張凱迪，賈俊峰,*，郭 彤，程壽山，樊 平

(1.北京工業(yè)大學(xué) 城市與工程安全減災(zāi)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，北京 100124；2.舊橋檢測與加固技術(shù)交通行業(yè)重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室（北京），北京 100088；3.東南大學(xué) 混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土結(jié)構(gòu)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，江蘇 南京 210096)

預(yù)制裝配橋梁具有縮短工期、提高施工現(xiàn)場安全度、減少環(huán)境污染及保證耐久性等諸多優(yōu)點(diǎn)[1]，是橋梁工程的重要發(fā)展方向。采用預(yù)應(yīng)力筋連接的節(jié)段拼裝橋墩具有較好的自復(fù)位能力和變形能力，但由于節(jié)段接縫處縱筋不連續(xù)，容易出現(xiàn)開口，阻止了塑性鉸區(qū)的形成，導(dǎo)致其耗能能力較差，且底部節(jié)段損傷較嚴(yán)重，只能在低震地區(qū)使用。為促進(jìn)預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩在強(qiáng)震地區(qū)的使用，國內(nèi)外學(xué)者從減小底部節(jié)段損傷和提高預(yù)制拼裝橋墩耗能能力這兩個(gè)方面展開了相關(guān)的試驗(yàn)研究。為減輕預(yù)制橋墩震后墩底的損傷，學(xué)者們提出墩底箍筋加密[2–3]、采用鋼管混凝土[4–7]，以及在墩底使用如纖維復(fù)合材料[8]、超高性能混凝土[9]和纖維水泥基材料[10]這類高性能材料等方案。為提高預(yù)制拼裝預(yù)應(yīng)力橋墩的耗能能力，Palermo等[11]提出在墩底設(shè)置外置的阻尼器和在節(jié)段間增設(shè)通長的耗能鋼筋兩種方法。Palermo[11]和Ou[12–13]等通過擬靜力試驗(yàn)和數(shù)值仿真模型研究增設(shè)外置阻尼器和不間斷耗能鋼筋， 后張無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力橋墩的抗震性能；結(jié)果表明，兩種方法均可提高預(yù)制橋墩的耗能能力，但同時(shí)也會導(dǎo)致較大的殘余位移。

為避免出現(xiàn)過大的殘余位移，Palermo[11]和Ou[12]等分別定義了橋墩的設(shè)計(jì)參數(shù) λ和耗能鋼筋貢獻(xiàn)率λED兩個(gè)參數(shù)，并建議 λ 值在1.15～1.25之間， λED應(yīng)小于35%。眾多學(xué)者采用在節(jié)段間布置不間斷的低碳鋼筋以提高預(yù)制節(jié)段橋墩耗能能力[13–22]。Roh[23]及Moon[24]等采用無黏結(jié)SMA作為節(jié)段橋墩的耗能筋，進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)研究，認(rèn)為采用SMA作為耗能筋的節(jié)段橋墩可完全避免損壞，并具有較穩(wěn)定的能量耗散和較高的延性性能。此外，諸多學(xué)者研究了附加不同外置耗能構(gòu)件的預(yù)制節(jié)段拼裝預(yù)應(yīng)力橋墩的抗震性能，如鋁棒[25]、角鋼[26–27]、可替換板[28–29]等，結(jié)果表明，附加外置耗能構(gòu)件的后張無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力橋墩亦可呈現(xiàn)旗幟型滯回曲線，且外置耗能部件具有可更換性。以上研究多采用單向加載的擬靜力試驗(yàn)，然而，在實(shí)際的地震荷載下，橋墩受力是多個(gè)方向的，只考慮單向的荷載作用并不能反映節(jié)段橋墩在實(shí)際地震作用下的響應(yīng)。Jia等[30]對增設(shè)耗能鋼筋的橋墩進(jìn)行水平非軸向加載擬靜力試驗(yàn)，分別沿與截面強(qiáng)軸夾角為0°、30°、45°、60°和90°方向進(jìn)行加載，結(jié)果表明，沿正交方向加載時(shí)墩柱具有良好的自復(fù)位能力，非正交加載時(shí)橋墩殘余位移和損傷顯著增加，認(rèn)為常規(guī)設(shè)計(jì)只進(jìn)行橋墩單向抗震設(shè)計(jì)是不保守的。因此，為了促進(jìn)預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩在強(qiáng)震地區(qū)的使用，需對其重要的設(shè)計(jì)參數(shù)和抗震性能進(jìn)行進(jìn)一步的研究。

由于試驗(yàn)條件有限，耗能鋼筋配筋率、預(yù)應(yīng)力筋面積及其初始張拉力等關(guān)鍵參數(shù)對預(yù)制節(jié)段拼裝預(yù)應(yīng)力橋墩抗震性能的影響規(guī)律尚不明確。本文基于已驗(yàn)證的有限元分析模型，探討關(guān)鍵參數(shù)對橋墩抗震性能的影響規(guī)律，為實(shí)際工程設(shè)計(jì)提供指導(dǎo)。

1 試件設(shè)計(jì)

預(yù)制節(jié)段拼裝預(yù)應(yīng)力橋墩依據(jù)規(guī)范《公路橋涵設(shè)計(jì)通用規(guī)范》（JTG/D60—2015）[31]和《公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土橋涵設(shè)計(jì)規(guī)范》（JTG/3362—2018）[32]進(jìn)行設(shè)計(jì)，試件設(shè)計(jì)如圖1所示。

圖1中，試件U1為空心薄壁矩形節(jié)段橋墩，包括6個(gè)節(jié)段、基礎(chǔ)和柱帽。將U1的6個(gè)節(jié)段從下到上依次命名為S1～S6，節(jié)段間節(jié)點(diǎn)依次命名為J1～J7。試件U1節(jié)段尺寸為550 mm×320 mm×500 mm，壁厚90 mm，基礎(chǔ)尺寸為1 400 mm×1 000 mm×500 mm，柱帽尺寸為600 mm×600 mm×300 mm。定義墩柱高為承臺頂面到柱帽中心（加載點(diǎn)）的距離，則柱高H為3 150 mm。

圖1 預(yù)制節(jié)段橋墩設(shè)計(jì)Fig.1 Details of precast segmental column

各節(jié)段、基礎(chǔ)和柱帽分別預(yù)留4個(gè)預(yù)應(yīng)力筋孔道和8個(gè)耗能鋼筋孔道。為了防止預(yù)應(yīng)力筋屈服，減小預(yù)應(yīng)力損失，提高橋墩自復(fù)位能力，預(yù)應(yīng)力筋采用無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力筋，耗能鋼筋采用有黏結(jié)的低碳鋼筋。為了防止耗能鋼筋在低周荷載下發(fā)生疲勞破壞，在J1節(jié)點(diǎn)處的耗能鋼筋處設(shè)置200 mm的無黏結(jié)段。預(yù)制節(jié)段的縱筋和耗能鋼筋均采用HRB400級鋼筋，箍筋采用HPB300級鋼筋。節(jié)段截面縱筋配筋率為1.94%，S1節(jié)段的體積配箍率為1.26%，S2～S6節(jié)段的體積配箍率為2.27%。耗能鋼筋的設(shè)計(jì)會對橋墩的耗能性能和殘余位移產(chǎn)生較大的影響，為保證橋墩的滯回性能，本文根據(jù)Ou等[12]提出的耗能鋼筋貢獻(xiàn)率公式設(shè)計(jì)，通過ABAQUS有限元分析軟件建立橋墩模型并進(jìn)行推覆分析。研究表明，采用低碳鋼筋作為耗能鋼筋具有較好的耗能能力，因此采用直徑為12 mm的HRB400級鋼筋；經(jīng)有限元分析得出耗能鋼筋貢獻(xiàn)率為33%，小于文獻(xiàn)[12]中提出限值35%。橋墩上部的重力荷載為237 kN，軸壓比為0.065。預(yù)應(yīng)力筋采用4根直徑為15.2 mm的鋼絞線，初始預(yù)應(yīng)力為237 kN，預(yù)應(yīng)力產(chǎn)生的軸壓比為0.065，每根鋼絞線的張拉應(yīng)力為426 MPa。橋墩的總軸壓比為0.13。經(jīng)材性試驗(yàn)測試，28 d時(shí)，混凝土軸心抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值為29.9 MPa。有關(guān)此橋墩的詳細(xì)信息可從文獻(xiàn)[30]獲得。

2 有限元模型

根據(jù)橋墩設(shè)計(jì)參數(shù)，采用有限元分析軟件ABAQUS建立試件U1的3維有限元模型，如圖2所示。

圖2 3維有限元模型Fig.2 3D finite element model

2.1 本構(gòu)模型

基礎(chǔ)、預(yù)制節(jié)段和柱帽的混凝土均采用8節(jié)點(diǎn)減縮積分單元（C3D8R）模擬?；炷敛捎盟苄該p傷本構(gòu)（CDP）模擬，其破壞機(jī)制為拉伸作用下的開裂失效和壓縮作用下的壓碎；當(dāng)混凝土進(jìn)入塑性變形后，通過引入拉伸和壓縮損傷因子，模擬混凝土的剛度退化，可用于模擬鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)在單向、循環(huán)和動(dòng)力荷載下的響應(yīng)。塑性損傷（CDP）模型基于《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB50010—2010）[33]建立，受壓和受拉本構(gòu)如圖3所示。圖3中，受拉和受壓的初始彈性模型均為32 GPa，泊松比為0.2，混凝土受壓峰值強(qiáng)度fc為29.9 MPa，對應(yīng)的應(yīng)變?yōu)?.001 2，抗拉峰值強(qiáng)度ft為2.64 MPa。此外，采用混凝土塑性損傷本構(gòu)定義的5個(gè)參數(shù)見表1。表1中：fbo/fco為混凝土雙軸極限抗壓強(qiáng)度與單軸極限抗壓強(qiáng)度的比值；k值為拉伸壓縮子午面第2應(yīng)力不變量；而黏性參數(shù)決定模型結(jié)果的精確性和計(jì)算速度，黏性參數(shù)越小，模型結(jié)果越精確，但計(jì)算速度越慢，一般取0.005[16]。

表1 混凝土塑性損傷參數(shù)Tab.1 Plastic damage parameters of concrete

圖3 混凝土本構(gòu)模型Fig.3 Constitutive models of concrete

節(jié)段內(nèi)鋼筋、耗能鋼筋和預(yù)應(yīng)力筋采用桁架單元（T3D2）模擬。圖4為所采用的鋼筋本構(gòu)模型，為簡化分析模型，提高計(jì)算效率，節(jié)段內(nèi)的鋼筋采用理想彈塑性本構(gòu)模擬。

圖4 鋼筋本構(gòu)模型Fig.4 Constitutive models of steel

由圖4（a）可知，彈性模量為200 GPa，箍筋和縱筋的屈服強(qiáng)度分別為300和400 MPa。一般情況下，預(yù)應(yīng)力筋在加載過程中保持彈性，因此，預(yù)應(yīng)力筋采用彈性本構(gòu)。耗能鋼筋的本構(gòu)關(guān)系關(guān)乎橋墩的耗能性能和殘余位移變化，因此，耗能鋼筋的本構(gòu)關(guān)系采用實(shí)測數(shù)據(jù)處理后的彈塑性本構(gòu)。由圖4（b）可知：屈服強(qiáng)度為412 MPa，對應(yīng)的屈服應(yīng)變?yōu)?.21%；極限強(qiáng)度為491 MPa，極限應(yīng)變?yōu)?.27%。

2.2 相互作用與邊界條件

節(jié)段的鋼筋和混凝土的相互作用采用“內(nèi)置”單元模擬，耗能鋼筋的有黏結(jié)部分也“內(nèi)置”到整個(gè)橋墩中，無黏結(jié)部分不做處理。預(yù)應(yīng)力筋兩端一小部分分別內(nèi)置到柱帽和基礎(chǔ)中模擬錨固的作用。預(yù)制節(jié)段與節(jié)段的界面接觸采用“面與面相互接觸”單元模擬，法向行為為“硬接觸”，切向行為為“罰摩擦”，摩擦系數(shù)取0.5[13]。

擬靜力分析過程包括3個(gè)分析步：1）設(shè)置邊界條件，即限制橋墩柱基的平動(dòng)和轉(zhuǎn)動(dòng)，并施加初始預(yù)應(yīng)力426 MPa；2）在柱帽頂部施加豎向荷載，為237 kN；3）沿橫橋向方向施加循環(huán)的位移荷載，側(cè)向荷載由位移控制，加載偏移率分別為0.10%、0.15%、0.25%、0.50%、0.75%、1.00%、1.50%、2.00%、2.50%、3.00%、4.00%，每一級位移荷載循環(huán)2次。整個(gè)分析過程考慮由軸壓引起的幾何非線性P– ?效應(yīng)。

3 模型驗(yàn)證

橋墩U1試驗(yàn)與模擬的損傷結(jié)果如圖5所示。

圖5 試驗(yàn)與模擬混凝土損傷對比Fig.5 Comparison of concrete damage between experiment and simulation

由圖5可見：橋墩損傷主要出現(xiàn)在墩底，其中，底部節(jié)段損傷最為嚴(yán)重，節(jié)段S1底部接縫處有少量混凝土破碎現(xiàn)象發(fā)生，距承臺頂部150 mm左右的混凝土損傷因子接近1；節(jié)段S1和S2接縫處也出現(xiàn)輕微的混凝土損傷現(xiàn)象，混凝土損傷因子約為0.3。結(jié)果表明，試件U1的損傷情況與試驗(yàn)結(jié)果相似。

滯回曲線可以反映結(jié)構(gòu)在受力過程中的變化特征和剛度退化性能，試驗(yàn)與模擬滯回曲線如圖6所示。由圖6可見：試件U1試驗(yàn)和模擬的滯回曲線吻合良好，模擬滯回曲線的加載部分基本與試驗(yàn)的加載部分重合；但由于混凝土實(shí)際的損傷受很多環(huán)境人為因素的影響，與理論計(jì)算的損傷因子有差異，導(dǎo)致模擬的滯回曲線卸載部分與試驗(yàn)有差別。試驗(yàn)和模擬的殘余位移（偏移率）分別為14.4 mm（0.40%）和10.4 mm（0.33%），均未超過日本規(guī)范[34]規(guī)定的1%。

圖6 試驗(yàn)與模擬滯回曲線對比Fig.6 Comparison of hysteresis curves between experiment and simulation

以上試驗(yàn)和模擬的對比結(jié)果表明，本文建模方法和輸入?yún)?shù)可較好地還原試驗(yàn)結(jié)果，可采用此模型開展進(jìn)一步研究。

4 參數(shù)分析

在已驗(yàn)證的數(shù)值分析模型基礎(chǔ)上，開展耗能鋼筋配筋率、預(yù)應(yīng)力筋面積和初始張拉力3個(gè)參數(shù)對預(yù)應(yīng)力筋連接預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩抗震性能的影響分析；討論滯回曲線、骨架曲線、等效黏滯阻尼比和殘余位移等方面影響規(guī)律，得到參數(shù)的選取范圍，為預(yù)應(yīng)力連接預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩的工程設(shè)計(jì)提供參考。

4.1 耗能鋼筋配筋率

為研究不同耗能鋼筋配筋率對預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩抗震性能的影響，共設(shè)計(jì)4種工況，分別命名為C–D8、C–D10、CD–12和C–D14，見表2。

表2 4種耗能鋼筋配筋率工況Tab.2 Four cases of ED reinforcement ratio

由表2可知，保持耗能鋼筋布置方式不變，通過改變耗能鋼筋直徑使其配筋率發(fā)生變化，取直徑8、10、12和14 mm的HRB400級低碳鋼，對應(yīng)的配筋率為0.32%、0.51%、0.73%和1.00%。

圖7為耗能鋼筋配筋率對節(jié)段拼裝橋墩抗震性能影響。

圖7 耗能鋼筋配筋率對節(jié)段拼裝橋墩抗震性能影響Fig.7 Influence of energy-dissipating steel reinforcement ratios on seismic performance of precast segmental column

由圖7可知，隨耗能鋼筋配筋率的增加，橋墩的滯回曲線越飽滿，抗側(cè)承載力和等效黏滯阻尼比也隨之增加，但同時(shí)也導(dǎo)致了殘余位移的增加。工況C?D14的耗能鋼筋面積約為工況C?D8的耗能鋼筋面積的3倍，其承載能力從74增加到102 kN，增加了37.8%；橋墩的等效黏滯阻尼比從0.06增加到0.14，增加了133%。表明增加耗能鋼筋配筋率，可使預(yù)應(yīng)力連接節(jié)段橋墩的承載能力和耗能能力均得到明顯的提高。隨著耗能鋼筋配筋率的增加，殘余位移從1.6增加到31.0 mm，且在偏移率為4%時(shí)，工況C?D14的殘余偏移率為1%。日本規(guī)范[34]規(guī)定，橋墩震后的殘余位移超過1%時(shí)，震后的修復(fù)成本要高于重建的成本。因此，為避免殘余位移過大，當(dāng)目標(biāo)偏移率不超過4%時(shí)，應(yīng)保證其耗能鋼筋配筋率小于1%。

4.2 預(yù)應(yīng)力筋面積

為研究預(yù)應(yīng)力筋面積對預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩抗震性能的影響，共設(shè)計(jì)4種工況，分別命名為PA–12.7、PA–15.2、PA–17.8和PA–21.6，見表3。取預(yù)應(yīng)力筋直徑為12.7、15.2、17.8和21.6 mm，對應(yīng)的截面面積分別為98.7、139、191和285 mm2。由于預(yù)應(yīng)力筋面積增加會導(dǎo)致橋墩總軸壓發(fā)生變化，為保證橋墩總軸壓不變即預(yù)應(yīng)力荷載產(chǎn)生的軸壓不變，對預(yù)應(yīng)力筋張拉力也做調(diào)整，4種工況對應(yīng)的預(yù)應(yīng)力筋初始應(yīng)力分別為606、430、313和210 MPa。

表3 4種預(yù)應(yīng)力筋配筋率工況Tab.3 Four cases of tendon reinforcement ratios

圖8為預(yù)應(yīng)力筋面積對節(jié)段拼裝橋墩抗震性能的影響。由圖8（a）和（b）可知，隨預(yù)應(yīng)力筋配筋率的增加，橋墩的初始剛度和殘余位移幾乎不變，側(cè)向承載力峰值和屈服后剛度隨之增加，但等效黏滯阻尼比隨之減小。4種工況下的承載力峰值分別為81、92、101和117 kN，屈服后剛度分別為0.096、0.207、0.265和0.358 kN/mm。工況PA–21.6較工況PA–12.7的預(yù)應(yīng)力筋面積增加了1.875倍，峰值承載能力和屈服后剛度分別增加了44%和273%，表明增加預(yù)應(yīng)力筋配筋率可有效提高橋墩的峰值承載能力和屈服后剛度。由圖8（c）可知：當(dāng)偏移率小于1%時(shí)，4個(gè)橋墩的等效黏滯阻尼比幾乎相同；當(dāng)偏移率大于1%時(shí)，等效黏滯阻尼比隨預(yù)應(yīng)力筋面積而增加。這是由于在每級荷載下，4個(gè)橋墩的滯回環(huán)面積幾乎不變；但當(dāng)偏移率大于1%后，隨預(yù)應(yīng)力筋面積增加，橋墩抗側(cè)力和彈性應(yīng)變能增加，從而導(dǎo)致其等效黏滯阻尼比降低。表4統(tǒng)計(jì)了4種工況下的屈服力和位移，發(fā)現(xiàn)屈服位移和屈服荷載也隨預(yù)應(yīng)力筋面積增加而增加。

表4 屈服點(diǎn)的位移和荷載Tab.4 Displacements and loads of yield point

4.3 初始預(yù)應(yīng)力

為研究不同預(yù)應(yīng)力筋初始張拉應(yīng)力對預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩抗震性能的影響，共設(shè)計(jì)4種工況，見表5。預(yù)應(yīng)力筋初始張拉力分別取其極限抗拉強(qiáng)度的30%、40%、50%和60%，對應(yīng)的初始張拉力分別為558、744、930和1 116 MPa，橋墩總軸壓比分別為0.15、0.18、0.20和0.23，工況分別命名為PT–30%、PT–40%、PT–50%和PT–60%。

表5 4種初始張應(yīng)力工況Tab.5 Four cases of initial stress

圖9為初始預(yù)應(yīng)力對節(jié)段拼裝橋墩抗震性能影響。由圖9（a）可知：隨預(yù)應(yīng)力筋初始張拉力增加，橋墩的峰值荷載增加，等效黏滯阻尼比幾乎不變，殘余位移增加。工況PT–60%較PT–30%的初始預(yù)應(yīng)力增加了1倍，但承載能力只增加了11%，可見預(yù)應(yīng)力橋墩的承載能力受初始預(yù)應(yīng)力的影響不明顯。由圖9（b）可知，工況PT–30%和PT–40%的屈服后剛度一致，而工況PT–50%和PT–60%的屈服后剛度分別在偏移率3%和2%時(shí)下降。這是因?yàn)殡S著偏移率的增加，預(yù)應(yīng)力增加（圖9（c）），橋墩受到的壓力增加，使橋墩墩底出現(xiàn)嚴(yán)重的混凝土壓碎現(xiàn)象，且初始張拉力越大，橋墩損傷越嚴(yán)重（圖9（d）），從而導(dǎo)致橋墩承載能力下降。由圖9（e）可知，當(dāng)偏移率大于2%時(shí)，4個(gè)橋墩的殘余位移逐漸增加，且隨著初始張拉力的增加，橋墩的殘余位移增加。這是因?yàn)殡S初始張拉力的增加，橋墩墩底混凝土損傷會更嚴(yán)重，從而導(dǎo)致殘余位移增加。在偏移率4%時(shí)，橋墩PT–60%的殘余位移已超過偏移率1%的殘余位移。由圖9（f）可知，預(yù)應(yīng)力筋初始張拉力對橋墩等效黏滯阻尼比幾乎無影響。

圖9 初始預(yù)應(yīng)力對節(jié)段拼裝橋墩抗震性影響Fig.9 Influence of initial prestress on seismic performance of precast segmental column

總之，預(yù)應(yīng)力筋初始張拉力過大容易引起預(yù)應(yīng)力筋屈服，并產(chǎn)生過大的殘余位移。因此，在目標(biāo)偏移率不超過4%時(shí)，其初始張拉力不應(yīng)超過預(yù)應(yīng)力筋極限抗拉強(qiáng)度的50%，橋墩的總軸壓比應(yīng)小于0.2。

5 結(jié) 論

采用ABAQUS有限元分析軟件，建立在壓彎荷載作用下預(yù)應(yīng)力連接預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩的分析模型，并采用試驗(yàn)驗(yàn)證其正確性。利用模型進(jìn)行參數(shù)分析，研究了耗能鋼筋配筋率、預(yù)應(yīng)力筋面積及初始張拉力對預(yù)應(yīng)力連接預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩的抗震性能的影響，結(jié)果如下：

1）隨耗能鋼筋配筋率的增加，預(yù)應(yīng)力連接節(jié)段橋墩的承載能力和耗能能力均有明顯的提高，同時(shí)，殘余位移也增加。

2）隨預(yù)應(yīng)力筋面積增加，橋墩的初始剛度和殘余位移幾乎不變，峰值承載力和屈服后剛度隨之增加，但等效黏滯阻尼比隨之減小。

3）隨預(yù)應(yīng)力筋初始張拉力的增加，橋墩等效黏滯阻尼比幾乎不變，承載能力增加；但墩底混凝土破碎更嚴(yán)重，導(dǎo)致殘余位移略有增加。

4）為保證預(yù)應(yīng)力節(jié)段拼裝橋墩的抗震性能，建議當(dāng)目標(biāo)偏移率不超過4%時(shí)，耗能鋼筋配筋率應(yīng)小于1%，預(yù)應(yīng)力筋的初始張拉應(yīng)力應(yīng)小于其極限抗拉強(qiáng)度的50%，橋墩總軸壓比應(yīng)小于0.2。