張文東，陳興沖，高建強(qiáng)，魯錦華，劉正楠，丁明波

（蘭州交通大學(xué)土木工程學(xué)院，甘肅 蘭州 730070）

引言

隨著我國(guó)高速鐵路建設(shè)的不斷發(fā)展，即將建成以“八縱八橫”為主體的高速鐵路及客運(yùn)專線鐵路網(wǎng)，這將極大的促進(jìn)我國(guó)經(jīng)濟(jì)建設(shè)的快速發(fā)展。然而，我國(guó)高速鐵路網(wǎng)中一半以上的線路位于地震區(qū)，且大多數(shù)處于高烈度地震區(qū)。因而抗震設(shè)計(jì)成為高速鐵路橋梁設(shè)計(jì)中的關(guān)鍵環(huán)節(jié)。為了滿足延性抗震的要求，我國(guó)現(xiàn)行《鐵路工程抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB50111-2016）［1］要求鋼筋混凝土全截面配筋率不應(yīng)小于0.5%。但在我國(guó)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(lèi)橋墩具有自重和剛度大，能較好地平衡外力及保證墩身強(qiáng)度和穩(wěn)定性的特點(diǎn)，因而被廣泛應(yīng)用于我國(guó)鐵路橋梁中。但是，由于其墩身截面尺寸大，且僅布置護(hù)面鋼筋，導(dǎo)致其配筋率過(guò)低，延性能力不足，抗震性能較差。

目前針對(duì)少筋混凝土重力式橋墩的抗震問(wèn)題，國(guó)內(nèi)已有大量學(xué)者進(jìn)行研究并取得了一系列成果。其中：鞠彥忠等［4－5］對(duì)低配筋的縮尺模型橋墩進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，研究了橋墩延性性能與配筋率的關(guān)系，發(fā)現(xiàn)配筋率較低時(shí)，橋墩的塑性變形能力隨著配筋率的增加而增強(qiáng)；劉浩［6］通過(guò)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(yàn)方法研究了高速鐵路圓端型橋墩的抗震性能，結(jié)果發(fā)現(xiàn)橋墩的延性性能和耗能能力與配筋率有關(guān)，剪跨比和體積配箍率對(duì)其延性影響較?。粡堄懒恋龋?］和陳興沖等［10－11］研究了配筋率對(duì)橋墩抗震性能的影響，發(fā)現(xiàn)橋墩的塑性變形能力和耗能能力隨配筋率的增大而增強(qiáng)。然而近年來(lái)，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(guò)大而拆除重建。有學(xué)者提出可以通過(guò)施加無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼筋使橋墩具有地震作用下的自復(fù)位能力，從而達(dá)到減小殘余變形的目的。LEMURA 等［12］將無(wú)粘結(jié)高強(qiáng)鋼筋加入混凝土墩柱中并進(jìn)行了擬靜力與動(dòng)力試驗(yàn)研究，結(jié)果表明無(wú)粘結(jié)高強(qiáng)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(duì)設(shè)置了無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼筋的橋墩開(kāi)展低周往復(fù)荷載及動(dòng)力加載下的抗震性能試驗(yàn)研究，發(fā)現(xiàn)采用無(wú)粘結(jié)方式處理普通鋼筋可以顯著減小墩柱的殘余位移。汪訓(xùn)流［16］通過(guò)對(duì)15根橋墩試件進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，討論了預(yù)應(yīng)力鋼筋有無(wú)粘結(jié)的方式以及無(wú)粘結(jié)處理的位置等因素對(duì)橋墩自復(fù)位性能的影響。此外，也有研究表明在節(jié)段拼裝橋墩中增加無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力耗能鋼筋可以顯著改善橋墩的抗震性能［17］。

雖然以上學(xué)者針對(duì)少筋混凝土重力式橋墩的耗能和變形能力以及采用無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼筋對(duì)橋墩自復(fù)位性能的影響開(kāi)展了大量研究。但是，針對(duì)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(wèn)題仍沒(méi)有得到有效解決。因此，本文針對(duì)少筋混凝土重力式橋墩的上述問(wèn)題提出了一種新的抗震措施，即在橋墩底部區(qū)域設(shè)置局部無(wú)粘結(jié)普通鋼筋。此種抗震措施采用了延性抗震設(shè)計(jì)理念，利用墩底局部無(wú)粘結(jié)鋼筋的自由伸縮變形來(lái)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?；谠摽拐鹪O(shè)計(jì)思路，本文共設(shè)計(jì)了4個(gè)縮尺模型橋墩，并采用擬靜力試驗(yàn)研究了無(wú)粘結(jié)鋼筋的配筋率和粘結(jié)方式對(duì)鐵路重力式少筋混凝土橋墩抗震性能的影響。

1 試驗(yàn)概況

1.1 模型設(shè)計(jì)與制作

該試驗(yàn)以8 度地震區(qū)廣泛應(yīng)用的圓端型實(shí)體橋墩為研究對(duì)象，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)算了該試驗(yàn)的相似參數(shù)，縮尺比列為1：8，表1 為模型相似參數(shù)。根據(jù)相似關(guān)系得出試驗(yàn)?zāi)Ｐ蜆蚨盏母叨葹? 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(zhǎng)×寬）為360 mm×250 mm，承臺(tái)尺寸（長(zhǎng)×寬×高）設(shè)計(jì)800 mm×700 mm×500 mm。

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

該試驗(yàn)主要考慮了有無(wú)粘結(jié)鋼筋和配筋率對(duì)少筋混凝土重力式橋墩抗震性能的影響，共設(shè)計(jì)了4 個(gè)模型試驗(yàn)橋墩，編號(hào)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(jié)和無(wú)粘結(jié)鋼筋模型橋墩，M3和M4為配筋率為0.5%的完全粘結(jié)和無(wú)粘結(jié)鋼筋模型橋墩，模型橋墩的具體設(shè)計(jì)參數(shù)見(jiàn)表2?？v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(jìn)行布設(shè)，承臺(tái)鋼筋均采用直徑為16 mm的螺紋鋼進(jìn)行布置，模型橋墩的詳細(xì)配筋情況如圖1所示。試驗(yàn)混凝土標(biāo)號(hào)為C30，模型橋墩采用一次性澆筑成型，一天后脫模并灑水養(yǎng)護(hù)7d后在自然條件下繼續(xù)養(yǎng)護(hù)21d。

表2 模型橋墩設(shè)計(jì)參數(shù)Table 2 Design parameters of model piers

圖1 試驗(yàn)?zāi)Ｐ团浣顖D（單位：mm）Fig.1 Reinforcement diagram of test models

該試驗(yàn)?zāi)Ｐ蜆蚨盏闹谱髋c加載均在蘭州交通大學(xué)道橋工程實(shí)驗(yàn)室內(nèi)完成。與傳統(tǒng)完全粘結(jié)的少筋混凝土橋墩相比，本文提出的無(wú)粘結(jié)鋼筋橋墩中的鋼筋數(shù)量和類(lèi)型完全一致，唯一區(qū)別在于墩身底部縱向鋼筋采用了無(wú)粘結(jié)處理措施，具體處理方式如圖2所示。即通過(guò)在橋墩底部區(qū)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(wú)粘結(jié)鋼筋的少筋混凝土橋墩。粘結(jié)區(qū)域鋼筋高度參考《公路橋梁抗震細(xì)則》中塑性鉸長(zhǎng)度計(jì)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(yàn)中無(wú)粘結(jié)長(zhǎng)度取17 cm。無(wú)粘結(jié)處理區(qū)段的長(zhǎng)度按照一倍塑性鉸長(zhǎng)度進(jìn)行設(shè)置。

圖2 無(wú)粘結(jié)鋼筋的處理Fig.2 Treatment of unbonded steel bars

1.2 加載方案

該試驗(yàn)采用的加載裝置如圖3 所示，模型橋墩預(yù)制時(shí)提前在承臺(tái)指定位置處預(yù)留4 個(gè)直徑40 mm 的地錨螺栓孔，試驗(yàn)時(shí)，采用4根直徑為25 mm的高強(qiáng)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?shī)A具利用墩頂預(yù)留的4 個(gè)直徑為20 mm 的螺栓孔將作動(dòng)器與模型橋墩進(jìn)行連接，并通過(guò)伺服作動(dòng)器對(duì)模型橋墩沿墩頂縱向施加水平往復(fù)荷載。通過(guò)將高強(qiáng)螺紋鋼筋與壓力傳感器、橫梁和地錨進(jìn)行連接形成豎向加載系統(tǒng)，其中：豎向軸力通過(guò)高強(qiáng)鋼筋施加。試驗(yàn)加載過(guò)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(kāi)始逐級(jí)增加，15 mm 之前增幅為2 mm，15 mm 之后增幅為5 mm。每級(jí)位移反復(fù)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(shí)停止加載并結(jié)束試驗(yàn)。模型橋墩的荷載-位移關(guān)系可由電液伺服加載系統(tǒng)自動(dòng)采集。其試驗(yàn)過(guò)程中最大位移限值為75 mm。

圖3 試驗(yàn)加載裝置Fig.3 Test loading device diagram

圖4 加載制度Fig.4 Loading system diagram

1.3 無(wú)粘結(jié)鋼筋應(yīng)力機(jī)理分析

本文研究無(wú)粘結(jié)鋼筋的理論機(jī)理在于無(wú)粘結(jié)區(qū)域的鋼筋與周?chē)炷林g可以相對(duì)滑動(dòng)，不符合變形協(xié)調(diào)條件，導(dǎo)致了構(gòu)件的受力和變形性能不同于有粘結(jié)混凝土構(gòu)件，無(wú)粘結(jié)鋼筋可將局部的變形均勻的分散到無(wú)粘結(jié)區(qū)域，應(yīng)力的增量等于無(wú)粘結(jié)鋼筋區(qū)域周?chē)炷翍?yīng)變?cè)隽康钠骄?。因此，在最大彎矩截面，無(wú)粘結(jié)區(qū)域的鋼筋應(yīng)力低于相同條件下有粘結(jié)處鋼筋應(yīng)力。

2 試驗(yàn)結(jié)果與分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象與破壞形態(tài)

所有試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷钠茐闹饕性诙丈淼撞繀^(qū)域，加載過(guò)程中，模型橋墩整體呈彎曲破壞形態(tài)。根據(jù)試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷目v筋配筋率和粘結(jié)方式的不同，試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷亩丈淼撞勘憩F(xiàn)出不同的破壞模式。

配筋率0.2%的試驗(yàn)?zāi)Ｐ蚆1 和M2：試驗(yàn)加載初期，模型M1 試件的東、西和北三側(cè)距離墩底11 cm 處出現(xiàn)了微裂縫，模型M2 的墩身底部區(qū)域無(wú)開(kāi)裂現(xiàn)象；位移加載至±7 mm 時(shí)，M1 北側(cè)距離墩底11 cm 高度處的裂縫張開(kāi)明顯，M2的西側(cè)墩底開(kāi)始出現(xiàn)裂縫；位移加載至±25 mm時(shí)，M1西側(cè)和北側(cè)裂縫張開(kāi)處的混凝土剝落嚴(yán)重，露出箍筋，M2 西側(cè)墩底出現(xiàn)混凝土剝落和輕微的壓碎現(xiàn)象；位移加載至±40 mm 時(shí)，M1 墩身東南側(cè)混凝土壓碎嚴(yán)重，西北側(cè)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(shí)，M1東南側(cè)一根縱筋拉斷，M1加載結(jié)束，M2東南角及西南角出現(xiàn)大量混凝土壓碎現(xiàn)象且縱筋外露；位移加載至±60 mm時(shí)，M2東南角處一根縱筋拉斷，M2加載結(jié)束。M1和M2的最終破壞現(xiàn)象如圖5所示。

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

配筋率0.5%的試驗(yàn)?zāi)Ｐ蚆3 和M4：試驗(yàn)加載初期，M3 南側(cè)距離墩底15 cm 處出現(xiàn)微裂縫，而M4 無(wú)開(kāi)裂現(xiàn)象；位移加載至±5 mm 時(shí)，M3 的墩底西南側(cè)和東北側(cè)出現(xiàn)微裂縫，北側(cè)距離墩底17 cm 處出現(xiàn)裂縫，M4 的墩底東南角和東北角處出現(xiàn)微裂縫；位移加載至±15 mm時(shí)，M3距離墩底的西側(cè)10 cm 處、東南側(cè)30 cm 處和南側(cè)40 cm處各出現(xiàn)一條新裂縫，M4距離墩底的東側(cè)29 cm和49 cm處，西側(cè)37 cm處和北側(cè)47 cm處各出現(xiàn)一條新裂縫；當(dāng)位移加載至±45 mm 時(shí)，M3 的南側(cè)3 根縱筋和北側(cè)1 根鋼筋拉斷，M3 加載結(jié)束，M4 南側(cè)縱筋因保護(hù)層混凝土的壓碎而裸露，并在水平位移加載至60 mm時(shí)，南側(cè)一根縱筋拉斷，M4加載結(jié)束。M3和M4的最終破壞現(xiàn)象如圖6所示。

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

2.2 滯回曲線

圖7給出了模型試驗(yàn)測(cè)得的墩頂水平荷載-位移滯回曲線。試驗(yàn)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(guān)系，滯回曲線呈狹窄細(xì)長(zhǎng)狀，滯回曲線的加載路徑與卸載路徑基本重合，卸載時(shí)基本無(wú)殘余變形。

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

通過(guò)對(duì)模型橋墩M1～M4的滯回曲線進(jìn)行對(duì)比分析可知：（1）所有模型橋墩的滯回曲線均表現(xiàn)為較為飽滿的梭形，說(shuō)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(guò)提高配筋率來(lái)提高承載力；（3）與完全粘結(jié)模型橋墩M1 和M3 相比，無(wú)粘結(jié)模型橋墩M2和M4的極限位移提高明顯，滯回曲線的面積進(jìn)一步增大，表現(xiàn)的更為飽滿，說(shuō)明橋墩底部區(qū)域采用縱筋無(wú)粘結(jié)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(jié)方式和配筋率條件下4個(gè)模型橋墩的骨架曲線。通過(guò)對(duì)比分析可知：在試驗(yàn)?zāi)Ｐ臀窗l(fā)生嚴(yán)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(tài)，試件處于彈性工作階段。隨著水平位移的繼續(xù)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(dá)到極限荷載。由于試驗(yàn)誤差的原因，模型橋墩的正向與負(fù)向骨架曲線關(guān)于原點(diǎn)呈現(xiàn)不完全對(duì)稱現(xiàn)象。相比完全粘結(jié)鋼筋的模型M1和M3，無(wú)粘結(jié)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(wú)粘結(jié)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(shí)可以看出：在配筋率相同條件下，無(wú)粘結(jié)模型M2和M4的極限承載力相比完全粘結(jié)模型M1和M3略微下降，降幅分別為2.83%和5.18%，說(shuō)明粘結(jié)方式對(duì)少筋混凝土極限承載力的影響較小，可忽略不計(jì)。

3 抗震性能指標(biāo)及變量分析

3.1 剛度退化

為了反映正向和負(fù)向荷載對(duì)試驗(yàn)?zāi)Ｐ蛣偠鹊挠绊?，采用各?xiàng)剛度K作為試驗(yàn)?zāi)Ｐ筒煌轿灰频膭偠龋趇級(jí)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(jí)加載時(shí)正和反向峰值點(diǎn)的荷載值；+Δi和-Δi分別代表第i級(jí)加載時(shí)正和反向峰值點(diǎn)所對(duì)應(yīng)的位移值。

圖9 給出了有無(wú)粘結(jié)和縱筋配筋率對(duì)模型橋墩剛度退化的影響。整體而言，所有試驗(yàn)?zāi)Ｐ途哂邢嗨频膭偠韧嘶?guī)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(jié)試驗(yàn)?zāi)Ｐ蚆1 和M3，無(wú)粘結(jié)試驗(yàn)?zāi)Ｐ蚆2 和M4 的剛度退化速率更快，且隨著配筋率越大這種趨勢(shì)愈加明顯。由此可知：配筋率對(duì)模型橋墩的剛度退化影響更大，而粘結(jié)方式對(duì)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(duì)比Fig.9 Comparison of stiffness degeneration curves of models

3.2 延性系數(shù)

模型橋墩的延性系數(shù)取正向和反向兩個(gè)加載方向延性的平均值，本文根據(jù)骨架曲線采用PARK［20］法計(jì)算橋墩模型的屈服位移和極限位移。圖10 給出了有無(wú)粘結(jié)和縱筋配筋率對(duì)模型橋墩延性性能的影響。由圖可知：與完全粘結(jié)模型橋墩M1和M3相比，采用無(wú)粘結(jié)鋼筋的處理方式可以提高模型橋墩的延性性能，尤其是對(duì)于低配筋模型M2的延性提高最為顯著，提高了68.8%。說(shuō)明少筋混凝土重力式橋墩可以采用無(wú)粘結(jié)方式來(lái)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(shù)對(duì)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(shuō)明試件模型的耗能能力越強(qiáng)。本文采用累積滯回耗能E對(duì)試件的耗能能力進(jìn)行評(píng)價(jià)［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(wú)粘結(jié)和縱筋配筋率對(duì)累積滯回耗能的影響?？梢钥闯觯涸谂浣盥氏嗤瑫r(shí)，無(wú)粘結(jié)模型M2 和M4 的最終累積滯回耗能高于完全粘結(jié)試件模型M1 和M3，分別提高了67.3%和30%。表明采用無(wú)粘結(jié)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(wú)粘結(jié)鋼筋可以通過(guò)自由伸縮進(jìn)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(jié)論

本文通過(guò)對(duì)有無(wú)粘結(jié)處理措施和不同配筋率的模型橋墩進(jìn)行低周往復(fù)加載試驗(yàn)研究，得出以下結(jié)論：

（1）無(wú)粘結(jié)鋼筋的模型橋墩破壞形式為彎曲破壞，與完全粘結(jié)的模型橋墩相比，無(wú)粘結(jié)模型橋墩的裂縫位置集中在墩身底部，加載過(guò)程中未發(fā)生上移，且主要表現(xiàn)為墩底塑性區(qū)混凝土裂縫的開(kāi)展、延伸及混凝土的壓碎。

（2）在配筋率相同條件下，無(wú)粘結(jié)模型橋墩M2 和M4 的滯回曲線比完全粘結(jié)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(shuō)明采用無(wú)粘結(jié)鋼筋處理方式可以提高橋墩的耗能能力。

（3）與完全粘結(jié)模型橋墩M1和M3相比，采用無(wú)粘結(jié)鋼筋的處理方式可以提高模型橋墩的延性性能，尤其是對(duì)于低配筋模型M2的延性提高最為顯著，提高了68.8%。說(shuō)明少筋混凝土重力式橋墩可以采用無(wú)粘結(jié)方式來(lái)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(shí)，在配筋率相同條件下，無(wú)粘結(jié)鋼筋的處理方式對(duì)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(jì)。

（5）相比于完全粘結(jié)試驗(yàn)?zāi)Ｐ?，無(wú)粘結(jié)試驗(yàn)?zāi)Ｐ蚆2和M4的剛度退化速率更快，且隨著配筋率越大這種趨勢(shì)愈加明顯。