郝 岩，丁明波，鲁锦华，秦训才，刘德安
(兰州交通大学 土木工程学院，甘肃 兰州 730070)
我国铁路交通运输工程中，桥梁占比极高，以青藏铁路格拉段为例，全线中大型桥梁共317 座，总长156.7 km，占总线路的13.7%[1]。我国地处环太平洋地震带和欧亚地震带之间，地震活动频率大且震级高，地震对桥梁工程产生了不同程度的影响[2-4]，对桥墩墩底部位影响最为明显。已有加固实例主要采用外包混凝土[5-6]、粘贴钢板[7-8]和粘贴碳纤维布[9-10]等技术进行加固桥墩。这些传统加固技术存在很多不足，如：钢板加固过程中不易生根、外包混凝土加固会增大墩身自重导致基础负荷能力不足、粘贴碳纤维布加固后墩柱的抗剪性能差等。为解决这些问题，国内外许多学者对传统加固技术进行了改进。卢亦焱等[11-14]提出碳纤维布与钢板复合加固技术，有效增强了墩柱的极限承载力和抗弯刚度，减缓了挠度的发展，提高了墩柱的延性和耗能能力，使约束区混凝土有更大的极限应变；
随后又采用纤维增强复合材料与钢材复合加固混凝土结构，不但延缓了裂缝扩展，解决了CFRP 锚固问题，还提高了混凝土开裂荷载和极限荷载，改善了CFRP 单一加固脆性破坏的特点。林佳辉等[15]采用钢板剪力钉和原有混凝土植筋对梁进行钢-混组合加固，提高了结构承载力和延性，利用灌浆和外包钢板套箍的作用有效减少内部混凝土的变形。董旭等[16]提出了新型钢筋网格加固桥墩的方法，加固后构件延性有很大提高，但墩身植入的横向钢筋一定程度上减弱了纵向钢筋网格的受力，从根本来说未能解决大震耗能问题。Han 等[17]采用夹套加固法使加固后试件的极限荷载得到了提高，但加固后的试件存在延性差的特点，并且加固后试件的延性与夹套的材料有关。
从现有研究来看，桥墩粘贴钢板加固过程中钢板不易生根的问题，以及外包混凝土加固时破坏面转移的问题仍未得到有效解决。因此，本文提出浇筑混凝土和粘贴钢板复合加固的方法，对配筋率为0.5%的铁路重力式桥墩模型进行拟静力试验，验证该加固方法的可行性。
1.1 模型设计
铁路桥墩上部结构质量大，地震惯性力大。为满足列车平稳运行和保证舒适度，我国对铁路桥跨结构的纵横向刚度提出了较高要求。因此，在设计中要充分控制桥墩的刚度[18]，往往仅配护面钢筋，这使得铁路桥墩属于低配筋结构。在地震作用下，此类桥墩表现出延性差、易发生脆断破坏的特点。试验以7 度地震区铁路重力式桥墩为工程背景，原型桥主梁跨度为16 m，墩高为10 m。根据结构静力相似理论计算了本试验的相似参数，其中弹性模量和应力的模型比尺为1∶1，长度和位移的模型比尺为1∶8，面积、质量、轴力的模型比尺为1∶64。根据相似关系得出试验模型桥墩的高度为125 cm，且将圆端型桥墩截面等效为矩形截面，等效后的截面尺寸为36 cm×25 cm（长×宽），承台尺寸为80 cm×70 cm×50 cm（长×宽×高）。制作1 个配筋率为0.5%的矩形截面重力式桥墩模型为D1 试件，然后对其进行拟静力试验，对桥墩模型墩底破坏区域进行钢板混凝土复合加固得到加固模型D2 试件。试件主要参数见表1。
D1 试件纵向钢筋均采用HRB335 钢筋，箍筋采用HPB300 钢筋，混凝土采用C30 混凝土。试件D1 如图1 所示。
表1 桥墩试件主要参数Tab.1 Main parameters of pier specimens
图1 试件D1（单位: cm）Fig.1 Specimen D1（unit: cm）
1.2 桥墩加固方案
本文提出钢板混凝土复合加固的方法，用膨胀螺栓将L 型钢板固定在墩身加固位置，然后植筋并绑扎箍筋，最后浇筑外包混凝土。该方案不仅解决钢板加固不易生根的问题，而且利用L 型钢板作为截面变化处的过渡部分，可以确保加固后破坏面不发生转移，提高桥墩的承载能力和耗能能力。加固方案植筋所需的纵筋采用直径为10 mm 的HRB335 钢筋，箍筋采用直径6 mm 的HPB300 钢筋，箍筋间距为70 mm，混凝土采用C30 混凝土，L 型钢板采用Q235 钢，厚度为3 mm。通过规范《混凝土结构加固设计规范》（GB 50367—2013）及《混凝土结构设计规范》（GB 50010—2010）中相关公式试算，拟取植筋深度为150 mm，复合加固高度为650 mm。加固试件D2 如图2 所示，立体图如图3 所示。
图2 试件D2（单位: cm）Fig.2 Specimen D2 （unit: cm）
图3 试件D2 立体图Fig.3 Solid diagram of specimen D2
1.3 试验装置与加载
通过相似比计算得轴力为51 kN。水平力采用电液伺服式加载系统进行加载，其最大加载力为300 kN，最大位移为±200 mm，频率范围0～12 Hz。墩身与千斤顶采用螺栓连接，承台通过4 根直径为32 mm 的精轧螺纹杆进行锚固，试验具体加载装置示意见图4。根据《建筑抗震试验规程》（JGJT 101—2015）有关规定，本试验采用位移控制的方法进行加载，试验第一级加载位移为1 mm，位移在15 mm 前以2 mm 为增量逐级增大，15 mm 后以5 mm 为增量逐级增大，直到荷载下降到负荷峰值的85%以下或纵筋拉断，停止加载。试验具体加载制度如图5 所示。
图4 试验加载装置Fig.4 Testing setup
图5 位移加载制度Fig.5 Displacement loading system
2.1 试件破坏现象
为方便试验现象描述，将墩身四面进行标记，试件加载面为E，其余面顺时针依次为S、W、N，如图3 所示。模型桥墩的裂缝开展情况见图6。
图6 裂缝分布示意Fig.6 Fracture distribution diagram
试件D1 试验现象描述：当墩顶水平位移加载至7 mm，水平荷载为25.3 kN，试件E 侧底部出现细微裂缝；
加载至15 mm 时，水平荷载为33.5 kN，E 侧裂缝贯通并在14.5 cm 高度处出现第2 条裂缝；
加载至30 mm 时，水平荷载为39.2 kN，W 侧、S 侧在16 cm高度处出现第3 条裂缝；
加载至40 mm 时，墩身51 cm 高度处出现第4 条裂缝并贯通，混凝土压碎现象明显；
加载至50 mm，水平荷载为37.8 kN，W 侧钢筋拉断，试件破坏。
试件D2 试验现象描述：墩顶水平位移加载至9 mm 时，水平荷载为38.9 kN，墩底W 侧出现细微裂缝；
加载至13 mm 时，水平荷载为52.6 kN，E 侧底部出现细微裂缝；
加载至20 mm 时，水平荷载为62.7 kN，W 侧底部裂缝贯通；
加载至25 mm 时，加固区出现承台植筋与钢板的摩擦声；
加载至35 mm 时，水平荷载为70.2 kN，墩底裂缝贯通；
加载至55 mm 时，水平荷载为58.6 kN，W 侧和E 侧墩身底部出现提离现象，提离高度10 mm；
加载至60 mm 时水平荷载下降到峰值的85%以下。加固后试件的破坏只在底部发生，抗震效果良好。最终破坏状态如图7 所示。
图7 桥墩破坏形态Fig.7 Pier failure mode
2.2 滞回曲线
图8 为试件D1 和D2 墩顶水平位移的滞回曲线对比图。可见，试验加载初期，两试件处于弹性阶段，滞回环窄而狭长，且加载路径与卸载路径的滞回曲线基本一致；
随着水平位移持续增大，滞回环逐渐饱满，两试件耗能、极限承载力、变形均增大；
当水平位移继续增大，试件底部出现严重鼓曲进而失效。
图8 还表明：钢板混凝土复合加固试件D2 的滞回曲线比未加固试件D1 略扁，相同位移下加固后试件D2 的墩顶水平力较试件D1 显著提高，这表明加固试件D2 极限承载力有较大提高；
相同位移下加固试件D2 的滞回曲线面积均大于未加固试件D1，这表明加固试件D2 表现出更好的耗能能力。由此可知，钢板混凝土复合加固对试件承载力和耗能提升明显。
图8 试件D1 和试件D2 滞回曲线对比Fig.8 Comparison of hysteresis curves of specimens D1 and D2
2.3 骨架曲线
图9 为试件D1 和D2 的墩顶水平位移的骨架曲线比较。可见：在加载初期随着墩顶水平位移的增大，两试件骨架曲线均成线性形态，且斜率较大，试件处于弹性阶段；
随着水平位移的持续增大，曲线斜率逐渐变小，刚度明显退化，试件进入弹塑性变形阶段；
加载后期，水平位移继续增大，试件逐渐进入屈服阶段，随后负荷达到峰值点，试件承载力逐步衰减，试件最终破坏。钢板混凝土复合加固的试件D2 峰值荷载较未加固试件D1 提高75.37%。
图9 试件D1 和试件D2 骨架曲线对比Fig.9 Comparison of skeleton curves of specimens D1 and D2
2.4 刚度退化
为了验证不同位移对模型刚度的影响，参考《建筑抗震试验方法规程》使用割线刚度K作为不同侧位移时的刚度，具体计算见式（1）：
式中：Pi表示第i次加载峰值荷载值；
Xi表示第i次加载峰值荷载所对应的位移值。
图10 给出了钢板混凝土复合加固对试件刚度退化的影响。可见，复合加固后试件的初始刚度提高了35.3%；
加载过程中，两试件的刚度退化均呈现相似的形态；
当位移加载至35 mm 时，两试件刚度退化均变得缓慢。对比两试件的刚度曲线，整个加载过程中试件D2 的刚度均高于试件D1，这表明钢板混凝土复合加固可以有效提高试件刚度。
图10 刚度退化曲线Fig.10 Stiffness degradation curves
2.5 耗 能
试件耗能能力一般采用累积耗能进行评价。图11 显示了钢板混凝土复合加固对试件累积耗能的影响。总体上看，试件的累积耗能随着水平位移的增大而增大。在加载初期，试件的累积耗能曲线斜率缓慢增大，试件累计耗能较小；
在加载后期，试件的累积耗能曲线斜率迅速增大，这是由于前期试件处于线弹性工作状态，试件的塑性消耗很小，随着加载位移的增加试件逐渐屈服。整个加载过程中试件D2 的累积耗能均在试件D1 之上，并在墩顶最大位移处，加固试件D2 的累积耗能提高了26.25%。
图11 累积耗能曲线Fig.11 Cumulative energy dissipation curves
2.6 延 性
延性性能是桥梁抗震的重要指标之一，通常用曲率延性系数来衡量。屈服位移作为延性抗震设计的基本参数，对结构设计参数定义与量值的变化有重要影响。本文采用Park 法[19]计算屈服位移，Park 法基于力-位移曲线确定屈服点。在骨架曲线上找出75%最大水平力所对应的位置，与坐标原点连接并反向延长，得到与最大水平力的交点，垂直向下作直线，与骨架曲线相交的一点为结构的等效屈服点，骨架曲线中负荷峰值点的85%所对应的位移量为结构的极限位移。
经计算，得出D1 和D2 桥墩对应的屈服位移分别为14.85 和17.38 mm，极限位移分别为47.36 和56.52 mm，容许位移延性系数分别为3.19 和3.25。可见，加固试件D2 的容许位移延性系数相较于未加固试件D1 变化不大，这表明钢板混凝土复合加固对桥墩延性影响较小。
本文采用ABAQUS 软件对加固试件D2 进行数值模拟，从而得到仿真试验数据，通过试验数据与模拟数据进行比较，进一步对钢板混凝土复合加固桥墩模型的抗震性能进行研究。有限元模型与拟静力试验模型相关参数及尺寸一致，混凝土及钢板采用三维实体单元（C3D8R），钢筋采用行架单元（T3D2），混凝土采用塑性损伤模型，弹性模量为23 026 MPa，泊松比为0.2。建立有限元模型，通过试验与数值模拟对比，研究模型试件的滞回性能，提高分析精度。
图12 为桥墩模型试验与数值模拟的骨架曲线对比。可见，试验结果与数值模拟的结果基本吻合。
图12 试验结果与数值模拟骨架曲线对比Fig.12 Comparison between experimental results and skeleton curves of numerical simulation
针对震后承载能力不足的铁路重力式桥墩，提出了钢板混凝土复合加固方法。通过拟静力试验，对比分析了加固前后铁路重力式桥墩的破坏特征、抗震性能。试验结果表明：破坏后的桥墩利用钢板混凝土复合加固，其强度、承载力、耗能和刚度均得到明显提高，且承载力较原始桥墩提高了75.37%，达到加固的预期目标；
加固后只在桥墩墩底出现破坏，试验达到了初期设想结果。通过建立有限元模型进行数值模拟，数值模拟的骨架曲线与试验结果基本吻合，表明该震后加固方案可行。
本文加固方案解决了粘贴钢板加固桥墩中不易生根的问题，避免了加固面受集中力影响而导致的破坏面转移，为以后桥墩的复合加固研究提供了思路。
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