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.   试验概况

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

Table  1.  Main parameters of pier specimens

试件	桥墩 高度/cm	轴压比/ %	剪跨比	配筋率/ %	加固钢板 高度/cm	加固混凝土 高度/cm
D1	125	4.0	5.0	0.5	—	—
D2	125	4.0	5.0	0.5	25	40

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图  1  试件D1（单位: cm）

Figure  1.  Specimen D1（unit: cm）

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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）

Figure  2.  Specimen D2 （unit: cm）

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图  3  试件D2立体图

Figure  3.  Solid diagram of specimen D2

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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

Figure  4.  Testing setup

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图  5  位移加载制度

Figure  5.  Displacement loading system

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2.   试验结果与分析

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

Figure  6.  Fracture distribution diagram

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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

Figure  7.  Pier failure mode

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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  试件D1和试件D2滞回曲线对比

Figure  8.  Comparison of hysteresis curves of specimens D1 and D2

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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。

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

Figure  9.  Comparison of skeleton curves of specimens D1 and D2

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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：P_i表示第i次加载峰值荷载值；X_i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

Figure  10.  Stiffness degradation curves

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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

Figure  11.  Cumulative energy dissipation curves

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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。

3.   数值计算模型研究

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23026 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

Figure  12.  Comparison between experimental results and skeleton curves of numerical simulation

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4.   结　语

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。