分段SFC預(yù)制殼壁抗震加固RC墩柱的效能研究

孟慶利

(西南科技大學(xué) 土木工程與建筑學(xué)院，四川 綿陽 621010)

我國地處環(huán)太平洋地震帶和歐亞地震帶之間，國土的大部分地區(qū)地震活動(dòng)頻繁。橋梁是生命線工程的重要一環(huán)，一旦遭到地震破壞，將會(huì)導(dǎo)致巨大的經(jīng)濟(jì)損失[1-2]。國內(nèi)外強(qiáng)震中橋梁震損現(xiàn)象十分普遍，例如美國San Fernando地震、Loma Prieta地震、Northridge地震，日本阪神大地震，中國唐山大地震、臺(tái)灣的集集地震，汶川大地震，日本3.11大地震等都造成橋梁的嚴(yán)重毀壞[3-4]。因此，對我國既有橋梁進(jìn)行抗震性能加固研究有著重要的學(xué)術(shù)價(jià)值和實(shí)際工程需求背景。

橋墩作為橋梁的主要抗側(cè)力構(gòu)件，在強(qiáng)地震中橋墩不同程度的損壞十分常見，因此橋墩抗震加固尤為重要。國內(nèi)外在對鋼筋混凝土墩柱的抗震加固中，常用的技術(shù)有：鋼套管外包加固、混凝土加大截面加固、FRP系列復(fù)合材料加固[5-6]。這些加固方法都能在一定程度上提高結(jié)構(gòu)構(gòu)件的抗震能力、變形性能和整體性，但都存在一定的缺陷，其中最重要的缺陷就是有可能造成塑性鉸區(qū)域位置轉(zhuǎn)移，即造成加固后的墩柱地震破壞位置變化，如果對墩柱整體進(jìn)行加固會(huì)造成經(jīng)濟(jì)浪費(fèi)。目前國內(nèi)學(xué)者對鋼纖維混凝土SFC的性能進(jìn)行了大量研究，與素混凝土相比，鋼纖維混凝土具有更優(yōu)越的物理和力學(xué)性能，利用鋼纖維混凝土進(jìn)行抗震加固，不僅能克服普通混凝土隨著強(qiáng)度增加其脆性也加大的缺陷，而且能更高地提高所需加固構(gòu)件(或結(jié)構(gòu))的抗震性能[7-8]。本文在消化和吸收國內(nèi)外已有橋梁抗震加固成果的基礎(chǔ)上，研制開發(fā)一種了新型RC墩柱抗震加固措施-RC墩柱塑性鉸區(qū)域外包分段鋼纖維混凝土SFC預(yù)制殼壁，選取實(shí)際橋梁工程中的墩柱為原型，通過加固前后墩柱偽靜力試驗(yàn)對比研究，校驗(yàn)這種新型墩柱抗震加固措施的有效性。

1 分段鋼纖維混凝土殼壁抗震加固措施

分段鋼纖維混凝土殼壁抗震加固措施(如圖1所示)：在RC墩柱塑性鉸區(qū)域外包分段鋼纖維混凝土殼壁，殼壁內(nèi)預(yù)留孔洞設(shè)置無黏結(jié)縱向鋼筋(其兩端與墩柱底、墩柱非塑性鉸區(qū)域有可靠連接)。殼壁中預(yù)留孔洞設(shè)置無黏結(jié)縱向鋼筋可實(shí)現(xiàn)：正常使用狀態(tài)時(shí)提供不同段間閉合力，在破壞極限狀態(tài)起到耗能作用；殼壁分段可實(shí)現(xiàn)：在充分利用鋼纖維混凝土高強(qiáng)性能提高RC墩柱承載力的前提下，能防止加固后墩柱的塑性鉸區(qū)域位置轉(zhuǎn)移；分段鋼纖維混凝土殼壁段高和壁厚、無黏結(jié)鋼筋直徑與數(shù)量可依據(jù)加固目標(biāo)確定；此外，分段殼壁與無黏結(jié)鋼筋的結(jié)合可實(shí)現(xiàn)墩柱延性及耗能能力的提高。

圖1 分段SFC預(yù)制殼壁抗震加固示意圖Fig.1 RC piers strengthened by Precast SFC shell Segments

2 墩柱抗震加固試驗(yàn)

2.1 試件設(shè)計(jì)與制作

以綿陽市某橋的匝道橋中的一個(gè)方形截面RC橋墩為參考原型，根據(jù)實(shí)驗(yàn)設(shè)備能力確定模型橋墩的縮尺比例為1∶5，按照等配筋率的原則設(shè)計(jì)確定原墩柱模型試件，按照軸壓比相同的相似原則確定模型墩柱豎向軸力為200 kN。原墩柱模型試件側(cè)向加載點(diǎn)到墩底高1 200 mm，截面尺寸300 mm×300 mm，縱筋采用12根直徑為12 mm的二級(jí)鋼，箍筋采用直徑為2.5 mm的鐵絲，橋墩底部0～400 mm高度范圍內(nèi)為箍筋加密區(qū)(定為加固區(qū)域)，箍筋間距20 mm，非加密區(qū)間箍筋間距40 mm，柱身澆筑的普通混凝土強(qiáng)度為C20，其截面尺寸及配筋情況如圖2所示。根據(jù)實(shí)際模板的制作限制及初步的估算，將預(yù)制殼壁的高度和厚度設(shè)定為50 mm，殼壁中無黏結(jié)鋼筋的數(shù)量為20根，采用直徑為10 mm的一級(jí)鋼。采用分段殼壁的墩柱分兩種：①新型墩柱：截面尺寸及配筋率與原墩柱相同，不同之處為在加固區(qū)域采用分段鋼纖維混凝土預(yù)制殼壁，如圖3所示；②加固墩柱：在原墩柱的基礎(chǔ)上，加固區(qū)域采用外包分段鋼纖維混凝土預(yù)制殼壁進(jìn)行加固，殼壁上端到墩柱頂通過現(xiàn)澆普通混凝土實(shí)現(xiàn)其與原墩柱的連接，如圖4所示。

圖2 原墩柱截面尺寸及配筋情況Fig.2 Section size and reinforcement of the original pier

圖3 新型墩柱截面尺寸及配筋情況Fig.3 Section size and reinforcement of the new-type pier

圖4 加固墩柱截面尺寸及配筋情況Fig.4 Section size and reinforcement of the strengthened pier

鋼纖維混凝土配合比如表1所示，其中鋼纖維的摻量4%(體積百分率)。制作成型的殼壁如圖5所示。澆筑成型的試驗(yàn)墩柱如圖6所示。

表1 鋼纖維混凝土的配合比

圖5 預(yù)制殼壁 Fig.5 Precast SFC shell Segments

圖6 成型的墩柱Fig.6 the poured piers

試驗(yàn)實(shí)測得到墩柱所用鋼筋的強(qiáng)度如表2所示。墩柱試件在制作過程的同時(shí)預(yù)留了混凝土試件，與墩柱同條件養(yǎng)護(hù)。由于預(yù)制殼壁高度及厚度均為50 mm，為了減小材性試驗(yàn)中尺寸效應(yīng)，鋼纖維混凝土試件采用70.7 mm×70.7 mm截面，墩柱混凝土和鋼纖維混凝土力學(xué)性能如表3所示。通過劈裂試驗(yàn)得到鋼纖維混凝土劈裂抗拉強(qiáng)度為12.05 MPa。

表2 鋼筋的強(qiáng)度

表3 混凝土力學(xué)性能

2.2 試驗(yàn)裝置及加載方案

試驗(yàn)采用偽靜力加載的方法，加載裝置如圖7所示。一水平作動(dòng)器一端固定于反力墻上，另一端通過高強(qiáng)螺栓與墩柱(墩高1 200 mm處)相連，豎向軸力通過與反力架相連的豎向作動(dòng)器施加。依據(jù)原型RC橋墩軸壓比確定豎向力為200 kN，水平加載采用位移控制，其加載制度為從4 mm開始加載，按4 mm逐級(jí)增加且每一加載工況循環(huán)3次，直至加載到60 mm。

圖7 試驗(yàn)加載裝置The testing setup

2.3 試驗(yàn)過程及破壞現(xiàn)象描述

原墩柱、新型墩柱及加固墩柱在試驗(yàn)加載完成后的破壞情況如圖8、9所示，其中圖8為垂直加載方向試件的破壞情況，圖9為平行加載方向試件的破壞情況。各試件的裂縫圖如圖10所示，可見原墩柱、新型墩柱和加固墩柱的塑性鉸位置均相同，即墩柱底部，證明本文提出的這種新型RC墩柱抗震加固措施不會(huì)改變需加固的墩柱的塑性鉸位置。

圖8 垂直加載方向試件的破壞情況Fig.8 The damage picture in vertical loading direction

圖9 平行加載方向試件的破壞情況Fig.9 The damage picture in parallel loading direction

圖10 裂縫分布圖(A：垂直加載方向；B：平行加載方向)Fig.10 Crack distribution map (A: vertical loading direction; B: parallel loading direction)

2.3.1 原墩柱

水平位移幅值為4 mm時(shí)，試件基本處于彈性工作階段，無肉眼可見裂縫出現(xiàn)；當(dāng)位移達(dá)到8 mm時(shí)，與加載方向垂直和平行的平面，柱底均產(chǎn)生橫向裂縫；當(dāng)位移增加至12 mm時(shí)，柱底裂縫橫向開展，柱底混凝土保護(hù)層少量脫落；隨著水平位移幅值增大，裂縫逐漸變寬，混凝土開裂高度向上發(fā)展；當(dāng)位移達(dá)到24 mm時(shí)，柱子表面出現(xiàn)了斜向裂縫；隨著水平位移的進(jìn)一步增大，橫向裂縫不斷擴(kuò)展并貫通，柱底混凝土逐漸脫落；當(dāng)位移增加至36 mm時(shí)，無肉眼可見新裂縫出現(xiàn)，裂縫繼續(xù)變寬變大，柱底角部混凝土大量脫落，酥碎嚴(yán)重；當(dāng)位移達(dá)到48 mm時(shí)，柱底角部縱筋、箍筋外露；位移達(dá)到56 mm時(shí)，柱底角部第1根縱筋斷裂；側(cè)向位移達(dá)60 mm時(shí)，柱底角部共有4根縱筋斷裂，核心區(qū)混凝土壓潰，墩柱承載力明顯下降，試驗(yàn)結(jié)束，其最終的破壞情況如圖8(a)、9(a)所示，10(a)為其裂縫分布圖。

2.3.2 新型墩柱

水平位移幅值為4 mm時(shí)，試件基本處于彈性工作階段，無肉眼可見裂縫及殼壁開合，柱底殼壁有輕微響動(dòng)；當(dāng)位移達(dá)到8 mm時(shí)，與加載方向垂直的平面柱底產(chǎn)生橫向裂縫；當(dāng)位移增加至12 mm時(shí)，殼壁均有輕微開合，由于底層殼壁開合造成底座出現(xiàn)少許裂縫；當(dāng)位移達(dá)到20 mm時(shí)，底部殼壁表面浮漿脫落；隨著水平位移的增加，殼壁繼續(xù)開合，當(dāng)位移達(dá)到32 mm時(shí)，底座裂縫向外延伸，寬度逐漸增大；位移增加至40 mm時(shí)，底座局部混凝土壓潰；側(cè)向位移達(dá)48 mm時(shí)，底部殼壁角部混凝土壓碎，隨著位移的增加，底部殼壁混凝土產(chǎn)生橫向裂縫，壓碎明顯；當(dāng)位移增加至60 mm時(shí)停止加載，各殼壁之間的縫隙增大并向側(cè)面展開，其最終的破壞情況如圖8(b)、9(b)所示，10(b)為其裂縫分布圖。由圖知，塑性鉸區(qū)域采用分段SFC預(yù)制殼壁后，基本沒有裂縫產(chǎn)生，墩柱破壞較輕。

2.3.3 加固墩柱

水平位移幅值為4 mm及8 mm時(shí)，試件基本處于彈性工作階段，無肉眼可見裂縫及殼壁開合，柱底殼壁有輕微響動(dòng)；隨著水平位移的增加，殼壁之間產(chǎn)生開合，縫隙逐漸向側(cè)面開展；當(dāng)位移達(dá)到20 mm時(shí)，6～7、7～8號(hào)殼壁之間混凝土輕微壓碎；當(dāng)位移增加至28 mm時(shí)，8號(hào)殼壁角部混凝土壓碎，底座出現(xiàn)裂縫，隨著位移的增加，底部殼壁混凝土產(chǎn)生橫向裂縫，壓碎明顯；當(dāng)位移達(dá)52 mm時(shí)，7號(hào)殼壁混凝土輕微壓碎；位移增加至60 mm時(shí)停止加載，各殼壁之間的縫隙增大并向側(cè)面展開，其最終的破壞情況如圖8(c)、9(c)所示，10(c)為其裂縫分布圖。由圖知，塑性鉸區(qū)域采用分段SFC預(yù)制殼壁加固后，基本無裂縫產(chǎn)生，墩柱基本完好。

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 滯回曲線

試驗(yàn)得到原墩柱、新型墩柱及加固墩柱頂荷載-位移滯回曲線如圖11所示。

圖11 試驗(yàn)墩柱滯回曲線Fig.11 Hysteretic curves of the testing piers

由圖11(a)知：在加載初期，原墩柱基本處于彈性階段，滯回環(huán)包圍的面積很小，耗能少，剛度基本不變；隨著水平位移幅值的增加，裂縫開始出現(xiàn)，混凝土保護(hù)層出現(xiàn)脫落現(xiàn)象，柱內(nèi)縱筋開始屈服，試件進(jìn)入彈塑性階段，滯回環(huán)所包圍的面積增大，耗能逐漸增多，曲線開始偏向位移軸，斜率開始降低，剛度逐漸下降，“捏縮”效應(yīng)開始出現(xiàn)，滯回曲線由梭形向倒S形發(fā)展；當(dāng)位移增加到52 mm時(shí)，由于裂縫的增多及變寬變大，柱底角部混凝土大量脫落，縱筋、箍筋外露，使得滯回環(huán)的面積開始減小，耗能降低，卸載剛度與初始加載時(shí)相比明顯減小，最后由于縱筋的拉斷及核心區(qū)混凝土被壓潰而停止試驗(yàn)。

由圖11(b)、11(c)知：在加載初期，新型墩柱及加固墩柱基本處于彈性階段，滯回環(huán)包圍的面積很小，耗能少，剛度基本不變；隨著水平位移幅值的增加，各殼壁之間出現(xiàn)開合現(xiàn)象，滯回環(huán)所包圍的面積增大，耗能逐漸增多，曲線開始偏向位移軸，斜率開始降低，剛度逐漸下降；值得注意的是，新型墩柱及加固墩柱滯回環(huán)在正向及反向加載的過程中，加載剛度會(huì)在某一時(shí)刻突然增加，這可能是因?yàn)橄噜彋け诙卧谠囼?yàn)過程中由接觸到相互擠壓造成的。與原墩柱相比，新型墩柱及加固墩柱的“捏縮”效應(yīng)不明顯，滯回曲線更加細(xì)長，下降趨勢減緩，其卸載剛度與初始加載時(shí)的剛度相比減小不多。

3.2 骨架曲線

滯回曲線各滯回環(huán)峰值點(diǎn)的連線構(gòu)成的曲線稱為骨架曲線，骨架曲線也是衡量試件抗震性能的重要指標(biāo)，由試驗(yàn)墩柱滯回曲線可得到其骨架曲線如圖12所示。根據(jù)試驗(yàn)現(xiàn)象及骨架曲線，可以得出屈服荷載Fy、屈服位移Dy；最大荷載Fmax、最大荷載對應(yīng)的位移Dmax；極限荷載Fu、極限荷載對應(yīng)的位移Du如表5所示。其中屈服位移Dy根據(jù)Park[9]提供的方法確定，極限位移Du取水平荷載下降至最大荷載的85%時(shí)所對應(yīng)的位移[10]，由于新型墩柱及加固墩柱沒有加載到所定義的極限位移Du的工況，但由圖10可以看出其下降段基本為直線，因此采用線性擬合的方法將其骨架曲線延長至極限位移Du的工況。

圖12 試驗(yàn)墩柱骨架曲線Fig.12 the testing piers'skeleton curve

圖13 試驗(yàn)墩柱耗能統(tǒng)計(jì)Fig.13 Energy consumption of testing piers

由圖12、13及表4、5可知，與原墩柱相比，新型墩柱及加固墩柱的承載能力(屈服荷載、最大荷載)明顯提高，加載剛度及卸載剛度均比原墩柱大，在峰值荷載后，骨架曲線的下降段趨于平緩，其包圍的面積增加，耗能增大，極限變形增大。與新型墩柱相比，加固墩柱的承載力得到提高，骨架曲線的下降趨勢基本相同，極限變形增大，說明增大截面法能提高試件的承載力及延性。其承載能力的提高主要是源于墩柱塑性鉸區(qū)域采用高強(qiáng)鋼纖維混凝土；其延性及耗能能力的提高主要源于塑性鉸區(qū)域鋼纖維混凝土分段及無黏結(jié)鋼筋。具體分析如下：

(1)由圖12及表4、5可以看出：較原墩柱而言，新型墩柱及加固墩柱的承載能力分別提高了58.3%、128.0%；而與新型墩柱相比，加固墩柱提高了44.0%?？梢姴还苁菍⒋朔N加固措施作為一種新型墩柱應(yīng)用于新建橋梁還是作為一種新型的加固方法加固已有橋墩，其承載力都能得到很大提高，其原因是源于鋼纖維混凝土預(yù)制殼壁強(qiáng)度高導(dǎo)致的。

(2)耗能能力以荷載-位移曲線包含的面積來衡量，表征試件吸收能量的大小。圖13列出了墩柱在每級(jí)荷載作用下循環(huán)1次的耗能情況。從圖13可以看出：在加載初期，原墩柱、新型墩柱及加固墩柱都處于準(zhǔn)線彈性階段，沒有表現(xiàn)出明顯的耗能能力；隨著水平位移幅值的增加，各試件的耗能能力逐漸增大，當(dāng)加載到52 mm時(shí)，原墩柱由于裂縫的增多及變寬變大，柱底角部混凝土大量脫落，縱筋、箍筋外露，使得滯回環(huán)的面積開始減小，耗能降低；新型墩柱及加固墩柱在整個(gè)加載過程中耗能面積逐漸增大，沒有下降趨勢。雖然在加載前期，原墩柱的耗能能力略大于新型墩柱，但原墩柱已經(jīng)表現(xiàn)出較強(qiáng)的非線性，損傷嚴(yán)重，而新型墩柱在塑性鉸區(qū)域采用分段SFC預(yù)制殼壁，損傷較輕，基本沒有裂縫產(chǎn)生，無黏結(jié)鋼筋的設(shè)置及預(yù)制殼壁的分段均能起到耗能作用，因此采用預(yù)制殼壁能改善墩柱的耗能性能。

(3)加固墩柱與原墩柱相比，耗能能力得到了很大的提高，且加固墩柱基本完好，加固效果得到了很好的體現(xiàn)。新型墩柱與原墩柱相比，在位移不大時(shí)兩者差別不大，但位移較大時(shí)，新型墩柱耗能能力明顯好于原墩柱，且其損傷較輕。加固墩柱較新型墩柱，配筋種類及數(shù)量相同，只是增大了截面尺寸，能在一定程度上提高試件的耗能能力。

表4 試驗(yàn)墩柱骨架曲線關(guān)鍵參數(shù)

表5 折線模型特征點(diǎn)

4 RC墩柱數(shù)值模擬對比分析

為了更深入地對比試驗(yàn)各墩柱的抗震性能，本章在基于第3節(jié)各墩柱骨架曲線的基礎(chǔ)上，構(gòu)建3類墩柱的滯回模型(如圖14所示)，采用Takeda模型的滯回規(guī)則，選取4類場地條件下的水平雙向典型地震動(dòng)(如表6所示)，采用非線性有限元軟件對原墩柱、新型墩柱及加固墩柱進(jìn)行非線性地震時(shí)程反應(yīng)分析，進(jìn)一步驗(yàn)證新型抗震加固措施的加固效能。定義墩柱進(jìn)入非線性程度系數(shù)δ=(D-Dy)/Dy。

表6 地震動(dòng)數(shù)據(jù)

依據(jù)在不同地震動(dòng)(不同加速度峰值)作用下各墩柱非線性地震時(shí)程反應(yīng)分析，得到各墩柱耗能、殘余位移、峰值位移、非線性程度系數(shù)對比圖，如圖15～18所示。

依據(jù)各墩柱反應(yīng)的對比圖(圖15～18)可知：

在輸入Langcang地震動(dòng)時(shí)，各墩柱(原墩柱、新型墩柱、加固墩柱)在處于非線性反應(yīng)階段的工況下均表現(xiàn)出一定的耗能能力，隨著加速度峰值的不斷增加，耗能能力呈逐漸增長的趨勢，總體而言，加固墩柱的耗能能力最大，為原墩柱的1.60倍(由于工況較少，就不再列出倍數(shù)的范圍，下同)，為新型墩柱的1.61倍，新型墩柱的耗能能力與原墩柱相當(dāng)，為原墩柱的0.99倍；就殘余位移而言，原墩柱的殘余位移最大，為新型墩柱的1.98倍，為加固墩柱的2.01倍，新型墩柱的殘余位移為加固墩柱的1.02倍；非線性程度系數(shù)方面，原墩柱為新型墩柱的2.81倍，為加固墩柱的2.73倍，新型墩柱與加固墩柱進(jìn)入非線性程度相當(dāng)，為加固墩柱的0.97倍。

在輸入Taft地震動(dòng)時(shí)，耗能能力方面，加固墩柱的耗能能力最小，為原墩柱的0.90倍，為新型墩柱的0.78倍，新型墩柱的耗能能力與原墩柱相當(dāng)，為原墩柱的1.15倍；就殘余位移而言，原墩柱的殘余位移處于中間，為新型墩柱的0.92倍，為加固墩柱的1.93倍，新型墩柱的殘余位移為加固墩柱的2.10倍；非線性程度系數(shù)方面，原墩柱為新型墩柱的2.28倍，為加固墩柱的3.99倍，新型墩柱為加固墩柱的1.75倍。

圖15 墩柱耗能、殘余位移、峰值位移、非線性程度系數(shù)對比圖(Langcang地震動(dòng))Fig.15 Comparison diagrams of piers energy consumption、residual displacement、peak displacement、nonlinear coefficient (Langcang earthquake ground motion)

圖16 墩柱耗能、殘余位移、峰值位移、非線性程度系數(shù)對比圖(Taft地震動(dòng))Fig.16 Comparison diagrams of piers energy consumption、residual displacement、peak displacement、nonlinear coefficient (Taft earthquake ground motion)

圖17 墩柱耗能、殘余位移、峰值位移、非線性程度系數(shù)對比圖(El Centro地震動(dòng))Fig. 17 Comparison diagrams of piers energy consumption、residual displacement、peak displacement、nonlinear coefficient (El Centro earthquake ground motion)

圖18 墩柱耗能、殘余位移、峰值位移、非線性程度系數(shù)對比圖(Tianjing地震動(dòng))Fig.18 Comparison diagrams of piers energy consumption、residual displacement、peak displacement、nonlinear coefficient (Tianjing earthquake ground motion)

在輸入El Centro地震動(dòng)時(shí)，耗能能力方面，加固墩柱的耗能能力最大，為原墩柱的1.24倍，為新型墩柱的1.10倍，新型墩柱的耗能能力與原墩柱相當(dāng)，為原墩柱的1.12倍；就殘余位移而言，原墩柱的殘余位移最大，為新型墩柱的1.62倍，為加固墩柱的1.66倍，新型墩柱的殘余位移為加固墩柱的1.03倍；非線性程度系數(shù)方面，原墩柱為新型墩柱的2.31倍，為加固墩柱的2.35倍，新型墩柱為加固墩柱的1.02倍。

在輸入Tianjing地震動(dòng)時(shí)，耗能能力方面，加固墩柱的耗能能力最小，為原墩柱的0.24倍，為新型墩柱的0.41倍，新型墩柱的耗能能力為原墩柱的0.58倍；就殘余位移而言，原墩柱的殘余位移最大，為新型墩柱的3.50倍，為加固墩柱的12.84倍，新型墩柱的殘余位移為加固墩柱的3.67倍；非線性程度系數(shù)方面，原墩柱為新型墩柱的4.59倍，為加固墩柱的16.32倍，新型墩柱為加固墩柱的3.56倍。

從以上數(shù)據(jù)可以看出，相對于原墩柱，在Taft地震動(dòng)及Tianjing地震動(dòng)作用下，加固墩柱的損傷程度較輕，新型墩柱在Taft地震動(dòng)作用下的損傷程度與原墩柱相當(dāng)，在Tianjing地震動(dòng)作用下有所降低，加固墩柱及新型墩柱都沒有進(jìn)入較強(qiáng)的非線性程度，加固墩柱的耗能能力較小，新型墩柱的耗能能力在Taft地震動(dòng)作用下有所提高，在Tianjing地震動(dòng)作用下有所減小。其原因源于分段SFC預(yù)制殼壁抗震加固措施，該種加固措施提高了加固墩柱及新型墩柱的承載力與延性。具體為分段鋼纖維高強(qiáng)混凝土預(yù)制殼壁的巧妙構(gòu)造設(shè)計(jì)，預(yù)制殼壁采用高強(qiáng)鋼纖維混凝土必將提高墩柱的承載力；預(yù)制殼壁分段及無黏結(jié)鋼筋的設(shè)置則為墩柱在小位移情況下提供不同段間閉合力，在大位移時(shí)起到耗能作用；相對于新型墩柱，加固墩柱的損傷程度與所進(jìn)入的非線性程度與新型墩柱基本相當(dāng)，耗能能力得到提高，這是因?yàn)榧庸潭罩慕孛娉叽缭黾?，其預(yù)制殼壁分段及無黏結(jié)鋼筋的效能增大所致。

在Langcang地震動(dòng)及El Centro地震動(dòng)作用下，相對于原墩柱，加固墩柱及新型墩柱的損傷程度較輕，都沒有進(jìn)入較強(qiáng)的非線性程度，加固墩柱的耗能能力有所提高，新型墩柱的耗能能力與原墩柱相當(dāng)，其原因類同于上述Taft地震動(dòng)及Tianjing地震動(dòng)情況的分析；相對于新型墩柱，加固墩柱的損傷程度及所進(jìn)入的非線性程度與之相當(dāng)，耗能能力增加，其原因類同于單向輸入Langcang(NS)地震動(dòng)情況分析。

可見在相同的截面尺寸及配筋率的情況下，新型墩柱較原墩柱，抗震性能有了較大的提高；而采用此方法加固的加固墩柱，加固效果得到了很好的體現(xiàn)，是一種新型的、有效的加固方式。

4 結(jié) 論

本文在消化和吸收國內(nèi)外已有橋梁抗震加固成果的基礎(chǔ)上，研制開發(fā)一種新型RC墩柱抗震加固措施-墩柱塑性鉸區(qū)域外包分段鋼纖維混凝土預(yù)制，該種加固措施不僅可用于RC墩柱的抗震加固，還可作為新型墩柱的型式。通過原墩柱、新型墩柱和加固墩柱偽靜力試驗(yàn)與數(shù)值模擬對比研究，得到以下結(jié)論：

(1)在承載力方面，不管是將此種加固措施作為一種新型墩柱應(yīng)用于新建橋梁還是作為一種新型的加固方法加固已有橋墩，其承載力都能得到很大提高。

(2)在耗能能力方面，加固墩柱與原墩柱相比，耗能能力得到了很大的提高，且加固墩柱基本完好，加固效果得到了很好的體現(xiàn)；新型墩柱與原墩柱相比，在位移不大時(shí)兩者差別不大，但位移較大時(shí)，新型墩柱耗能能力明顯好于原墩柱，且其損傷較輕。

(3)原墩柱、新型墩柱和加固墩柱的塑性鉸位置均相同，表征這種新型RC墩柱抗震加固措施不會(huì)改變需加固的墩柱塑性鉸位置。

(4)通過數(shù)值模擬對比分析，進(jìn)一步驗(yàn)證了新型RC墩柱抗震加固措施的有效性。

綜上所述，本文提出的一種新型RC墩柱抗震加固措施-墩柱塑性鉸區(qū)域外包分段鋼纖維混凝土預(yù)制，能在不改變RC橋墩塑性鉸位置的前提下實(shí)現(xiàn)其加固后承載力和耗能能力的提高。

為了將新型RC墩柱抗震加固措施應(yīng)用于實(shí)際加固工程，還需進(jìn)一步研究建立其完備的加固設(shè)計(jì)方法，從而為提高RC橋梁的抗震性能和抵御地震災(zāi)害的能力提供可靠的技術(shù)保證。

[ 1 ] 項(xiàng)海帆. 21世紀(jì)世界橋梁工程的展望[J]. 土木工程學(xué)報(bào), 2000， 33(3): 1-6.

XIANG Haifan. Prospect of world’s bridge projects in 21th century[J]. China Civil Engineering Journal, 2000, 33(3): 1-6.

[ 2 ] 王克海, 李茜. 橋梁抗震的研究進(jìn)展[J]. 工程力學(xué), 2007, 24(增刊2)： 75-82.

WANG Kehai, LI Qian. Research progress on aseismic design of bridges[J]. Engineering Mechanics, 2007, 24(Sup2): 75-82.

[ 3 ] MENG Qingli. Bridges damage during east-japan earthquake on 11th march[J]. Applied Mechanics and Materials, 2011, 90/91/92/93: 1649-1658.

[ 4 ] 杜修力，韓強(qiáng)，李忠獻(xiàn). 5.12汶川地震中山區(qū)公路橋梁震害及啟示[J]. 北京工業(yè)大學(xué)學(xué)報(bào), 2008, 34(12):1270-1279.

DU Xiuli, HAN Qiang, LI Zhongxian. The seismic damage of bridges in the 2008 Wenchuan earthquake and lessons from its damage[J]. Journal of Beijing University of Technology, 2008, 34(12):1270-1279.

[ 5 ] 鐵路橋梁抗震鑒定與加固技術(shù)規(guī)范: TB 10116-99[S]. 北京： 中國鐵道出版社，1999年.

[ 6 ] M. J. N.普瑞斯特雷. 橋梁抗震設(shè)計(jì)與加固[M]. 袁萬城，胡勃，崔飛，韋曉, 譯. 北京： 人民交通出版社，1999.

[ 7 ] 周德喜, 侯建國, 崔蕾。 國內(nèi)外鋼纖維混凝土受力性能研究述評(píng)[J]. 武漢大學(xué)學(xué)報(bào), 2008, 41: 57-60.

ZHOU Dexi, HOU Jianguo, CUI Lei. Review of researches on force performance of steel fiber reinforced concrete at home and abroad[J]. Journal of Wuhan University, 2008, 41: 57-60.

[ 8 ] MANSUR M A, CHIN M S, WEE T H. Stress-strain relationship of high-strength fiber concrete in compression[J]. Journal of Materials in Civil Engineering, 1999， 11 (1)：21-28.

[ 9 ] PARK R. Evaluation of ductility of structures and structural assemblages from laboratory testing[J]. Bulletin of the New Zealand National Society for Earthquake Engineering, 1989， 22 (3): 155-166.

[10] 范立礎(chǔ)， 卓衛(wèi)東. 橋梁延性抗震設(shè)計(jì)[M]. 北京： 人民交通出版社，2001.