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1、 带耗能系梁的摇摆自复位双肢薄壁高墩抗震性能研究 佘振扬，黎雅乐，李雪红，徐秀丽，刘径恺(1.南京工业大学 土木工程学院，江苏 南京 211816；2.江苏开放大学 建筑工程学院，江苏 南京 210036)连续刚构桥由于跨越能力大、地形适应性强及造价适中等优势成为西部山区跨越峡谷地形的主要桥型.由于地形的限制，连续刚构桥的桥墩越来越高.若是墩柱高度小于40 m，采用支座隔震1设计效果较好；若是墩柱高度大于40 m，采用支 座隔震设计延长结构整体周期反而对减震不利.基于延性设计的思想，在大多情况下，连续刚构 桥的墩柱截面优化设计是依靠墩柱自身的弯曲变形耗能，但是震后的墩柱损伤修复工作是一大难题2
2、.为了解决以上难题，有学者提出摇摆桥墩的抗震设计思想3，工作原理是墩柱与下部基础在承台处分离设计，当地震力大到一定程度时，墩底晃动，边界条件改变，从而瞬间释放墩底弯矩.隔绝地震力的传递可以有效地降低墩底剪力与弯矩，避免墩柱发生破坏.桥墩充分利用主梁和桥墩自重来平衡风荷载、车辆活载的制动力及中小地震作用引起的水平荷载以满足正常使用.在强震时利用桥墩的提离进行摇摆隔震，震后靠竖向恒载和预应力钢筋实现自复位.与常规现浇桥墩相比，摇摆自复位桥墩在地震后的残余位移更小，具有良好的震后复位能力.前期的研究对象未设置耗能组件4-6，耗能能力较差.针对该问题，Palermo等7-9提出在墩底内置耗能低碳钢筋以
3、增强耗能能力，并进行拟静力试验，试验表明耗能钢筋虽然能够增强桥墩的耗能能力，但是存在残余位移较大、耗能钢筋屈曲或断裂后不易更换等问题.孙治国等10针对双柱墩提出角钢和耗能钢筋结合的摇摆隔震设计方案，并开展拟静力试验和动力时程分析，论证耗能钢筋设置的必要性.为了实现“可更换构件的可恢复功能桥梁防震结构”的抗震理念11，国内外学者开始研发耗能组件可更换的摇摆-自复位桥墩体系.Han等12研究耗能钢棒、屈曲约束钢板2种外置耗能构件对自复位（rocking self-centering， RSC）双柱墩滞回性能的影响，结果表明外置的耗能钢棒以及屈曲约束钢板提高了RSC双柱墩的抗震性能，并且便于震后检查
4、和更换，但是耗能能力与现浇桥墩仍有差距.Saiidi团队13-14将记忆合金（shape memory alloys，SMA）用来提高墩柱耗能能力，并将内置SMA棒和摇摆接缝处没橡胶支座两者相结合以实现预制墩柱塑性铰区可更换的目的.振动台试验证明这种新型预制桥墩在抗震性能和震后快速修复方面的优势，但是橡胶支座的存在会增加墩顶的位移15.魏博等16以中国已建的首座RSC桥梁黄徐路跨线桥为背景，通过3组不同抗侧强度耗能器的RSC桥墩水平拟静力往复试验研究17发现，外置耗能器耗能作用明显.耗能器的抗侧强度贡献率越高，墩柱的滞回曲线越饱满，墩柱的耗能能力和抗侧承载力也明显提高.耗能器更换前后的拟静力试
5、验18结果表明，在耗能组件更换前后，墩柱承载能力和耗能能力基本一致.石岩等19选取铅挤压阻尼器(lead-extrusion dampers， LEDs)作为可更换的耗能装置，并且通过拟静力试验和数值分析.分析表明，RSC-LEDs双柱墩能够达到预期的能力曲线，减小桥墩损伤以及控制地震位移目标.当前国内外学者都对可更换构件的恢复功能结构进行研究，以上研究对象以中低墩为主，针对高墩结构的研究比较少，并且摇摆墩柱大多数为整体或节段预制混凝土独柱墩4-9,11, 13-15, 20，部分为双柱墩10,12,16-19，少见双肢薄壁墩方面的摇摆隔震研究.本研究设计了一种可更换耗能系梁的摇摆自复位双肢薄
6、壁高墩，采用拟静力试验研究带耗能系梁的摇摆自复位双肢薄壁高墩的强度、耗能、位移延性和残余位移等抗震性能.与配筋相同的常规双肢薄壁墩结果进行对比，验证了带耗能系梁的摇摆自复位双肢薄壁高墩抗震性能的优越性，并为后续结构优化设计和分析提供参考.1 试验方案1.1 试件设计以太极溪特大桥主桥13#墩为原型，设计2个1/16缩尺比的双肢高墩模型，即带耗能系梁阻尼器的摇摆自复位双肢薄壁高墩（试件1）和常规双肢薄壁高墩（试件0）.模型的尺寸及构造细节如图1所示，桥墩模型的加载高度为3.25 m，控制试件轴压比为0.2.试件选用C50混凝土，桥墩纵筋采用直径为16 mm的HRB400钢筋，箍筋采用直径为10
7、mm的HRB400钢筋，桥墩保护层厚度为30 mm.纵筋的配筋率和箍筋体积配箍率分别为1.910%和0.897%，满足我国公路桥梁抗震设计规范21的要求.试件0墩柱为整体现浇，试件1墩柱中心预留50 mm PVC管用于无黏结预应力钢绞线张拉，管道中钢绞线为3束17(17是指7根钢丝绞合为一股钢绞线)-S15.2 mm预应力钢绞线.预应力钢绞线采用双端局部式张拉，长度为1200 mm.预应力张拉采用分段施工的方式，先浇筑混凝土，后张拉预应力，预埋在墩柱混凝土内的锚具采用自锁式锚具.为了防止墩底墩顶接缝处在往复加载摇摆中混凝土过早破坏以及避免接缝处纵筋剪切破坏，接缝处设置2片厚度为10 mm的波折
8、钢板断开形成嵌合式接头，接缝处的纵筋为从盖梁至承台的通长钢筋.试件的细节构造见图1（c）.北侧墩柱记为D1柱，南侧墩柱记为D2柱图1 试件0和1的立面和截面Fig.1 Cross section and elevations view of specimens 0 and 11.2 阻尼器设计耗能系梁阻尼器由波纹板、侧板、上下边板、加劲板等部件构成.所有钢板的材质均为Q235B钢材，波纹板长为362 mm，宽为180 mm，厚度为4 mm，波纹板的波角均为45.波纹板与墩柱中预埋件通过长度为80 mm的12.9级M20高强度螺栓连接以实现可更换的功能.阻尼器示意图如图2所示.1.3 模型加载和
9、测试方案本次拟静力试验在南京工业大学江苏省土木工程与防灾减灾重点实验室进行，拟静力试验加载及装置如图3所示.墩柱承台通过4根预应力锚杆锚固在刚性地面上，盖梁与MTS (mechanical testing simulation)作动器连接用以施加水平荷载，竖向轴压由竖向千斤顶施加.在试验前难以确定试件的屈服强度和屈服位移，因此本次低周反复加载试验的加载机制采用变幅、等幅混合位移控制，每级加载等幅循环3次再变幅加载.当位移小于40 mm时，变幅级差为5 mm；当位移超过40 mm后，变幅级差为10 mm，加载至墩柱纵筋断裂或试件承载力下降至峰值承载力的80%时认为试件已破坏，此时终止试验.试验的
10、测点布置图及受压区高度计算示意图如图4所示.墩顶侧向力由MTS作动器内置力传感器测试，墩顶水平位移由与墩顶盖梁连接的拉线式位移计测试.钢绞线预应力大小通过预应力锚具下方的预应力传感器测试.接缝处张口大小通过安装在柱角的2个拉杆式位移计测试.试件墩底的附近截面的平均曲率与受压区高度变化采用拉杆位移计数据进行间接计算得到.图4 测点布置及受压区高度测量示意图Fig.4 Measuring points and measurement of compression depthschematic diagram为了方便进行计算，这里将接缝处的凹面简化为平面，根据接缝处截面三角形的几何相似关系可以得到式
11、(1)和(2)：实际上接缝处并非为平面，因此根据接缝开口测量数据以及式(1)和(2)计算出受压区高度非实际受压区高度c， 这里将计算出的受压区高度定义为名义受压区高度c.曲率测试段的墩柱(图4中虚线至墩底)的平均曲率计算公式为式(3).式中：Z1与Z2分别为接缝处拉杆式位移计所测得的接缝张开量，L1与L2分别为墩柱两侧拉杆式位移计至受压区高度边缘的距离，c为接缝处名义受压区高度，K为曲率，h1为位移计拉杆长度.位移计数据由TST3826E静态应变采集分析系统采集，预应力数据由DH5908N无线动态应变测试分 析系统采集.2 试验结果分析2.1 加载过程及现象2.1.1 试件0 试件0破坏过程为
12、混凝土系梁出现裂缝墩柱出现裂缝系梁钢筋屈服墩柱纵筋屈服系梁失效柱底混凝土压溃墩柱混凝土剥落.具体过程如下：当加载位移为5 15 mm时，系梁与双肢连接处出现竖向与横向裂缝并拓展，在墩底30 cm处出现若干条水平裂缝.之后随加载位移的继续增大，原有裂缝继续拓展，系梁与双肢连接处混凝土压溃，系梁出现斜裂缝，墩柱开始出现大量水平裂缝.当加载位移至70 mm时，系梁与双肢连接处混凝土大量剥落，系梁纵筋断裂，墩底部分混凝土被压溃突出.当加载位移至80 mm时系梁严重破坏退出工作.而后随加载位移的增大，墩底破坏逐渐加剧，加载位移至110 mm时，墩底15 mm以下混凝土被压碎剥落.如图5所示，此时试件0承
13、载力已降至最大荷载的80%，试验加载中止.图5 在加载位移110mm时试件0的破坏形态Fig.5 Failure modes of specimen 0 under loading displacement of 110 mm2.1.2 试件1 试件1从位移为0至110 mm的加载过程中， 主要出现阻尼器屈服、墩底和基础之间的接缝张开和闭合等现象，并且由于墩底和墩顶间接缝设有钢板，接触面仅有少许混凝土被压碎.具体过程如下：当加载位移为515 mm时， 墩身在阻尼器预埋件处产生横向裂缝并向侧面贯通.当加载位移为20 mm时，墩底接缝开始张开，D1柱外侧出现水平裂缝.而后随加载位移的增大，墩身开始
14、出现大量水平裂缝并出现斜裂缝.当加载位移至80 mm时，柱角部分保护层混凝土剥落.当加载位移至90 mm时，阻尼器侧板与顶底板焊缝出现裂缝，波纹板与侧板焊接处也出现裂缝.当加载位移至100 mm时，接缝张口加大，阻尼器波纹板产生肉眼可见的塑性变形.当加载位移至110 m时，柱角被轻微压碎，柱顶有少许保护层混凝土剥落，墩柱基本为轻微损伤如图6所示.图6 在加载位移110mm时试件1的破坏形态Fig.6 Failure modes of specimen 1 under loading displacement of 110 mm2.1.3 破坏现象对比 试件0及试件1破坏现象的共同点是系梁先屈服
15、，之后墩身产生裂缝、纵筋屈服、墩柱塑性铰区混凝土被压溃剥落.破坏现象的差异是当加载位移为30 mm时，试件0墩柱纵筋首次进入屈服，而试件1在加载位移为3035 mm时耗能系梁阻尼器的波纹板开始屈服，极大延缓墩柱纵筋的屈服时间，试件1墩柱顶部、底部的纵筋屈服时的加载位移分别为50和60 mm.当加载位移至110 mm时，试件0破坏严重，承载力已降至最大承载力的80%，而试件1只有轻微损伤，承载力基本没有降低.2.2 滞回曲线及骨架曲线根据拟静力往复加载过程中的水平位移 和水平荷载F绘制滞回曲线，如图7所示.在加载初期混凝土尚未开裂，此时滞回曲线呈线性，加载与卸载曲线几乎重合.随着位移幅值的增加，
16、试件0的混凝土系梁首先屈服进入耗能阶段，滞回曲线包络的面积逐渐增大，随系梁的逐渐破坏，结构的刚度也开始出现退化，当系梁逐渐失效、墩柱纵筋屈服进入塑性，试件0的承载力增长缓慢，并逐渐逼近于峰值.此时结构的刚度显著退化，滞回曲线包络的面积继续增大.试件0滞回曲线显示典型的“弓形”，耗能能力较好，但墩柱损伤破坏严重，震后不具可恢复性.图7 试件0和1的滞回曲线Fig.7 Hysteretic curves of specimen 0 and 1对于试件1随着加载幅值的增大，耗能系梁阻尼器和纵向钢筋先后屈服，其滞回曲线面积逐渐变大，最终滞回呈偏向“弓形”的“旗帜”状态，这是由于墩柱接缝处设置的通长钢筋，在一定程度上阻碍了试件1的摇摆能力，使得试件1不是一个完全自由的摇摆桥墩，且耗能系梁阻尼器与预应力钢筋所提供的承载能力贡献比越大
