鋼板混凝土復(fù)合加固鐵路重力式橋墩抗震性能研究

郝 巖，丁明波，魯錦華，秦訓(xùn)才，劉德安

(蘭州交通大學(xué) 土木工程學(xué)院，甘肅 蘭州 730070)

我國(guó)鐵路交通運(yùn)輸工程中，橋梁占比極高，以青藏鐵路格拉段為例，全線(xiàn)中大型橋梁共317 座，總長(zhǎng)156.7 km，占總線(xiàn)路的13.7%[1]。我國(guó)地處環(huán)太平洋地震帶和歐亞地震帶之間，地震活動(dòng)頻率大且震級(jí)高，地震對(duì)橋梁工程產(chǎn)生了不同程度的影響[2-4]，對(duì)橋墩墩底部位影響最為明顯。已有加固實(shí)例主要采用外包混凝土[5-6]、粘貼鋼板[7-8]和粘貼碳纖維布[9-10]等技術(shù)進(jìn)行加固橋墩。這些傳統(tǒng)加固技術(shù)存在很多不足，如：鋼板加固過(guò)程中不易生根、外包混凝土加固會(huì)增大墩身自重導(dǎo)致基礎(chǔ)負(fù)荷能力不足、粘貼碳纖維布加固后墩柱的抗剪性能差等。為解決這些問(wèn)題，國(guó)內(nèi)外許多學(xué)者對(duì)傳統(tǒng)加固技術(shù)進(jìn)行了改進(jìn)。盧亦焱等[11-14]提出碳纖維布與鋼板復(fù)合加固技術(shù)，有效增強(qiáng)了墩柱的極限承載力和抗彎剛度，減緩了撓度的發(fā)展，提高了墩柱的延性和耗能能力，使約束區(qū)混凝土有更大的極限應(yīng)變；隨后又采用纖維增強(qiáng)復(fù)合材料與鋼材復(fù)合加固混凝土結(jié)構(gòu)，不但延緩了裂縫擴(kuò)展，解決了CFRP 錨固問(wèn)題，還提高了混凝土開(kāi)裂荷載和極限荷載，改善了CFRP 單一加固脆性破壞的特點(diǎn)。林佳輝等[15]采用鋼板剪力釘和原有混凝土植筋對(duì)梁進(jìn)行鋼-混組合加固，提高了結(jié)構(gòu)承載力和延性，利用灌漿和外包鋼板套箍的作用有效減少內(nèi)部混凝土的變形。董旭等[16]提出了新型鋼筋網(wǎng)格加固橋墩的方法，加固后構(gòu)件延性有很大提高，但墩身植入的橫向鋼筋一定程度上減弱了縱向鋼筋網(wǎng)格的受力，從根本來(lái)說(shuō)未能解決大震耗能問(wèn)題。Han 等[17]采用夾套加固法使加固后試件的極限荷載得到了提高，但加固后的試件存在延性差的特點(diǎn)，并且加固后試件的延性與夾套的材料有關(guān)。

從現(xiàn)有研究來(lái)看，橋墩粘貼鋼板加固過(guò)程中鋼板不易生根的問(wèn)題，以及外包混凝土加固時(shí)破壞面轉(zhuǎn)移的問(wèn)題仍未得到有效解決。因此，本文提出澆筑混凝土和粘貼鋼板復(fù)合加固的方法，對(duì)配筋率為0.5%的鐵路重力式橋墩模型進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，驗(yàn)證該加固方法的可行性。

1 試驗(yàn)概況

1.1 模型設(shè)計(jì)

鐵路橋墩上部結(jié)構(gòu)質(zhì)量大，地震慣性力大。為滿(mǎn)足列車(chē)平穩(wěn)運(yùn)行和保證舒適度，我國(guó)對(duì)鐵路橋跨結(jié)構(gòu)的縱橫向剛度提出了較高要求。因此，在設(shè)計(jì)中要充分控制橋墩的剛度[18]，往往僅配護(hù)面鋼筋，這使得鐵路橋墩屬于低配筋結(jié)構(gòu)。在地震作用下，此類(lèi)橋墩表現(xiàn)出延性差、易發(fā)生脆斷破壞的特點(diǎn)。試驗(yàn)以7 度地震區(qū)鐵路重力式橋墩為工程背景，原型橋主梁跨度為16 m，墩高為10 m。根據(jù)結(jié)構(gòu)靜力相似理論計(jì)算了本試驗(yàn)的相似參數(shù)，其中彈性模量和應(yīng)力的模型比尺為1∶1，長(zhǎng)度和位移的模型比尺為1∶8，面積、質(zhì)量、軸力的模型比尺為1∶64。根據(jù)相似關(guān)系得出試驗(yàn)?zāi)Ｐ蜆蚨盏母叨葹?25 cm，且將圓端型橋墩截面等效為矩形截面，等效后的截面尺寸為36 cm×25 cm（長(zhǎng)×寬），承臺(tái)尺寸為80 cm×70 cm×50 cm（長(zhǎng)×寬×高）。制作1 個(gè)配筋率為0.5%的矩形截面重力式橋墩模型為D1 試件，然后對(duì)其進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，對(duì)橋墩模型墩底破壞區(qū)域進(jìn)行鋼板混凝土復(fù)合加固得到加固模型D2 試件。試件主要參數(shù)見(jiàn)表1。 D1 試件縱向鋼筋均采用HRB335 鋼筋，箍筋采用HPB300 鋼筋，混凝土采用C30 混凝土。試件D1 如圖1 所示。

表1 橋墩試件主要參數(shù)Tab.1 Main parameters of pier specimens

圖1 試件D1（單位: cm）Fig.1 Specimen D1（unit: cm）

1.2 橋墩加固方案

本文提出鋼板混凝土復(fù)合加固的方法，用膨脹螺栓將L 型鋼板固定在墩身加固位置，然后植筋并綁扎箍筋，最后澆筑外包混凝土。該方案不僅解決鋼板加固不易生根的問(wèn)題，而且利用L 型鋼板作為截面變化處的過(guò)渡部分，可以確保加固后破壞面不發(fā)生轉(zhuǎn)移，提高橋墩的承載能力和耗能能力。加固方案植筋所需的縱筋采用直徑為10 mm 的HRB335 鋼筋，箍筋采用直徑6 mm 的HPB300 鋼筋，箍筋間距為70 mm，混凝土采用C30 混凝土，L 型鋼板采用Q235 鋼，厚度為3 mm。通過(guò)規(guī)范《混凝土結(jié)構(gòu)加固設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB 50367—2013）及《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB 50010—2010）中相關(guān)公式試算，擬取植筋深度為150 mm，復(fù)合加固高度為650 mm。加固試件D2 如圖2 所示，立體圖如圖3 所示。

圖2 試件D2（單位: cm）Fig.2 Specimen D2 （unit: cm）

圖3 試件D2 立體圖Fig.3 Solid diagram of specimen D2

1.3 試驗(yàn)裝置與加載

通過(guò)相似比計(jì)算得軸力為51 kN。水平力采用電液伺服式加載系統(tǒng)進(jìn)行加載，其最大加載力為300 kN，最大位移為±200 mm，頻率范圍0～12 Hz。墩身與千斤頂采用螺栓連接，承臺(tái)通過(guò)4 根直徑為32 mm 的精軋螺紋桿進(jìn)行錨固，試驗(yàn)具體加載裝置示意見(jiàn)圖4。根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》（JGJT 101—2015）有關(guān)規(guī)定，本試驗(yàn)采用位移控制的方法進(jìn)行加載，試驗(yàn)第一級(jí)加載位移為1 mm，位移在15 mm 前以2 mm 為增量逐級(jí)增大，15 mm 后以5 mm 為增量逐級(jí)增大，直到荷載下降到負(fù)荷峰值的85%以下或縱筋拉斷，停止加載。試驗(yàn)具體加載制度如圖5 所示。

圖4 試驗(yàn)加載裝置Fig.4 Testing setup

圖5 位移加載制度Fig.5 Displacement loading system

2 試驗(yàn)結(jié)果與分析

2.1 試件破壞現(xiàn)象

為方便試驗(yàn)現(xiàn)象描述，將墩身四面進(jìn)行標(biāo)記，試件加載面為E，其余面順時(shí)針依次為S、W、N，如圖3 所示。模型橋墩的裂縫開(kāi)展情況見(jiàn)圖6。

圖6 裂縫分布示意Fig.6 Fracture distribution diagram

試件D1 試驗(yàn)現(xiàn)象描述：當(dāng)墩頂水平位移加載至7 mm，水平荷載為25.3 kN，試件E 側(cè)底部出現(xiàn)細(xì)微裂縫；加載至15 mm 時(shí)，水平荷載為33.5 kN，E 側(cè)裂縫貫通并在14.5 cm 高度處出現(xiàn)第2 條裂縫；加載至30 mm 時(shí)，水平荷載為39.2 kN，W 側(cè)、S 側(cè)在16 cm高度處出現(xiàn)第3 條裂縫；加載至40 mm 時(shí)，墩身51 cm 高度處出現(xiàn)第4 條裂縫并貫通，混凝土壓碎現(xiàn)象明顯；加載至50 mm，水平荷載為37.8 kN，W 側(cè)鋼筋拉斷，試件破壞。

試件D2 試驗(yàn)現(xiàn)象描述：墩頂水平位移加載至9 mm 時(shí)，水平荷載為38.9 kN，墩底W 側(cè)出現(xiàn)細(xì)微裂縫；加載至13 mm 時(shí)，水平荷載為52.6 kN，E 側(cè)底部出現(xiàn)細(xì)微裂縫；加載至20 mm 時(shí)，水平荷載為62.7 kN，W 側(cè)底部裂縫貫通；加載至25 mm 時(shí)，加固區(qū)出現(xiàn)承臺(tái)植筋與鋼板的摩擦聲；加載至35 mm 時(shí)，水平荷載為70.2 kN，墩底裂縫貫通；加載至55 mm 時(shí)，水平荷載為58.6 kN，W 側(cè)和E 側(cè)墩身底部出現(xiàn)提離現(xiàn)象，提離高度10 mm；加載至60 mm 時(shí)水平荷載下降到峰值的85%以下。加固后試件的破壞只在底部發(fā)生，抗震效果良好。最終破壞狀態(tài)如圖7 所示。

圖7 橋墩破壞形態(tài)Fig.7 Pier failure mode

2.2 滯回曲線(xiàn)

圖8 為試件D1 和D2 墩頂水平位移的滯回曲線(xiàn)對(duì)比圖?？梢?jiàn)，試驗(yàn)加載初期，兩試件處于彈性階段，滯回環(huán)窄而狹長(zhǎng)，且加載路徑與卸載路徑的滯回曲線(xiàn)基本一致；隨著水平位移持續(xù)增大，滯回環(huán)逐漸飽滿(mǎn)，兩試件耗能、極限承載力、變形均增大；當(dāng)水平位移繼續(xù)增大，試件底部出現(xiàn)嚴(yán)重鼓曲進(jìn)而失效。

圖8 還表明：鋼板混凝土復(fù)合加固試件D2 的滯回曲線(xiàn)比未加固試件D1 略扁，相同位移下加固后試件D2 的墩頂水平力較試件D1 顯著提高，這表明加固試件D2 極限承載力有較大提高；相同位移下加固試件D2 的滯回曲線(xiàn)面積均大于未加固試件D1，這表明加固試件D2 表現(xiàn)出更好的耗能能力。由此可知，鋼板混凝土復(fù)合加固對(duì)試件承載力和耗能提升明顯。

圖8 試件D1 和試件D2 滯回曲線(xiàn)對(duì)比Fig.8 Comparison of hysteresis curves of specimens D1 and D2

2.3 骨架曲線(xiàn)

圖9 為試件D1 和D2 的墩頂水平位移的骨架曲線(xiàn)比較?？梢?jiàn)：在加載初期隨著墩頂水平位移的增大，兩試件骨架曲線(xiàn)均成線(xiàn)性形態(tài)，且斜率較大，試件處于彈性階段；隨著水平位移的持續(xù)增大，曲線(xiàn)斜率逐漸變小，剛度明顯退化，試件進(jìn)入彈塑性變形階段；加載后期，水平位移繼續(xù)增大，試件逐漸進(jìn)入屈服階段，隨后負(fù)荷達(dá)到峰值點(diǎn)，試件承載力逐步衰減，試件最終破壞。鋼板混凝土復(fù)合加固的試件D2 峰值荷載較未加固試件D1 提高75.37%。

圖9 試件D1 和試件D2 骨架曲線(xiàn)對(duì)比Fig.9 Comparison of skeleton curves of specimens D1 and D2

2.4 剛度退化

為了驗(yàn)證不同位移對(duì)模型剛度的影響，參考《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》使用割線(xiàn)剛度K作為不同側(cè)位移時(shí)的剛度，具體計(jì)算見(jiàn)式（1）：

式中：Pi表示第i次加載峰值荷載值；Xi表示第i次加載峰值荷載所對(duì)應(yīng)的位移值。

圖10 給出了鋼板混凝土復(fù)合加固對(duì)試件剛度退化的影響?？梢?jiàn)，復(fù)合加固后試件的初始剛度提高了35.3%；加載過(guò)程中，兩試件的剛度退化均呈現(xiàn)相似的形態(tài)；當(dāng)位移加載至35 mm 時(shí)，兩試件剛度退化均變得緩慢。對(duì)比兩試件的剛度曲線(xiàn)，整個(gè)加載過(guò)程中試件D2 的剛度均高于試件D1，這表明鋼板混凝土復(fù)合加固可以有效提高試件剛度。

圖10 剛度退化曲線(xiàn)Fig.10 Stiffness degradation curves

2.5 耗 能

試件耗能能力一般采用累積耗能進(jìn)行評(píng)價(jià)。圖11 顯示了鋼板混凝土復(fù)合加固對(duì)試件累積耗能的影響。總體上看，試件的累積耗能隨著水平位移的增大而增大。在加載初期，試件的累積耗能曲線(xiàn)斜率緩慢增大，試件累計(jì)耗能較小；在加載后期，試件的累積耗能曲線(xiàn)斜率迅速增大，這是由于前期試件處于線(xiàn)彈性工作狀態(tài)，試件的塑性消耗很小，隨著加載位移的增加試件逐漸屈服。整個(gè)加載過(guò)程中試件D2 的累積耗能均在試件D1 之上，并在墩頂最大位移處，加固試件D2 的累積耗能提高了26.25%。

圖11 累積耗能曲線(xiàn)Fig.11 Cumulative energy dissipation curves

2.6 延 性

延性性能是橋梁抗震的重要指標(biāo)之一，通常用曲率延性系數(shù)來(lái)衡量。屈服位移作為延性抗震設(shè)計(jì)的基本參數(shù)，對(duì)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)參數(shù)定義與量值的變化有重要影響。本文采用Park 法[19]計(jì)算屈服位移，Park 法基于力-位移曲線(xiàn)確定屈服點(diǎn)。在骨架曲線(xiàn)上找出75%最大水平力所對(duì)應(yīng)的位置，與坐標(biāo)原點(diǎn)連接并反向延長(zhǎng)，得到與最大水平力的交點(diǎn)，垂直向下作直線(xiàn)，與骨架曲線(xiàn)相交的一點(diǎn)為結(jié)構(gòu)的等效屈服點(diǎn)，骨架曲線(xiàn)中負(fù)荷峰值點(diǎn)的85%所對(duì)應(yīng)的位移量為結(jié)構(gòu)的極限位移。

經(jīng)計(jì)算，得出D1 和D2 橋墩對(duì)應(yīng)的屈服位移分別為14.85 和17.38 mm，極限位移分別為47.36 和56.52 mm，容許位移延性系數(shù)分別為3.19 和3.25。可見(jiàn)，加固試件D2 的容許位移延性系數(shù)相較于未加固試件D1 變化不大，這表明鋼板混凝土復(fù)合加固對(duì)橋墩延性影響較小。

3 數(shù)值計(jì)算模型研究

本文采用ABAQUS 軟件對(duì)加固試件D2 進(jìn)行數(shù)值模擬，從而得到仿真試驗(yàn)數(shù)據(jù)，通過(guò)試驗(yàn)數(shù)據(jù)與模擬數(shù)據(jù)進(jìn)行比較，進(jìn)一步對(duì)鋼板混凝土復(fù)合加固橋墩模型的抗震性能進(jìn)行研究。有限元模型與擬靜力試驗(yàn)?zāi)Ｐ拖嚓P(guān)參數(shù)及尺寸一致，混凝土及鋼板采用三維實(shí)體單元（C3D8R），鋼筋采用行架單元（T3D2），混凝土采用塑性損傷模型，彈性模量為23 026 MPa，泊松比為0.2。建立有限元模型，通過(guò)試驗(yàn)與數(shù)值模擬對(duì)比，研究模型試件的滯回性能，提高分析精度。

圖12 為橋墩模型試驗(yàn)與數(shù)值模擬的骨架曲線(xiàn)對(duì)比?？梢?jiàn)，試驗(yàn)結(jié)果與數(shù)值模擬的結(jié)果基本吻合。

圖12 試驗(yàn)結(jié)果與數(shù)值模擬骨架曲線(xiàn)對(duì)比Fig.12 Comparison between experimental results and skeleton curves of numerical simulation

4 結(jié) 語(yǔ)

針對(duì)震后承載能力不足的鐵路重力式橋墩，提出了鋼板混凝土復(fù)合加固方法。通過(guò)擬靜力試驗(yàn)，對(duì)比分析了加固前后鐵路重力式橋墩的破壞特征、抗震性能。試驗(yàn)結(jié)果表明：破壞后的橋墩利用鋼板混凝土復(fù)合加固，其強(qiáng)度、承載力、耗能和剛度均得到明顯提高，且承載力較原始橋墩提高了75.37%，達(dá)到加固的預(yù)期目標(biāo)；加固后只在橋墩墩底出現(xiàn)破壞，試驗(yàn)達(dá)到了初期設(shè)想結(jié)果。通過(guò)建立有限元模型進(jìn)行數(shù)值模擬，數(shù)值模擬的骨架曲線(xiàn)與試驗(yàn)結(jié)果基本吻合，表明該震后加固方案可行。

本文加固方案解決了粘貼鋼板加固橋墩中不易生根的問(wèn)題，避免了加固面受集中力影響而導(dǎo)致的破壞面轉(zhuǎn)移，為以后橋墩的復(fù)合加固研究提供了思路。