熊二剛，張君策，尚大海，封安樂，梅忠興

(長安大學(xué) 建筑工程學(xué)院，陜西 西安，710061)

在“碳達(dá)峰、碳中和”戰(zhàn)略背景下，我國城市現(xiàn)代化建設(shè)迎來了新的發(fā)展和機(jī)遇，預(yù)制裝配式橋梁能夠縮短工期、減少環(huán)境污染，提高工程質(zhì)量[1-2]，對推動城市基礎(chǔ)設(shè)施工業(yè)化建設(shè)、減少廢棄物污染物排放具有重要意義。目前，預(yù)制節(jié)段拼裝技術(shù)在橋梁上部結(jié)構(gòu)的應(yīng)用日趨成熟，隨著裝配式橋梁發(fā)展，橋梁下部結(jié)構(gòu)的預(yù)制節(jié)段拼裝技術(shù)得到廣泛關(guān)注。橋墩作為橋梁下部結(jié)構(gòu)，在強(qiáng)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(guān)。因此，預(yù)制裝配橋墩的抗震性能是影響預(yù)制裝配橋梁推廣應(yīng)用的關(guān)鍵，需要從連接構(gòu)造和整體性能方面進(jìn)行更深入地研究。

眾多學(xué)者將新材料和新技術(shù)應(yīng)用于預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩，研究預(yù)制節(jié)段拼裝橋墩抗震性能[3-5]，特別是纖維增強(qiáng)混凝土(FRC)和超高性能混凝土(UHPC)的應(yīng)用受到廣泛關(guān)注。ELGAWADY 等[6-7]完成了4個后張預(yù)應(yīng)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(yù)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(qiáng)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(fù)位性能和耗能能力。MOUSTAFA 等[9]采用了組合結(jié)構(gòu)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(yù)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(shù)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(yù)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(jìn)一步研究。姜鈺宸等[12]結(jié)合試驗與數(shù)值模擬的結(jié)果，對比分析了UHPC橋墩和NC橋墩在重載車輛撞擊下的響應(yīng)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(gòu)造，通過擬靜力試驗分析了橋墩的抗震性能和變形機(jī)理，并給出了相應(yīng)的抗震建議。王海翠[14]將鋼管混凝土與雙柱橋墩相結(jié)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(yù)應(yīng)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(shù)應(yīng)用于預(yù)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(yīng)用雙柱橋墩的試驗研究也不充分。在現(xiàn)有研究基礎(chǔ)上，本文提出2種新型雙柱橋墩節(jié)段拼裝方案，并設(shè)計制作縮尺模型，采用擬靜力試驗與數(shù)值模擬相結(jié)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(biāo)，可為節(jié)段拼裝雙柱橋墩的設(shè)計提供參考。

1 擬靜力試驗概況

1.1 試件模型設(shè)計

試件模型依托于某高速公路擴(kuò)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(yù)制部分采用標(biāo)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(yù)制節(jié)段拼裝方案，并選取整體現(xiàn)澆試件作為對比進(jìn)行擬靜力試驗，考察預(yù)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(gòu)造示意圖如圖1所示。

圖1 2種新型節(jié)段拼裝試件構(gòu)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(xué)性能試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》[17]，測得試件SZXJ、SZZT 和SZDJ 的混凝土抗壓強(qiáng)度平均值分別為41.41、43.16 和42.64 MPa。FRC混凝土抗壓強(qiáng)度平均值為50.05 MPa，滿足其強(qiáng)度不低于C45 的預(yù)期要求；UHPC混凝土抗壓強(qiáng)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(jìn)行拉伸試驗，測得不同直徑的鋼筋強(qiáng)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(qiáng)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(jī)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(dá)到JGJ 107—2016《鋼筋機(jī)械連接技術(shù)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(shè)備采用MTS 結(jié)構(gòu)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(shè)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(fù)1 次，直至水平位移達(dá)到0.250%(7.75 mm)或試件屈服(兩者取先發(fā)生的情況)。然后，轉(zhuǎn)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(fù)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(biāo)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(yīng)推向位移為81.48 mm；最大拉力為1 563 kN，對應(yīng)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(yīng)推向位移為70 mm；最大拉力為1 551 kN，對應(yīng)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(yīng)推向位移為46.5 mm；最大拉力為1 500 kN，對應(yīng)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(jié)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(jìn)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(jié)合材料特性試驗，各個材料本構(gòu)模型定義如下：普通混凝土根據(jù)GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[20]定義塑性損傷本構(gòu)模型，F(xiàn)RC 應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用池寅等[21]提出的FRC 本構(gòu)模型，UHPC 應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用張哲等[22]提出的本構(gòu)關(guān)系，鋼筋本構(gòu)關(guān)系采用雙折線模型。鋼筋骨架采用內(nèi)置區(qū)域的方式進(jìn)行約束，節(jié)段拼裝橋墩不同界面間均采用綁定約束進(jìn)行連接。承臺側(cè)面和底面分別進(jìn)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(jié)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(jìn)行模擬，得到數(shù)值模擬加載曲線，并將其與試驗進(jìn)行對比，結(jié)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?cè)绫?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(cè)向剛度較大，承臺與壓梁接觸斷面處應(yīng)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(gòu)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(jìn)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(dá)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(fù)加載每級加載最大水平荷載的軌跡，即滯回曲線的包絡(luò)線，反映了結(jié)構(gòu)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(dá)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)?？梢?，SZXJ 和SZZT 試件變形和承載能力基本相當(dāng)，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(biāo)

3.4.1 延性系數(shù)

延性系數(shù)是反映橋梁結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)，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(fù)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(jìn)入非彈性變形，產(chǎn)生不可恢復(fù)的損傷，結(jié)構(gòu)剛度隨之下降，這一過程稱為剛度退化。結(jié)構(gòu)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(dá)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(hù)層脫落以及鋼筋弱連接導(dǎo)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(dāng)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(guān)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(dá)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?zāi)Ｐ蚐ZZT的參數(shù)作為初始變量，進(jìn)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(jié)果如圖13所示。

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

由圖13(a)可知，在當(dāng)軸壓比小于0.15 時，提高軸壓比對預(yù)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(qiáng)。當(dāng)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(guān)性強(qiáng)。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(qiáng)。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(jié)論

1)錐套-FRC連接的雙柱橋墩在承載能力和延性方面達(dá)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(fù)荷載作用下的混凝土裂縫發(fā)展及保護(hù)層脫落，錐套鎖緊鋼筋接頭的連接性能安全可靠，達(dá)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(qiáng)的承載能力，但延性較差，在反復(fù)作用下，縱筋搭接與UHPC的后澆組合混凝土保護(hù)層脫落嚴(yán)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(qiáng)度和錨固性能，需進(jìn)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(qiáng)；初始剛度與箍筋加密區(qū)高度相關(guān)性較小，而與軸壓比相關(guān)性較大；提高軸壓比或縱筋配筋率可顯著增強(qiáng)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。