吳文朋，王喜鵬，張紅運

（湘潭大學土木工程與力學學院，湖南湘潭 411105）

引言

橋梁橫向擋塊破壞是國內外中小跨徑橋梁工程十分常見的震害形式，尤其是我國中小跨徑梁式橋大多采用直接擱置型的板式橡膠支座，主梁在大地震作用下容易發(fā)生滑移并與擋塊發(fā)生劇烈碰撞，導致?lián)鯄K破壞率遠高于墩柱破壞率［1］。普通混凝土擋塊一般被設計成矮柱形式，實際地震中的破壞模式主要表現(xiàn)為斜剪破壞和平剪破壞，都屬于剪切破壞類型，這也是很多研究稱橋梁橫向抗震擋塊為剪力鍵（Shear Key）的主要原因［2］。既往研究中針對歷史地震中出現(xiàn)的普通混凝土擋塊剪切震害形式，探討了不同因素對混凝土擋塊破壞失效機理的影響。例如，國外的Bozorgzadeh 和Silva 等［3－5］、Kottari 等［6］，以及國內的鄭萬山等［7］、徐略勤和李建中等［8－11］、徐梁晉［12］和韓強等［13－15］分別展開了混凝土擋塊試驗。對于應用廣泛的整體式普通混凝土擋塊，不同學者分別針對縱向配筋率［3，4，8－12，15－16］、縱筋位置［8－11］、水平拉筋強度和位置［4，8－12，15－16］、箍筋形式［7，12］、混凝土強度［3，12］、擋塊厚度［7］、加載高度［7－11］、有無背翼墻［4］等參數(shù)的影響展開了研究?；剖綋鯄K結構是將擋塊和蓋梁進行構造分離的一種隔震型擋塊，是基于實際震害中混凝土擋塊的平剪破壞現(xiàn)象，對既有擋塊改進后的一種擋塊結構形式，最初由美國加州大學圣地亞哥分校的Megally 等［17］提出并進行了相應的驗證性試驗，隨后各國不同的學者針對滑移面位置及光滑程度［3，5，18］、豎向抗剪鋼筋配筋率及位置［9，15］、蓋梁水平拉筋/橫向預應力［4，9，15］的影響分別展開了試驗研究。以上研究成果極大的豐富和完善了普通混凝土擋塊結構的地震破壞機理，最新的美國CALTRANS 橋梁抗震規(guī)范中［19］針對橋臺處的抗震擋塊設計推薦了2 種普通混凝土擋塊結構形式。

以上整體式普通混凝土擋塊的震害往往伴隨著蓋梁或橋臺破壞，震后完全修復或加固相對比較困難，甚至可能需要重建受損蓋梁或橋臺。因此，國內外學者開始嘗試采用抗震修復更方便或可替換的裝配式擋塊結構形式，例如，采用預埋螺栓安裝的鋼擋塊結構［20－21］、采用預應力連接拼裝的預制擋塊結構［22－24］等。鑒于超高性能混凝土（UHPC）的力學性能介于普通混凝土和鋼材之間，且具有超強的韌性、超高抗剪強度和抗沖擊性以及耐腐蝕性能［25］。文中提出了一種適用于橋墩蓋梁處的新型預應力裝配式UHPC 抗震擋塊結構，通過進行擋塊試驗和有限元數(shù)值模擬分析對新型擋塊的有效性和適用性展開了分析和討論。

1 擋塊試驗方案

1.1 試件設計

文中試件設計主要包括2組整體式擋塊和2組裝配式擋塊，其中，榫形預制擋塊預制完成以后通過水平無粘結鋼束與卯形蓋梁拼裝成整體，預制擋塊和蓋梁的內部均預埋了薄壁鋼管作為預應力孔道，擋塊孔道位置比錨墊板略低且比蓋梁孔道略高。以上2類擋塊的構造和配筋分別如圖1和圖2所示，擋塊設計參數(shù)及數(shù)量見表1所示。S3和S4中的預應力鋼束采用我國工程中常用的標準Φj15.2鋼絞線，鋼鉸線的實測屈服強度1 812.56 MPa，抗拉強度1 913.39 MPa。試驗中其它參數(shù)詳見文獻［23］。

表1 4個擋塊試件的主要設計參數(shù)Table 1 Main design parameters of four retaining blocks

圖1 擋塊試件構造尺寸圖Fig.1 Dimension details of the retaining block specimens（Unit：cm）

圖2 擋塊試件配筋圖Fig.2 Reinforcement layout of the retaining block specimens（Unit：cm）

1.2 試件制作與加載

擋塊和蓋梁均在結構實驗室中制作完成，預制成型的構件如圖3（a）～（b）所示。試驗中采用百噸液壓伺服加載系統(tǒng)作為擋塊加載設備。S1和S2試件直接采用錨桿和螺母固定于實驗室地錨孔，裝配式蓋梁同樣采用錨桿和螺母來錨固，并通過4根預應力鋼束將裝配式擋塊拼裝到蓋梁端部。2類擋塊試件的試驗加載裝置如圖3（c）～（d）所示。S1 和S2 加載方案采用先力加載后位移加載進行控制，3 級力加載分別為F=50、75、100 kN，然后開始按位移加載，每級位移增量為5 mm，每級位移加載循環(huán)3次。S3和S4直接采用位移加載控制，首次位移加載為5 mm，后期增量為5 mm且每級位移加載只循環(huán)1次。

圖3 預制試驗構件和加載示意圖Fig.3 Production process and loading device of the specimens in test

2 試驗結果分析

通過以上試驗可得到各組擋塊的損傷過程和最終破壞形態(tài)。為方便比較，圖4（a）還給出了某實際橋梁結構的擋塊震害圖片（最常見的對角斜剪破壞模式）。圖4（b）為S1的最終破壞模式，由圖可知，破壞模式與圖4（a）中的實際震害一致，由此可見，S1能體現(xiàn)既有整體式混凝土擋塊在地震作用下的主要破壞模式，文中將以S1 擋塊作為對照組進行對比分析。圖4（c）為S2 的最終破壞模式，由圖可知，UHPC 擋塊在與蓋梁的豎向界面處發(fā)生沿界面延伸的開裂破壞，試驗過程中擋塊與蓋梁間的水平鋼筋逐層被拉斷，但UHPC擋塊本身的損傷較?。▋H出現(xiàn)局部微裂紋）；圖4（d）為S3 的最終破壞模式，盡管加載過程中裝配式NC 擋塊表現(xiàn)出較好的位移和復位能力且對蓋梁幾乎無損傷。然而，S3 的最終破壞模式仍然是擋塊本身嚴重破壞；圖4（e）為S4的最終破壞模式，由圖可知，其破壞模式為蓋梁接觸面處普通混凝土局部壓潰，但對蓋梁整體使用功能的影響很小。需要指出的是，預制UHPC 擋塊在承受較大水平荷載和位移的情況下，擋塊本體的損傷程度很小，且擋塊表現(xiàn)出較強的位移和復位功能。

圖4 實際擋塊震害與4組擋塊試件破壞模式對比Fig.4 Comparison of actual seismic damage mode and experimental damage modes for four block specimens

圖5 給出了4 組擋塊試件加載點的力－位移滯回曲線。由圖5（a）可知，在Δ=16.8 mm 時S1 承擔的荷載達到峰值181 kN，隨后S1 的混凝土嚴重開裂，水平荷載主要由擋塊鋼筋和蓋梁頂面附近首層水平拉筋承擔。同時，S1 承受荷載達到峰值后的承載力下降幅度并不明顯，但殘余位移在明顯逐漸增大。由圖5（b）可知，直到Δ=32.8 mm 時S2 承擔的荷載才達到峰值257 kN，由于UHPC 具有超高的強度和韌性，在擋塊與蓋梁粘接部位附近混凝土退出工作后，UHPC 擋塊本身損傷較小，力學模型接近于剛體轉動，隨著水平鋼筋自上而下逐層被拉斷，擋塊滯回曲線表現(xiàn)為鋸齒狀臺階下降，如圖5（b）所示?？偟膩碚f，整體式擋塊構件的滯回曲線和規(guī)則與既有文獻［5，9，16］中整體式混凝土擋塊試驗的結果基本一致。由圖5（c）可知，S3承擔的荷載到達峰值163 kN 之后開始出現(xiàn)下降，承載能力退化的主要原因是預應力鋼束位置上方的混凝土和鋼筋已開始嚴重損傷和屈服，此時，除了擋塊本體的轉動位移以外，在預應力鋼束位置附近還產(chǎn)生了較大的剪切變形。由圖5（d）可知，由于UHPC 能提供超高的強度和韌性，直到試驗加載結束，始終都是由擋塊和預應力鋼束的彈性變形來提供水平限位和位移適應能力，滯回曲線上表現(xiàn)為擋塊承載能力始終呈現(xiàn)增長趨勢（試驗加載的最大值為285 kN，最大位移為120 mm），且試驗加載過程中S4 擋塊僅產(chǎn)生了局部離散裂紋。

圖5 四組擋塊試件的力－位移滯回曲線Fig.5 Force-displacement hysteretic curves of four block specimens

由前述分析可知，一方面，如果僅僅將擋塊材料替換為UHPC，可大大提高傳統(tǒng)整體式擋塊本身的強度和韌性，擋塊與蓋梁接合面處會有更多的水平鋼筋同時直接參與受力，從而使擋塊結構的水平承載力和位移能力均有所增強。然而，擋塊與蓋梁間的整體式破壞仍然十分不利于震后蓋梁和擋塊的加固與功能恢復。另一方面，如果不改變結構材料，僅僅采用轉動型預制裝配式結構來替代整體式擋塊，裝配式擋塊既能滿足較大的地震位移需求還具有較強的自復位功能。如圖5（c）所示，預應力鋼束的高彈性模量可為裝配式擋塊分別提供了85 mm 的位移能力以及45 mm 復位能力，同時，蓋梁幾乎沒有損傷。然而，裝配式NC 擋塊本身的承載能力并沒有提高，與名義尺寸相同的整體式擋塊相比較，最大承載能力甚至還有所下降。顯然，這仍然不利用裝配式擋塊的抗震設計。綜上所述，只有同時改變擋塊的結構形式和材料力學性能，才能使新型抗震擋塊的優(yōu)越性得以更好的體現(xiàn)，如圖4（e）和圖5（d）所示，裝配式UHPC 擋塊的極限承載能力、位移能力和自復位功能均表現(xiàn)良好。

然而，由圖5（c）和（d）可以發(fā)現(xiàn)，文中試驗中裝配式NC 擋塊和UHPC 擋塊在試驗結束時都有較大的殘余變形。究其原因，一方面是由于實驗室場地和加載作動器最大伸長量等試驗條件的限制，2個裝配式擋塊的蓋梁試件的尺寸只取了2 m，文中為了驗證新型裝配擋塊的水平位移能力，在進行試驗方案設計時橫向預應力鋼束的初張拉力取值較?。ㄈ?0%×設計值），最終導致預應力錨具損失影響較大。然而，需要指出的是，實際橋梁工程中的蓋梁一般會有十幾米或幾十米長，根據(jù)既往的文獻［26－27］可知實際工程中無粘結長預應力筋的錨具損失的影響較小。另一方面，試驗中裝配式擋塊發(fā)生較大轉動變形以后，接觸面開始逐步出現(xiàn)局部壓潰，從而產(chǎn)生不斷增加的反向摩擦力。此外，試驗加載過程中隨著擋塊轉動角度增大到一定程度時，預制擋塊在榫卯處會發(fā)生明顯的豎向滑移，榫卯式拼接構造形式也會在一定程度上限制擋塊的自復位功能。以上種種原因導致文中試驗中的預制擋塊難以完全自復位，下文中將結合有限元分析對此進一步展開討論。

3 裝配式擋塊數(shù)值模擬分析

前文已通過幾組對比試驗驗證了預應力裝配式UHPC 擋塊相比傳統(tǒng)NC 擋塊有一定的優(yōu)勢，即裝配式UHPC 擋塊的極限承載能力、位移適應性和自復位功能等方面均表現(xiàn)較好，然而，同時也存在蓋梁接觸面易局部壓潰和榫卯式拼接構造難以自復位等問題。因此，下面將通過ABAQUS 有限元數(shù)值模擬分析，進一步討論新型裝配式UHPC擋塊的抗震性能以及改進措施和方向。

3.1 ABAQUS有限元建模

采用ABAQUS 程序建立前文中裝配式UHPC 擋塊試件（S4）的有限元模型，如圖6 所示。模型中普通混凝土和UHPC構件等采用C3D8R單元模擬，普通鋼筋和預應力鋼束采用T3D2單元模擬，鋼筋骨架通過Embed命令內嵌在普通混凝土和UHPC 單元中。底座采用完全固結模擬，擋塊與蓋梁之間采用面面接觸模擬。有限元模型中的普通混凝土和UHPC 均采用ABAQUS 程序中的CDP 模型模擬，普通鋼筋采用雙折線強化本構模型來模擬，預應力鋼束的初張力采用降溫法模擬。模型中不同材料參數(shù)的本構關系及損傷參數(shù)取值計算方法等詳見文獻［23］。此外，ABAQUS有限元模型分析過程中的加載規(guī)則與S4擋塊試驗中的加載規(guī)則保持一致。

圖6 S4裝配式擋塊的ABAQUS有限元模型Fig.6 ABAQUS finite element model of the prefabricated retaining block S4

3.2 數(shù)值模擬與試驗結果對比分析

基于已建立ABAQUS有限元擋塊模型的數(shù)值模擬分析結果，圖7給出了當加載位移Δx分別等于100 mm和120 mm 時裝配式UHPC 擋塊結構的破壞狀態(tài)對比圖，由圖可知，文中建立ABAQUS 擋塊有限元數(shù)值模型損傷云圖的破壞分析結果與前文中S4 擋塊試驗破壞的結果吻合較好，UHPC 擋塊本身有輕微損傷，擋塊與蓋梁接觸面出現(xiàn)嚴重壓潰，擋塊和蓋梁的損傷位置以及損傷程度等均一致。圖8（a）（b）給出了有限元分析的力－位移滯回曲線和S4擋塊試驗的力－位移滯回曲線對比，圖8（c）還給出了2個滯回曲線骨架線的對比圖。

圖7 S4擋塊的有限元破壞模擬形態(tài)與試驗破壞對比Fig.7 Comparison between damage modes in FE and test results for S4

圖8 S4擋塊有限元分析模擬曲線與試驗曲線對比Fig.8 Comparison between FE force-displacement curves and those in test for S4

由圖8可知，2種力－位移曲線的吻合度也較好。需要說明的是，通過S4擋塊試驗過程的動態(tài)記錄以及有限元數(shù)值模擬的全過程動態(tài)記錄可以發(fā)現(xiàn)，S4 榫卯裝配式擋塊水平往復荷載作用下的轉動過程中，擋塊本身與蓋梁之間存在多個接觸點（接觸面），例如，圖8（c）中骨架曲線的2 個轉點（轉點1 和轉點2）分別是由于擋塊（榫）與蓋梁（卯）之間2個抵觸點（抵觸點A和抵觸點B）處發(fā)生嚴重抵觸所導致的，從而使得這類擋塊的轉動受力模式較復雜，特別是這些抵觸會導致榫、卯之間發(fā)生一定的豎向滑移，二者間較復雜的正反向摩擦導致?lián)鯄K自復位困難。然而，總的來說，由圖7 和圖8 的對比結果可以知，采用文中建立的ABAQUS 有限元模型進行下一步的對比分析和相關討論是合理可行的。

3.3 裝配式擋塊損傷分析及改進建議

合理的預應力裝配式抗震擋塊結構，除了要滿足地震作用下?lián)鯄K本體不發(fā)生明顯損傷以外，還要求其轉動傳力模式要明確、且具有較強的自復位功能，從而利于實現(xiàn)橋梁在小震、中震和大震作用下的多水準抗震設防［2］。然而，由前文中的擋塊破壞試驗現(xiàn)象和有限元分析結果可知，榫卯裝配式UHPC 擋塊尚存在的一些問題，導致圖9（a）所示裝配式UHPC擋塊的受力模式及轉動機制仍十分復雜，這將十分不利于抗震擋塊的多水準設防，以及裝配式擋塊分析模型的建立與計算。因此，文中在此基礎上進一步提出了以下2點改進的建議：（1）將原來的榫卯裝配式擋塊改為直縫裝配式擋塊；（2）蓋梁端部接觸采用10 cm 厚的現(xiàn)澆UHPC 進行補強。圖9（b）所示為改進后直縫裝配式UHPC擋塊結構組成形式。

圖9 改進后預應力裝配式UHPC擋塊結構有限元模型Fig.9 Finite element model of the modified prestressed prefabricated UHPC retaining block

按同樣的建模方法建立以上改進后直縫裝配式UHPC 擋塊的ABAQUS 有限元分析模型，如圖9（c）所示。然后，采用相同的位移加載規(guī)則進行循環(huán)加載，最終可以得到改進后直縫裝配式UHPC擋塊的受力損傷云圖以及改進前、后擋塊的力－位移滯回曲線的對比情況，分析結果如圖10所示。

圖10 改進后預應力裝配式UHPC擋塊的數(shù)值模擬分析結果Fig.10 Numerical simulation analysis results of the modified prestressed prefabricated UHPC retaining block

由圖10（a）可知，當水平加載位移Δx從0增大到100和120 mm 的過程中，無論是UHPC 擋塊本身還是增強后的蓋梁均沒有發(fā)生明顯損傷，圖中各構件的主拉應力和主壓應力都維持在合理的范圍內（基本保持彈性）。與改進前榫卯裝配式擋塊有限元分析的損傷云圖（圖7 所示）相比較，在相同水平位移加載的情況下，直縫裝配式擋塊和蓋梁的整體抗震性能都明顯提升。此外，由于有限元數(shù)值模擬中采用的加載規(guī)則相同（即采用位移加載至120 mm 后停止加載），且除了擋塊與蓋梁之間的拼接方式不同外，其它參數(shù)均完全相同，由圖10（b）可知，改進后裝配式擋塊的臨界轉動點、滯回曲線外包絡線和最大位移等都與改進前的擋塊基本相同。然而，同時還可以很明顯地觀察到，改進前榫卯裝配式擋塊的最終殘余位移達63 mm 之多，改進后直縫裝配式擋塊的最終殘余位移僅有7.2 mm，殘余位移減小了55.8 mm。這主要是由于直縫裝配式擋塊與蓋梁之間的接觸點只有一個，同時該處的蓋梁采用UHPC材料進行了補強，從而使擋塊的轉動模式更為簡潔，單點摩擦效應對擋塊的自復位功能的影響非常小。綜上所述，裝配式UHPC 擋塊結構經(jīng)過以上2點改進以后，擋塊可以同時具體較強的承載能力、位移能力和自復位功能，而且在轉動過程中不會對蓋梁造成嚴重損傷，從而能夠保證擋塊和蓋梁構件都按彈性構件來設計，這對于裝配式UHPC擋塊的多水準抗震設計和合理擋塊力學分析模型的建立是有利的，尤其是可替換式的拼裝結構形式對于橋梁擋塊破遭受地震壞后的抗震加固十分友好。

4 結論

（1）試驗中整體式NC 擋塊的破壞模式與實際震害中擋塊的典型斜剪破壞保持一致，擋塊采用UHPC 材料后，破壞模式變?yōu)樯w梁水平拉筋逐層斷裂后的豎界面開裂破壞，盡管UHPC擋塊本身水平承載能力得以顯著提升，但擋塊蓋梁間的界面開裂破壞仍不利于震后的抗震修復和加固。

（2）預應力裝配式擋塊結構的水平位移能力和自復位功能均有所加強，可減小擋塊對蓋梁造成的破壞，有利于震后修復和加固，但最終破壞模式仍為擋塊本身破壞且擋塊承載能力有限。

（3）水平荷載作用下預應力裝配式UHPC擋塊本身的損傷很小，榫卯裝配式改為直縫裝配式以后能更充分的發(fā)揮UHPC和預應力鋼筋材料的力學特點，同時滿足抗震設計中高承載能力、大位移能力和自復位的綜合需求，既有利于擋塊的抗震設計和計算，又能為震后的擋塊抗震加固和修復帶來方便。

（4）文中驗證了裝配式UHPC 擋塊具有較好的抗震特征，然而，不同擋塊設計參數(shù)（初張力、預應力位置和摩擦系數(shù)）對擋塊抗震性能的影響仍有待進一步研究。