高速铁路桥梁装配式桥墩足尺寸拟静力试验研究

2022-10-14李运生王泽涵侯宇飞张彦玲

铁道学报 2022年9期

李运生，王泽涵，杨斌，侯宇飞，刘凯，张彦玲

(1.石家庄铁道大学土木工程学院，河北石家庄 050043；2.中国国家铁路集团有限公司工程管理中心，北京 100844；3.中国中铁上海工程局集团有限公司技术研发中心，上海 200000；4.中国铁路设计集团有限公司土建工程设计研究院，天津 300140)

为满足我国绿色铁路发展需求，全预制化装配式桥梁结构得到越来越广泛的应用，在预制桥墩与承台拼接方式、装配式桥墩抗震性能和减隔震技术等关键技术领域取得了很大进展。

装配式桥墩的连接形式主要包括灌浆波纹管连接、灌浆套筒连接、纵向连续筋和预应力筋连接等。Pang等[1]对金属波纹管灌浆连接的节段预制拼装墩实验室模型进行了拟静力试验；文献[2-3]对采用灌注超高性能混凝土的波纹管连接的预制墩模型进行了拟静力试验研究；文献[4-5]通过实验室模型构件拟静力试验与有限元分析，研究了采用灌浆波纹管连接的装配式双柱墩与整体现浇墩在抗震性能方面的差异；Ameli 等[6]对桥墩和盖梁之间采用灌浆套筒连接的预制桥墩进行了试验研究；夏樟华等[7]、葛继平等[8]分别针对灌浆波纹管连接和预应力灌浆波纹管混合连接的装配式双柱墩构件、金属波纹管和超高性能灌浆料的拼装式桥墩1∶5缩尺模型开展了单、双向拟静力试验。

魏红一等[9]、樊泽等[10]分别研究了在不同位置采用灌浆套筒连接的预制拼装桥墩1∶3和1∶5缩尺模型的抗震性能；文献[11-12]采用1∶3缩尺模型对预应力钢绞线和灌浆套筒连接的预制拼装试件与精轧螺纹钢筋和灌浆套筒连接的预制拼装试件的抗震性能进行了研究；王志强等[13]采用1∶3缩尺模型分别对采用灌浆套筒和灌浆金属波纹管两种联接件形式的预制拼装混凝土立柱进行了拟静力试验研究。

Shim等[14]、文献[15-16]分别研究了以纵向连续筋及预应力筋连接的装配式混凝土桥墩实验室模型构件的受力性能；Elgawady等[17]研究了用后张预应力筋连接的装配式FRP管混凝土墩模型在横向荷载作用下的力学性能。朱万旭等[18]则对港珠澳大桥节段预制桥墩联接锚固体系关键技术进行了研究，其墩身拼装联接采用了φ75大直径预应力高强螺纹钢筋联接锚固体系。

以上研究针对预制装配式桥墩及不同连接形式均开展了相关试验研究，但多为公路桥墩，且均为缩尺模型试验，存在尺寸效应问题，目前关于足尺寸装配式桥墩力学性能试验研究还很缺乏。本文针对高速铁路桥梁采用灌浆套筒连接的预制装配式桥墩，分别进行了套筒连接件性能试验和预制拼装墩及相应现浇墩的现场足尺寸试验，对其水平承载力和抗震性能进行了研究。

1 套筒连接件性能试验

采用定制OVM.GTZQ全灌浆套筒，套筒采用球墨铸铁制造，连接件构造与实际布置见图1～图2。钢筋母材选用型号为HRB400φ32的钢筋，放入钢筋后灌入灌浆料，制作完成并标准养护28 d后进行性能试验，包括钢筋母材单向拉伸、对中单向拉伸、高应力反复拉压、大变形反复拉压、偏置接头单向拉伸和套筒连接疲劳试验。每组试验测试3个试件。采用WAW-1000D型电液式万能试验机进行自动控制、自动测量、数据采集和试验结果处理。测试结果见表1。

试验结果表明，在各种单向拉伸及反复拉压试验中，套筒连接件的破坏形式均为套筒外伸的钢筋拉断，屈服强度、抗拉强度、残余变形、伸长率均满足合格标准。套筒连接疲劳试验中经200万次循环加载未发生破坏。得到的灌浆套筒应力-应变曲线见图3。

表1 灌浆套筒试件性能试验测试结果

图3 灌浆套筒应力-应变曲线

2 桥墩足尺试验

2.1 试验墩构造及布置

试验墩原型为京雄高铁固霸大桥圆端形实体框架墩，采用半圆端形截面，截面尺寸横×纵为2.2 m×2.6 m。根据原桥桥墩构造，共设计了两个足尺试验墩，其中一个为装配墩，另一个为现浇墩。试验墩高7 m，截面尺寸及配筋均与实际桥墩相同。桥墩主筋为HRB400φ32 钢筋，间距 20 cm。环向箍筋为φ12钢筋，竖向间距为10 cm。承台配筋形式与实际工程相同，顶、底边配筋分别为HRB400φ25 mm钢筋，双筋布置，间距为150 mm。实际工程承台高度为2.5 m，与加载方向垂直的承台宽度为6.5 m，试验承台高度为3 m，同一方向的承台宽度为4.5 m，刚度约为实际工程的1.2倍，因承台刚度较大，故在试验过程中不考虑承台的变形。顶帽、墩柱均采用 C40 混凝土。基础采用钻孔灌注桩基础。

装配式桥墩采用节段预制拼装，基础和承台在现场施工，墩身及顶帽预制节段在工厂制造。在承台和墩柱节段顶部预留连接钢筋，在墩柱节段和顶帽底部预埋灌浆套筒，灌浆套筒顶端距墩底65 cm，吊装时预留钢筋插入各自对应的灌浆套筒中，然后对钢筋灌浆套筒逐个灌浆并养护达到强度，施工完成。

原桥桥墩上部结构为32 m后张法预应力混凝土双线简支箱梁，单个桥墩承担恒载6 726 kN，试验中通过竖向施加预应力对上部结构恒载进行近似模拟。每个桥墩采用4束15-φs15.24的自锁式无黏结预应力钢绞线，下端为锚固端，伸入承台内2 m，上端为张拉端。足尺试验墩尺寸及布置见图4。

图4 足尺寸试验桥墩(单位：cm)

2.2 加载方案及加载图示

整个试验加载过程共施加竖向荷载和水平往复荷载两部分。

先分别对两试验墩张拉竖向预应力筋，模拟桥墩竖向荷载(恒载)，锚下张拉控制应力为800 MPa。

利用两个桥墩间互为反力架进行拟静力试验，模拟桥墩在往复荷载作用下的性能。采用单点加载方式，作用点位于墩顶以下0.5 m处，施加低周往复水平荷载，加载千斤顶及位置见图4。用YDC5000千斤顶1和千斤顶2交替施加推拉荷载。千斤顶1布置在两个桥墩之间，施加顶推荷载，千斤顶2布置在桥墩一侧，另一侧作为固定端，通过张拉钢绞线的方式施加作用于桥墩的水平推力，两个千斤顶交替作用，模拟作用于桥墩的水平荷载。

经前期有限元分析，估算出试验桥墩最大水平荷载为3 658 kN，出于安全储备的考虑，每股钢绞线可承受200 kN的拉力，故选取19束水平钢绞线，试验中水平荷载最大可加载到3 800 kN，为YDC5000千斤顶承载能力的75%，可以满足试验要求。

水平加载分为力加载和位移加载2 个阶段。第1 阶段为力控制加载，见图5(a)。钢筋首次屈服之前，初定按照最大制动力(320 kN)的不同倍数循环加载至钢筋首次屈服，同时确定开裂荷载和裂缝开展情况。第2 阶段为位移控制，试件在循环加载方式下直至破坏，见图5(b)，图中Dy为屈服位移。以1、2、3倍屈服位移加载，每个等级循环2次，直到构件达到指定位移或者荷载下降到最大荷载的85%。通过试验获得其逐步损伤过程以及力-位移曲线，该阶段重点研究地震破坏状态下的特征。

图5 试验加载历程

2.3 试验内容及测点布置

试验测试内容包括试验桥墩内钢筋和混凝土应力、桥墩侧向位移和裂缝分布。

(1)钢筋应变测点布置

从柱底沿柱高约2 m范围内，选取如图6所示的5个水平断面，在桥墩拉压两侧各3根竖向钢筋和2层箍筋上布置型号为BX120-5AA的钢筋应变片，通过钢筋温度应变片来消除温度影响。图6中，X为试验墩类型；X为E时表示现浇墩，为A时表示装配墩；Z、G分别为贴在主筋与箍筋上的应变片；Y为应变片的位置，分为左、右；N为应变片竖向标号，1～5。两个桥墩共布置钢筋应变片2×50=100个，主要测量试验过程中桥墩纵筋、箍筋和灌浆套筒的应力变化(纵筋上最下面两片应变片贴在套筒上)。灌浆套筒仅在装配墩中有。

图6 纵筋、箍筋和灌浆套筒应变测点布置(单位：cm)

(2)混凝土应变测点布置

在墩底以上0.2、0.5 m这2个水平截面处桥墩拉压两侧布置型号为SZ120-60AA的混凝土应变片，通过混凝土温度应变片来消除温度影响。两个桥墩共布置混凝土应变片2×10=20个，见图7。试验中使用UCAM-60B型数据记录仪采集钢筋和混凝土的应变。

图7 混凝土应变测点布置(侧面)(单位：cm)

(3)桥墩侧向位移测点布置

为测试桥墩在水平荷载作用下的水平位移，侧向位移测点布置见图8。沿桥墩高度方向，在现浇墩和装配墩自墩底0.5、1.0、6.5 m处设置了3个型号为5CB-10C型数字位移计(现浇墩为A、B、C，装配墩为D、E、F)；同时在墩身同一高度布置反光标，并另外加设距墩底3.0 m的墩身中部位置的反光标(现浇墩反光标编号为1～4；装配墩编号为5～8)，利用全站仪(Viva TS16)测量水平位移，与位移计测量结果进行相互验证。

图8 位移测点(单位：cm)

(4)裂缝分布测试

主要观测试验过程中，桥墩何时出现裂缝，裂缝出现的位置，裂缝的分布状态等。使用裂缝读数仪来测量每级荷载作用下裂缝宽度。

3 桥墩试验结果及分析

3.1 试验现象及裂缝开展过程

(1)弹塑性阶段

装配墩和现浇墩分别在水平荷载达到1 150、1 200 kN时在与承台连接处开始出现混凝土微裂缝；达到1 400 kN时，现浇墩首先出现剧烈响声，柱身出现数条裂缝，分布在距离墩底2 m范围内；1 500 kN时，装配墩出现剧烈响声，柱身出现数条裂缝，分布在柱底0.6～2.0 m范围内，但套筒范围内没有明显裂缝。此时，装配墩和现浇墩均出现肉眼可见的裂缝，其中，装配墩最大裂缝位于距墩底66 cm处，现浇墩最大裂缝位于距墩底65 cm处。

随往复荷载的逐渐增大，装配墩和现浇墩逐渐形成环形贯通裂缝，当水平荷载达到2 800 kN时，二者钢筋应变均达到屈服应变(2 000×10-6，应力400 MPa)，底部裂缝全部环向贯通，自柱底2 m以上也开始出现裂缝。此时，装配墩加载截面处的位移为22.3 mm，现浇墩的位移为21 mm。

(2)破坏阶段

装配墩与现浇墩的最终破坏形态存在一定差异。

随着荷载等级增大，装配墩距墩底66 cm处主裂缝进一步变宽，并继续向上不断产生新的裂缝，这些裂缝随荷载的增加沿墩环向发展，在侧面产生相互交错的斜裂缝。套筒上方出浆口周围也产生了裂缝，可以明显看到出浆口的圆形形状。当水平拉力达到3 500 kN时，柱顶位移继续增大，而荷载不再增加，说明达到极限状态，此时主裂缝极限宽度为5 mm，在灌浆套筒范围内无明显裂缝，裂缝仅出现在灌浆套筒的上方，裂缝范围为距墩底258 cm内，加载截面处极限位移为62.4 mm。

随荷载的增大，现浇墩裂缝逐渐向上发展，并沿环向贯通，同样侧面也出现了斜裂缝，裂缝范围为距墩底273 cm内，环向裂缝在裂缝范围较均匀，主裂缝出现在距墩底65 cm处。由于装配墩和现浇墩互为反力架，因此，加载到极限状态时，只有装配墩的位移逐渐增大，而现浇桥墩的位移基本不再增大；最后一个循环时，最大水平荷载不再增加，荷载降到最大值3 500 kN的0.8倍，即2 800 kN时，墩顶位移终止在42 mm。此时，装配墩一侧套筒出浆口附近的混凝土脱落，试验加载结束。

根据实际裂缝分布情况绘制出裂缝分布，见图9，图中红线为试验墩最大裂缝。

图9 试验桥墩的裂缝分布(单位：m)

从图9可以看出，由于灌浆套筒对传统塑性铰区域的局部增强，使得装配桥墩在灌浆套筒范围内无明显裂缝，表面局部混凝土压碎剥落，使传统塑性铰的位置上移了一个套筒的高度，所以相应的箍筋加密区也应在传统范围高度基础上增加一个套筒高度。

3.2 滞回曲线

3.2.1 试验滞回曲线

根据实测往复水平荷载与加载处的水平位移，可得试验墩的滞回曲线见图10，图10中位移以千斤顶2拉时为正，千斤顶1推时为负。

图10 试验墩的滞回曲线

由图10可见，钢筋屈服前，水平力与位移呈线弹性关系；钢筋达到屈服应变后，结构进入弹塑性阶段，滞回环面积随加载等级增加而逐渐变大，残余变形也随之增大，墩身不断消耗能量。装配墩滞回曲线比现浇墩滞回曲线饱满。在最后两级循环下，负位移方向滞回曲线出现明显的水平段，说明装配墩已达到破坏极限阶段。由于现场条件，足尺装配墩与现浇墩只能互为反力架，使得当装配墩达到极限状态后，荷载无法再继续增加，现浇墩的荷载和位移也无法继续增大。观察现浇墩的滞回曲线，在最后一级循环加载过程中现浇墩荷载下降，但墩顶位移只增加了约4 mm，远比装配墩小，故判断现浇墩的破坏程度没有装配墩大，尚未达到最后的极限状态，但相同荷载下装配墩的提前破坏，也说明现浇墩刚度和承载力略大。

3.2.2 滞回曲线试验结果与有限元结果对比分析

采用Ansys软件建立试验墩如图11所示有限元模型，图11中左侧为装配墩，右侧为现浇墩。灌浆套筒连接件用弹簧单元模拟，其本构关系曲线采用图3所示灌浆套筒应力-应变曲线。

图11 有限元模型

对模型施加低周往复荷载，得到的滞回曲线与试验结果见图12。由图12可以看出，有限元模型在最后一级循环荷载作用下，装配墩和现浇墩的滞回曲线均呈现水平趋势，说明均已达到极限。在最后两级加载循环中，试验曲线与有限元曲线有一定的偏差，这是由于试验中的竖向荷载是用预应力加载的，在施加水平荷载过程中，预应力会发生变化。现浇墩有限元结果比试验结果多一个滞回环，这是因为试验中现浇墩实际上没有真正达到极限状态。因此，在有限元模拟中对现浇墩继续施加往复荷载直至其达到极限状态。在破坏阶段，由于有限元模型不能很好地模拟混凝土的压碎脱落，因此滞回曲线中的刚度退化现象没有试验结果明显。

图12 滞回曲线试验结果与有限元结果对比

从有限元模型中提取了装配墩与现浇墩墩底位置应变见图13，图中装配墩中黑线表示套筒顶部位置。从图13可以看出，装配墩受拉区墩部应变在灌浆套筒高度内由下至上逐渐增大，是由于在灌浆套筒最顶端由于套筒材料与混凝土材料连接部位发生了应力集中现象，因此该部位的应变也较大。由于现浇墩结构的受力特性，在墩底处的弯矩最大，此处应变也就最大。有限元模型结果和实际力学特性相吻合。

3.3 滞回耗能

结构的耗能能力可用滞回环围成的面积表示，滞回环面积越大，代表结构的耗能能力越强，是评价结构抗震性能的重要指标。滞回耗能指标计算式为

( 1 )

式中：E为试验墩总滞回耗能；P(x)为第i次加载下试验墩的耗能；x为滞回曲线中墩顶位移。

综合图10和图12，分别计算装配墩和现浇墩在试验与有限元中得到的滞回曲线所包围的面积，对滞回耗能进行比较，见图14。

图14 滞回耗能对比

由图14可见，墩顶位移较小时，实测值和有限元值都表现出装配墩的滞回耗能比现浇墩大；墩顶位移较大时，均表现为现浇墩的耗能较大。这是由于装配式桥墩套筒连接处(底节段与承台连接处)存在应变集中现象，导致钢筋在较小位移时提早进入塑性状态，表现为耗能较大；而在位移较大时，由于灌浆套筒的刚域效应，使后期非线性效应小于现浇墩，故而现浇墩耗能能力更强。

3.4 骨架曲线及抗震指标

3.4.1 骨架曲线及延性特征

试验墩的实测骨架曲线与有限元计算出的骨架曲线见图15。

图15 桥墩的骨架曲线

根据骨架曲线可确定试件的最大荷载Pmax，并以最大荷载的85%确定试件的极限荷载Pu和相对应的极限位移Δu。但由于同一循环荷载等级中荷载增量较大，不能直接定义屈服荷载Py和屈服位移Δy，也无法直接由骨架曲线中读取，故一般采用几何作图法、等能量法和Park计算法近似解决[20-22]。三种计算原理见图16。

通过与试验结果得到的屈服状态进行比较，由几何作图法得出的屈服状态较为符合，因此将几何作图法得出的屈服状态作为最终结果。试验墩骨架曲线中的开裂荷载Pcr、屈服荷载Py、屈服位移Δy、峰值荷载Pmax、极限荷载Pu(峰值荷载的85%)和极限位移Δu的(极限荷载Pu对应的位移值)试验值与有限元值的比较见表2。表2中同时列出了位移延性系数μ，μ=Δu/Δy。

由图15和表2可知，实测骨架曲线和有限元骨架曲线吻合良好。装配墩和现浇墩骨架曲线形状接近，

图16 等效屈服点的确定方法

试验墩装配墩现浇墩有限元试验相对误差/%有限元试验相对误差/%Pcr /kN1 1611 1501.01 2571 2004.8Py /kN2 6702 6500.82 7142 6113.9Δy/mm23.823.31.721.321.8-2.3Pmax/kN3 5153 5000.43 6583 5004.5Pu /kN2 9882 8006.73 1092 80011.0Δu /mm6262.4-0.666——μ2.612.682.63.10——

在屈服之前受力和位移基本相同，初始刚度接近，相同配筋下，几乎同时达到屈服荷载；屈服之后，在达到最大荷载之前，二者的骨架曲线也差别不大，说明屈后刚度也接近。虽然试验中未得到现浇墩的极限荷载和极限位移，但通过有限元的补充数值分析可以看出，装配墩的极限荷载较现浇墩低4%，极限位移低6.1%，位移延性系数低15.8%。现浇墩延性性能略优于装配墩，但差别不大。

3.4.2 刚度退化特征

在循环荷载下，由于桥墩的持续损伤，其刚度发生逐步退化，退化程度可采用等效刚度来表征。等效刚度Ks由骨架曲线上任一点与原点连线的斜率计算得到[8]：

( 2 )

式中：Ks为等数刚度；±Fi为正向和负向第i次加载位移等级下对应的峰值荷载；±Δi为正向和负向第i次加载位移等级下对应的峰值位移。

对图15所示的骨架曲线进行计算，可得到装配墩与现浇墩等效刚度对比曲线见图17。

图17 等效刚度对比曲线

由图17可以看出，随着墩顶位移的增加，试验与有限元中两种桥墩的等效刚度均逐渐减小，初期下降较快，后期下降趋势变缓。在前2个循环等级中，现浇墩等效刚度明显大于装配墩，随着墩顶位移的增大，现浇墩与装配墩的等效刚度趋于相近，主要原因是由于灌浆套筒接缝的存在造成加载初期时装配墩等效刚度小于现浇墩，随着荷载等级的增大，现浇墩在墩底处也开始出现裂缝，这时两个墩柱的等效刚度趋于一致。

3.5 残余变形

在结构加载、卸载至零的过程中，其产生的不可恢复的塑性变形即为残余变形。两种桥墩的残余变形见图18。

图18 残余位移对比曲线

从图18可以看出，装配墩的残余变形比现浇墩略大，但二者基本接近，说明二者的塑性性能差别不大。

3.6 曲率分布

为探讨试验墩在损伤状态下的变形分布，根据式(3)～式(5)计算墩身不同高度的平均曲率K如图19所示。

图19 曲率计算示意

在第i端光滑弧长ΔSi上的平均曲率为

( 3 )

式中：Δθi=θi-θi-1，θi、θi-1分别为i、i-1截面的转角，θi可表示为

( 4 )

其中，yi、yi-1为i、i-1截面的侧向位移；xi、xi-1为i、i-1截面距离墩底的高度。

则当ΔSi趋近于无穷小时，有

( 5 )

式中:Ki为第i次加载下实验墩的曲率；Δθi为第i次加载相比第i-1次加载下实验墩切线的转角差值；Δsi为与第i次加载相比第i-1次加载下试验墩切线对应的弧长。

对实测数据进行统计，计算出装配墩与现浇墩在各典型荷载等级下的实测曲率沿墩高的分布曲线见图20,反光标位置见图8。由图20可见，现浇墩曲率沿桥墩高度逐渐变小，装配墩距离墩底0.5 m位置处于灌浆套筒高度范围内，由于套筒刚度大，墩身套筒连接段形成刚性区域(刚域)，使截面刚度增大，且一定程度上对核心区混凝土约束效应增强，故套筒范围内混凝土受力性能提高，使该处曲率较小，其他位置与现浇墩规律基本相同；随着荷载等级的增大，试验桥墩同一截面的曲率逐渐增大。

图20 试验墩曲率沿墩高分布

各控制截面的荷载-曲率曲线见图21。图21中，x为应变片距离试验墩底的距离，由图21可以看出，当荷载小于1 300 kN，即约为桥墩开裂前，不同高度处的墩身曲率均与荷载呈直线关系，桥墩处于弹性状态；在1 300～2 800 kN(屈服荷载)之间，由于混凝土开裂导致墩身截面刚度下降，曲率曲线的斜率减小；2 800 kN之后，墩身进入塑性阶段，刚度进一步下降，进入平缓段。其中，装配墩距墩底0.5 m处即灌浆套筒高度范围内，该位置的曲率较小，其他位置在相同荷载等级下，装配墩的曲率要比现浇墩的略大。

3.7 试验桥墩应力(应变)分析

取装配墩与现浇墩同一高度位置处的混凝土应变进行混凝土应力(应变)分析，见图22，图中测点位置见图7。由图22可知，相同荷载等级下，套筒高度范围内装配墩的混凝土应变值略小于现浇墩，这是因为装配墩混凝土的测点布置在了灌浆套筒范围内，灌浆套筒使该区域内的截面局部得以增强。

图22 混凝土应变-墩顶位移曲线比较

同一位置处现浇墩和拼装墩竖向主筋实测应变随墩顶位移的变化见图23，测点位置见图6。由图23可以看出，套筒高度范围内装配墩的钢筋应变数值总体上要比现浇墩的小；当钢筋达到屈服以后，装配墩钢筋应变片数值缓慢增长，现浇桥墩钢筋应变数值后期有下降的趋势。由于灌浆套筒对传统塑性铰区域的局部增强，使得传统塑性铰位置移了一个套筒的高度，在灌浆套筒顶部可能形成了第二塑性铰。由于实测箍筋应变都较小，不再列出。