熊二剛，張君策，尚大海，封安樂，梅忠興

(長安大學 建筑工程學院，陜西 西安，710061)

在“碳達峰、碳中和”戰(zhàn)略背景下，我國城市現(xiàn)代化建設迎來了新的發(fā)展和機遇，預制裝配式橋梁能夠縮短工期、減少環(huán)境污染，提高工程質量[1-2]，對推動城市基礎設施工業(yè)化建設、減少廢棄物污染物排放具有重要意義。目前，預制節(jié)段拼裝技術在橋梁上部結構的應用日趨成熟，隨著裝配式橋梁發(fā)展，橋梁下部結構的預制節(jié)段拼裝技術得到廣泛關注。橋墩作為橋梁下部結構，在強震作用下既要承受豎向荷載還需耗散地震能量，橋梁體系的抗震性能與其橋墩的抗震性能直接相關。因此，預制裝配橋墩的抗震性能是影響預制裝配橋梁推廣應用的關鍵，需要從連接構造和整體性能方面進行更深入地研究。

眾多學者將新材料和新技術應用于預制節(jié)段拼裝橋墩，研究預制節(jié)段拼裝橋墩抗震性能[3-5]，特別是纖維增強混凝土(FRC)和超高性能混凝土(UHPC)的應用受到廣泛關注。ELGAWADY 等[6-7]完成了4個后張預應力FRP節(jié)段拼裝柱墩的擬靜力試驗，并建立了節(jié)段拼裝橋墩計算模型，可有效預估節(jié)段拼裝橋墩的骨架曲線。MOTAREF 等[8]采用FRC作為塑性鉸區(qū)后澆或加強材料，完成了5個節(jié)段拼裝橋墩縮尺試件振動臺試驗，發(fā)現(xiàn)采用FRC 可以有效提高節(jié)段拼裝橋墩的自復位性能和耗能能力。MOUSTAFA 等[9]采用了組合結構的思路，在橋墩節(jié)段外部采用FRC 作為外包材料，在節(jié)段內(nèi)部采用鋼管混凝土，制作了新型預制節(jié)段拼裝獨柱橋墩試件，并采用振動臺試驗檢驗了該技術方案的抗震性能。此外，TAZARV 等[10-11]將UHPC用于橋墩底部塑性鉸區(qū)預制節(jié)段，發(fā)現(xiàn)后澆區(qū)采用UHPC可以提高橋墩的承載能力，但其抗震性能需要進一步研究。姜鈺宸等[12]結合試驗與數(shù)值模擬的結果，對比分析了UHPC橋墩和NC橋墩在重載車輛撞擊下的響應特性，發(fā)現(xiàn)UHPC橋墩具有更優(yōu)異的抗沖擊性能，主要體現(xiàn)在更小的損傷、更高的碰撞力以及以鋼筋為主的耗能方式。徐文靖等[13]提出了一種采用UHPC新型連接構造，通過擬靜力試驗分析了橋墩的抗震性能和變形機理，并給出了相應的抗震建議。王海翠[14]將鋼管混凝土與雙柱橋墩相結合，提出了2類新型的雙柱式鋼管混凝土橋墩，并系統(tǒng)研究其受力特點和抗震性能，提出了新型試件適用的承載力計算公式。包龍生等[15-16]研究了采用榫卯剪力鍵的預應力雙柱橋墩和采用灌漿波紋管連接的裝配式雙柱橋墩的抗震性能，發(fā)現(xiàn)這2 種連接方式均滿足“等同現(xiàn)澆”的要求。

盡管國內(nèi)外研究者已成功將新材料和新技術應用于預制節(jié)段拼裝橋墩的抗震性能研究，但其研究成果以獨柱橋墩為主，而雙柱橋墩抗震性能研究相對較少，將FRC 和UHPC 等新材料應用雙柱橋墩的試驗研究也不充分。在現(xiàn)有研究基礎上，本文提出2種新型雙柱橋墩節(jié)段拼裝方案，并設計制作縮尺模型，采用擬靜力試驗與數(shù)值模擬相結合的方式，評估所提節(jié)段拼裝雙柱橋墩的抗震性能，系統(tǒng)分析其滯回特性、延性和耗能能力等抗震性能指標，可為節(jié)段拼裝雙柱橋墩的設計提供參考。

1 擬靜力試驗概況

1.1 試件模型設計

試件模型依托于某高速公路擴建工程項目，原型為高度為10 m 的公路雙柱橋墩，制作3 個縮尺比例為1∶2.5 的雙柱橋墩模型，橋墩模型的有效高度為3 100 mm，墩柱截面長×寬為800 mm×560 mm，試件配置22根直徑為22 mm縱筋，配筋率為1.87%；箍筋直徑為8 mm，間距為50 mm。其中，現(xiàn)澆試件SZXJ和節(jié)段拼裝試件的預制部分采用標號為C40的普通混凝土，試件各類鋼筋均采用HRB400 熱軋鋼筋，SZZT 后澆區(qū)采用FRC，節(jié)段間縱向鋼筋連接采用錐套鎖緊鋼筋接頭，SZDJ的后澆區(qū)采用UHPC。本文提出2種新型預制節(jié)段拼裝方案，并選取整體現(xiàn)澆試件作為對比進行擬靜力試驗，考察預制節(jié)段拼裝雙柱橋墩的抗震性能，現(xiàn)澆試件和2種新型節(jié)段拼裝試件構造示意圖如圖1所示。

圖1 2種新型節(jié)段拼裝試件構造示意圖Fig.1 Structure diagram of two new segmental assembly specimens

1.2 材料特性

根據(jù)GB/T 50081—2019《混凝土物理力學性能試驗方法標準》[17]，測得試件SZXJ、SZZT 和SZDJ 的混凝土抗壓強度平均值分別為41.41、43.16 和42.64 MPa。FRC混凝土抗壓強度平均值為50.05 MPa，滿足其強度不低于C45 的預期要求；UHPC混凝土抗壓強度平均值為128.24 MPa。鋼筋根據(jù)GB/T 228.1—2002《金屬材料室溫拉伸試驗方法第1 部分：室溫實驗方法》[18]的要求進行拉伸試驗，測得不同直徑的鋼筋強度平均值如表1所示。本試驗使用錐套鎖緊鋼筋接頭，接頭由2 個錐套、1組鎖片和1個保持架組成，如圖2所示。

表1 HRB400鋼筋強度平均值Table 1 Average strength of steel bar of HRB400

圖2 錐套鎖緊鋼筋接頭Fig.2 Conical sleeve locking steel joint

工作時，將待連接鋼筋對中并插入鎖片兩端，頂緊中間的保持架，將錐套套入鎖片的兩端，使用液壓鉗夾緊錐套并向內(nèi)擠壓。由于鎖片為變直徑截面，錐套向內(nèi)夾緊的同時鎖片發(fā)生徑向收縮，其內(nèi)壁上的金屬齒鍵會咬住鋼筋的橫肋和縱肋，通過機械擠壓和摩擦作用將鋼筋緊密連接。經(jīng)拉伸試驗，測試錐套接頭連接性能達到JGJ 107—2016《鋼筋機械連接技術規(guī)程》[19]規(guī)定的HRB500 MPa I級接頭性能，抗疲勞性能優(yōu)異。

1.3 試驗裝置與加載制度

擬靜力試驗水平加載設備采用MTS 結構加載試驗系統(tǒng)，豎向采用千斤頂加載。本試驗試件軸壓比取0.1，經(jīng)計算試件頂部需要施加的豎向恒載為2 400 kN，加載示意圖如圖3所示。為消除試驗誤差，在承臺底部設置4個位移計，測量承臺是否產(chǎn)生滑移和翹起位移。試驗采用力-位移混合控制加載方式，加載分2個階段。

圖3 加載示意圖Fig.3 Loading diagram

試件屈服前采用荷載分級控制，水平推力從20 kN 開始加載，以20 kN 的倍數(shù)為級數(shù)加載，每級加載重復1 次，直至水平位移達到0.250%(7.75 mm)或試件屈服(兩者取先發(fā)生的情況)。然后，轉為位移控制加載，位移控制加載從0.075%的加載等級開始加載，各等級為0.250%、0.375%、0.500%、1.000%、1.500%、2.000%、3.000%、4.000%、5.000%，每級加載重復3次，試件破壞以橋墩水平承載力下降到最大承載力的85%或試件有明顯的破壞為標志。

2 試驗現(xiàn)象

2.1 試件SZXJ

SZXJ為現(xiàn)澆雙柱橫向加載試件，試件SZXJ破壞過程如圖4所示。SZXJ試件在加載過程中的破壞情況如表2所示。在整個過程中，出現(xiàn)最大水平荷載推力為1 950 kN，對應推向位移為81.48 mm；最大拉力為1 563 kN，對應拉向位移為38.75 mm。

表2 試件SZXJ在加載過程中的破壞情況Table 2 Failure of SZXJ specimen during loading process

圖4 試件SZXJ破壞過程圖Fig.4 Failure process diagram of SZXJ specimen

2.2 試件SZZT

SZZT 為錐套-FRC 節(jié)段拼裝雙柱橫向加載試件，試件SZZT 破壞過程如圖5所示。試件SZZT在加載過程中的破壞情況如表3所示。在加載過程中，最大水平荷載推力為1 955 kN，對應推向位移為70 mm；最大拉力為1 551 kN，對應拉向位移為38.75 mm。

表3 SZZT試件在加載過程中的破壞情況Table 3 Failure of SZZT specimen during loading process

圖5 試件SZZT破壞過程圖Fig.5 Failure process diagram of SZZT specimen

2.3 試件SZDJ

SZDJ為縱筋搭接-UHPC節(jié)段拼裝雙柱橫向加載試件，試件SZDJ 破壞過程如圖6所示。試件SZDJ 在加載過程中的破壞情況如表4所示。在加載過程中，出現(xiàn)最大水平荷載推力為1 621 kN，對應推向位移為46.5 mm；最大拉力為1 500 kN，對應拉向位移為54.25 mm。

表4 試件SZDJ在加載過程中的破壞情況Table 4 Failure of SZDJ specimen during loading process

圖6 試件SZDJ破壞過程圖Fig.6 Failure process diagram of SZDJ specimen

3 試驗結果與分析

3.1 有限元模型的建立

基于上述試驗，采用ABAQUS 軟件，對3 個雙柱橋墩試件進行非線性分析?；炷敛捎肅3D8R 實體單元，鋼筋則采用T3D2 線性桁架單元。結合材料特性試驗，各個材料本構模型定義如下：普通混凝土根據(jù)GB 50010—2010《混凝土結構設計規(guī)范》[20]定義塑性損傷本構模型，F(xiàn)RC 應力-應變關系采用池寅等[21]提出的FRC 本構模型，UHPC 應力-應變關系采用張哲等[22]提出的本構關系，鋼筋本構關系采用雙折線模型。鋼筋骨架采用內(nèi)置區(qū)域的方式進行約束，節(jié)段拼裝橋墩不同界面間均采用綁定約束進行連接。承臺側面和底面分別進行水平約束和豎向約束，模擬地梁的水平固定和底部的豎向支撐。各試件在試驗工況下的損傷云圖如圖7所示。由圖7可知，各試件塑性損傷破壞情況與試驗結果基本一致。

圖7 各試件在試驗工況下的損傷云圖Fig.7 Damage cloud diagram of each specimen under test conditions

3.2 荷載-位移曲線

3.2.1 加載曲線

基于上述建模方式，建立各雙柱有限元模型，按照試驗實際加載過程進行模擬，得到數(shù)值模擬加載曲線，并將其與試驗進行對比，結果如圖8所示。各雙柱橋墩承載力試驗值與模擬值對比匯總如表5所示。在制作和試驗測量等誤差滿足研究要求的前提下，3個雙柱橋墩擬靜力試驗和數(shù)值模擬的荷載-位移曲線變化規(guī)律相似，最大承載力相對誤差不超過5%，塑性損傷破壞模式一致，驗證了有限元模型的可靠性。

表5 各雙柱橋墩承載力對比Table 5 Comparison of bearing capacity of doublecolumn pierskN

圖8 各試件加載曲線對比圖Fig.8 Comparison of loading curves of each specimen

3.2.2 滯回曲線

由于試驗條件限制，部分試件在加載過程中存在非對稱加載，且雙柱橋墩側向剛度較大，承臺與壓梁接觸斷面處應力集中現(xiàn)象明顯，承臺發(fā)生了先于墩柱塑性鉸區(qū)的剪切破壞。為了更好地反映各個構件的抗震性能，基于上述有限元模型，在承臺上表面施加面約束，并按擬定對稱加載制度進行加載，得到的滯回曲線見圖9。由圖9(a)和9(b)可知，采用錐套-FRC 連接的節(jié)段拼裝雙柱橋墩和現(xiàn)澆試件的滯回曲線較為飽滿，滯回曲線呈梭形，即錐套-FRC試件達到了“等同現(xiàn)澆”的要求。由圖9(c)可知，采用縱筋搭接-UHPC 連接的節(jié)段拼裝雙柱橋墩的滯回曲線出現(xiàn)明顯的捏縮現(xiàn)象，滯回曲線不飽滿，說明墩柱與承臺的連接剛度相對較小，整體的抗震性能相對較差。

圖9 各試件滯回曲線Fig.9 Hysteresis curve of each specimen

3.3 骨架曲線

骨架曲線是循環(huán)低周往復加載每級加載最大水平荷載的軌跡，即滯回曲線的包絡線，反映了結構在擬靜力試驗中的受力與變形情況，各試件骨架曲線對比如圖10所示。利用骨架曲線，通過屈服彎矩法來確定擬靜力試驗的屈服值、峰值和破壞值，若最終加載未達到85%的規(guī)定荷載，則取最終加載過程的最大位移處為極限荷載點，各試件的主要抗震性能參數(shù)如表6所示。根據(jù)圖10 可得，試件SZXJ具有最大的屈服位移(51.41 mm)，最大屈服荷載(1 932 kN)；試件SZZT具有最大承載力(1 988 kN)；試件SZXJ 具有最大極限荷載(1 792 kN)，試件SZZT 具有最大極限位移為(216.87 mm)。可見，SZXJ 和SZZT 試件變形和承載能力基本相當，而試件SZDJ變形和承載能力較低。

表6 各試件主要抗震性能參數(shù)Table 6 Main seismic performance parameters of each specimen

圖10 各試件骨架曲線對比Fig.10 Comparison of skeleton curves of specimens

3.4 主要抗震性能指標

3.4.1 延性系數(shù)

延性系數(shù)是反映橋梁結構抗震性能的重要指標，從表6可見，采用錐套-FRC連接方案的SZZT試件延性最大，為4.66。SZXJ和SZZT試件延性系數(shù)均大于4，具有良好的延性性能。相比之下，采用縱筋搭接-UHPC連接方案的試件延性表現(xiàn)較差。

3.4.2 剛度退化

在水平低周往復荷載作用下，隨著裂縫出現(xiàn)、發(fā)展以及鋼筋屈服，雙柱橋墩試件從彈性變形進入非彈性變形，產(chǎn)生不可恢復的損傷，結構剛度隨之下降，這一過程稱為剛度退化。結構的剛度退化特性可以用割線剛度K來評價，割線剛度K定義如下：

各試件剛度退化曲線如圖11所示。由圖11 可知：SZXJ 和SZZT 試件剛度退化變化規(guī)律一致，加載前期等效剛度下降幅度較大，達到最大荷載以后，等效剛度變化較平緩。SZDJ 試件由于UHPC脆性的材料特性，加載前期后澆區(qū)域混凝土開裂后，裂縫發(fā)展迅速且混凝土在出現(xiàn)裂縫后被壓潰破碎，混凝土保護層脫落以及鋼筋弱連接導致試件等效剛度偏低，整體加載過程相較于另2個試件剛度退化較快。

圖11 各試件剛度退化曲線Fig.11 Stiffness degradation curve of each specimen

3.4.3 耗能能力

各試件在加載過程中滯回耗能情況如圖12所示。當位移加載至217 mm 時，SZXJ 試件和SZZT試件的加載耗能分別為524.31 kJ 和571.45 kJ，兩試件耗能能力接近且性能良好。SZDJ 試件在極限位移為62.2 mm 時，耗能為63.16 kJ，耗能能力和延性表現(xiàn)不佳。

圖12 各試件滯回耗能曲線Fig.12 Hysteretic energy dissipation curve of each specimen

4 關鍵參數(shù)對比

由上述分析可知，采用錐套鎖緊鋼筋接頭-FRC連接的雙柱橋墩具有良好的抗震性能，達到“等同現(xiàn)澆”的要求，這表明該種連接方案是一種較理想的雙柱橋墩裝配式方案。針對此連接方案，通過變參數(shù)有限元分析，以試驗模型SZZT的參數(shù)作為初始變量，進一步探討軸壓比(0.05、0.10、0.15、0.20)、縱筋配筋率(1.25%、1.54%、1.87%、2.41%)和箍筋加密區(qū)高度(400、800、1 000、1 400 mm)對抗震性能的影響，有限元計算結果如圖13所示。

圖13 各關鍵參數(shù)對橋墩抗震性能指標的影響Fig.13 Influence of key parameters on seismic performance index of piers

由圖13(a)可知，在當軸壓比小于0.15 時，提高軸壓比對預制節(jié)段雙柱橋墩抗震性能的影響較明顯。提高軸壓比，承載能力有所提高，初始等效剛度增加，最終殘余變形增大，滯回耗能能力更強。當軸壓比大于0.15時，對橋墩的水平峰值荷載、殘余變形和最終耗能影響不大。由圖13(b)可知，墩柱縱筋配筋率變化與節(jié)段拼裝雙柱模型抗震性能相關性強。增大縱筋配筋率，承載能力提高，初始等效剛度增加，最終殘余變形減小，滯回耗能能力更強。由圖13(c)可知，提高箍筋加密區(qū)高度，承載能力提高，最終殘余變形減小，滯回耗能能力提高，但橋墩整體水平剛度基本保持不變。

5 結論

1)錐套-FRC連接的雙柱橋墩在承載能力和延性方面達到甚至略高于現(xiàn)澆試件，F(xiàn)RC 表現(xiàn)出較好的延性，能有效緩解反復荷載作用下的混凝土裂縫發(fā)展及保護層脫落，錐套鎖緊鋼筋接頭的連接性能安全可靠，達到了“等同現(xiàn)澆”要求。

2)采用UHPC-搭接的雙柱橋墩抗震性能表現(xiàn)不佳，UHPC 具有較強的承載能力，但延性較差，在反復作用下，縱筋搭接與UHPC的后澆組合混凝土保護層脫落嚴重，縱筋連接受拉失效，承載力及延性都無法得到保證。為了發(fā)揮UHPC抗壓強度和錨固性能，需進一步探討墩柱下部與承臺后澆區(qū)采用變截面連接或混合連接的雙柱橋墩抗震性能。

3)對于節(jié)段拼裝雙柱橋墩，潛在塑性鉸區(qū)混凝土材料延性是影響結構抗震性能的重要因素，F(xiàn)RC相比UHPC更合適用于節(jié)段拼裝雙柱橋墩后澆區(qū)。對于縱筋連接方式，所用錐套連接相比搭接形式更能保證橋墩結構在地震作用下的可靠傳力。

4)隨著軸壓比、縱筋配筋率和箍筋加密區(qū)高度增大，模型的水平荷載峰值增大，耗能能力越強；初始剛度與箍筋加密區(qū)高度相關性較小，而與軸壓比相關性較大；提高軸壓比或縱筋配筋率可顯著增強模型的抗震性能；提高箍筋加密區(qū)高度不會顯著提高模型的水平承載能力和剛度，但最終殘余變形程度減小，耗能能力提高。