設置無粘結鋼筋的鐵路重力式橋墩抗震性能試驗研究

張文東，陳興沖，高建強，魯錦華，劉正楠，丁明波

（蘭州交通大學土木工程學院，甘肅 蘭州 730070）

引言

隨著我國高速鐵路建設的不斷發展，即將建成以“八縱八橫”為主體的高速鐵路及客運專線鐵路網，這將極大的促進我國經濟建設的快速發展。然而，我國高速鐵路網中一半以上的線路位于地震區，且大多數處于高烈度地震區。因而抗震設計成為高速鐵路橋梁設計中的關鍵環節。為了滿足延性抗震的要求，我國現行《鐵路工程抗震設計規范》（GB50111-2016）［1］要求鋼筋混凝土全截面配筋率不應小于0.5%。但在我國高速鐵路橋梁中廣泛采用配筋率低于0.5%的少筋混凝土橋墩［2－3］。由于該類橋墩具有自重和剛度大，能較好地平衡外力及保證墩身強度和穩定性的特點，因而被廣泛應用于我國鐵路橋梁中。但是，由于其墩身截面尺寸大，且僅布置護面鋼筋，導致其配筋率過低，延性能力不足，抗震性能較差。

目前針對少筋混凝土重力式橋墩的抗震問題，國內已有大量學者進行研究并取得了一系列成果。其中：鞠彥忠等［4－5］對低配筋的縮尺模型橋墩進行擬靜力試驗，研究了橋墩延性性能與配筋率的關系，發現配筋率較低時，橋墩的塑性變形能力隨著配筋率的增加而增強；劉浩［6］通過建立三維有限元模型分析了鐵路少筋混凝土橋墩的抗震性能；蔣麗忠等［7］和姜靜靜［8］采用正交試驗方法研究了高速鐵路圓端型橋墩的抗震性能，結果發現橋墩的延性性能和耗能能力與配筋率有關，剪跨比和體積配箍率對其延性影響較小；張永亮等［9］和陳興沖等［10－11］研究了配筋率對橋墩抗震性能的影響，發現橋墩的塑性變形能力和耗能能力隨配筋率的增大而增強。然而近年來，很多橋墩在地震中僅遭受了輕度或中度破壞，卻由于殘余位移過大而拆除重建。有學者提出可以通過施加無粘結預應力鋼筋使橋墩具有地震作用下的自復位能力，從而達到減小殘余變形的目的。LEMURA 等［12］將無粘結高強鋼筋加入混凝土墩柱中并進行了擬靜力與動力試驗研究，結果表明無粘結高強鋼筋的引入可以增大墩柱屈服后的剛度；SAKAI 等［13－14］和MAHIN 等［15］對設置了無粘結預應力鋼筋的橋墩開展低周往復荷載及動力加載下的抗震性能試驗研究，發現采用無粘結方式處理普通鋼筋可以顯著減小墩柱的殘余位移。汪訓流［16］通過對15根橋墩試件進行擬靜力試驗，討論了預應力鋼筋有無粘結的方式以及無粘結處理的位置等因素對橋墩自復位性能的影響。此外，也有研究表明在節段拼裝橋墩中增加無粘結預應力耗能鋼筋可以顯著改善橋墩的抗震性能［17］。

雖然以上學者針對少筋混凝土重力式橋墩的耗能和變形能力以及采用無粘結預應力鋼筋對橋墩自復位性能的影響開展了大量研究。但是，針對少筋混凝土重力式橋墩在地震作用下延性和耗能能力較差的問題仍沒有得到有效解決。因此，本文針對少筋混凝土重力式橋墩的上述問題提出了一種新的抗震措施，即在橋墩底部區域設置局部無粘結普通鋼筋。此種抗震措施采用了延性抗震設計理念，利用墩底局部無粘結鋼筋的自由伸縮變形來耗散地震能量，從而改善少筋混凝土重力式橋墩的抗震性能。基于該抗震設計思路，本文共設計了4個縮尺模型橋墩，并采用擬靜力試驗研究了無粘結鋼筋的配筋率和粘結方式對鐵路重力式少筋混凝土橋墩抗震性能的影響。

1 試驗概況

1.1 模型設計與制作

該試驗以8 度地震區廣泛應用的圓端型實體橋墩為研究對象，原型橋主梁跨度為16 m，墩高為10 m。根據結構靜力相似理論計算了該試驗的相似參數，縮尺比列為1：8，表1 為模型相似參數。根據相似關系得出試驗模型橋墩的高度為1 250 mm，且將圓端型橋墩截面等效為矩形截面，等效后的截面尺寸（長×寬）為360 mm×250 mm，承臺尺寸（長×寬×高）設計800 mm×700 mm×500 mm。

表1 模型主要相似參數Table 1 Similarity coefficients of each parameter in the model

該試驗主要考慮了有無粘結鋼筋和配筋率對少筋混凝土重力式橋墩抗震性能的影響，共設計了4 個模型試驗橋墩，編號依次為M1、M2、M3 和M4，其中：M1 和M2分別是配筋率為0.2%的完全粘結和無粘結鋼筋模型橋墩，M3和M4為配筋率為0.5%的完全粘結和無粘結鋼筋模型橋墩，模型橋墩的具體設計參數見表2。縱筋均采用8 mm的HRB335帶肋鋼筋，箍筋均采用6 mm的HPB300光圓鋼筋，并以10 cm的間隔沿墩高進行布設，承臺鋼筋均采用直徑為16 mm的螺紋鋼進行布置，模型橋墩的詳細配筋情況如圖1所示。試驗混凝土標號為C30，模型橋墩采用一次性澆筑成型，一天后脫模并灑水養護7d后在自然條件下繼續養護21d。

表2 模型橋墩設計參數Table 2 Design parameters of model piers

圖1 試驗模型配筋圖（單位：mm）Fig.1 Reinforcement diagram of test models

該試驗模型橋墩的制作與加載均在蘭州交通大學道橋工程實驗室內完成。與傳統完全粘結的少筋混凝土橋墩相比，本文提出的無粘結鋼筋橋墩中的鋼筋數量和類型完全一致，唯一區別在于墩身底部縱向鋼筋采用了無粘結處理措施，具體處理方式如圖2所示。即通過在橋墩底部區域用PVC聚氯乙烯管包裹鋼筋，將其與混凝土隔離，從而形成無粘結鋼筋的少筋混凝土橋墩。粘結區域鋼筋高度參考《公路橋梁抗震細則》中塑性鉸長度計算公式取值，取矩形截面短邊尺寸的2/3 倍（25×2/3=16.6 cm），試驗中無粘結長度取17 cm。無粘結處理區段的長度按照一倍塑性鉸長度進行設置。

圖2 無粘結鋼筋的處理Fig.2 Treatment of unbonded steel bars

1.2 加載方案

該試驗采用的加載裝置如圖3 所示，模型橋墩預制時提前在承臺指定位置處預留4 個直徑40 mm 的地錨螺栓孔，試驗時，采用4根直徑為25 mm的高強螺紋鋼筋將橋墩錨固于反力地基上。水平荷載施加采用剛性夾具利用墩頂預留的4 個直徑為20 mm 的螺栓孔將作動器與模型橋墩進行連接，并通過伺服作動器對模型橋墩沿墩頂縱向施加水平往復荷載。通過將高強螺紋鋼筋與壓力傳感器、橫梁和地錨進行連接形成豎向加載系統，其中：豎向軸力通過高強鋼筋施加。試驗加載過程中，采用ATC-24［18］推薦的位移控制模式，具體加載模式如圖4所示。試件從1 mm 開始逐級增加，15 mm 之前增幅為2 mm，15 mm 之后增幅為5 mm。每級位移反復三次，直到模型橋墩的水平荷載承載力下降到峰值荷載的85%以后或者縱筋被拉斷時停止加載并結束試驗。模型橋墩的荷載-位移關系可由電液伺服加載系統自動采集。其試驗過程中最大位移限值為75 mm。

圖3 試驗加載裝置Fig.3 Test loading device diagram

圖4 加載制度Fig.4 Loading system diagram

1.3 無粘結鋼筋應力機理分析

本文研究無粘結鋼筋的理論機理在于無粘結區域的鋼筋與周圍混凝土之間可以相對滑動，不符合變形協調條件，導致了構件的受力和變形性能不同于有粘結混凝土構件，無粘結鋼筋可將局部的變形均勻的分散到無粘結區域，應力的增量等于無粘結鋼筋區域周圍混凝土應變增量的平均值。因此，在最大彎矩截面，無粘結區域的鋼筋應力低于相同條件下有粘結處鋼筋應力。

2 試驗結果與分析

2.1 試驗現象與破壞形態

所有試驗模型的破壞主要集中在墩身底部區域，加載過程中，模型橋墩整體呈彎曲破壞形態。根據試驗模型的縱筋配筋率和粘結方式的不同，試驗模型的墩身底部表現出不同的破壞模式。

配筋率0.2%的試驗模型M1 和M2：試驗加載初期，模型M1 試件的東、西和北三側距離墩底11 cm 處出現了微裂縫，模型M2 的墩身底部區域無開裂現象；位移加載至±7 mm 時，M1 北側距離墩底11 cm 高度處的裂縫張開明顯，M2的西側墩底開始出現裂縫；位移加載至±25 mm時，M1西側和北側裂縫張開處的混凝土剝落嚴重，露出箍筋，M2 西側墩底出現混凝土剝落和輕微的壓碎現象；位移加載至±40 mm 時，M1 墩身東南側混凝土壓碎嚴重，西北側一根縱筋屈服并最終被拉斷，M2東南角處混凝土壓碎剝落；位移加載至±45 mm時，M1東南側一根縱筋拉斷，M1加載結束，M2東南角及西南角出現大量混凝土壓碎現象且縱筋外露；位移加載至±60 mm時，M2東南角處一根縱筋拉斷，M2加載結束。M1和M2的最終破壞現象如圖5所示。

圖5 模型M1和M2最終破壞形態Fig.5 Failure modes of model M1 and M2

配筋率0.5%的試驗模型M3 和M4：試驗加載初期，M3 南側距離墩底15 cm 處出現微裂縫，而M4 無開裂現象；位移加載至±5 mm 時，M3 的墩底西南側和東北側出現微裂縫，北側距離墩底17 cm 處出現裂縫，M4 的墩底東南角和東北角處出現微裂縫；位移加載至±15 mm時，M3距離墩底的西側10 cm 處、東南側30 cm 處和南側40 cm處各出現一條新裂縫，M4距離墩底的東側29 cm和49 cm處，西側37 cm處和北側47 cm處各出現一條新裂縫；當位移加載至±45 mm 時，M3 的南側3 根縱筋和北側1 根鋼筋拉斷，M3 加載結束，M4 南側縱筋因保護層混凝土的壓碎而裸露，并在水平位移加載至60 mm時，南側一根縱筋拉斷，M4加載結束。M3和M4的最終破壞現象如圖6所示。

圖6 模型M3和M4最終破壞形態Fig.6 Failure modes of model M3 and M4

2.2 滯回曲線

圖7給出了模型試驗測得的墩頂水平荷載-位移滯回曲線。試驗加載初期，模型橋墩均處于彈性工作階段，荷載-位移曲線基本呈線性關系，滯回曲線呈狹窄細長狀，滯回曲線的加載路徑與卸載路徑基本重合，卸載時基本無殘余變形。

圖7 模型橋墩滯回曲線Fig.7 Hysteretic curves of test models

通過對模型橋墩M1～M4的滯回曲線進行對比分析可知：（1）所有模型橋墩的滯回曲線均表現為較為飽滿的梭形，說明少筋混凝土橋墩具有較好的抗震耗能能力；（2）與配筋率較低的M1 和M2 相比，模型橋墩M3 和M4 的承載力顯著提高，表明少筋混凝土橋墩可以通過提高配筋率來提高承載力；（3）與完全粘結模型橋墩M1 和M3 相比，無粘結模型橋墩M2和M4的極限位移提高明顯，滯回曲線的面積進一步增大，表現的更為飽滿，說明橋墩底部區域采用縱筋無粘結的方式，可以顯著提高少筋混凝土橋墩的延性耗能和變形能力。

2.3 骨架曲線

圖8給出了不同粘結方式和配筋率條件下4個模型橋墩的骨架曲線。通過對比分析可知：在試驗模型未發生嚴重破壞或者鋼筋斷裂失效前，隨著水平位移的增加，所有模型的荷載-位移斜率基本呈線性狀態，試件處于彈性工作階段。隨著水平位移的繼續增加，骨架曲線的斜率隨水平位移的增大而逐漸減小，直至達到極限荷載。由于試驗誤差的原因，模型橋墩的正向與負向骨架曲線關于原點呈現不完全對稱現象。相比完全粘結鋼筋的模型M1和M3，無粘結鋼筋模型M2和M4的骨架曲線特征明顯，其最大位移顯著增大，且分別增大了33.3%和27.6%，表明采用無粘結措施可以提高試件的延性和變形能力。

圖8 模型橋墩骨架曲線Fig.8 Skeleton curves of test models

與低配筋模型M1和M2相比，高配筋模型M3和M4骨架曲線的峰值荷載明顯增大，且分別增大了71.5%和75.8%，表明增大配筋率可以顯著提高模型橋墩的極限承載力。同時可以看出：在配筋率相同條件下，無粘結模型M2和M4的極限承載力相比完全粘結模型M1和M3略微下降，降幅分別為2.83%和5.18%，說明粘結方式對少筋混凝土極限承載力的影響較小，可忽略不計。

3 抗震性能指標及變量分析

3.1 剛度退化

為了反映正向和負向荷載對試驗模型剛度的影響，采用各項剛度K作為試驗模型不同水平位移的剛度，第i級水平位移的平均割線剛度定義為［19］：

式中：+Pi和-Pi分別表示第i級加載時正和反向峰值點的荷載值；+Δi和-Δi分別代表第i級加載時正和反向峰值點所對應的位移值。

圖9 給出了有無粘結和縱筋配筋率對模型橋墩剛度退化的影響。整體而言，所有試驗模型均具有相似的剛度退化規律。配筋率較大的模型橋墩的初始剛度較大，相比于完全粘結試驗模型M1 和M3，無粘結試驗模型M2 和M4 的剛度退化速率更快，且隨著配筋率越大這種趨勢愈加明顯。由此可知：配筋率對模型橋墩的剛度退化影響更大，而粘結方式對模型橋墩的剛度退化影響較小。

圖9 模型橋墩剛度退化曲線對比Fig.9 Comparison of stiffness degeneration curves of models

3.2 延性系數

模型橋墩的延性系數取正向和反向兩個加載方向延性的平均值，本文根據骨架曲線采用PARK［20］法計算橋墩模型的屈服位移和極限位移。圖10 給出了有無粘結和縱筋配筋率對模型橋墩延性性能的影響。由圖可知：與完全粘結模型橋墩M1和M3相比，采用無粘結鋼筋的處理方式可以提高模型橋墩的延性性能，尤其是對于低配筋模型M2的延性提高最為顯著，提高了68.8%。說明少筋混凝土重力式橋墩可以采用無粘結方式來提高橋墩的延性性能，且配筋率越低提高的效果越明顯。

圖10 模型橋墩位移延性系數對比Fig.10 Comparison of displacement ductility coefficient of models

3.3 耗能能力

耗能能力是指試件吸收地震能量的能力，模型橋墩的滯回曲線越飽滿，即荷載-位移曲線包圍的面積越大，說明試件模型的耗能能力越強。本文采用累積滯回耗能E對試件的耗能能力進行評價［19］，試件某位移的累積耗能定義為小于及等于該位移的滯回曲線包圍的面積之和。圖11 給出了有無粘結和縱筋配筋率對累積滯回耗能的影響。可以看出：在配筋率相同時，無粘結模型M2 和M4 的最終累積滯回耗能高于完全粘結試件模型M1 和M3，分別提高了67.3%和30%。表明采用無粘結方式可以提高橋墩的耗能能力。究其原因，是由于地震作用下，無粘結鋼筋可以通過自由伸縮進行耗能，從而提高模型橋墩的延性和塑性變形能力。

圖11 累積耗能影響因素分析Fig.11 Parametric analysis of total energy dissipation

4 結論

本文通過對有無粘結處理措施和不同配筋率的模型橋墩進行低周往復加載試驗研究，得出以下結論：

（1）無粘結鋼筋的模型橋墩破壞形式為彎曲破壞，與完全粘結的模型橋墩相比，無粘結模型橋墩的裂縫位置集中在墩身底部，加載過程中未發生上移，且主要表現為墩底塑性區混凝土裂縫的開展、延伸及混凝土的壓碎。

（2）在配筋率相同條件下，無粘結模型橋墩M2 和M4 的滯回曲線比完全粘結的模型橋墩M1 和M3 更為飽滿，且最終累積滯回耗能分別提高了67.3%和30%，說明采用無粘結鋼筋處理方式可以提高橋墩的耗能能力。

（3）與完全粘結模型橋墩M1和M3相比，采用無粘結鋼筋的處理方式可以提高模型橋墩的延性性能，尤其是對于低配筋模型M2的延性提高最為顯著，提高了68.8%。說明少筋混凝土重力式橋墩可以采用無粘結方式來提高橋墩的延性性能，且配筋率越低提高的效果越明顯。

（4）與低配筋模型橋墩相比，高配筋模型的極限承載力分別增大了71.5%和75.8%，表明增大配筋率可以顯著提高模型橋墩的極限承載力。同時，在配筋率相同條件下，無粘結鋼筋的處理方式對于模型橋墩極限承載力的影響較小，最大降幅為5.18%，可忽略不計。

（5）相比于完全粘結試驗模型，無粘結試驗模型M2和M4的剛度退化速率更快，且隨著配筋率越大這種趨勢愈加明顯。