高速鐵路橋梁裝配式橋墩足尺寸擬靜力試驗研究

李運生，王澤涵，楊 斌，侯宇飛，劉 凱，張彥玲

(1.石家莊鐵道大學(xué) 土木工程學(xué)院，河北 石家莊 050043；2.中國國家鐵路集團有限公司 工程管理中心，北京 100844；3.中國中鐵上海工程局集團有限公司 技術(shù)研發(fā)中心，上海 200000；4.中國鐵路設(shè)計集團有限公司 土建工程設(shè)計研究院，天津 300140)

為滿足我國綠色鐵路發(fā)展需求，全預(yù)制化裝配式橋梁結(jié)構(gòu)得到越來越廣泛的應(yīng)用，在預(yù)制橋墩與承臺拼接方式、裝配式橋墩抗震性能和減隔震技術(shù)等關(guān)鍵技術(shù)領(lǐng)域取得了很大進(jìn)展。

裝配式橋墩的連接形式主要包括灌漿波紋管連接、灌漿套筒連接、縱向連續(xù)筋和預(yù)應(yīng)力筋連接等。Pang等[1]對金屬波紋管灌漿連接的節(jié)段預(yù)制拼裝墩實驗室模型進(jìn)行了擬靜力試驗；文獻(xiàn)[2-3]對采用灌注超高性能混凝土的波紋管連接的預(yù)制墩模型進(jìn)行了擬靜力試驗研究；文獻(xiàn)[4-5]通過實驗室模型構(gòu)件擬靜力試驗與有限元分析，研究了采用灌漿波紋管連接的裝配式雙柱墩與整體現(xiàn)澆墩在抗震性能方面的差異；Ameli 等[6]對橋墩和蓋梁之間采用灌漿套筒連接的預(yù)制橋墩進(jìn)行了試驗研究；夏樟華等[7]、葛繼平等[8]分別針對灌漿波紋管連接和預(yù)應(yīng)力灌漿波紋管混合連接的裝配式雙柱墩構(gòu)件、金屬波紋管和超高性能灌漿料的拼裝式橋墩1∶5縮尺模型開展了單、雙向擬靜力試驗。

魏紅一等[9]、樊澤等[10]分別研究了在不同位置采用灌漿套筒連接的預(yù)制拼裝橋墩1∶3和1∶5縮尺模型的抗震性能；文獻(xiàn)[11-12]采用1∶3縮尺模型對預(yù)應(yīng)力鋼絞線和灌漿套筒連接的預(yù)制拼裝試件與精軋螺紋鋼筋和灌漿套筒連接的預(yù)制拼裝試件的抗震性能進(jìn)行了研究；王志強等[13]采用1∶3縮尺模型分別對采用灌漿套筒和灌漿金屬波紋管兩種聯(lián)接件形式的預(yù)制拼裝混凝土立柱進(jìn)行了擬靜力試驗研究。

Shim等[14]、文獻(xiàn)[15-16]分別研究了以縱向連續(xù)筋及預(yù)應(yīng)力筋連接的裝配式混凝土橋墩實驗室模型構(gòu)件的受力性能；Elgawady等[17]研究了用后張預(yù)應(yīng)力筋連接的裝配式FRP管混凝土墩模型在橫向荷載作用下的力學(xué)性能。朱萬旭等[18]則對港珠澳大橋節(jié)段預(yù)制橋墩聯(lián)接錨固體系關(guān)鍵技術(shù)進(jìn)行了研究，其墩身拼裝聯(lián)接采用了φ75大直徑預(yù)應(yīng)力高強螺紋鋼筋聯(lián)接錨固體系。

以上研究針對預(yù)制裝配式橋墩及不同連接形式均開展了相關(guān)試驗研究，但多為公路橋墩，且均為縮尺模型試驗，存在尺寸效應(yīng)問題，目前關(guān)于足尺寸裝配式橋墩力學(xué)性能試驗研究還很缺乏。本文針對高速鐵路橋梁采用灌漿套筒連接的預(yù)制裝配式橋墩，分別進(jìn)行了套筒連接件性能試驗和預(yù)制拼裝墩及相應(yīng)現(xiàn)澆墩的現(xiàn)場足尺寸試驗，對其水平承載力和抗震性能進(jìn)行了研究。

1 套筒連接件性能試驗

采用定制OVM.GTZQ全灌漿套筒，套筒采用球墨鑄鐵制造，連接件構(gòu)造與實際布置見圖1～圖2。鋼筋母材選用型號為HRB400φ32的鋼筋，放入鋼筋后灌入灌漿料，制作完成并標(biāo)準(zhǔn)養(yǎng)護28 d后進(jìn)行性能試驗，包括鋼筋母材單向拉伸、對中單向拉伸、高應(yīng)力反復(fù)拉壓、大變形反復(fù)拉壓、偏置接頭單向拉伸和套筒連接疲勞試驗。每組試驗測試3個試件。采用WAW-1000D型電液式萬能試驗機進(jìn)行自動控制、自動測量、數(shù)據(jù)采集和試驗結(jié)果處理。測試結(jié)果見表1。

試驗結(jié)果表明，在各種單向拉伸及反復(fù)拉壓試驗中，套筒連接件的破壞形式均為套筒外伸的鋼筋拉斷，屈服強度、抗拉強度、殘余變形、伸長率均滿足合格標(biāo)準(zhǔn)。套筒連接疲勞試驗中經(jīng)200萬次循環(huán)加載未發(fā)生破壞。得到的灌漿套筒應(yīng)力-應(yīng)變曲線見圖3。

表1 灌漿套筒試件性能試驗測試結(jié)果

圖3 灌漿套筒應(yīng)力-應(yīng)變曲線

2 橋墩足尺試驗

2.1 試驗墩構(gòu)造及布置

試驗墩原型為京雄高鐵固霸大橋圓端形實體框架墩，采用半圓端形截面，截面尺寸橫×縱為2.2 m×2.6 m。根據(jù)原橋橋墩構(gòu)造，共設(shè)計了兩個足尺試驗墩，其中一個為裝配墩，另一個為現(xiàn)澆墩。試驗墩高7 m，截面尺寸及配筋均與實際橋墩相同。橋墩主筋為HRB400φ32 鋼筋，間距 20 cm。環(huán)向箍筋為φ12鋼筋，豎向間距為10 cm。承臺配筋形式與實際工程相同，頂、底邊配筋分別為HRB400φ25 mm鋼筋，雙筋布置，間距為150 mm。實際工程承臺高度為2.5 m，與加載方向垂直的承臺寬度為6.5 m，試驗承臺高度為3 m，同一方向的承臺寬度為4.5 m，剛度約為實際工程的1.2倍，因承臺剛度較大，故在試驗過程中不考慮承臺的變形。頂帽、墩柱均采用 C40 混凝土。基礎(chǔ)采用鉆孔灌注樁基礎(chǔ)。

裝配式橋墩采用節(jié)段預(yù)制拼裝，基礎(chǔ)和承臺在現(xiàn)場施工，墩身及頂帽預(yù)制節(jié)段在工廠制造。在承臺和墩柱節(jié)段頂部預(yù)留連接鋼筋，在墩柱節(jié)段和頂帽底部預(yù)埋灌漿套筒，灌漿套筒頂端距墩底65 cm，吊裝時預(yù)留鋼筋插入各自對應(yīng)的灌漿套筒中，然后對鋼筋灌漿套筒逐個灌漿并養(yǎng)護達(dá)到強度，施工完成。

原橋橋墩上部結(jié)構(gòu)為32 m后張法預(yù)應(yīng)力混凝土雙線簡支箱梁，單個橋墩承擔(dān)恒載6 726 kN，試驗中通過豎向施加預(yù)應(yīng)力對上部結(jié)構(gòu)恒載進(jìn)行近似模擬。每個橋墩采用4束15-φs15.24的自鎖式無黏結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼絞線，下端為錨固端，伸入承臺內(nèi)2 m，上端為張拉端。足尺試驗墩尺寸及布置見圖4。

圖4 足尺寸試驗橋墩(單位：cm)

2.2 加載方案及加載圖示

整個試驗加載過程共施加豎向荷載和水平往復(fù)荷載兩部分。

先分別對兩試驗墩張拉豎向預(yù)應(yīng)力筋，模擬橋墩豎向荷載(恒載)，錨下張拉控制應(yīng)力為800 MPa。

利用兩個橋墩間互為反力架進(jìn)行擬靜力試驗，模擬橋墩在往復(fù)荷載作用下的性能。采用單點加載方式，作用點位于墩頂以下0.5 m處，施加低周往復(fù)水平荷載，加載千斤頂及位置見圖4。用YDC5000千斤頂1和千斤頂2交替施加推拉荷載。千斤頂1布置在兩個橋墩之間，施加頂推荷載，千斤頂2布置在橋墩一側(cè)，另一側(cè)作為固定端，通過張拉鋼絞線的方式施加作用于橋墩的水平推力，兩個千斤頂交替作用，模擬作用于橋墩的水平荷載。

經(jīng)前期有限元分析，估算出試驗橋墩最大水平荷載為3 658 kN，出于安全儲備的考慮，每股鋼絞線可承受200 kN的拉力，故選取19束水平鋼絞線，試驗中水平荷載最大可加載到3 800 kN，為YDC5000千斤頂承載能力的75%，可以滿足試驗要求。

水平加載分為力加載和位移加載2 個階段。第1 階段為力控制加載，見圖5(a)。鋼筋首次屈服之前，初定按照最大制動力(320 kN)的不同倍數(shù)循環(huán)加載至鋼筋首次屈服，同時確定開裂荷載和裂縫開展情況。第2 階段為位移控制，試件在循環(huán)加載方式下直至破壞，見圖5(b)，圖中Dy為屈服位移。以1、2、3倍屈服位移加載，每個等級循環(huán)2次，直到構(gòu)件達(dá)到指定位移或者荷載下降到最大荷載的85%。通過試驗獲得其逐步損傷過程以及力-位移曲線，該階段重點研究地震破壞狀態(tài)下的特征。

圖5 試驗加載歷程

2.3 試驗內(nèi)容及測點布置

試驗測試內(nèi)容包括試驗橋墩內(nèi)鋼筋和混凝土應(yīng)力、橋墩側(cè)向位移和裂縫分布。

(1)鋼筋應(yīng)變測點布置

從柱底沿柱高約2 m范圍內(nèi)，選取如圖6所示的5個水平斷面，在橋墩拉壓兩側(cè)各3根豎向鋼筋和2層箍筋上布置型號為BX120-5AA的鋼筋應(yīng)變片，通過鋼筋溫度應(yīng)變片來消除溫度影響。圖6中，X為試驗墩類型；X為E時表示現(xiàn)澆墩，為A時表示裝配墩；Z、G分別為貼在主筋與箍筋上的應(yīng)變片；Y為應(yīng)變片的位置，分為左、右；N為應(yīng)變片豎向標(biāo)號，1～5。兩個橋墩共布置鋼筋應(yīng)變片2×50=100個，主要測量試驗過程中橋墩縱筋、箍筋和灌漿套筒的應(yīng)力變化(縱筋上最下面兩片應(yīng)變片貼在套筒上)。灌漿套筒僅在裝配墩中有。

圖6 縱筋、箍筋和灌漿套筒應(yīng)變測點布置(單位：cm)

(2)混凝土應(yīng)變測點布置

在墩底以上0.2、0.5 m這2個水平截面處橋墩拉壓兩側(cè)布置型號為SZ120-60AA的混凝土應(yīng)變片，通過混凝土溫度應(yīng)變片來消除溫度影響。兩個橋墩共布置混凝土應(yīng)變片2×10=20個，見圖7。試驗中使用UCAM-60B型數(shù)據(jù)記錄儀采集鋼筋和混凝土的應(yīng)變。

圖7 混凝土應(yīng)變測點布置(側(cè)面)(單位：cm)

(3)橋墩側(cè)向位移測點布置

為測試橋墩在水平荷載作用下的水平位移，側(cè)向位移測點布置見圖8。沿橋墩高度方向，在現(xiàn)澆墩和裝配墩自墩底0.5、1.0、6.5 m處設(shè)置了3個型號為5CB-10C型數(shù)字位移計(現(xiàn)澆墩為A、B、C，裝配墩為D、E、F)；同時在墩身同一高度布置反光標(biāo)，并另外加設(shè)距墩底3.0 m的墩身中部位置的反光標(biāo)(現(xiàn)澆墩反光標(biāo)編號為1～4；裝配墩編號為5～8)，利用全站儀(Viva TS16)測量水平位移，與位移計測量結(jié)果進(jìn)行相互驗證。

圖8 位移測點(單位：cm)

(4)裂縫分布測試

主要觀測試驗過程中，橋墩何時出現(xiàn)裂縫，裂縫出現(xiàn)的位置，裂縫的分布狀態(tài)等。使用裂縫讀數(shù)儀來測量每級荷載作用下裂縫寬度。

3 橋墩試驗結(jié)果及分析

3.1 試驗現(xiàn)象及裂縫開展過程

(1)彈塑性階段

裝配墩和現(xiàn)澆墩分別在水平荷載達(dá)到1 150、1 200 kN時在與承臺連接處開始出現(xiàn)混凝土微裂縫；達(dá)到1 400 kN時，現(xiàn)澆墩首先出現(xiàn)劇烈響聲，柱身出現(xiàn)數(shù)條裂縫，分布在距離墩底2 m范圍內(nèi)；1 500 kN時，裝配墩出現(xiàn)劇烈響聲，柱身出現(xiàn)數(shù)條裂縫，分布在柱底0.6～2.0 m范圍內(nèi)，但套筒范圍內(nèi)沒有明顯裂縫。此時，裝配墩和現(xiàn)澆墩均出現(xiàn)肉眼可見的裂縫，其中，裝配墩最大裂縫位于距墩底66 cm處，現(xiàn)澆墩最大裂縫位于距墩底65 cm處。

隨往復(fù)荷載的逐漸增大，裝配墩和現(xiàn)澆墩逐漸形成環(huán)形貫通裂縫，當(dāng)水平荷載達(dá)到2 800 kN時，二者鋼筋應(yīng)變均達(dá)到屈服應(yīng)變(2 000×10-6，應(yīng)力400 MPa)，底部裂縫全部環(huán)向貫通，自柱底2 m以上也開始出現(xiàn)裂縫。此時，裝配墩加載截面處的位移為22.3 mm，現(xiàn)澆墩的位移為21 mm。

(2)破壞階段

裝配墩與現(xiàn)澆墩的最終破壞形態(tài)存在一定差異。

隨著荷載等級增大，裝配墩距墩底66 cm處主裂縫進(jìn)一步變寬，并繼續(xù)向上不斷產(chǎn)生新的裂縫，這些裂縫隨荷載的增加沿墩環(huán)向發(fā)展，在側(cè)面產(chǎn)生相互交錯的斜裂縫。套筒上方出漿口周圍也產(chǎn)生了裂縫，可以明顯看到出漿口的圓形形狀。當(dāng)水平拉力達(dá)到3 500 kN時，柱頂位移繼續(xù)增大，而荷載不再增加，說明達(dá)到極限狀態(tài)，此時主裂縫極限寬度為5 mm，在灌漿套筒范圍內(nèi)無明顯裂縫，裂縫僅出現(xiàn)在灌漿套筒的上方，裂縫范圍為距墩底258 cm內(nèi)，加載截面處極限位移為62.4 mm。

隨荷載的增大，現(xiàn)澆墩裂縫逐漸向上發(fā)展，并沿環(huán)向貫通，同樣側(cè)面也出現(xiàn)了斜裂縫，裂縫范圍為距墩底273 cm內(nèi)，環(huán)向裂縫在裂縫范圍較均勻，主裂縫出現(xiàn)在距墩底65 cm處。由于裝配墩和現(xiàn)澆墩互為反力架，因此，加載到極限狀態(tài)時，只有裝配墩的位移逐漸增大，而現(xiàn)澆橋墩的位移基本不再增大；最后一個循環(huán)時，最大水平荷載不再增加，荷載降到最大值3 500 kN的0.8倍，即2 800 kN時，墩頂位移終止在42 mm。此時，裝配墩一側(cè)套筒出漿口附近的混凝土脫落，試驗加載結(jié)束。

根據(jù)實際裂縫分布情況繪制出裂縫分布，見圖9，圖中紅線為試驗墩最大裂縫。

圖9 試驗橋墩的裂縫分布(單位：m)

從圖9可以看出，由于灌漿套筒對傳統(tǒng)塑性鉸區(qū)域的局部增強，使得裝配橋墩在灌漿套筒范圍內(nèi)無明顯裂縫，表面局部混凝土壓碎剝落，使傳統(tǒng)塑性鉸的位置上移了一個套筒的高度，所以相應(yīng)的箍筋加密區(qū)也應(yīng)在傳統(tǒng)范圍高度基礎(chǔ)上增加一個套筒高度。

3.2 滯回曲線

3.2.1 試驗滯回曲線

根據(jù)實測往復(fù)水平荷載與加載處的水平位移，可得試驗墩的滯回曲線見圖10，圖10中位移以千斤頂2拉時為正，千斤頂1推時為負(fù)。

圖10 試驗墩的滯回曲線

由圖10可見，鋼筋屈服前，水平力與位移呈線彈性關(guān)系；鋼筋達(dá)到屈服應(yīng)變后，結(jié)構(gòu)進(jìn)入彈塑性階段，滯回環(huán)面積隨加載等級增加而逐漸變大，殘余變形也隨之增大，墩身不斷消耗能量。裝配墩滯回曲線比現(xiàn)澆墩滯回曲線飽滿。在最后兩級循環(huán)下，負(fù)位移方向滯回曲線出現(xiàn)明顯的水平段，說明裝配墩已達(dá)到破壞極限階段。由于現(xiàn)場條件，足尺裝配墩與現(xiàn)澆墩只能互為反力架，使得當(dāng)裝配墩達(dá)到極限狀態(tài)后，荷載無法再繼續(xù)增加，現(xiàn)澆墩的荷載和位移也無法繼續(xù)增大。觀察現(xiàn)澆墩的滯回曲線，在最后一級循環(huán)加載過程中現(xiàn)澆墩荷載下降，但墩頂位移只增加了約4 mm，遠(yuǎn)比裝配墩小，故判斷現(xiàn)澆墩的破壞程度沒有裝配墩大，尚未達(dá)到最后的極限狀態(tài)，但相同荷載下裝配墩的提前破壞，也說明現(xiàn)澆墩剛度和承載力略大。

3.2.2 滯回曲線試驗結(jié)果與有限元結(jié)果對比分析

采用Ansys軟件建立試驗墩如圖11所示有限元模型，圖11中左側(cè)為裝配墩，右側(cè)為現(xiàn)澆墩。灌漿套筒連接件用彈簧單元模擬，其本構(gòu)關(guān)系曲線采用圖3所示灌漿套筒應(yīng)力-應(yīng)變曲線。

圖11 有限元模型

對模型施加低周往復(fù)荷載，得到的滯回曲線與試驗結(jié)果見圖12。由圖12可以看出，有限元模型在最后一級循環(huán)荷載作用下，裝配墩和現(xiàn)澆墩的滯回曲線均呈現(xiàn)水平趨勢，說明均已達(dá)到極限。在最后兩級加載循環(huán)中，試驗曲線與有限元曲線有一定的偏差，這是由于試驗中的豎向荷載是用預(yù)應(yīng)力加載的，在施加水平荷載過程中，預(yù)應(yīng)力會發(fā)生變化。現(xiàn)澆墩有限元結(jié)果比試驗結(jié)果多一個滯回環(huán)，這是因為試驗中現(xiàn)澆墩實際上沒有真正達(dá)到極限狀態(tài)。因此，在有限元模擬中對現(xiàn)澆墩繼續(xù)施加往復(fù)荷載直至其達(dá)到極限狀態(tài)。在破壞階段，由于有限元模型不能很好地模擬混凝土的壓碎脫落，因此滯回曲線中的剛度退化現(xiàn)象沒有試驗結(jié)果明顯。

圖12 滯回曲線試驗結(jié)果與有限元結(jié)果對比

從有限元模型中提取了裝配墩與現(xiàn)澆墩墩底位置應(yīng)變見圖13，圖中裝配墩中黑線表示套筒頂部位置。從圖13可以看出，裝配墩受拉區(qū)墩部應(yīng)變在灌漿套筒高度內(nèi)由下至上逐漸增大，是由于在灌漿套筒最頂端由于套筒材料與混凝土材料連接部位發(fā)生了應(yīng)力集中現(xiàn)象，因此該部位的應(yīng)變也較大。由于現(xiàn)澆墩結(jié)構(gòu)的受力特性，在墩底處的彎矩最大，此處應(yīng)變也就最大。有限元模型結(jié)果和實際力學(xué)特性相吻合。

3.3 滯回耗能

結(jié)構(gòu)的耗能能力可用滯回環(huán)圍成的面積表示，滯回環(huán)面積越大，代表結(jié)構(gòu)的耗能能力越強，是評價結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)。滯回耗能指標(biāo)計算式為

( 1 )

式中：E為試驗墩總滯回耗能；P(x)為第i次加載下試驗墩的耗能；x為滯回曲線中墩頂位移。

綜合圖10和圖12，分別計算裝配墩和現(xiàn)澆墩在試驗與有限元中得到的滯回曲線所包圍的面積，對滯回耗能進(jìn)行比較，見圖14。

圖14 滯回耗能對比

由圖14可見，墩頂位移較小時，實測值和有限元值都表現(xiàn)出裝配墩的滯回耗能比現(xiàn)澆墩大；墩頂位移較大時，均表現(xiàn)為現(xiàn)澆墩的耗能較大。這是由于裝配式橋墩套筒連接處(底節(jié)段與承臺連接處)存在應(yīng)變集中現(xiàn)象，導(dǎo)致鋼筋在較小位移時提早進(jìn)入塑性狀態(tài)，表現(xiàn)為耗能較大；而在位移較大時，由于灌漿套筒的剛域效應(yīng)，使后期非線性效應(yīng)小于現(xiàn)澆墩，故而現(xiàn)澆墩耗能能力更強。

3.4 骨架曲線及抗震指標(biāo)

3.4.1 骨架曲線及延性特征

試驗墩的實測骨架曲線與有限元計算出的骨架曲線見圖15。

圖15 橋墩的骨架曲線

根據(jù)骨架曲線可確定試件的最大荷載Pmax，并以最大荷載的85%確定試件的極限荷載Pu和相對應(yīng)的極限位移Δu。但由于同一循環(huán)荷載等級中荷載增量較大，不能直接定義屈服荷載Py和屈服位移Δy，也無法直接由骨架曲線中讀取，故一般采用幾何作圖法、等能量法和Park計算法近似解決[20-22]。三種計算原理見圖16。

通過與試驗結(jié)果得到的屈服狀態(tài)進(jìn)行比較，由幾何作圖法得出的屈服狀態(tài)較為符合，因此將幾何作圖法得出的屈服狀態(tài)作為最終結(jié)果。試驗墩骨架曲線中的開裂荷載Pcr、屈服荷載Py、屈服位移Δy、峰值荷載Pmax、極限荷載Pu(峰值荷載的85%)和極限位移Δu的(極限荷載Pu對應(yīng)的位移值)試驗值與有限元值的比較見表2。表2中同時列出了位移延性系數(shù)μ，μ=Δu/Δy。

由圖15和表2可知，實測骨架曲線和有限元骨架曲線吻合良好。裝配墩和現(xiàn)澆墩骨架曲線形狀接近，

圖16 等效屈服點的確定方法

試驗墩裝配墩現(xiàn)澆墩有限元試驗相對誤差/%有限元試驗相對誤差/%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，初始剛度接近，相同配筋下，幾乎同時達(dá)到屈服荷載；屈服之后，在達(dá)到最大荷載之前，二者的骨架曲線也差別不大，說明屈后剛度也接近。雖然試驗中未得到現(xiàn)澆墩的極限荷載和極限位移，但通過有限元的補充數(shù)值分析可以看出，裝配墩的極限荷載較現(xiàn)澆墩低4%，極限位移低6.1%，位移延性系數(shù)低15.8%。現(xiàn)澆墩延性性能略優(yōu)于裝配墩，但差別不大。

3.4.2 剛度退化特征

在循環(huán)荷載下，由于橋墩的持續(xù)損傷，其剛度發(fā)生逐步退化，退化程度可采用等效剛度來表征。等效剛度Ks由骨架曲線上任一點與原點連線的斜率計算得到[8]：

( 2 )

式中：Ks為等數(shù)剛度；±Fi為正向和負(fù)向第i次加載位移等級下對應(yīng)的峰值荷載；±Δi為正向和負(fù)向第i次加載位移等級下對應(yīng)的峰值位移。

對圖15所示的骨架曲線進(jìn)行計算，可得到裝配墩與現(xiàn)澆墩等效剛度對比曲線見圖17。

圖17 等效剛度對比曲線

由圖17可以看出，隨著墩頂位移的增加，試驗與有限元中兩種橋墩的等效剛度均逐漸減小，初期下降較快，后期下降趨勢變緩。在前2個循環(huán)等級中，現(xiàn)澆墩等效剛度明顯大于裝配墩，隨著墩頂位移的增大，現(xiàn)澆墩與裝配墩的等效剛度趨于相近，主要原因是由于灌漿套筒接縫的存在造成加載初期時裝配墩等效剛度小于現(xiàn)澆墩，隨著荷載等級的增大，現(xiàn)澆墩在墩底處也開始出現(xiàn)裂縫，這時兩個墩柱的等效剛度趨于一致。

3.5 殘余變形

在結(jié)構(gòu)加載、卸載至零的過程中，其產(chǎn)生的不可恢復(fù)的塑性變形即為殘余變形。兩種橋墩的殘余變形見圖18。

圖18 殘余位移對比曲線

從圖18可以看出，裝配墩的殘余變形比現(xiàn)澆墩略大，但二者基本接近，說明二者的塑性性能差別不大。

3.6 曲率分布

為探討試驗墩在損傷狀態(tài)下的變形分布，根據(jù)式(3)～式(5)計算墩身不同高度的平均曲率K如圖19所示。

圖19 曲率計算示意

在第i端光滑弧長ΔSi上的平均曲率為

( 3 )

式中：Δθi=θi-θi-1，θi、θi-1分別為i、i-1截面的轉(zhuǎn)角，θi可表示為

( 4 )

其中，yi、yi-1為i、i-1截面的側(cè)向位移；xi、xi-1為i、i-1截面距離墩底的高度。

則當(dāng)ΔSi趨近于無窮小時，有

( 5 )

式中:Ki為第i次加載下實驗墩的曲率；Δθi為第i次加載相比第i-1次加載下實驗墩切線的轉(zhuǎn)角差值；Δsi為與第i次加載相比第i-1次加載下試驗墩切線對應(yīng)的弧長。

對實測數(shù)據(jù)進(jìn)行統(tǒng)計，計算出裝配墩與現(xiàn)澆墩在各典型荷載等級下的實測曲率沿墩高的分布曲線見圖20,反光標(biāo)位置見圖8。由圖20可見，現(xiàn)澆墩曲率沿橋墩高度逐漸變小，裝配墩距離墩底0.5 m位置處于灌漿套筒高度范圍內(nèi)，由于套筒剛度大，墩身套筒連接段形成剛性區(qū)域(剛域)，使截面剛度增大，且一定程度上對核心區(qū)混凝土約束效應(yīng)增強，故套筒范圍內(nèi)混凝土受力性能提高，使該處曲率較小，其他位置與現(xiàn)澆墩規(guī)律基本相同；隨著荷載等級的增大，試驗橋墩同一截面的曲率逐漸增大。

圖20 試驗墩曲率沿墩高分布

各控制截面的荷載-曲率曲線見圖21。圖21中，x為應(yīng)變片距離試驗墩底的距離，由圖21可以看出，當(dāng)荷載小于1 300 kN，即約為橋墩開裂前，不同高度處的墩身曲率均與荷載呈直線關(guān)系，橋墩處于彈性狀態(tài)；在1 300～2 800 kN(屈服荷載)之間，由于混凝土開裂導(dǎo)致墩身截面剛度下降，曲率曲線的斜率減小；2 800 kN之后，墩身進(jìn)入塑性階段，剛度進(jìn)一步下降，進(jìn)入平緩段。其中，裝配墩距墩底0.5 m處即灌漿套筒高度范圍內(nèi)，該位置的曲率較小，其他位置在相同荷載等級下，裝配墩的曲率要比現(xiàn)澆墩的略大。

3.7 試驗橋墩應(yīng)力(應(yīng)變)分析

取裝配墩與現(xiàn)澆墩同一高度位置處的混凝土應(yīng)變進(jìn)行混凝土應(yīng)力(應(yīng)變)分析，見圖22，圖中測點位置見圖7。由圖22可知，相同荷載等級下，套筒高度范圍內(nèi)裝配墩的混凝土應(yīng)變值略小于現(xiàn)澆墩，這是因為裝配墩混凝土的測點布置在了灌漿套筒范圍內(nèi)，灌漿套筒使該區(qū)域內(nèi)的截面局部得以增強。

圖22 混凝土應(yīng)變-墩頂位移曲線比較

同一位置處現(xiàn)澆墩和拼裝墩豎向主筋實測應(yīng)變隨墩頂位移的變化見圖23，測點位置見圖6。由圖23可以看出，套筒高度范圍內(nèi)裝配墩的鋼筋應(yīng)變數(shù)值總體上要比現(xiàn)澆墩的小；當(dāng)鋼筋達(dá)到屈服以后，裝配墩鋼筋應(yīng)變片數(shù)值緩慢增長，現(xiàn)澆橋墩鋼筋應(yīng)變數(shù)值后期有下降的趨勢。由于灌漿套筒對傳統(tǒng)塑性鉸區(qū)域的局部增強，使得傳統(tǒng)塑性鉸位置移了一個套筒的高度，在灌漿套筒頂部可能形成了第二塑性鉸。由于實測箍筋應(yīng)變都較小，不再列出。

圖23 試驗橋墩主筋應(yīng)變-墩頂位移曲線

4 結(jié)論

本文以京雄高鐵固霸大橋圓端形實體框架墩為原型，完成了一個裝配式橋墩和一個現(xiàn)澆橋墩的足尺寸擬靜力試驗，并采用Ansys軟件進(jìn)行了有限元數(shù)值模擬，與試驗數(shù)據(jù)進(jìn)行了比較分析，主要結(jié)論如下：

(1)現(xiàn)場試驗和有限元分析均顯示，裝配墩和現(xiàn)澆墩均在與承臺連接處開始產(chǎn)生裂縫，裝配墩的開裂荷載略小，此時的水平荷載約為橋上制動力的3.75倍；兩種橋墩的損傷過程和破壞模式也基本相同，裂縫主要分布在距墩底2 m高度范圍內(nèi)，主裂縫位置約距墩底65～66 cm，但裝配墩在套筒范圍內(nèi)無明顯裂縫。

(2)試驗結(jié)果顯示，裝配墩的滯回曲線比現(xiàn)澆墩飽滿。由于互為反力架，在極限荷載下裝配墩進(jìn)入破壞階段，而現(xiàn)澆墩未達(dá)到極限狀態(tài)，說明現(xiàn)澆墩的剛度和承載力略大；在墩頂位移較小時，裝配墩的滯回耗能比現(xiàn)澆墩大，而在墩頂位移較大時則小于現(xiàn)澆墩，極限荷載下其滯回耗能比現(xiàn)澆墩的小10.6%。

(3)裝配墩和現(xiàn)澆墩的骨架曲線形狀基本相同，初始剛度和屈后剛度接近。裝配墩的極限荷載和極限位移分別比現(xiàn)澆墩低4%和6.51%，位移延性系數(shù)較現(xiàn)澆墩小15.8%，現(xiàn)澆墩延性性能略優(yōu)于裝配墩，但差別不大。

(4)隨荷載等級的增加，兩種橋墩的等效剛度均逐漸減小。加載初期現(xiàn)澆墩的等效剛度大于裝配墩，后期由于現(xiàn)澆墩的裂縫發(fā)展而趨于相近。裝配墩的殘余變形比現(xiàn)澆墩略大。

(5)曲率沿橋墩高度逐漸變小，較大曲率主要發(fā)生在接近墩底處，距墩底0.5 m處(灌漿套筒高度范圍內(nèi))，裝配墩的曲率比現(xiàn)澆墩顯著減小，說明灌漿套筒出現(xiàn)類剛臂效應(yīng)；在灌漿套筒范圍之外，相同荷載等級下同一高度處裝配墩曲率比現(xiàn)澆墩大。

(6)試驗中相同荷載等級下，由于套筒局部增強作用，套筒高度范圍內(nèi)裝配墩混凝土和鋼筋的應(yīng)力均略小于現(xiàn)澆墩，但裝配墩在灌漿套筒頂部出現(xiàn)應(yīng)力集中現(xiàn)象。