歐智菁 ，謝銘勤 ，秦志清 ，林上順 ，俞 杰

（1. 福建工程學院土木工程學院，福建 福州 350118；2. 福建省交通規(guī)劃設計院，福建 福州 350103）

橋梁建筑工業(yè)化是我國建筑業(yè)的發(fā)展方向之一，其中預制拼裝混凝土橋墩具有施工快速、綠色環(huán)保、對既有交通和環(huán)境影響小等特點，近年來備受國內(nèi)外關注，具有廣闊應用前景[1-2].

目前裝配式混凝土橋墩的主要連接方式有灌漿套筒、預應力筋連接、灌漿金屬波紋管等. 近年來研究者們對不同連接構造的預制裝配式混凝土橋墩的抗震性能開展了試驗研究及數(shù)值分析. 文獻[3-4]對7 組不同配箍率和鋼筋強度下的預應力筋連接的裝配式混凝土橋墩的擬靜力試驗，試驗結(jié)果表明，7 組預應力節(jié)段拼裝橋墩的耗能能力低于整體體現(xiàn)澆混凝土橋墩；文獻[5]開展了灌漿套筒連接的裝配式橋墩與現(xiàn)澆式橋墩的抗震性能對比試驗，試驗結(jié)果表明，與整體式橋墩相比，裝配式橋墩的水平承載力與前者相當，位移延性與累積耗能能力稍差、殘余位移偏大；文獻[6]提出了一種內(nèi)嵌小鋼管的預應力裝配式橋墩，并對試件的抗震性能指標進行了有限元分析，研究發(fā)現(xiàn)內(nèi)嵌小鋼管的加入有效改善了預應力連接裝配式橋墩的抗剪和耗能性能，避免了結(jié)構在接縫處發(fā)生剪切破壞；文獻[7]開展了金屬波紋管拼裝橋墩和整體現(xiàn)澆橋墩的雙向擬靜力試驗，試驗結(jié)果表明，灌漿波紋管的鋼筋連接方式可靠，主要抗震性能指標的差異較小，是一種可行的連接方式；文獻[8]研究了灌漿波紋管中所需的錨固鋼筋的長度，進行單調(diào)荷載下的試驗研究，發(fā)現(xiàn)帶有金屬波紋管的構件具有較好的結(jié)構性能；文獻[9]設計了一種新的套筒連接結(jié)構，可發(fā)揮該套筒極限抗拉承載能力，還可提高對接鋼筋誤差容許范圍并防止灌漿料的滑移.

綜上所述，如今世界各地的研究主要集中在傳統(tǒng)連接方式的裝配式橋墩[10-11]，但傳統(tǒng)的連接方式存在傳力模式單一、灌漿質(zhì)量和連接效果不易保證等問題，為此工程界提出了采用帶鋼管剪力鍵的灌漿套筒連接的裝配式橋墩，具有定位準確、施工方便、傳力可靠等優(yōu)點. 但對采用鋼管剪力鍵等新型連接方式的裝配式橋墩的相關研究較少. 為深入了解和掌握該類新型橋墩結(jié)構的破壞機制和地震響應行為，本文制作了3 根方形橋墩試件，開展單向擬靜力試驗，并采用ABAQUS 軟件進行數(shù)值模擬，分析試件在往復荷載作用下的抗震性能指標，對比不同連接方式對混凝土橋墩抗震性能的影響規(guī)律并對新型橋墩進行參數(shù)分析.

1 擬靜力試驗

1.1 試件設計與制作

本文以沈海高速公路福廈段擴容二期工程某橋為原型，設計了3 種類型橋墩結(jié)構，縮尺比例為1∶6，具體構造見圖1. 其中：Z-1 試件為整體現(xiàn)澆式橋墩；T-1 試件為傳統(tǒng)灌漿套筒連接的裝配式橋墩；G-1 試件為采用鋼管剪力鍵連接的裝配式橋墩. 軸壓比n= 0.15.

圖1 橋墩構造Fig. 1 Configuration of piers

3 種類型橋墩試件高度h相同，均為2.88 m，墩身截面尺寸為360 mm × 360 mm，配有8 根直徑為12 mm 的縱筋，箍筋直徑為8 mm，間距100 mm；現(xiàn)澆承臺截面尺寸為800 mm × 800 mm，高500 mm.

T-1 和G-1 試件在承臺與預制墩身連接處沿外周均勻設置8 個灌漿套筒. 其中，G-1 試件在墩底和承臺頂部各預埋一個鋼管作為剪力鍵，鋼管剪力鍵的尺寸依據(jù)：參考鋼筋的植筋深度確定鋼管剪力鍵的嵌入深度為150 mm，參考疊合格構柱相關規(guī)范[12]確定半徑為160 mm，厚度為6 mm. 試件制作時，將墩身與承臺分別進行鋼筋綁扎、搭建模板、混凝土澆筑，在墩身鋼筋骨架內(nèi)設定位置預埋灌漿套筒；墩身和承臺鋼筋骨架相應位置對上下嵌套鋼管進行定位，養(yǎng)護至滿足強度要求時，將承臺上的預留鋼筋與墩身的灌漿套筒一一對應進行拼接，拼接完成后開始進行壓漿作業(yè). 為讓高強灌漿料能充滿整個套筒，從套筒下部的壓漿孔灌漿，直至上部出漿孔排出壓漿料停止. G-1 橋墩試件制作流程見圖2.

圖2 G-1 橋墩制作流程Fig. 2 Pier production process of G-1

混凝土強度等級為C40，采用Q345 鋼材，使用HRB400 熱軋鋼筋，灌漿材料高強灌漿料，座漿料使用自拌超高性能混凝土，材料性能如表1 所示.

表1 材料性能參數(shù)Tab. 1 Mechanical property parameters of material

1.2 試驗裝置

加載裝置見圖3，通過承臺預留的孔洞用4 根高強螺桿將橋墩試件固定于地槽，并在水平方向安裝千斤頂防止發(fā)生偏移. 由固定在鋼橫梁上的液壓千斤頂施加豎向荷載，由固定在反力墻上的水平作動器施加水平荷載. 主要測試內(nèi)容包括了縱筋應變、外部混凝土應變、墩身位移情況.

圖3 橋墩試件試驗裝置圖及加載實景Fig. 3 Testing device of bridge pier and loading scene

1.3 試驗加載方法

采用位移控制的擬靜力加載方案進行試驗，通過控制油泵保持千斤頂在豎向施加軸壓比0.15 的荷載，使用MTS 試驗系統(tǒng)對各橋墩試件施加水平位移. 試件屈服前，從0 開始逐級遞增2 mm 直至試件屈服，試件屈服后，以屈服位移的倍數(shù)進行循環(huán)加載，每級位移循環(huán)3 次加載至試件破壞.

1.4 試驗過程及破壞形態(tài)

試件破壞形態(tài)見圖4. Z-1 試件的試驗現(xiàn)象如下：滯回位移為15 mm 時，出現(xiàn)了3 條裂縫；滯回位移為50～70 mm 時，不斷出現(xiàn)新裂縫并擴展；滯回位移為80 mm 時，混凝土保護層輕微起皮；滯回位移為90 mm 時，墩身裂縫擴展，墩身兩側(cè)墻底混凝土掉落；當滯回位移為100 mm 的3 次循環(huán)加載完畢，結(jié)束試驗.

圖4 橋墩試件破壞形態(tài)Fig. 4 Overall failure of pier specimen

T-1 試件的試驗現(xiàn)象如下：滯回位移為15 mm時，出現(xiàn)了3 條裂縫；滯回位移為50～80 mm 時，沿加載方向側(cè)己有裂縫擴展并延伸至垂直加載方向側(cè)，墩底交界面處出現(xiàn)輕微裂縫；滯回位移為90 mm時，混凝土保護層輕微起皮；當滯回位移為100 mm的3 次循環(huán)加載完畢，結(jié)束試驗.

G-1 試件的試驗現(xiàn)象如下：滯回位移為10 mm時，出現(xiàn)了1 條裂縫；滯回位移為60 mm 時，墩底交界面處裂縫擴展，東、西側(cè)墩身出現(xiàn)若干新裂縫；滯回位移為80 mm 時，墩身裂縫擴展，混凝土保護層輕微起皮；滯回位移為90 mm 時，墩身裂縫擴展，混凝土成塊剝落；當滯回位移為100 mm 的3 次循環(huán)加載完畢，結(jié)束試驗.

從試驗現(xiàn)象看出：Z-1、T-1、G-1 試件的破壞形態(tài)都屬于彎曲性破壞，延性較好；連接方式的不同不影響橋墩試件破壞形式. 從圖4（d）可以看出：鋼管剪力鍵處于完好狀態(tài)，管內(nèi)混凝土未發(fā)生破壞.

2 結(jié)果與分析與對比

2.1 有限元計算模型

采用ABAQUS 軟件分別建立各個橋墩試件的有限元計算模型. 采用C3D8R 單元模擬混凝土，采用Truss（T3D2）單元模擬鋼筋，采用Shell（S4R）單元模擬鋼管. 混凝土本構采用Kent-Park 模型[13]，鋼材本構選擇Giuffre-Menegotto-Pinto 模型[14]. 收斂準則采用牛頓迭代法（N-P）.

3 類橋墩試件均采用內(nèi)置區(qū)域的連接方式進行墩身鋼筋骨架與混凝土墩柱的耦合，承臺底端進行固定約束. 對于裝配式橋墩試件T-1 和G-1，其數(shù)值模型中墩身與承臺部件之間的接觸采用“罰”函數(shù)摩擦模型與“硬”接觸約束模型，G-1 模型中的承臺鋼管剪力鍵與墩身鋼管采用綁定約束模擬.

2.2 試件的荷載-位移滯回曲線

圖5 為試驗和模擬條件下Z-1、T-1、G-1 試件的荷載-位移滯回曲線. 由圖5 可知：Z-1 試件的滯回曲線呈梭形且在試件屈服以后下降較為平穩(wěn)，T-1 和G-1 試件的滯回曲線呈紡錘形，T-1 在卸載承載力驟降，而G-1 未發(fā)生此現(xiàn)象；G-1 試件比T-1 的滯回曲線更為飽滿，抗震性能更優(yōu)，總體來說各橋墩試件均具有良好的抗震性能，能較好地吸收和耗散地震能量；由于存在構件加工精度、現(xiàn)場澆筑以及試驗方面等誤差，有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果有略微差距，但有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果吻合良好，滯回環(huán)的形狀和面積均較接近，說明采用本文建立的有限元模型可較準確地模擬實際情況下的各個橋墩試件的抗震性能.

圖5 橋墩試件的滯回曲線Fig. 5 Hysteresis loops of pier specimens

2.3 試件的荷載-位移骨架曲線

圖6 為各個試件的骨架曲線，由圖6 可得：Z-1、T-1、G-1 3 類橋墩試件的骨架曲線大致呈直—曲—直線型，即彈性階段—屈服階段—下降段；試件在達到屈服位移后具有顯著的強度下降且下降幅度相近.

試驗骨架曲線特征值見表2. 試驗與有限元模擬得到的各試件骨架曲線特征值對比見表3.

從圖6 和表2 可以看出：各試件的承載力從大到小依次為Z-1、G-1、T-1，即新型鋼管剪力鍵裝配式橋墩的水平峰值荷載與整體現(xiàn)澆橋墩接近，且比傳統(tǒng)的灌漿套筒裝配式橋墩提高了13.41%，是由于鋼管剪力鍵的布置加強了預制混凝土墩身與承臺之間的連接強度，因此在水平往復荷載作用下承載力得到較為明顯的提升；各試件的極限位移從大到小依次為G-1、T-1、Z-1，說明新型鋼管剪力鍵和傳統(tǒng)灌漿套筒連接的裝配式橋墩的后期變形能力更強，在極限位移這一參數(shù)指標上比整體式橋墩分別提高了11.18%和5.57%.

圖6 各試件的骨架曲線Fig. 6 Skeleton curves of specimens

由表3 數(shù)據(jù)對比可知：有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果的誤差不超過8%，說明有限元模型能較準確地模擬出各橋墩試件的骨架曲線.

表3 骨架曲線特征值對比Tab. 3 Comparison of skeleton curve characteristics

2.4 延性性能

延性性能是評價橋梁結(jié)構抗震性能的重要參數(shù)之一. 由表2 可知：各試件均有很好的延性性能，延性從大到小依次為G-1、T-1、Z-1，G-1 的位移延性系數(shù)分別比Z-1、T-1 試件提高了11.87%和5.89%. 而鋼管剪力鍵的設置加強了裝配式混凝土橋墩的整體性，從而增大了試件受力后期的變形能力，延緩了結(jié)構破壞，因此鋼管剪力鍵裝配式橋墩表現(xiàn)出更良好的位移延性性能.

表2 骨架曲線主要參數(shù)對比Tab. 2 Comparison of main parameters of skeleton curves

2.5 耗能能力

采用累積耗能Ehyst來評價Z-1、T-1、G-1 橋墩試件的耗能能力，累積耗能曲線見圖7.

從圖7 可以看出：在加載初期各橋墩試件的耗能能力較弱，隨著水平位移的逐級加載，試件的耗能能力逐漸增大，滯回環(huán)愈加飽滿，構件吸收更多能量，耗能能力逐漸增強；不同連接方式對混凝土橋墩試件累積滯回耗能的影響較小，滯回耗能曲線基本重合，試驗數(shù)值較為接近，相差在3%以內(nèi)

圖7 各試件的累積耗能Fig. 7 Cumulative energy consumption capacity of piers

2.6 剛度退化

為研究3 類橋墩試件在水平反復荷載作用下的剛度退化情況，繪制各級位移荷載下橋墩試件的割線剛度值，如圖8 所示.

圖8 剛度退化曲線Fig. 8 Stiffness degradation curves

3 兩類裝配式橋墩關鍵參數(shù)比較

為探究不同參數(shù)下帶鋼管剪力鍵的裝配式橋墩與傳統(tǒng)灌漿套筒連接橋墩的抗震性能差異，在不同參數(shù)下對兩類裝配式橋墩進行對比.

軸壓比分別取0.10、0.15、0.20、0.25、0.30；長細比（λ）分別取4、6、8、10、12；混凝土強度等級分別取C20～C60；鋼筋強度等級分別取HRB300、HRB335、HRB400、HRB500，兩類裝配式橋墩的峰值荷載和位移延性系數(shù)的對比見圖9、10.

圖9 峰值荷載對比Fig. 9 Peak load comparison

由圖9 可看出：在不同參數(shù)時，帶鋼管剪力鍵連接的裝配式橋墩的峰值荷載都高于傳統(tǒng)灌漿套筒連接橋墩，兩者的比值在1.04～1.32，均值為1.11.

由圖10 可看出：不同參數(shù)時，帶鋼管剪力鍵連接的裝配式橋墩的位移延性系數(shù)都高于傳統(tǒng)灌漿套筒連接橋墩，兩者的比值在1.08～1.36，均值為1.12.

圖10 位移延性系數(shù)對比Fig. 10 Displacement ductility coefficient comparison

4 拓展參數(shù)分析

為了進一步了解帶鋼管剪力鍵裝配式橋墩的抗震性能，本文以G-1 為標準模型開展有限元拓展參數(shù)分析，探討不同參數(shù)情況下該類橋墩的荷載-位移骨架曲線的變化規(guī)律.

4.1 軸壓比

試件的軸壓比分別取0.10、0.15、0.20、0.25、0.30，其余參數(shù)與標準模型相同. 不同軸壓比時橋墩荷載-位移骨架曲線的對比如圖11 所示.

圖11 不同軸壓比下骨架曲線對比Fig. 11 Skeleton curves under different axial comparison ratios

由圖11 可以發(fā)現(xiàn)：隨著n由0.1 增大至0.3，橋墩水平峰值荷載增大了23.00%，峰值荷載位移無明顯變化，下降段剛度略有增大.

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4.2 長細比

試件的長細比分別取4、8、12、16、20，其余參數(shù)與標準模型相同. 不同長細比時橋墩荷載-位移骨架曲線如圖12 所示.

圖12 不同長細比下各構件骨架曲線比較Fig. 12 Skeleton curves with different slenderness ratios

由圖12 可知：隨著λ從4 增大至20，橋墩骨架曲線峰值荷載降低了157.00%，峰值荷載位移增大了71.10%，彈性剛度、下降段剛度呈不同程度降低.

4.3 鋼管剪力鍵嵌入深度

試件鋼管剪力鍵的嵌入深度h（與橋墩邊長比值）分別取150 mm（0.4）、200 mm（0.6）、250 mm（0.7）、300 mm（0.8），其余參數(shù)與標準模型相同. 剪力鍵不同嵌入深度時橋墩荷載-位移骨架曲線如圖13 所示，由圖13 可以看出：隨著h增大橋墩的水平峰值荷載提高了4.76%，峰值荷載位移、下降段剛度無明顯變化.

圖13 不同嵌入深度骨架曲線對比Fig. 13 Skeleton curves under different embedded depths

4.4 鋼管厚度

試件的鋼管壁厚t（與鋼管半徑比值）分別取2 mm（0.03）、8 mm（0.10）、14 mm（0.18）、20 mm

（0.25），其余參數(shù)與標準模型相同. 不同t時橋墩荷載-位移骨架曲線如圖14 所示，由圖14 可以看出：當壁厚從2 mm 增加至8 mm 時，各骨架曲線變化較小，隨著壁厚繼續(xù)增大，橋墩的峰值荷載增大15.44%，下降段剛度略有降低，峰值荷載位移無明顯變化.

圖14 不同鋼管壁厚時骨架曲線對比Fig. 14 Skeleton curves under different steel tube thicknesses

4.5 鋼管直徑

試件的鋼管直徑d(與墩徑比值)分別取120 mm（0.33）、150 mm（0.42）、180 mm（0.50）、210 mm（0.58），其余參數(shù)與相同. 不同鋼管壁厚時橋墩荷載-位移骨架曲線如圖15 所示，由圖15 可以看出：隨著鋼管半徑增大，橋墩峰值荷載提高了6.82%，下降段剛度增大了71.43%.

圖15 不同鋼管直徑骨架曲線對比Fig. 15 Skeleton curves under different steel tube diameters

5 結(jié)束語

1） 3 類橋墩破壞均為彎曲型破壞，相同滯回位移水平下，3 類橋墩的累積耗能能力、強度退化基本相當. 帶鋼管剪力鍵連接的裝配式橋墩的滯回曲線呈較為飽滿的紡錘形，具有良好的整體抗震性能.

2） 帶鋼管剪力鍵連接橋墩與整體現(xiàn)澆橋墩相比峰值荷載基本相當，位移延性系數(shù)提高了11.87%；與灌漿套筒連接橋墩相比，該橋墩有效改善抗震性能，峰值荷載提高了13.41%，位移延性系數(shù)提高了5.89%.

3） 帶鋼管剪力鍵連接橋墩的承載力隨著軸壓比從0.1 增大至0.3，橋墩水平峰值荷載增大了23.00%；長細比由4 增大至20, 試件峰值荷載降低了157.00%,峰值荷載位移增大了71.10%.

4） 鋼管嵌入深度由150 mm 增大至300 mm，水平峰值荷載提高了4.76%；鋼管壁厚從2 mm 增大至20 mm，橋墩的峰值荷載增大15.44%; 鋼管直徑由120 mm 增大至210 mm，峰值荷載提高了6.82%，下降段剛度增大了71.43%.

致謝：感謝福建工程學院科研發(fā)展基金（GYZ17148）的支持.