考慮不均勻腐蝕影響的鋼筋混凝土橋墩抗震性能研究

谷 音，戴向東，李 攀，卓衛東

(福州大學土木工程學院，福建，福州 350108)

近海橋梁在面臨地震災害時，由于墩身長期處在高氯鹽及干濕循環等惡劣環境下，結構安全性能嚴重下降[1]。其中，鋼筋銹蝕是鋼筋混凝土結構劣化的主要原因[2]。同時，有學者對剪跨比不同的鋼筋混凝土橋墩進行試驗和理論分析，發現剪跨比較小的墩柱更容易發生脆性破壞[3 ? 7]。近海環境尤其是處于浪濺區的橋墩，鋼筋銹蝕時有發生，在面臨地震作用時，其破壞形式是否由延性破壞轉變為脆性破壞是我們值得關注的問題。在現有研究中，對橋墩的腐蝕大多是墩身全部腐蝕，模擬墩身不均勻腐蝕的情況較少。對其抗震性能研究往往基于擬靜力試驗方法，采用振動臺試驗方法的較少。Ma等[8]通過擬靜力試驗研究得出軸壓比和腐蝕程度較高的試件，其強度和剛度退化更嚴重。Yang等[9]通過擬靜力方法得出腐蝕RC柱的彎曲強度、剛度、延性和耗能能力隨著鋼筋最大腐蝕量的增加而降低。Rajput和Sharma[10]通過擬靜力試驗得到腐蝕對變形的不利影響大于對強度的影響，提出鋼筋腐蝕率和混凝土裂縫是兩個關鍵參數，但并未進一步考慮縱筋和箍筋腐蝕分別對橋墩抗震性能的影響。振動臺試驗能模擬結構在真實地震作用下的反應，也是研究結構抗震性能最直接的方法[11]。Yuan等[12]通過振動臺試驗研究立面不均勻腐蝕對橋墩抗震性能影響，結果表明浪濺區最優腐蝕環境會導致橋墩塑性鉸區轉移。Ge等[13]采用振動臺試驗方法研究腐蝕損傷對鋼筋混凝土橋墩非線性動力特性的影響，發現腐蝕對柱的殘余強度和漂移能力有顯著影響。針對近海環境下墩身不均勻腐蝕情況，開展振動臺試驗對腐蝕橋墩在真實地震作用下結構抗震性能的研究見表1，可以看出，考慮腐蝕對橋墩在地震作用下破壞模式影響的研究較少，最小的剪跨比為3.84，并沒有發生破壞形態的改變。

本試驗采用電化學加速腐蝕方法制備了4個不同腐蝕程度的橋墩，通過振動臺試驗方法模擬其在真實地震作用下結構的動力響應，為不均勻腐蝕橋墩的抗震研究擴充試驗數據，也為近海橋梁設計提供參考。

1 模型橋墩及振動臺試驗

1.1 模型相似關系

綜合考慮福州大學地震模擬三臺陣承載能力以及構件制作難度，對原型構件進行縮尺設計，取幾何相似比為1∶5，根據量綱相似原則，得出模型與原型主要物理量如表2所示。

表2 模型與原型的相似關系Table 2 Similarity between model and prototype

1.2 模型材料、尺寸及配筋

試件墩柱截面直徑為0.2 m，采用C30混凝土，測試的28 d平均抗壓強度和彈性模量分別為35.2 MPa和19.5 GPa。墩柱保護層厚度0.01 m，縱筋采用8根8 mm直徑的HRB400，縱筋配箍率為1.42%，箍筋采用直徑6 mm間距布置100 mm的HPB300，體積配箍率為0.471%。模型試驗設計參數見表3。模型幾何尺寸及墩柱配筋見圖1。需要說明的是：此模型采用幾何相似比1/5對原橋進行縮尺設計時，綜合考慮了尺寸效應的影響。本文應用文獻[14 ? 15]結論，以箍筋間距小于2倍的截面直徑時，認為箍筋對混凝土存在約束作用，且約束作用能有效降低尺寸效應的影響。同時，減小箍筋直徑和間距可有效減弱尺寸效應對試件彎剪性能的影響[16]。本文考慮合理的箍筋布置方式以減弱尺寸效應對結構在地震作用下彎剪性能的影響。

表3 試件設計參數Table 3 Design parameters of specimens

圖1 橋墩試件配筋詳圖/mmFig.1 Design derails of bridge pier specimens

1.3 配重方案

上部結構荷載采用人工配重模擬，設計制作一配重箱2.2 m×2.2 m×0.35 m和一配重蓋2.2 m×2.2 m×0.1 m，具體尺寸如圖2所示。在振動臺模型安裝時，將500塊10 kg配重鐵塊放入配重箱中，為了使配重蓋、配重箱和蓋梁三者固接，其對應位置分別預留了12個直徑為40 mm的孔洞，再通過M20高強螺桿穿過其中并用M20螺母及彈簧墊片將其固定。配重裝置設計如圖2所示。

圖2 配重箱尺寸圖/mmFig.2 Design drawing of additional weight box

1.4 電化學加速腐蝕

為模擬沿海橋墩浪濺區的不均勻腐蝕，在墩柱距離底部0 mm～400 mm范圍修筑NaCl溶液池，使距離底座1/2高度范圍內的墩身處在溶液內部。應用電化學腐蝕原理，采用恒流電源提供直流電流，將墩柱內縱筋用導線連接電源正極，將碳棒用導線連接電源負極，濃度為5%的NaCl溶液作為介質，組成加速腐蝕電路，電化學腐蝕示意圖如圖3(a)所示。并按圖3(b)所示對縱筋、箍筋進行編號。試驗樣本編號為D0、D15、D30、D45(D0代表未腐蝕，D15、D30、D45分別代表腐蝕天數15 d、30 d和45 d)，此外，在施加外部電流之前，將腐蝕區域浸入5% Nacl溶液15 d，使得足夠的Cl離子從混凝土表面滲透到鋼筋表面，腐蝕后墩身現象如圖3(c)～圖3(e)所示，可以看出，腐蝕構件表面有大量紅褐色銹蝕產物生成，且腐蝕率越高的試件顏色越深。為進一步測定墩柱實際腐蝕率，待試驗結束后，將墩柱破壞并取出腐蝕區域的縱筋和箍筋，如圖3(f)～圖3(h)所示。縱筋主要產生銹坑，且截面損失多集中在與箍筋交接處，而箍筋截面損失比較明顯，尤其是對于D45構件，箍筋的外徑較內徑截面缺失更為嚴重，這是因為箍筋相對縱筋更靠近外側，且混凝土保護層較小，更容易遭受外部氯離子的侵蝕。在經過稀鹽酸、石灰水、清水清洗并烘干后稱重，測得的縱筋、箍筋實際腐蝕率如圖3(i)和圖3(j)所示。

圖3 電化學加速腐蝕Fig.3 Electrochemical accelerated corrosion

1.5 傳感器布置及試驗加載工況

振動臺試驗是在福州大學地震模擬振動臺三臺陣系統上進行。試驗照片如圖4所示，從圖中可以看出，配重塊主震方向左側布置三個加速度計A1～A3，右側布置3個拉線式位移計D1～D3，蓋梁主震方向左側布置三個加速度計A4～A6，右側布置3個拉線式位移計D4～D6，墩柱主震方向各布置兩個加速度計A7和A8，底座中心布置一個加速度計A9用以測量實際輸入地震動。混凝土應變計布置在底部塑性鉸區位置，H1-R、H2-R測量墩底塑性鉸區左側0 mm～240 mm應變，H1-L、H2-L測量墩底塑性鉸區右側0 mm～240 mm應變，傳感器具體布置位置如圖5所示。

圖4 試驗照片Fig.4 Photograph of the experiment

圖5 傳感器布置Fig.5 Sensor layout

根據原橋結構所處場地，按照設計反應譜選波，最終確定1940年El-Centro波南北向作為地震動輸入，該波場地屬Ⅰ類～Ⅱ類。按照相似原則，對地震波時間間隔乘以0.447的系數進行壓縮。為進一步研究腐蝕橋墩的破壞形態，通過計算確定最終地震動加載工況為PGA=0.071g、0.2g、0.4g、0.6g、0.7g，且試驗開始之前和每個工況加載完成之后均輸入一條白噪聲用來檢測模型結構的動力特性。地震工況如圖6所示。

圖6 輸入地震動Fig.6 Input ground motion

2 試件地震反應分析

2.1 破壞現象

將上述工況按照設定順序對各橋墩樣本進行地震激勵，加載結束后，四個試件的最終破壞形態如圖7所示。其中，為了更好描述試件的破壞現象，將試件正面xz軸方向視為N方向，振動臺加載方向為E-W方向，并按照逆時針劃分為N、E、S、W四個區域進行拍照取樣。試件加載過程中及加載結束后的主要觀測現象總結如下：

圖7 試件破壞現象Fig.7 Failure modes of specimen

1) D0構件在PGA達到0.2g時，墩柱底部件開始出現細微彎曲水平裂縫。隨著地震動強度的增大，裂縫開始大量出現于塑性鉸區，并由水平裂縫往斜向裂縫發展，同時，在開裂范圍從墩柱底部主震方向向側面延伸。當PGA達到0.6g時，墩柱底部混凝土開始出現大面積裂縫并相互交錯。當PGA達到0.7g時，墩柱底部W側出現保護層混凝土剝落現象，試件最終表現出彎曲破壞。

2)對于腐蝕構件而言，D15、D30、D45構件在振動臺試驗開始之前，均產生了由于鋼筋銹蝕產物膨脹導致的數條沿縱筋方向的豎向裂縫。其中，D15由于縱筋與箍筋的腐蝕率僅為5%左右，隨著地震動強度增大，構件損傷表現為裂縫數量多、分布均勻、裂縫寬度小等特點。主震方向西側底部出現較多的沿原有腐蝕裂縫發展的豎向裂縫并成為主裂縫，而E側出現較多水平裂縫，當PGA到達0.6g時，整個構件開始發生傾斜，試驗停止加載。

3)從圖3(d)可知，D30構件腐蝕區域截面紅褐色顏色較深，且箍筋及箍筋與縱筋交界處截面損失嚴重的位置處于墩柱的塑性鉸區，使得D30破壞現象與D15明顯不同。隨著地震強度的不斷增大，D30試件裂縫由底部的水平彎曲裂縫發展為斜向裂縫，并向側面延伸發展，裂縫發展形式為在原有裂縫基礎上延伸、貫穿為主，并且最終在底部出現一條巨大的斜向裂縫，整個構件發生明顯傾斜。

4) D45構件腐蝕區域截面退化十分顯著，由取出鋼筋的實際腐蝕情況可以看出箍筋截面損失十分嚴重，導致箍筋對混凝土約束作用大大降低，且墩身銹蝕產物的生成使得紅褐色顏色更深，導致鋼筋與混凝土的粘結性能大大降低。測試前已觀察并測量其最大裂縫寬度已達0.78 mm，使得地震強度達到0.6g時，整個構件出現明顯的脆性性質，表現為橋墩底部E側方向混凝土發生破壞，保護層混凝土呈塊狀脫落，相比D0構件破壞時間提前，且加載后期，預期試驗現象出現，表現為：縱筋應變值加大，出現屈曲現象，部分箍筋由于銹蝕嚴重，無法為試件提供足夠的抗剪承載能力，而導致試件最終呈現出彎剪破壞形態。這一現象表明，試件損傷最嚴重的位置已出現預設的浪濺區位置，且驗證了腐蝕影響構件的最終破壞形態。

5)總體而言，在水平裂縫與斜裂縫的數量及位置上，D0為彎曲破壞，在裂縫開展形式上表現為水平裂縫居多，斜裂縫幾乎很少。而D45是彎剪破壞，表現為水平裂縫與斜裂縫交叉貫穿，圖7(d)中N方向可清晰看出斜裂縫幾乎全部從水平裂縫發展而來，且混凝土呈松散塊狀掉落。

2.2 試件的自振周期和阻尼比

橋墩試件可視為單自由度體系，其自振周期可通過一段白噪聲激勵，并將其進行快速傅里葉變換得到。從圖8可以看出構件的自振周期隨著地震動強度的增大而增大，且腐蝕構件的自振周期明顯高于未腐蝕構件。圖中T0表示未輸入地震動時結構的自振周期，T1～T5表示輸入峰值加速度分別為0.071g、0.2g、0.4g、0.6g、0.7g等不同工況后結構的自振周期。

烏有強抑著悲辛將玉玦遞給子虛，子虛將玉玦交到左手，右手卻與烏有遞玉的右手在棋盤之上，緊握在一起，兩人運行花間游內力，亂灑青荷、碧水滔天、蘭摧玉折、商陽指，一時虎踞龍蟠，白發支離，面目赤紅，氤氳白汽蒸騰在百會穴上。內力游龍一般在二老脈息里運轉，最后匯聚到子虛右掌，與指間的玉玦相激蕩，令玉玦璀璨生光，如同一顆由天庭里摘下來的星星，嵌在子虛食指與拇指交錯的指節上。

圖8 結構自振周期Fig.8 Structure natural vibration period

由于白噪聲掃頻引起自由振動的振幅偏小，因此在計算試件在各工況完成后的阻尼比時，選用每個地震波工況輸入完成后試件自由振動的加速度時程。從表4中可以看出，構件的阻尼比隨地震動強度和腐蝕程度的增大而增大，且腐蝕程度越嚴重的構件越明顯。

表4 結構阻尼比Table 4 Structural damping ratio

2.3 加速度和位移響應

試件的動力放大系數是指橋墩頂部的絕對加速度反應最大值與輸入地震動加速度最大值的比值。而本次實驗結構的重心位于配重塊中部，即輸出的絕對加速度到輸入加速度的距離為1.625 m，且結構的質量分布主要集中在頂部的配重塊，其動力放大系數均小于1。從圖9可以看出，試件動力放大系數整體表現為隨地震強度的增大而減小。到加載后期時，動力放大系數的變化逐漸減小，四個構件損傷累積到一定值時，墩頂的絕對加速度值未發生太大變化。圖中E1～E5表示峰值加速度分別為0.071g、0.2g、0.4g、0.6g、0.7g時不同工況的輸入地震動。

圖9 不同地震工況下試件的動力放大系數Fig.9 Dynamic amplification factors of specimens under different seismic conditions

由文獻[17]可知橋墩的累積殘余位移為前幾次地震加載結束后結構在本次加載中產生的殘余位移值。即：

式中，Dres1、Dres2、Dresi分別為第1次、第2次、第i次地震加載結束后結構在本次加載中產生的殘余位移值。

從圖10可以看出各級工況加載結束后，橋墩試件的累積損傷情況。以PGA為0.6g為例，D30、D45的最大殘余位移分別達到6.0 mm和15.9 mm。且在PGA從0.2g加載至0.4g時，殘余位移變化最大，構件在加載過程中無法恢復至原有狀態。相比之下，未腐蝕構件在加載過程中的殘余位移在0.2g～0.4g始終保持在一定范圍內，呈現出較好的可恢復性，而腐蝕率較低的D15構件則表現為橋墩的可恢復性略有提高。

圖10 試件的累積殘余位移Fig.10 Cumulative residual displacement of specimen

2.4 位移延性系數

采用文獻[18]中提到的方法，可近似得出位移延性系數，這是反映結構抗震性能的重要指標。

圖11 試件的位移延性系數Fig.11 Displacement ductility coefficient of specimen

2.5 試件耗能分析

試驗試件為單自由度體系，其運動微分方程為：

式中：u(t) 為 體系相對位移反應；u˙(t)為相對速度反應；u¨(t) 為相對加速度反應；u¨g(t)為輸入地面加速度。

對式(2)同時在時域內積分，并進一步采用能量符號表示：

式中：EK(t)為單自由度體系動能；ED(t)為阻尼耗能；EH(t)為滯回耗能；ES(t)為彈性變形能；El(t)為地震總輸入能。在輸入地震動結束時，EK(t)=0，ES(t)=0。即結構總輸入El(t)能可以用表示為滯回耗能EH(t)和阻尼耗能ED(t)之和。可以通過試件墩頂加速度和墩柱及頂部質量的乘積，和墩頂相對位移繪制力-位移曲線如圖12所示。

圖12 0.4 g各試件力與位移曲線Fig.12 0.4 g each specimen force and displacement curve

本文只列出了0.4g地震強度下墩柱的力與位移關系曲線，可以看出滯回環明顯呈現不對稱現象，這是由于隨著地震強度的增大，構件的損傷在不斷累積，使得殘余位移不斷增大。對于腐蝕構件而言，這種現象更加明顯，這是由于腐蝕構件不僅承受地震荷載導致的剛度退化，腐蝕也會造成保護層混凝土開裂導致在地震過程中鋼筋混凝土不能共同工作，造成進一步的剛度退化。

提取滯回環面積進一步獲得結構的總耗能如圖13所示。

從圖13可以看出，在PGA為0.071g時，四個構件的耗能能力很接近，隨著地震強度增加至0.2g，四個構件總耗能開始出現差異，其中，D15由于腐蝕程度較低，和未腐蝕構件總耗能較為接近，而D30試件耗能為D0試件的84.5%，D45試件耗能為D0試件的63.9%，當PGA達到0.4g時，D15、D30、D45耗能達到峰值，而未腐蝕試件耗能繼續增長，當PGA達到0.6g時，未腐蝕試件的總耗能與D15、D30、D45試件相比，分別高出8.4%、40%、196%，當PGA達到0.7g時，D0比D30耗能高出5.8%。這表明未腐蝕試件的抵抗地震作用的能力要優于腐蝕試件，且腐蝕程度最嚴重的D45構件耗能能力退化越明顯。

圖13 試件的總耗能Fig.13 Total energy consumption of specimen

3 結論

本文采用電化學加速腐蝕方法，同時考慮箍筋和縱筋的腐蝕，并通過振動臺試驗研究不均勻腐蝕對剪跨比較小(λ=2)的橋墩抗震性能的影響，從破壞現象與試驗數據兩方面分析，得到以下結論：

(1)采用電化學腐蝕方法得到的箍筋表現出腐蝕分布不均勻性，而縱筋表現為均勻腐蝕。且箍筋的平均腐蝕率越大，其不均勻特性越明顯，表現為平均腐蝕率為20.48%的箍筋，其局部截面損失率超過50%以上。這主要與氯離子的傳播距離有關，可見保護層厚度設計十分關鍵。在本次試驗中保護層厚度較小，需要在今后試驗及實際近海橋梁設計中引起重視。

(2)驗證了文獻[3 ? 7]中提到的剪跨比較小(λ=2)的橋墩在地震作用下有彎曲破壞轉變為彎剪破壞的趨勢。而本文研究發現當箍筋腐蝕達到20%以上時，在一定程度上會改變橋墩在地震作用下的破壞模式，表現出明顯的彎剪破壞特征。

(3)縱筋腐蝕率超過10%、箍筋腐蝕率超過20%的鋼筋混凝土橋墩在面對地震作用時表現出明顯的脆性。而縱筋、箍筋平均腐蝕率在5%左右的D15橋墩表現出和未腐蝕橋墩接近的性質，甚至對抗震性能略有提高，但達到破壞的地震強度時，卻表現出明顯的剛度下降特性。

(4)同時考慮箍筋和縱筋腐蝕對橋墩抗震性能的影響。箍筋腐蝕對橋墩耗能能力的影響大于縱筋腐蝕對橋墩耗能能力的影響。表現為縱筋腐蝕率接近(5%、6%、11%)的情況下，箍筋腐蝕越嚴重(5%、10%、20%)的構件在加載后期耗能能力下降更明顯。當PGA達到0.6g時，未腐蝕試件的總耗能與D15、D30、D45試件相比，分別高出8.4%、40%、196%。

(5)試驗中為了滿足縮尺比例，其保護層厚度取值較小，保護層對腐蝕會有一定影響，但該試驗是采用電化學腐蝕，并非從保護層外部開始腐蝕，保護層厚度主要對腐蝕開始時間的影響較大，對于相同腐蝕程度，由于鋼筋直徑的減小，腐蝕銹脹引起的保護層的開裂的影響也減小，因此，本試驗忽略了保護層根據相似比縮減后產生的影響，建議這方面可以設計相應試驗進行專門的研究。