高性能塑性鉸RC墩柱損傷發(fā)展的數(shù)值模擬分析

羅星宇 孟慶利

(西南科技大學(xué)土木工程與建筑學(xué)院 四川綿陽 621010)

橋梁作為交通生命線的樞紐工程，其正常運(yùn)營可充分發(fā)揮出交通生命線的運(yùn)輸功能。強(qiáng)震對(duì)橋梁的危害非常大，唐山地震、Loma Prieta地震、Northridge地震、阪神地震、汶川地震等均引發(fā)了橋梁倒塌、落梁，進(jìn)而中斷交通生命線[1]，造成了巨大的經(jīng)濟(jì)損失[2-4]。

為了避免橋梁倒塌，工程師們一般會(huì)采用延性設(shè)計(jì)方法對(duì)橋墩進(jìn)行設(shè)計(jì)，在強(qiáng)震作用時(shí)橋墩上會(huì)形成塑性鉸，這樣可以耗散地震能量來降低動(dòng)力響應(yīng)。雖然采用這種設(shè)計(jì)可以在很大程度上避免橋梁倒塌，減輕生命財(cái)產(chǎn)的損失，但是橋墩往往會(huì)留下較大的殘余位移，導(dǎo)致在震后難以恢復(fù)使用功能[5]，可能造成更大的經(jīng)濟(jì)損失[6-7]?；诖?，眾多學(xué)者[8-10]提出將縱筋從墩底斷開，并在橋墩中穿過縱向無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力束，形成一種新型橋墩——搖擺橋墩。搖擺橋墩在側(cè)向地震力作用下墩底與承臺(tái)接觸面可以提離，橋墩主要以剛體模態(tài)進(jìn)行擺動(dòng)，結(jié)構(gòu)主體幾乎不會(huì)受損，可實(shí)現(xiàn)震后快速恢復(fù)。然而，搖擺橋墩的震后可恢復(fù)功能對(duì)無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力束有一定的依賴性，在橋梁的長(zhǎng)期運(yùn)營中，防止預(yù)應(yīng)力束腐蝕及預(yù)應(yīng)力損失是一項(xiàng)困難的工作，受腐蝕的預(yù)應(yīng)力束和預(yù)應(yīng)力降低會(huì)降低橋梁的可靠度。

一些學(xué)者[11-15]研究了從另一個(gè)角度來增強(qiáng)橋梁震后可恢復(fù)功能的方法，即：在RC橋墩的潛在塑性鉸區(qū)域設(shè)置高強(qiáng)度、高韌性的超高性能混凝土(UHPC)分段預(yù)制模板，同時(shí)對(duì)部分縱筋進(jìn)行無黏結(jié)設(shè)計(jì)，以降低殘余位移。這種設(shè)計(jì)可以有效防止在強(qiáng)震作用下RC橋墩塑性鉸區(qū)域出現(xiàn)縱筋屈曲及大范圍的混凝土壓潰，進(jìn)而增強(qiáng)橋梁的震后可恢復(fù)功能。Yamanobe等[12-13]對(duì)一種帶有UHPC分段預(yù)制模板的RC橋墩進(jìn)行了單向、雙向偽靜力試驗(yàn)及三向地震動(dòng)模擬分析，發(fā)現(xiàn)其抗震性能較普通RC橋墩有明顯提升。Ichikawa等[15]在此基礎(chǔ)上進(jìn)行了改進(jìn)，增加了無黏結(jié)鋼筋的數(shù)量，提出一種帶有UHPC節(jié)段的抗震韌性橋墩，進(jìn)行了雙向偽靜力及地震動(dòng)加載試驗(yàn)。張?zhí)m芬等[11,14]提出一種高性能塑性鉸(HPH)鋼筋混凝土(RC)墩柱(RC bridge piers with high performance plastic hinges,HPHRC墩柱)并對(duì)其進(jìn)行了偽靜力試驗(yàn)。針對(duì)關(guān)鍵部件損傷，偽靜力試驗(yàn)主要分析了鋼纖維混凝土(SFRC)殼壁的宏觀損傷發(fā)展，較少探究鋼筋、SFRC殼壁及核心區(qū)混凝土的損傷發(fā)展及HPHRC墩柱的總體損傷發(fā)展，難以制定有針對(duì)性的改進(jìn)措施以增強(qiáng)HPHRC墩柱的可恢復(fù)功能。

本文基于張?zhí)m芬等[11,14]開展的HPHRC墩柱偽靜力試驗(yàn)的相關(guān)數(shù)據(jù)，建立了HPHRC墩柱的數(shù)值模型并驗(yàn)證了其有效性，分析了其在低周往復(fù)加載下關(guān)鍵部件的損傷發(fā)展及總體損傷發(fā)展，為后續(xù)改進(jìn)提供參考。

1 HPHRC墩柱數(shù)值模型的建立及驗(yàn)證

為了分析HPHRC墩柱在低周往復(fù)加載下的損傷發(fā)展，首先建立了HPHRC墩柱的數(shù)值模型，然后對(duì)比了數(shù)值模擬和試驗(yàn)兩種不同方法得到的滯回曲線、骨架曲線及割線剛度曲線，驗(yàn)證了數(shù)值模型的有效性并給出了模擬與試驗(yàn)結(jié)果存在差異的可能原因。

1.1 數(shù)值模型建立

數(shù)值模型的建立涉及模型尺寸和混凝土、鋼筋及其相互作用三者的本構(gòu)模型、單元、力學(xué)參數(shù)設(shè)置，還有墩柱邊界條件和加載規(guī)則。

通過偽靜力試驗(yàn)發(fā)現(xiàn)，距離HPHRC墩柱基座底部250～650 mm高度范圍內(nèi)非線性程度較高，故該區(qū)域內(nèi)的混凝土(包括普通混凝土和SFRC)采用損傷塑性模型[16]，距離基座底部650～1 450 mm高度范圍內(nèi)的混凝土采用線彈性本構(gòu)模型，如圖1所示。在數(shù)值模型中，箍筋僅布置在距基座底部250～650 mm高度范圍內(nèi)；縱筋和無黏結(jié)鋼筋僅布置在距基座底部125～775 mm高度范圍內(nèi)。關(guān)于HPHRC墩柱的詳細(xì)信息可從文獻(xiàn)[14]獲取。

圖1 HPHRC墩柱數(shù)值模型Fig.1 Numerical model of the HPHRC pier

墩身普通混凝土的單軸本構(gòu)關(guān)系參考文獻(xiàn)[17]，SFRC的單軸本構(gòu)關(guān)系參考文獻(xiàn)[18-20]。墩身普通混凝土的受壓損傷因子根據(jù)Sidiroff能量等價(jià)原理計(jì)算得到[21]，受拉損傷因子根據(jù)拉伸塑性應(yīng)變與開始卸載時(shí)的拉應(yīng)變比例為0.1計(jì)算得到[22]。普通混凝土及SFRC采用八結(jié)點(diǎn)六面體減縮積分實(shí)體單元。為了避免數(shù)值求解時(shí)產(chǎn)生非正塑性應(yīng)變而導(dǎo)致計(jì)算終止，普通混凝土及SFRC的彈性模量由抗拉強(qiáng)度比峰值拉應(yīng)變得到，基座普通混凝土、墩身普通混凝土、SFRC的彈性模量計(jì)算值分別為3.400×104，2.144×104，4.381×104MPa。普通混凝土的軸心抗壓強(qiáng)度計(jì)算值采用立方體抗壓強(qiáng)度試驗(yàn)值的0.8倍[17]，具體為17.808 MPa；軸心抗拉強(qiáng)度通過立方體抗壓強(qiáng)度試驗(yàn)值計(jì)算得到[17]，為2.06 MPa。SFRC的軸心抗壓強(qiáng)度采用試驗(yàn)值67.74 MPa，軸心抗拉強(qiáng)度計(jì)算值采用劈裂抗拉強(qiáng)度試驗(yàn)值的0.9倍[23]，為11 MPa。

縱筋、無黏結(jié)鋼筋采用二折線強(qiáng)化彈塑性本構(gòu)模型，設(shè)置Von-Mises塑性屈服準(zhǔn)則及隨動(dòng)強(qiáng)化準(zhǔn)則；箍筋采用二折線理想彈塑性本構(gòu)模型，設(shè)置Von-Mises塑性屈服準(zhǔn)則及各向同性強(qiáng)化準(zhǔn)則?？v筋采用八結(jié)點(diǎn)六面體減縮積分實(shí)體單元，無黏結(jié)鋼筋及箍筋采用兩結(jié)點(diǎn)桁架單元。直徑12 mm的HRB335級(jí)縱筋，屈服強(qiáng)度354.87 MPa，極限強(qiáng)度 660.49 MPa，斷后伸長(zhǎng)率為0.25；直徑10 mm的HPB300級(jí)無黏結(jié)縱筋，屈服強(qiáng)度333.06 MPa，極限強(qiáng)度623.7 MPa，斷后伸長(zhǎng)率為0.29；直徑2.5 mm的鋼絲箍筋，屈服強(qiáng)度267.87 MPa。鋼筋的彈性模量2.1×105MPa，屈服應(yīng)變及極限應(yīng)變采用計(jì)算值，屈服應(yīng)變根據(jù)屈服強(qiáng)度比彈性模量得到，極限應(yīng)變采用鋼筋的斷后伸長(zhǎng)率。

基座表面與SFRC殼壁表面、SFRC殼壁表面之間、SFRC殼壁表面與距離基座底部650 mm處混凝土表面的接觸選擇切向摩擦和法向硬接觸[24],切向摩擦系數(shù)設(shè)置為0.5。SFRC殼壁表面與核心區(qū)混凝土表面之間的相互作用采用損傷內(nèi)聚力模型[24]，核心區(qū)混凝土的抗剪強(qiáng)度采用2.29 MPa，計(jì)算參考文獻(xiàn)[17]。縱筋通過Tie方式與混凝土產(chǎn)生相互作用，無黏結(jié)鋼筋兩端通過Embedded方式嵌入基座和墩身?？紤]箍筋約束效應(yīng)，箍筋通過Embedded方式嵌入墩身[24]。

墩柱底部設(shè)置固結(jié)邊界條件，墩頂設(shè)置簡(jiǎn)支邊界條件。豎向加載規(guī)則為在墩頂施加200 kN豎向集中力并在加載過程中保持力不變，水平加載規(guī)則參考文獻(xiàn)[14]，為了提高模擬計(jì)算效率，每個(gè)位移工況僅加載一圈。

1.2 數(shù)值模型驗(yàn)證

如圖2(a)所示，HPHRC墩柱的模擬滯回曲線與試驗(yàn)滯回曲線大致吻合，差異較大處在滯回曲線的反向加載段，模擬曲線相比試驗(yàn)曲線更為飽滿；模擬曲線加載段的切線剛度顯著提高，所對(duì)應(yīng)的位移集中在0～24 mm位移范圍內(nèi)，而試驗(yàn)曲線與之相比則更為分散。對(duì)比骨架曲線及割線剛度曲線發(fā)現(xiàn)，除了位移加載初期的幾個(gè)工況外，其余工況下模擬曲線和試驗(yàn)曲線的差異在25% 以內(nèi)，吻合度較高，如圖2(b)、圖2 (c)所示。除此之外，還對(duì)比了試驗(yàn)和模擬結(jié)果(見圖5)的SFRC殼壁損傷，損傷集中在墩底殼壁上，二者損傷結(jié)果較為接近。限于篇幅，這里不展示偽靜力試驗(yàn)的損傷，具體可查看文獻(xiàn)[14]。

圖2 HPHRC墩柱低周往復(fù)加載結(jié)果對(duì)比Fig.2 Comparison of cyclic loading results for the HPHRC pier

數(shù)值模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果存在一些差異的原因：(1)試驗(yàn)時(shí)由于加載連接并非理想固結(jié)，可能導(dǎo)致數(shù)值模型的初始剛度比實(shí)際剛度大；(2)在SFRC本構(gòu)模型中，雙/單軸抗壓強(qiáng)度的比值采用默認(rèn)值可能導(dǎo)致SFRC的多軸抗壓強(qiáng)度比實(shí)際值大，造成模擬曲線承載力更高；模擬中并未在縱筋本構(gòu)中設(shè)置下降段，這可能導(dǎo)致模擬的骨架曲線下降較緩慢；(3)未考慮縱筋和混凝土之間的黏結(jié)失效以及循環(huán)加載引起的鋼筋力學(xué)性能降低，這可能導(dǎo)致滯回曲線的加載及反向加載段存在一定差異。

2 HPHRC墩柱損傷發(fā)展的數(shù)值模擬分析

首先分析了鋼筋、SFRC殼壁、核心區(qū)混凝土的損傷發(fā)展，然后結(jié)合這些部件的損傷分析了HPHRC墩柱的總體損傷發(fā)展。

2.1 鋼筋的損傷發(fā)展

2.1.1 鋼筋屈服

如圖3所示，正負(fù)兩種工況下縱筋及無黏結(jié)鋼筋的屈服位移較為接近，故僅對(duì)正向進(jìn)行分析。在正向3.6 mm(0.3%)時(shí)，第4排縱筋屈服；正向5.8 mm(0.4%)時(shí)，受拉縱筋(第2排、第3排、第4排縱筋)屈服；正向26.6 mm(2.2%)時(shí)，所有縱筋屈服。對(duì)于無黏結(jié)鋼筋，在正向3.6 mm(0.3%)時(shí)，第6排無黏結(jié)鋼筋屈服；正向18.3 mm(1.5%)時(shí)，受拉無黏結(jié)鋼筋(第2排-第6排無黏結(jié)鋼筋)屈服；正向38.6 mm(3.2%)時(shí)，所有無黏結(jié)鋼筋屈服。

圖3 墩底截面鋼筋在正負(fù)向工況下的屈服位移Fig.3 Yielding displacement of bars in the bottom section under positive and negative displacement cases

由于無黏結(jié)鋼筋的應(yīng)變沿縱向長(zhǎng)度均勻分布，在截面位置與縱筋接近情況下，其應(yīng)變更小，屈服所需位移較大。例如在正向工況下，第3排、第4排無黏結(jié)鋼筋的屈服位移分別是第2排、第3排縱筋屈服位移的1.75倍和1.40倍。

2.1.2 鋼筋應(yīng)變發(fā)展

為了分析在低周往復(fù)荷載作用下HPHRC墩柱鋼筋的應(yīng)變發(fā)展情況，需要借助應(yīng)變包絡(luò)曲線。鋼筋的應(yīng)變包絡(luò)曲線可以展示出鋼筋在每一工況下的最大應(yīng)變，從而掌握鋼筋的應(yīng)變發(fā)展情況。提取應(yīng)變滯回曲線中每一個(gè)工況峰值位移對(duì)應(yīng)的應(yīng)變即可得到應(yīng)變包絡(luò)曲線。墩底截面鋼筋的應(yīng)變包絡(luò)曲線如圖4所示。

從圖4可以看出，雖然墩底截面縱筋和無黏結(jié)鋼筋的應(yīng)變都隨著位移的增大而增大，但是縱筋的應(yīng)變?cè)黾铀俣雀?。在正?0 mm工況(5%)時(shí)，第4排縱筋的應(yīng)變達(dá)到極限應(yīng)變的90%，接近斷裂；第6排無黏結(jié)鋼筋的應(yīng)變約為極限應(yīng)變的12%，還有較大的耗能空間未被利用。

綜上所述，縱筋較大的塑性應(yīng)變會(huì)導(dǎo)致HPHRC墩柱的可恢復(fù)功能不足，這不利于震后地震災(zāi)區(qū)交通的快速恢復(fù)。

2.2 SFRC殼壁的損傷發(fā)展

從圖5可以看出，在正向60 mm工況(5%)下，損傷主要集中在墩底SFRC殼壁兩側(cè)的50 mm×400 mm矩形區(qū)域內(nèi)，而墩底殼壁的損傷主要集中在靠近基座的30 mm高度范圍內(nèi)，所以選取最靠近基座的一層單元進(jìn)行應(yīng)變和應(yīng)力分析。由于正負(fù)工況下?lián)p傷基本一致，所以以正向工況為例進(jìn)行分析。

從圖6(a)可以看出，隨著水平位移的增大，墩底殼壁受壓邊緣0～20 mm范圍內(nèi)單元的應(yīng)變均呈現(xiàn)出單調(diào)增大趨勢(shì)，20～50 mm范圍內(nèi)單元的應(yīng)變呈現(xiàn)出先增大再減小最后又增大的規(guī)律，這與中性軸的位置變化有關(guān)。正向20 mm工況時(shí)，殼壁受壓邊緣0～10 mm范圍內(nèi)的單元壓應(yīng)力達(dá)到峰值，此后隨著位移的增大，該范圍內(nèi)的SFRC出現(xiàn)壓碎現(xiàn)象，壓應(yīng)力逐漸降低，如圖6(b)所示；正向36 mm工況(3%)時(shí)，距離殼壁受壓邊緣10～20 mm范圍內(nèi)SFRC的壓應(yīng)力達(dá)到峰值；此后隨著加載的繼續(xù)，殼壁壓碎區(qū)域擴(kuò)展至0～20 mm范圍內(nèi)；當(dāng)水平位移達(dá)到60 mm(5%)時(shí)，距離殼壁受壓邊緣20～50 mm范圍內(nèi)的單元壓應(yīng)力仍未出現(xiàn)下降趨勢(shì)，說明其仍然具有較大的承載潛力。值得注意的是，殼壁除了受壓之外，殼壁與核心區(qū)混凝土接觸的部位會(huì)產(chǎn)生切應(yīng)力，這是由于核心區(qū)混凝土的邊緣受拉時(shí)，將部分剪力傳遞給殼壁導(dǎo)致的，如圖5(b)所示。

圖5 正向60 mm工況下SFRC殼壁損傷Fig.5 Damage of SFRC segments under displacement of 60 mm

圖6 墩底SFRC殼壁受壓側(cè)0～50 mm 范圍內(nèi)單元的應(yīng)變、應(yīng)力包絡(luò)曲線Fig.6 Strain-displacement and stress-displacement envelope curves of elements within the section range of 0-50 mm of the bottom SFRC segment on the compression side

2.3 核心區(qū)混凝土的損傷發(fā)展

2.3.1 核心區(qū)混凝土開裂

如圖7(a)、圖7(b)所示，在正向60 mm工況(5%)下，在距離墩底0～125 mm高度范圍內(nèi)，核心區(qū)混凝土的主拉應(yīng)變較大，其中墩底受拉邊緣處單元的主拉應(yīng)變最大，達(dá)到了0.4，截面受拉邊緣開裂非常嚴(yán)重。

圖7 正向60 mm工況下核心區(qū)混凝土的損傷Fig.7 Concrete damage in core area under displacement of 60 mm

為了展示核心區(qū)混凝土墩底截面的應(yīng)變發(fā)展過程，選取第1排-第5排、第10排、第15排、第19排單元進(jìn)行分析，各排單元的位置如圖8所示。根據(jù)圖9的應(yīng)變數(shù)據(jù)可知，4 mm工況時(shí)，核心區(qū)混凝土墩底截面開裂就非常嚴(yán)重了，截面受壓?jiǎn)卧獮榈?排-第3排，截面大部分區(qū)域已經(jīng)開裂，當(dāng)水平位移為 -4 mm時(shí)墩底已經(jīng)形成貫穿裂縫。16 mm工況之后，核心區(qū)混凝土的墩底截面僅第一排單元受壓，墩底截面的開裂進(jìn)一步加重。

圖8 墩底截面核心區(qū)混凝土單元編號(hào)Fig.8 Numbering of elements in the bottom section of concrete in core area

圖9 核心區(qū)混凝土墩底截面單元的應(yīng)變包絡(luò)曲線Fig.9 Strain-displacement envelope curves of elements in the bottom section of concrete in core area

2.3.2 核心區(qū)混凝土壓碎

核心區(qū)混凝土的損傷除了開裂之外，還有壓碎，但是其壓碎區(qū)域較小，主要集中在靠近邊緣的10 mm范圍內(nèi)。由于正負(fù)不同工況下?lián)p傷情況相差不大，所以以正向工況為例進(jìn)行分析。

從圖7(c)可以看出，正向60 mm(5%)工況時(shí)，距離墩底0～75 mm高度范圍內(nèi)，混凝土的壓應(yīng)變較大，其中墩底壓應(yīng)變最大，所以取墩底截面靠近受壓側(cè)混凝土單元的應(yīng)變及應(yīng)力數(shù)據(jù)進(jìn)行分析。從圖10可以看出，墩底截面靠近核心區(qū)受壓邊緣的第1排混凝土單元在所有正向工況下均受壓，在正向12 mm(1%)工況時(shí)壓應(yīng)力達(dá)到峰值，此后呈現(xiàn)下降趨勢(shì)，逐漸壓碎；第2排混凝土單元在正向8 mm(0.67%)工況之后逐漸開始受拉，這是因?yàn)镾FRC殼壁單元的壓應(yīng)力逐漸增大，中性軸向受壓側(cè)移動(dòng)；第3排混凝土單元在正向4 mm(0.33%)工況之后逐漸開始受拉，同樣是由于中性軸向受壓側(cè)移動(dòng)引起的。另外，對(duì)比圖10(b)和圖6(b)中混凝土單元壓應(yīng)力首次下降時(shí)對(duì)應(yīng)的位移可知，核心區(qū)混凝土?xí)萐FRC殼壁更早壓碎，這可能與二者的抗壓強(qiáng)度大小及HPHRC墩柱配筋面積大小有關(guān)。

圖10 核心區(qū)混凝土墩底截面受壓側(cè)單元的應(yīng)變、應(yīng)力包絡(luò)曲線Fig.10 Strain-displacement and stress-displacement envelope curves of elements near the compression edge in the bottom section of concrete in core area

2.4 SFRC 墩柱的總體損傷發(fā)展

根據(jù)各關(guān)鍵部件的損傷情況，HPHRC墩柱的總體損傷發(fā)展可分為A，B，C，D 4個(gè)不同階段，如圖11所示。下面將結(jié)合關(guān)鍵部件的損傷對(duì)HPHRC墩柱的總體損傷發(fā)展進(jìn)行分析，關(guān)鍵部件在不同階段中的損傷情況見表1。

表1 關(guān)鍵部件在不同階段中的損傷情況Table 1 Damage details of critical parts of the HPHRC pier in different stages

圖11 HPHRC墩柱的總體損傷發(fā)展Fig.11 Overall damage progression of the HPHRC pier

A階段(水平位移0～4 mm)中，墩底截面的最外層鋼筋屈服；SFRC殼壁和核心區(qū)混凝土基本處于受壓彈性狀態(tài)，核心區(qū)混凝土開裂較為嚴(yán)重，僅3排單元受壓，其余均受拉開裂；墩柱整體處于輕微損傷狀態(tài)，骨架曲線的切線斜率較大。

B階段(水平位移4～8 mm)中，墩底截面縱筋及無黏結(jié)鋼筋的應(yīng)變進(jìn)一步增大，鋼筋的非線性程度總體較低；SFRC殼壁和核心區(qū)混凝土的受壓邊緣處單元達(dá)到峰值壓應(yīng)力的90%，墩底截面核心區(qū)混凝土開裂加重；墩柱處于中等損傷狀態(tài)，骨架曲線的切線斜率相對(duì)A階段明顯降低。C階段(水平位移8～16 mm)中，墩底截面縱筋及無黏結(jié)鋼筋的應(yīng)變進(jìn)一步增大，縱筋的非線性程度中等，無黏結(jié)鋼筋非線性程度較低；SFRC殼壁受壓邊緣處的單元達(dá)到峰值壓應(yīng)力，核心區(qū)混凝土受壓邊緣處的單元壓碎，壓應(yīng)力略微下降，墩底核心區(qū)混凝土非常接近全截面受拉狀態(tài)；墩柱處于較嚴(yán)重?fù)p傷狀態(tài)，骨架曲線的切線斜率相比B階段明顯下降，當(dāng)水平位移為16 mm時(shí)，達(dá)到峰值承載力。

D階段(水平位移16～60 mm)中，墩底截面縱筋及無黏結(jié)鋼筋的應(yīng)變進(jìn)一步增大，縱筋的非線性程度非常高，接近斷裂，而無黏結(jié)鋼筋的非線性程度相對(duì)較低；SFRC殼壁壓碎區(qū)域進(jìn)一步擴(kuò)大，當(dāng)水平位移為60 mm時(shí)，殼壁受壓邊緣20 mm范圍內(nèi)的SFRC被壓碎，核心區(qū)受壓邊緣約10 mm范圍內(nèi)的混凝土被壓碎，墩底截面核心區(qū)混凝土應(yīng)變進(jìn)一步增大，墩柱處于嚴(yán)重?fù)p傷狀態(tài)，承載力開始下降。

3 結(jié)論

采用數(shù)值模擬方法對(duì)HPHRC墩柱在低周往復(fù)加載下的損傷發(fā)展進(jìn)行了分析，主要結(jié)論如下：(1)有黏結(jié)鋼筋應(yīng)變發(fā)展程度較大，當(dāng)位移角達(dá)到 0.48% 時(shí)，墩底最外側(cè)的3排有黏結(jié)鋼筋全部屈服；當(dāng)位移角達(dá)到5% 時(shí)，墩底最外側(cè)有黏結(jié)鋼筋接近斷裂；墩底受拉有黏結(jié)鋼筋的塑性應(yīng)變較大，難以修復(fù)。(2)無黏結(jié)鋼筋的應(yīng)變發(fā)展程度顯著低于有黏結(jié)鋼筋，當(dāng)位移角達(dá)到1.5% 時(shí)，最外側(cè)的5排有黏結(jié)鋼筋全部屈服；當(dāng)位移角達(dá)到5%時(shí)，前者的最大應(yīng)變約為后者的1/5，但其仍顯著大于屈服應(yīng)變，對(duì)墩柱自復(fù)位有一定影響，同時(shí)給修復(fù)帶來一定困難。(3)SFRC殼壁的受壓損傷主要集中在最底部殼壁上；當(dāng)位移角達(dá)到1.7%時(shí)，墩底殼壁受壓邊緣達(dá)到峰值應(yīng)力。當(dāng)位移角達(dá)到5%時(shí)，墩底殼壁單側(cè)壓碎寬度約為20 mm。(4)核心區(qū)混凝土開裂較為嚴(yán)重，受壓損傷可忽略。當(dāng)位移角達(dá)到 0.3%時(shí)，墩底截面產(chǎn)生了貫通裂縫，此后隨著加載進(jìn)行，開裂逐漸加重；當(dāng)位移角達(dá)到1%時(shí)，墩底混凝土僅受壓邊緣達(dá)到峰值壓應(yīng)力；當(dāng)位移角達(dá)到5%時(shí)，兩側(cè)受壓邊緣各約10 mm范圍內(nèi)的混凝土壓碎，各僅占核心區(qū)截面高度的1/30。(5)結(jié)合各關(guān)鍵部件的損傷發(fā)展可知，HPHRC墩柱的總體損傷發(fā)展可分為4個(gè)階段：A階段，HPHRC墩柱處于輕微損傷狀態(tài)；B階段，HPHRC墩柱進(jìn)入屈服，處于中等損傷狀態(tài)；C階段，HPHRC墩柱達(dá)到峰值承載力，處于較嚴(yán)重?fù)p傷狀態(tài)；D階段，HPHRC墩柱承載力開始下降，處于嚴(yán)重?fù)p傷狀態(tài)。HPHRC墩柱的損傷主要為核心區(qū)混凝土開裂及縱向鋼筋存在較大塑性應(yīng)變，故其可恢復(fù)功能有所欠缺，建議采用高延性材料及參數(shù)化分析進(jìn)行優(yōu)化改進(jìn)。