能力提高了4倍左右。
1.3.2 骨架曲线
由荷载-位移曲线得到骨架曲线，骨架曲线如图8所示，骨架曲线可以更为清晰地反映试件在试验过程中的抗震性能。
图8 骨架曲线Fig.8 Skeleton curve
根据试件的骨架曲线，本研究采用屈服弯矩法确定屈服点[10]，得到了如表2所示的抗震性能参数。由表2可以看出，实测数据正负向均值最大误差为7.5%，误差在合理范围内，说明试验得到的实测数据具有较高的可靠性。
表2 试件抗震性能参数Tab.2 Seismic performance parameters of specimen
2.1 模型建立
2.1.1 荷载位移特性
采用有限元软件Abaqus建立计算模型，混凝土的模拟采用C3D8R单元，钢筋及预应力钢绞线的模拟采用T3D2单元。
2.1.2 混凝土本构模型
在进行实体单元模拟时，实体单元本构模型选用塑性损伤模型(CDP)本构模型，混凝土拉压应力-应变关系根据《混凝土设计规范》[11](GB 50010—2010)给出的曲线方程进行计算。
σ=(1-dc)Ecε,
(1)
(2)
(3)
其中,n,x可由式(4)～(5)计算:
(4)
(5)
式中，dc为混凝土单轴受压损伤演化参数；
Ec为混凝土弹性模量；
αc为混凝土单轴受压应力-应变曲线下降段参数；
εc，r为与单轴抗压强度fc，r对应的混凝土峰值压应变；
ε为混凝土应变。
图9 混凝土应力-应变曲线Fig.9 Stress-strain curve of concrete
图10 损伤因子-应变曲线Fig.10 Curve of damage factor vs. strain
2.1.3 接触面的模拟
为了准确模拟部分装配式桥墩各节段间的接触，选用了基于表面的接触算法。接触关系采用面-面接触，其特点是接触面无黏结且不能侵入对方，节段之间的切向采用接触摩擦，根据日本预制建筑协会设计手册中[12]规定：未特别处理事先浇注混凝土表面，与事先浇注混凝土的界面，摩擦系数μ取为0.5～0.6之间，此处μ取值0.5。在进行有限元分析时考虑了接触非线性，采用Abaqus/Standard隐式求解，摩擦约束通过有限刚度施加，允许微小的弹性滑移。
2.1.4 无黏结预应力筋的模拟
无黏结预应力钢束的模拟采用文献[13]提出的方式，模型中预应力筋单元和混凝土单元的约束条件是通过引入虚拟预应力筋作为中间部件来建立的。沿真实预应力筋的滑移方向(x，y)复制2根虚拟预应力筋，其截面面积设置为1×10-11mm2，虚拟预应力钢束采用Embeded技术约束到混凝土结构里。虚拟预应力钢筋与真实预应力钢筋在节点处设置局部坐标系，通过弹簧连接，模拟无黏结预应力筋在加载过程中的滑移。
2.2 部分装配式桥墩有限元模型
部分装配式桥墩有限元模型如图11所示，由于墩底塑性铰区域可能发生较大弯曲变形，因此在墩底和第1节段区域内适当加密网格。
模型在进行拟静力分析时包含了两个静力分析步。在第1个分析步中依次施加结构自重力、预应力和墩顶轴压力，在第2个分析步中施加水平往复荷载。模型加载方案与试验方案相同，使用位移控制加载，每个等级循环加载1次，最大位移幅值120 mm。有限元默认允许出现不收敛迭代的次数IA=5，在模型分析时考虑了材料非线性、几何非线性和接触非线性，因此增加IA=8，提高模型的收敛性。
2.3 试验有限元对比
2.3.1 滞回曲线对比
从试验-模拟对比滞回曲线(图12)可以看出：在加载初期，试验曲线斜率较有限元模拟较小，随着加载的进行，试验与有限元模拟的曲线斜率逐渐吻合。试验和有限元模拟曲线几乎同时达到屈服位移和屈服荷载。滞回位移达到-110 mm时，试验试件因其核心混凝土破坏导致滞回曲线的卸载刚度较大。其水平承载力、残余位移、耗能指标与试验结果对比见表3(侧移为4.5%)，水平承载最大差值为5.6 kN，不超过10%[14]，说明Abaqus模拟出的部分装配式桥墩的滞回位移与试验具有较高的吻合度。
表3 试件抗震性能参数Tab.3 Seismic performance parameters of specimen
图12 部分装配式桥墩滞回曲线对比Fig.12 Comparison of hysteretic curves of partially fabricated pier
2.3.2 损伤对比
将试验损伤和有限元损伤结果对比，二者具有较高的吻合性，验证了有限元模型的可靠性。由图13可以看出，在循环荷载作用下，部分装配式桥墩的破坏主要集中在第1节接缝处，且部分装配式桥墩由于预应力筋的存在，拥有较好的自复位能力，残余位移比较小。
图13 试验与有限元损伤对比Fig.13 Comparison of test damage and finite element damage
3.1 主筋、箍筋应力分布状态
为了分析部分装配式桥墩在拟静力试验中钢筋的应力增长情况，选取了部分装配式桥墩不同位置的钢筋节点，分析其在滞回过程中的应力变化，测点布置如图14所示。
图14 部分装配式桥墩钢筋测点布置Fig.14 Layout of measuring points on partially fabricated pier reinforcement
在Abaqus模型中，提取了上述测点钢筋的应力随滞回位移的变化趋势，如图15所示，部分装配式桥墩墩底现浇段主筋最大应力423.2 MPa，箍筋最大应力393.3 MPa，根据桥梁抗震设计，选择延性构件时，应综合考虑结构的预期性能以及结构体系的受力特点[15]，结合部分装配式桥墩试验与模拟结果，墩底现浇段在水平力作用下容易形成塑性铰，因此应按照延性准则进行设计。预制段混凝土加载过程主筋最大应力48.2 Pa，箍筋最大应力32 MPa，应力水平较低，可适当降低配筋率。部分装配式桥墩由于纵筋沿墩身不连续，当滞回位移较大时，钢筋处于受压状态，因此应力水平较低。
图15 部分装配式桥墩钢筋应力分布Fig.15 Distributions of stresses on partially fabricated pier reinforcement
3.2 无黏结预应力筋状态
部分装配式桥墩由于预应力钢绞线的存在，使其自复位恢复性能相对于整体现浇更好[12]。当其受到水平位移荷载时，预应力钢绞线会提供拉力将墩柱拉回到原来的位置，随着墩顶位移的增加，该拉力会有一定幅度的增长[16]。图16给出了加载过程中钢束预应力变化情况，与初始值56.4 kN相比，加载过程中预应力的变化范围很大。滞回位移达到120 mm时，预应力增涨了2.5倍左右，在整个加载阶段预应力筋始终保持弹性，其内力增长与加载位移呈线性关系[17]。
3.3 变形模式
为了确定部分装配式桥墩的变形模式[18]，本研究选取了部分装配式桥墩试件各预制拼装部分的端点，绘出了部分装配式桥墩随位移增大的变形模式，如图17所示。
图17 部分装配式桥墩变形模式Fig.17 Deformation mode of partially fabricated pier
由图 17可以看出，部分装配式桥墩的变形模式为双折线，随着位移的增大，预制拼装节段的位移增长大于墩底现浇部分，3个预制拼装节段的变形模式为线性变化。距墩底500 mm高度的现浇段变形较小。
(1)部分装配式桥墩在循坏荷载作用下，墩底现浇段主筋应力较大，而预制段主筋应力较小。因此在设计部分装配式桥墩时，现浇墩底应按照延性准则来设计，预制段可适当降低配筋率。
(2)试验与分析表明，部分装配式墩接缝处容易发生破坏，因此在今后的研究应用中应注意接缝处的构造。
(3)无黏结U型预应力可以大幅度提高构件的开裂荷载，部分装配式桥墩的水平荷载作用下，无黏结预应力钢束始终处于弹性状态，其内力增长与加载位移呈线性关系，具有较好的自复位能力。
(4)部分装配式桥墩在水平荷载作用下，结构的变形模式为双折线，现浇墩底的变形较小。
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