局部銹蝕矩形RC墩重度震損后加固試驗研究

黃海新，姜 鵬，叢日來，程壽山，李春明

（1.河北工業大學土木與交通學院，天津 300401；2.交通運輸部公路科學研究所，北京 100080；3.天津市交通運輸基礎設施養護集團有限公司，天津 300400）

引言

銹蝕和震后損傷修復均是橋梁抗震加固中非常重要的研究課題。橋墩作為橋梁的重要組成部件，在沿海等潮濕環境中常因養護不當導致出現局部銹蝕，若再遭遇地震，勢必會發生較為嚴重的破壞。對處于“可修”范圍內的橋墩，為恢復其工作性能以確保結構后期的運營安全，采用何種抗震加固方式和評價手段一直被科研人員所關注。其中：擴大截面加固法構造簡單和施工方便，易于實踐。

許陸洋［1］對采用擴大截面加固的震損無粘結預應力柱進行了擬靜力試驗，結果表明：加固能夠提高柱的承載力和變形能力；鄭之義［2］采用擴大截面加固方式對震損矩形截面柱進行了加固試驗，研究發現加固后構件承載力提升明顯；JIANG 等［3］對嚴重破壞的震損橋墩擴大截面加固時植筋采用BFRP 并外包GFRP 布，結果顯示橋墩的抗彎能力恢復，并且延性增強；司炳君等［4］對發生破壞的圓形截面橋墩擴大截面修復后進行加載試驗，發現加固試件保護層過厚不利于植筋作用的充分發揮；張宇［5］針對嚴重破壞的RC 柱采用重新澆筑塑性鉸區和纏繞CFRP布相結合的方式進行加固，試驗結果表明：加固試件承載力、延性、耗能能力等均有明顯提高。鋼筋銹蝕是影響其抗震性能的主要因素，對此部分學者進行了有益的探索［6－8］。此外，文獻［9－12］圍繞震損加固也取得了一定有價值的研究成果。

綜上所述，現有針對擴大截面法進行抗震加固的研究，鮮見考慮銹蝕和塑性鉸破壞的雙重疊加效應。為此，本文設計制作了6個重度受損且局部銹蝕矩形截面RC橋墩，采用擴大截面加固后通過擬靜力試驗，重點研究軸壓比、銹蝕率、銹蝕位置、有無預應力等參數及其變化對橋墩抗震性能的影響，以期為震后加固修復實際工作提供有價值的參考和建議。

1 RC墩加固試驗概況

1.1 加固前RC墩簡介

加固前設計制作6 個局部銹蝕并重度受損的矩形RC 墩柱試件［13］，墩截面為400 mm×300 mm，試件加載點高度為1 800 mm，具體設計尺寸如圖1 所示。試件整體采用C30 混凝土，縱筋采用8 根直徑為20 mm 的HRB335級鋼筋，箍筋為10 mmHPB235級光圓鋼筋，箍筋間距為100 mm，混凝土凈保護層厚度為22 mm。墩柱的鋼筋銹蝕采用電化學加速銹蝕試驗方法進行模擬［13］，其基本原理是依據電化學銹蝕的法拉第定律，當電流密度保持不變時，鋼筋的銹蝕深度與通電時間成正比，實際操作中將連接鋼筋的導線端和浸在NaCl 溶液中的銅網分別連接電源的正極和負極，通過精確控制通電時間使銹蝕率控制在5%、15%和25%左右。銹蝕范圍為距墩柱底部0～400 mm和500～900 mm兩個區域，各橋墩銹蝕情況見表1。

圖1 矩形RC墩設計圖Fig.1 Design of rectangular RC pier

表1 墩試件設計參數表Table 1 Design parameters of piers

為進一步模擬獲得在震后遭受重度受損的橋墩，這里采用擬靜力試驗的方式對橋墩施加側向荷載，使其在橋墩底部區域出現塑性鉸，并以此狀態定為橋墩重度受損。橋墩銹蝕及震損破壞情況如圖2所示。

圖2 加固前墩柱銹蝕及重度受損圖Fig.2 Rust and severe damage diagram of piers

圖3 給出了不同銹蝕率試件擬靜力震損模擬后的骨架曲線。從中可見：在銹蝕和震損疊加損傷情況下本文所給試驗試件的承載力最大下降幅值約40%。

圖3 損傷試件骨架曲線Fig.3 Skeleton curve of damaged specimen

1.2 RC墩柱試件加固設計方案及參數確定

鑒于疊加損傷下橋墩試件的承載力下降幅值較大，這里以恢復橋墩試件的水平承載能力為目標需求確定加固設計參數，加固方案采用擴大截面法，具體實施分為有和無橫向水平預應力約束兩種方式。

基于嚴重受損后的各個RC 墩柱試件開裂及混凝土保護層脫落情況，根據《公路橋梁加固設計規范》（JTG/TJ22-2008）［14］推算得截面塑性鉸高度為254 mm，結合墩柱約400 mm 的局部銹蝕高度，以及保護層豎向開裂的高度，擬定試件的加固高度為450 mm。加固后截面的抗彎剛度由鑿除破損混凝土之后剩余原截面的抗彎剛度和新澆筑截面抗彎剛度共同組成，其中原截面的殘余抗彎剛度根據加固前試件的彎矩曲率擬定，同時結合OpenSees 建立損傷模型進行加固橋墩的數值模擬，最終確定滿足目標需求的加固設計參數。加固部分澆筑混凝土采用C35，同時考慮到施工的便利性，加固截面尺寸最終確定為520 mm×420 mm，詳細加固設計見圖4。其中：無預應力的常規擴大截面加固方式中鋼筋為普通縱筋和箍筋，如圖5（a）所示，縱筋采用直徑為12 mmHRB400級鋼筋，四角4根，每個側面中間布置兩根，總計12根，在鑿除加固高度內受損構件保護層及破碎混凝土后，鋼筋分別采用下端在底座打孔和上端在未加固截面保護層上開槽方式設置。箍筋依據計算確定為7根10 mmHPB300級光圓鋼筋，間距為60 mm。

圖4 RC墩加固設計圖 Fig.4 Design of reinforced rectangular RC pier

為比較有無橫向預應力對抗震加固性能的影響，單獨對試件A1 采用橫向施加預應力的改進擴大截面加固方式，即將A1 中自下向上的第1、3、5、7 根箍筋采用相近強度的4.8 級普通螺桿代替，如圖5（b）所示，待澆筑混凝土達到設計強度后施加大小為螺桿屈服強度10%的預應力并鎖定螺母。為便于后繼對加固前后試件抗震性能的對比分析，加固后試件編號分別在原編號前添加字母R。表2 給出了加固用鋼材的實驗參數。

表2 材性試驗參數Table 2 Parameters of material test

圖5 有無預應力擴大截面配筋對比圖Fig.5 Comparison of enlarged section with or not prestressed bar

1.3 試驗加載與測點布置

墩柱的抗震加固性能試驗采用擬靜力方法實施，加載試驗如圖6所示。其中：豎向荷載和水平荷載分別采用100 t液壓千斤頂和水平作動器施加。加載制度采用變幅位移控制法，位移循環幅值以5 mm為初值，加載至20 mm前每級間隔5 mm，而后以10 mm間隔遞增至80 mm，每個循環往復一次。

圖6 橋墩加載圖Fig.6 Diagram of specimen loading

試驗中墩柱加載點處的力與位移采用壓力傳感器和電子位移計自動采集，加固區域應變數據通過DH3816N動態應變采集系統自動采集，應變片在混凝土澆筑前預埋在鋼筋上，測點設置涵蓋原墩柱縱筋、箍筋和擴大截面時新增縱筋、箍筋，實施情況可參見圖5。

2 試驗結果與分析

2.1 試驗現象

圖7給出了各試件的破壞形態。在試件未加固區域，隨著水平位移幅值的加大，裂縫首先沿原彎剪破壞微裂縫開展，在水平位移幅值為20～40 mm 時在其它未開裂區域快速出現多條新的裂縫。RA4 試件的銹蝕位置為500～900 mm 區域，該區域保護層出現豎向裂縫，存在成為第二個塑性鉸的可能，需要在日后的加固設計中特別注意。

圖7 各試件破壞形態圖Fig.7 Damage diagram of specimen

在加固混凝土區域，當水平位移加載到30 mm 時水平彎曲裂縫貫通。通過觀察記錄，當水平位移加載到20～40 mm時，試件加固區域在距離外側面5～20 cm 的位置，加固區開始出現一條斜向裂縫，其中無橫向預應力加固的各試件在水平位移達到50 mm 時該裂縫開展到最底部，裂縫最寬處超過4 mm，整個加固區保護層脫落，如圖7（a）中所示最寬的裂縫，而采用螺桿預應力加固的RA1墩出現裂縫的時間明顯滯后，且斜向裂縫寬度大幅減小，在水平位移為80 mm 時寬度才達2 mm。分析其原因在于，螺桿橫向預應力的施加對結構相當于施加了水平雙向約束，對結構的斜向裂縫起到了明顯的抑制效應，結構的剪切變形變小，抗剪能力自然增強，對破壞后橋墩的抗震性能修復成效更佳。

2.2 試件滯回曲線分析

圖8給出了各個墩柱試件加固前后力-位移滯回曲線的對比情況，其中規定水平力為負表示作動器施加推力，反之施加拉力。

從圖8 可見：疊加受損后的墩柱在進行塑性鉸區域加固之后，承載力存在不同程度的提升，達到加固設計目標，尤其是施加橫向預應力的加固方式下降段的承載能力提升較為明顯。觀察發現：隨加載位移幅值不斷增大，卸載強度和剛度下降，且隨循環次數增加下降速率加快。對比相同加固方式下不同銹蝕程度試件滯回曲線圖8（a）、圖8（c）和圖8（d），明顯可見銹蝕程度越大，墩頂最大側向力越小，滯回環面積越小，捏縮現象越嚴重。觀察具有不同銹蝕位置試件的滯回曲線圖8（c）和圖8（e），可以看到銹蝕發生在墩柱中部較墩底區域時，墩頂最大側向力增大，滯回環面積也明顯增大，且剛度退化減緩。對比不同軸壓比試件的滯回曲線圖8（c）和圖8（f），可見：軸壓比越大，最大墩頂側向力越大，但墩頂側向力退化較快。

圖8 各試件的滯回曲線對比圖Fig.8 Comparison of hysteretic curves of each specimen

需要說明的是：部分試件力-位移曲線在正負位移上呈現出一定的不對稱性。其原因在于試件在加固之前因預破壞存在一定的傾角，加固時未能完全扶正，導致水平加載過程中構件的豎向位移產生變化，而受豎向加載反力架的約束構件軸力出現小幅波動，進而影響滯回曲線。以RA1 試件為例，其加固前存在負向位移傾角，在向正向位移加載過程中，柱端自然會產生向上的豎向微小位移，豎向軸力逐漸變大，達到峰值后隨著水平位移的繼續加大，豎向軸力又會變小，軸力的波動導致其滯回曲線不對稱。

2.3 試件骨架曲線和承載能力分析

根據各個試件的滯回曲線，提取峰值點的數值獲得骨架曲線，其中考慮正負位移的不對稱性，坐標值取正負向的均值，骨架曲線如圖9所示。

從圖9（a）-圖9（f）可見：各加固試件載力基本恢復到加固前水平。加固試件的承載力分別為175 kN、180 kN、170 kN、163 kN、183 kN 和156 kN，相應的較加固前分別提升了4.7%、18.4%、26%、32.4%、13.35%和24.2%；與RA0相比，RA2和RA3較其分別降低了2.85%和6.85%，而RA1則提升了2.85%。觀察圖9（h）-圖9（i）發現：當試件的銹蝕位置上移和豎向軸壓比增大時，水平承載能力提升；相比RA2，RA4 提升了7.64%，RA5 降低了8.23%。值得探究的是圖9（g），對均采用普通箍筋加固的試件RA0、RA2 和RA3，隨著銹蝕率的增加，承載能力在加載的前半段呈遞減的趨勢，后半段變化則無明顯的規律性。試件RA2 和RA3 在加載后半段部分位移點承載力之所以大于RA0，推測原因：一種是二者加固前由于初始傾角較大，試驗中隨著加載位移變大軸壓增加明顯，軸壓大承載能力變大；另一種原因可能是RA0箍筋綁扎不夠牢固，套箍效應未充分發揮。縱觀整個加載區段，構件RA1由于施加了橫向預應力，其承載能力始終處于高位。

圖9 加固前后試件骨架曲線對比圖Fig.9 Comparison of Skeleton Curve of Specimen Before and After Reinforcement

2.4 試件延性分析

延性是反映構件承載能力基本不降低的條件下具有足夠塑性變形能力的一種性能，一般用位移延性系數體現，按下式（1）計算：

式中：Δu為極限位移；Δy為屈服位移；二者可基于骨架曲線，采用PARK［15］的能量法獲得。

如圖10所示，其原理在于從原點引直線OC使陰影部分OAB和BCD面積相等，即將原本骨架曲線OABD段等效于OBCD 段，進而得到C點坐標。然后經C點向x 軸做垂線，與骨架曲線的交點M即為鋼筋混凝土橋墩的屈服點，M點橫坐標為屈服位移，縱坐標為屈服強度。峰值點D橫坐標為最大位移，縱坐標為最大墩頂承載力，圖中N點即為極限點，表示墩頂承載力降低到最大墩頂承載力的85%，其橫坐標就是極限位移。

圖10 能量法原理示意圖Fig.10 Schematic illustration of the principle of energy

試件加固前后延性情況如圖11 所示。從圖中可見：加固后試件延性系數較原試件均有所減小；銹蝕率越大延性越小；銹蝕位置上移，位移延性系數變大；軸壓比增大，位移延性系數減小。需要指出的是，RA1試件由于采用施加橫向預應力的改進擴大截面加固方式，延性系數較無銹蝕率試件RA0 仍有所提升，提升幅度約17%，而無橫向預應力的RA2和RA3則較RA0分別降低了10.2%和15.17%。

圖11 延性對比Fig.11 Ductility comparison

2.5 剛度分析

試件剛度分析采用骨架曲線每個位移點與坐標原點的割線加以體現，計算公式見式（2）：

式中：Ki為第i個位移點的割線剛度；Fi為骨架曲線第i個點的荷載；Δi為骨架曲線第i個點的位移值。

圖12 給出了加固前后試件水平剛度隨位移幅值變化的情況。從圖12（a）-圖12（f）可見：試件加固后比加固前側向剛度總體略有提升，隨著水平位移的逐漸增加，側向剛度逐漸降低。進一步觀察圖12（g）發現：隨著鋼筋銹蝕率的增加，普通箍筋加固試件的剛度逐漸降低，而試件RA1 由于橫向預應力約束的施加剛度卻出現了輕微反彈。圖12（h）表明：銹蝕位置上移，試件的側向剛度增大。圖12（i）表明：軸壓比增大，加固后試件的側向剛度增大。

圖12 試件加固前后剛度曲線對比Fig.12 Comparison of Stiffness Curve before and after Reinforcement

2.6 試件耗能分析

在試件的數據分析中，采用等效粘滯阻尼系數來評價構件的耗能能力［13］。等效黏滯阻尼系數值越大，表明結構的耗能性能越好，參照圖13等效黏滯阻尼系數he的計算式見式（3）：

圖13 粘滯阻尼系數定義圖示Fig.13 Definition of viscous damping coefficient

式中：A為滯回環ABCDE的面積；SOBF為三角形OBF的面積；SODG為三角形ODG的面積。

各個試件的等效粘滯阻尼系數對比情況如圖14 所示。從圖中可見：各個試件的等效粘滯阻尼系數均呈現先減小后增大的現象，在水平位移加載到約20 mm 之前時先減小，而后出現拐點并持續增大。觀察各個試件加固前后的情況，從圖14（a）-圖14（d）可見：在同等位移幅值情況下，小于15%銹蝕率試件耗能能力與加固前較為接近，大于15%試件則有顯著下降趨勢。結合圖14（g），可進一步發現0%～15%銹蝕率下加固墩（RA0～RA2）的耗能能力遞減幅度不大，而銹蝕率達到25%時（RA3）耗能能力卻出現了大幅衰退，曲線斜率明顯變緩。圖14（h）表明：隨銹蝕位置提高，試件的耗能能力增大。與加固前軸壓比大則耗能能力減弱的明顯特征不同，加固后試件的耗能能力在主體中間加載區段較為接近。

圖14 等效粘滯阻尼系數對比圖Fig.14 Comparison of equivalent viscous damping coefficients

3 結論

本文設計制作了6個重度受損且局部銹蝕矩形截面RC橋墩試件，采用擴大截面加固后通過低周往復擬靜力試驗，研究不同銹蝕率、不同銹蝕位置、不同軸壓比對加固后橋墩試件的承載力、延性、剛度和耗能能力等抗震性能指標的影響，主要結論如下：

（1）對于銹蝕損傷與震損疊加的RC 橋墩試件，在進行塑性鉸區域加固后，加固試件基本恢復到加固前的承載力水平。

（2）隨著鋼筋銹蝕率的增加，加固橋墩試件承載力呈下降趨勢，滯回曲線捏縮加重，耗能能力降低，銹蝕率大于15%則難以恢復到原構件耗能水平。

（3）橋墩試件局部銹蝕位置上移，加固后試件抗震性能指標提升，但加固處置中需注意避免塑性鉸上移。

（4）當軸壓比增大，加固后試件的承載力變大、位移延性降低和側向剛度增大。

（5）相比于普通箍筋，擴大截面加固中采用螺桿施加橫向預應力后，橋墩試件加固區混凝土的裂縫被顯著抑制，有效防止因混凝土脫落而降低承載能力，各項抗震性能指標表現良好，建議在實踐中試用。