王 源，王天琦，孫利民，謝 文

(1. 寧波大學(xué)土木與環(huán)境工程學(xué)院，寧波 315211；2. 同濟大學(xué)土木工程防災(zāi)國家重點實驗室，上海 200092)

橋梁結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計的一個重要發(fā)展趨勢是正從單純的抗震、減震設(shè)計向功能可恢復(fù)設(shè)計轉(zhuǎn)變[1]。橋墩作為橋梁的主要承重構(gòu)件，其地震失效將引起橋梁震后功能的完全喪失[2]，因此，橋墩對橋梁的整體抗震性能起至關(guān)重要作用。已有震害表明：鋼筋混凝土橋墩在遭受強震后，會發(fā)生較大的殘余位移[3]，無法修復(fù)或者修復(fù)代價過高而被拆除，造成巨大的經(jīng)濟損失，阻礙震后城市交通和人們生產(chǎn)生活的快速恢復(fù)。

因此，有學(xué)者將結(jié)構(gòu)震后功能可恢復(fù)設(shè)計理念引入雙柱式橋墩抗震設(shè)計及加固[4]。隨后，帶消能構(gòu)件雙柱式橋墩的研究取得了長足發(fā)展，如El-Bahey 等[5-6]研究了防屈曲約束支撐(簡稱“BRBs”)和剪切板對雙柱式橋墩抗震性能的影響，并建立了理論分析模型；謝文等[7]和孫利民等[8]研究了帶BRBs 或剪切連梁的雙柱式橋墩抗震性能及其在大跨度斜拉橋地震損傷控制中的應(yīng)用；孫治國等[9]研究表明：BRBs 可有效減小排架墩的地震損傷；謝文等[10]建立了基于結(jié)構(gòu)“保險絲”概念的雙柱式高墩地震損傷控制設(shè)計方法，通過算例驗證了該方法的可行性和有效性；劉曉剛等[11]研究了一種由消能構(gòu)件和鋼管混凝土組成的組合墩柱，表明墩柱具有很強的耗能能力、延性和變形能力；石巖等[12]建立了基于位移的BRBs 排架墩抗震設(shè)計方法，通過實例驗證了其可行性；董慧慧等[13]研究了自復(fù)位耗能支撐應(yīng)用于雙柱式橋墩中的可行性和有效性，表明自復(fù)位耗能支撐可減小甚至消除雙柱式橋墩的殘余位移；徐秀麗等[14]研究了一種由混凝土角柱、裝配式鋼連梁和混凝土薄壁板組成的自耗能高墩體系，表明自耗能高墩除具有震后修復(fù)便利外，其耗能能力、承載能力和延性變形能力均優(yōu)于傳統(tǒng)薄壁墩；Dong 等[15]試驗研究了BRBs 和自復(fù)位BRBs對雙柱式橋墩損傷模式、殘余變形和耗能能力等性能的影響。目前，利用消能構(gòu)件來提升雙柱式橋墩抗震性能的相關(guān)研究較多[16-21]，而在雙柱式高墩中的研究相對較少。

本文設(shè)計了一種帶消能連梁的矩形空心雙柱式高墩，采用擬靜力試驗研究帶消能連梁的矩形空心雙柱式高墩的強度、耗能、位移延性和墩柱曲率等抗震性能，然后與矩形空心雙柱式高墩結(jié)果進行對比，驗證帶消能連梁的矩形空心雙柱式高墩抗震性能的優(yōu)越性。

1 試驗?zāi)Ｐ?/h2>

設(shè)計了2 個1/20 幾何縮尺比的矩形空心雙柱式高墩模型，即矩形空心雙柱式高墩(簡稱“試件DCP”)和帶消能連梁的矩形空心雙柱式高墩(簡稱“試件DCP-E”)，模型的其余關(guān)鍵相似常數(shù)如表1 所示，其中，矩形空心雙柱式高墩作為對比方案，如圖1 所示。雙柱式高墩由基座、墩柱和蓋梁組成，其縮尺高度為2825 mm，墩柱采用矩形空心鋼筋混凝土截面，截面尺寸為260 mm×425 mm，壁厚為75 mm，墩柱中心間距為521 mm，縱筋配筋率和箍筋體積配筋率分別為1.95%和1.30%，滿足我國公路橋梁抗震設(shè)計規(guī)范要求。試件DCP-E 的基座、墩柱和蓋梁與試件DCP 完全相同，唯一不同的是：其墩柱之間安裝了5 根低屈服消能連梁。

表1 試驗?zāi)Ｐ团c原模型相似比Table 1 Similarity ratios of test specimens to prototype model

圖1 試件的截面和立面 /mm Fig. 1 Cross section and elevations view of specimens

低屈服消能連梁(Energy Dissipation Beam, 簡稱“EDB”)采用Q235 工字鋼制作，其幾何尺寸如圖2 所示。消能連梁為剪切型屈服構(gòu)件，消能連梁與墩柱預(yù)埋件之間焊接，沿墩柱高度布置的豎向間距為400 mm～450 mm，如圖1 所示。

圖2 消能連梁幾何尺寸 /mm Fig. 2 Geometries of energy dissipation beam

2 試驗方法

試驗采用擬靜力加載模式，MTS 伺服系統(tǒng)液壓作動器與試件頂部連接施加往復(fù)水平荷載，作動器作用中心距試件基座頂部2.825 m，作動器的最大推力和拉力分別為500 kN 和280 kN，最大位移行程為±250 mm，試件基座用地腳螺栓固定于地槽。根據(jù)《公路抗震細則》第6.1.3 條規(guī)定規(guī)則橋梁中橋墩的軸壓比應(yīng)小于0.3[22]，本次試驗取軸壓比為0.1[23]，并采用預(yù)應(yīng)力筋模擬該軸壓比。試件加載方向如圖3 所示。

圖3 試件加載方向Fig. 3 Schematic of specimens loading

加載機制采用等變幅混合位移控制，如圖4所示。每級位移幅值循環(huán)加載3 次，首級位移幅值為5 mm，隨后每級遞增5 mm，直到加載至30 mm位移幅值，之后每級遞增10 mm，直至縱筋斷裂或峰值荷載下降至80%。作動器采樣頻率為1 Hz，且在每級位移的每次循環(huán)加載到位時持載5 min，保證混凝土裂縫充分開展，同時便于觀察和記錄試件破壞現(xiàn)象。

位移測量，墩柱底部、中部和頂部水平位移、基座水平滑移和豎向抬升位移；應(yīng)變測量，墩柱塑性鉸區(qū)的縱筋和箍筋、消能連梁的腹板和頂板，可通過應(yīng)變判斷鋼筋和消能連梁是否屈服；曲率測量，墩底和墩頂?shù)人苄糟q區(qū)域曲率，采用接觸式位移計測量兩邊相對位移，其布置示意如圖5 所示，再根據(jù)式(1)計算其平均曲率。

圖4 加載方案Fig. 4 Loading protocol

圖5 平均曲率計算示意Fig. 5 Schematic of calculating average curvature

式中：h1、h2為布置在兩側(cè)的位移傳感器的測量值；D 為試件截面長度；H 為測量高度。

消能連梁的平均剪切變形無法直接測量，可通過變形區(qū)域內(nèi)矩形腹板對角線變化值間接得到。其測量原理和計算方法按式(2)計算，其中，矩形腹板對角線變化值通過腹板兩側(cè)位移傳感器測得，如圖6 所示。

式(2)中： Δd1=-d1和 Δd2=-d2分別為矩形對角線長度變化值；a 和b 分別為矩形邊長。

圖6 平均剪切應(yīng)變計算示意Fig. 6 Schematic of calculating average shear strain

3 試驗結(jié)果分析

3.1 破壞過程及現(xiàn)象

加載過程中，試件墩底首先出現(xiàn)水平裂縫，且隨位移等級增加，其裂縫開始向側(cè)面延伸擴展，并在側(cè)面出現(xiàn)斜裂縫。最終，試件的破壞模式均為典型的彎曲破壞，即在墩底形成塑性鉸，且最終均達到承載能力極限狀態(tài)。

3.1.1 試件DCP

加載位移為20 mm 時，試件DCP 的C1 柱東面(見圖3)距墩底約50 cm 處首次出現(xiàn)3 條～4 條水平裂縫，如圖7(a)所示，根據(jù)記錄的鋼筋應(yīng)變，C1 柱和C2 柱北面柱腳處縱筋已開始屈服；加載位移增至25 mm 時，C1 柱東面水平短裂縫增多，部分原有裂縫延長，同時南北面距墩底約60 cm高度以內(nèi)出現(xiàn)較多水平裂縫，墩底側(cè)面大部分縱筋和墩頂少部分縱筋屈服；當(dāng)加載位移為30 mm時，東西兩側(cè)水平裂縫貫通，見圖7(b)，東西兩側(cè)裂縫大量增加，新裂縫出現(xiàn)高度升至約100 cm，南北兩側(cè)首次出現(xiàn)斜裂縫；加載位移增至40 mm 時，墩柱側(cè)面根部附近出現(xiàn)水平裂縫，且在棱角處與正面水平裂縫貫通，墩頂側(cè)面部分鋼筋發(fā)生屈服；當(dāng)加載位移達60 mm 時，C1 柱東面柱腳處小塊混凝土剝起，如圖7(c)所示；加載位移為70 mm時，C1 柱東面靠近柱腳處一塊高約5 cm 和長約10 cm 的混凝土塊剝落。當(dāng)加載位移達90 mm時，C1 柱東面墩底5 cm 范圍以下混凝土全部剝落，如圖7(d)所示，東北向柱腳10 cm 高度以下混凝土壓碎剝落，棱角處一根箍筋裸露；當(dāng)加載位移至130 mm 時，縱筋受拉斷裂，如圖7(e)所示；達到140 mm 時，C1 柱東面和C2 柱西面底部外側(cè)縱筋基本全部受拉斷裂，此時試件承載力迅速下降，試驗加載中止。

圖7 試件DCP 破壞形態(tài)Fig. 7 Failure modes of specimen DCP

3.1.2 試件DCP-E

當(dāng)加載位移為10 mm 時，試件DCP-E 的C1柱東面(見圖3)距墩底10 cm 處混凝土首次出現(xiàn)能完全閉合的裂縫；加載位移達20 mm 時，C2 柱西面距墩底約20 cm 處出現(xiàn)一條正面水平裂縫，如圖8(a)所示，根據(jù)測量的消能連梁腹板相對位移和計算的理論屈服剪切變形可知，消能連梁EDB2和EDB4 已開始屈服，而鋼筋未發(fā)生屈服；加載位移至25 mm 時，墩柱正面水平裂縫增多，新裂縫長度較長，出現(xiàn)位置上升至距墩底約60 cm處，消能連梁EDB1 和EDB3 也開始屈服；直到加載位移增加到40 mm 時，C1 柱和C2 柱墩底大部分縱筋和墩頂縱筋已發(fā)生屈服；當(dāng)加載位移達到50 mm 時，C1 柱東面距離墩底1.1 m 的位置出現(xiàn)水平貫穿裂縫，C1 柱南側(cè)首次出現(xiàn)斜裂縫，如圖8(b)所示；當(dāng)加載位移達60 mm 時，消能連梁EDB5 東側(cè)預(yù)埋件下方少量混凝土剝落，如圖8(c)所示；當(dāng)加載位移為70 mm 時，C1 柱東面墩底水平貫穿裂縫寬度增大明顯，柱腳出現(xiàn)豎向裂縫，有壓碎跡象，消能連梁EDB5 西側(cè)預(yù)埋件下方大塊混凝土壓碎剝落；加載位移增加到90 mm 時，C1 柱東面墩底5 cm 范圍內(nèi)表面混凝土基本全部剝落，如圖8(d)所示，側(cè)面出現(xiàn)大量長斜裂縫，C2 柱西北方向墩底大塊混凝土壓碎；當(dāng)加載位移到達140 mm 時，C1 柱東面底部1 根縱筋和C2 柱西面底部3 根縱筋斷裂，如圖8(e)所示，此時墩柱承載能力迅速下降，加載中止。此外，消能連梁在整個試驗過程中未出現(xiàn)破壞，只發(fā)生屈服，主要原因是預(yù)埋件提前松動導(dǎo)致消能連梁受力降低。

圖8 試件DCP-E 破壞形態(tài)Fig. 8 Failure modes of specimen DCP-E

3.1.3 關(guān)鍵破壞現(xiàn)象對比

當(dāng)加載位移為10 mm 時，試件DCP-E 出現(xiàn)了可完全閉合的裂縫，而試件DCP 未出現(xiàn)裂縫，其可能原因是消能連梁略增大了墩柱本身受力，導(dǎo)致試件DCP-E 的外層混凝土先出現(xiàn)可閉合的裂縫；當(dāng)加載位移為20 mm 時，試件DCP 首次出現(xiàn)縱筋屈服，而試件DCP-E 部分消能連梁發(fā)生屈服，其鋼筋直到加載至40 mm 時才發(fā)生屈服，其主要原因是消能連梁的屈服延緩了墩柱鋼筋屈服，有效提高了墩柱的抗震性能，也表明消能連梁先于墩柱屈服耗能，可有效提高其耗能能力；當(dāng)位移加載至130 mm 時，試件DCP 部分鋼筋受拉斷裂，而試件DCP-E 則在加載位移為140 mm時才出現(xiàn)縱筋斷裂，因為消能連梁提高了雙柱式橋墩的承載能力。

3.2 滯回曲線及骨架曲線

圖9 試件滯回曲線Fig. 9 Hysteretic curves of specimens

段。對于試件DCP-E，消能連梁和縱向鋼筋先后屈服，隨著加載位移的增大，其滯回環(huán)面積進一步變大和飽滿，呈弓形發(fā)展，其強度越來越強，且其滯回環(huán)面積和強度均大于試件DCP。如圖10(b)～圖10(f)所示，其主要原因是附加的消能連梁提高了雙柱式橋墩的耗能能力和承載能力。因此，試件DCP-E 的滯回曲線相對更飽滿，耗能能力更強。結(jié)果表明：消能連梁可有效提高雙柱式高墩的耗能能力和承載能力等抗震性能。

通過連接試件DCP 和試件DCP-E 的滯回曲線上各級加載位移首次循環(huán)幅值對應(yīng)的強度形成骨架曲線，如圖11 所示。分析可知：當(dāng)加載位移較小時，試件骨架曲線基本接近直線，處于彈性狀態(tài)；當(dāng)加載位移達到50 mm 后，帶消能連梁的雙

圖10 典型位移幅值下兩個試件的滯回環(huán)Fig. 10 Hysteretic loops of two specimens under the typical displacement amplitude

圖11 試件的骨架曲線Fig. 11 Skeleton curves of specimens

圖9 為試件DCP 和DCP-E 的滯回曲線，它是評價結(jié)構(gòu)耗能能力的重要指標(biāo)之一。由圖9 可知，混凝土開裂前，試件的加載曲線與卸載曲線幾乎重合，其滯回曲線呈直線；如圖10(a)所示，表明其處于彈性階段，混凝土開裂后，試件滯回環(huán)所包圍的面積逐漸增大，開始進入滯回耗能階柱式高墩承載能力繼續(xù)增強，如試件DCP-E 的正負峰值強度分別為172.9 kN 和-174.7 kN，比試件DCP 的正負峰值強度分別高18.9%和22.5%；試件DCP-E 和試件DCP 的強度退化比較接近，如試件DCP-E 和試件DCP 極限位移對應(yīng)的強度分別為相應(yīng)峰值強度的77.9%和77.0%。表明消能連梁可明顯提高雙柱式高墩的峰值強度，而對其強度退化影響不明顯。

3.3 累積滯回耗能

計算試件DCP 和試件DCP-E 的滯回環(huán)包圍面積累積之和，得到其累積滯回耗能-位移關(guān)系，如圖12 所示。分析可知，在試件強度退化前，試件DCP 和試件DCP-E 的累積滯回耗能隨位移增大而增大。當(dāng)加載位移小于80 mm 時，試件DCP 和試件DCP-E 的累積滯回耗能接近；而加載位移超過80 mm 后，試件DCP-E 和試件DCP 之間的累積滯回耗能顯現(xiàn)差別，且前者增速更快，如試件DCPE 的耗能峰值為57.6×103kN·mm，比試件DCP 高27.7%；在極限位移140 mm 作用下，試件DCP-E 和試件DCP 的累積滯回耗能分別為55.7×103kN·mm和42.2×103kN·mm，前者比后者高32.0%。表明消能連梁可明顯提高雙柱式高墩的累積滯回耗能。

圖12 試件的累積滯回耗能Fig. 12 Cumulative hysteretic energy dissipation curves of specimens

3.4 墩柱曲率和位移延性

墩柱曲率可有效評估結(jié)構(gòu)的地震損傷。因此，圖13 比較了試件DCP-E 和試件DCP 墩頂以及墩底的平均曲率，平均曲率為同級位移加載下三次循環(huán)之平均值。分析可知，絕大部分位移加載情況下，試件DCP-E 的墩底和墩頂曲率均小于試件DCP，如在約100 mm 位移作用下，試件DCP-E 的墩底和墩頂曲率比試件DCP 約低30%，表明在相同荷載作用下，帶消能連梁的雙柱式高墩相對來說更不易屈服和損傷，主要是由于消能連梁起附加耗能作用有效保護了墩柱主體結(jié)構(gòu)。分析表明：消能連梁可有效降低墩柱的地震損傷，提高墩柱的抗震能力。

圖13 C2 柱曲率-位移變化曲線Fig. 13 Relationship between curvature and displacement of C2 column of specimens

可用位移延性系數(shù)表示結(jié)構(gòu)延性，通常最關(guān)心的是最大位移延性系數(shù)，其值為μ=Δu/Δy，其中Δu和Δy分別為極限位移和屈服位移，極限位移指試件強度下降至80%的峰值強度或者墩柱縱筋發(fā)生斷裂時對應(yīng)的位移；屈服位移指消能連梁或縱筋屈服時對應(yīng)的位移。試件DCP 和試件DCP-E 的平均最大位移延性系數(shù)分別為6.2 和6.8，后者的位移延性系數(shù)比前者增大約10%。結(jié)果表明：消能連梁可提高雙柱式高墩的位移延性能力。

3.5 耗能構(gòu)件的變形能力

消能連梁的剪切變形由消能連梁的對角位移計算而得。圖14 繪出了部分消能連梁的最大剪切變形(不計方向)與位移幅值的關(guān)系曲線，表2 列出了部分消能連梁的最大剪切變形和最大延性系數(shù)。隨著加載位移的增大，各消能連梁的最大剪切變形基本隨之增大；最大剪切變形延性系數(shù)為20 甚至更大，表明消能連梁可充分發(fā)揮耗能作用。值得說明的是，在位移幅值加載至120 mm時，消能連梁兩端的預(yù)埋件明顯松動，因此，消能連梁EDB1 后續(xù)加載對應(yīng)的最大剪切變形和延性系數(shù)可能已失真。此外，靠近墩頂?shù)南苓B梁EDB2 和EDB1 的延性系數(shù)最大，高達20 以上，主要是因為墩頂之間的相對變形較大。

圖14 消能連梁最大剪切變形隨位移幅值的變化Fig. 14 Relationship between Maximum shear deformation and displacement of EDBs of DCP-E

表2 消能連梁的延性Table 2 Ductility of EDBs

4 結(jié)論

開展了帶消能連梁的矩形空心雙柱式高墩和矩形空心雙柱式高墩的擬靜力試驗研究，分析了試件的破壞形態(tài)及其過程，對比分析了兩個試件的滯回曲線、骨架曲線、滯回耗能、墩柱曲率和延性位移等抗震性能，得到以下結(jié)論：

(1)帶消能連梁的矩形空心雙柱式高墩和矩形空心雙柱式高墩均屬于典型的彎曲破壞模式，即在墩底形成塑性鉸。

(2)消能連梁可改善矩形空心雙柱式高墩的抗震性能，使帶消能連梁的矩形空心雙柱式高墩具有更高的耗能能力和承載能力、更好的位移延性系數(shù)，因此，帶消能連梁的矩形空心雙柱式高墩具有更優(yōu)越的抗震性能。

(3)消能連梁可有效降低墩柱曲率，且提高了墩柱的延性能力，在一定程度上保護了墩柱主體免遭地震損傷和提高墩柱的耗能能力。

(4)根據(jù)消能連梁的最大剪切變形和最大延性系數(shù)得出，消能連梁本身變形能力強，延性高。但需特別注意預(yù)埋構(gòu)件的強度設(shè)計，防止其提前松動。