基于位移設(shè)計(jì)的鋼筋混凝土橋墩抗震性能試驗(yàn)研究

基于位移設(shè)計(jì)的鋼筋混凝土橋墩抗震性能試驗(yàn)研究

大比例鋼筋混凝土橋墩試件設(shè)計(jì)近年來，基于性能的抗疲勞設(shè)計(jì)概念的提出，基于位移的抗疲勞動(dòng)設(shè)計(jì)方法在幾年內(nèi)得到了很大發(fā)展。在橋梁抗震領(lǐng)域,各國(guó)學(xué)者相繼提出了一些有實(shí)用價(jià)值的鋼筋混凝土橋墩(梁)基于位移的抗震設(shè)計(jì)方法[1,2,3,4,5,6,7,8,9,10,11]。作者總結(jié)前人工作,以鋼筋和混凝土的應(yīng)變幅值建立了鋼筋混凝土橋墩不同破損極限狀態(tài)的量化準(zhǔn)則,以屈服位移和位移延性系數(shù)作為設(shè)計(jì)參考變量,采用屈服譜加速度和屈服位移(Ay-Dy)格式的地震需求譜求解系統(tǒng)在不同風(fēng)險(xiǎn)水平地震作用下的反應(yīng),在改進(jìn)能力譜法基礎(chǔ)上給出了一個(gè)可以實(shí)現(xiàn)“小震不壞、中震可修和大震不倒”多級(jí)性能目標(biāo)的鋼筋混凝土橋墩直接基于位移的抗震設(shè)計(jì)方法。為進(jìn)一步確認(rèn)建議方法的可行性和實(shí)用性,課題組按相同條件設(shè)計(jì)了2組共6根大比例尺鋼筋混凝土橋墩試件(每組2根采用基于位移抗震設(shè)計(jì)方法設(shè)計(jì),1根采用現(xiàn)行抗震規(guī)范方法設(shè)計(jì)),對(duì)其抗震性能分別通過擬靜力試驗(yàn)和振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)進(jìn)行了對(duì)比研究。論文共分兩部分,本文主要介紹擬靜力試驗(yàn)內(nèi)容。1元橋鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)1.1混凝土c73.橋墩高度L=6.0m,上部結(jié)構(gòu)集中質(zhì)量W=315t;縱筋I(lǐng)I級(jí),fy=340MPa;箍筋I(lǐng)級(jí),fyh=240MPa;混凝土C30,fc=21.0MPa;彈性模量,鋼筋E=2.1×105MPa,混凝土E=3.0×104MPa。地震作用:小震、中震和大震的地震動(dòng)峰值分別為as=0.14g、am=0.4g和al=0.8g。地震需求譜采用Ay–Dy格式(圖1),加速度峰值對(duì)應(yīng)中震0.4g,為文獻(xiàn)中20條硬土場(chǎng)地地震動(dòng)建立的平均譜。1.2墩頂位移反應(yīng)文獻(xiàn)給出的滿足“小震不壞,中震可修,大震不倒”多級(jí)性能目標(biāo)的鋼筋混凝土橋墩基于位移抗震設(shè)計(jì)準(zhǔn)則為:δi≤[δi]/γi(1)δi≤[δi]/γi(1)式中,i分別代表小震、中震和大震作用;δi為不同水準(zhǔn)地震作用下的墩頂位移反應(yīng),可通過Ay-Dy格式的地震需求譜求解;[δi]為墩頂允許最大位移,小震、中震和大震分別對(duì)應(yīng)于彈性完好極限狀態(tài)、損傷控制極限狀態(tài)和控制倒塌極限狀態(tài),它們由鋼筋和混凝土的應(yīng)變幅值共同定義并可基于曲率延性系數(shù)和位移延性系數(shù)關(guān)系轉(zhuǎn)化為墩頂位移的表述形式;γi為考慮單調(diào)加載與低周反復(fù)加載不同而引入的修正系數(shù)。補(bǔ)充一點(diǎn),建議的鋼筋混凝土橋墩基于位移抗震設(shè)計(jì)方法需要迭代,因引入了更符合實(shí)際的屈服位移不變假定,一般2步左右就可得到最終結(jié)果。由于初始截面設(shè)計(jì)尺寸、配筋情況不同,最終設(shè)計(jì)方案并不唯一,它們都符合式(1)規(guī)定的位移設(shè)計(jì)準(zhǔn)則,卻可由不同的破損極限狀態(tài)控制,即在某水準(zhǔn)地震作用下式(1)中等號(hào)成立。1.3配筋率對(duì)橋墩延性反應(yīng)的影響文獻(xiàn)給出了橋墩詳細(xì)設(shè)計(jì)過程,這里不再贅述。原型橋墩設(shè)計(jì)方案如表1所示,其中按現(xiàn)行“公路工程抗震設(shè)計(jì)規(guī)范(JTJ004-89)”計(jì)算方法設(shè)計(jì)的橋墩,彈性地震反應(yīng)譜取為圖1中位移延性系數(shù)μ=1情況,重要性修正系數(shù)取為1.2,綜合影響系數(shù)取為0.3,箍筋直接取為?12@100。比較這三個(gè)方案,對(duì)基于位移設(shè)計(jì)的1號(hào)橋墩和2號(hào)橋墩,發(fā)現(xiàn)隨著截面配箍率的增加,橋墩延性抗震能力明顯增強(qiáng),而相應(yīng)的縱筋配筋率降低,即強(qiáng)度需求降低。對(duì)基于位移設(shè)計(jì)的2號(hào)橋墩和基于規(guī)范準(zhǔn)強(qiáng)度設(shè)計(jì)的3號(hào)橋墩,它們配箍率相同,但后者縱筋配筋率比前者提高了26%,相應(yīng)強(qiáng)度提高了12%,而延性反應(yīng)獲得的益處是僅降低了5%,從經(jīng)濟(jì)角度看前者優(yōu)于后者。對(duì)不同水準(zhǔn)地震作用,1號(hào)橋墩幾乎由小震、中震和大震共同控制設(shè)計(jì),2號(hào)橋墩則由大震倒塌控制設(shè)計(jì);而3號(hào)橋墩則不是很明確。2試件結(jié)構(gòu)及參數(shù)模型橋墩試件按1∶2.5比例設(shè)計(jì)制作,圓形截面直徑為400mm,凈高2400mm,底部固定臺(tái)座矩形截面600mm×600mm。試件混凝土采用C30細(xì)石混凝土,縱筋采用II級(jí)螺紋鋼,直徑分別為Ф10、Ф12和Ф14,箍筋采用10號(hào)鍍鋅鐵絲,直徑為4mm。試件詳細(xì)配筋如圖2所示,編號(hào)及相關(guān)參數(shù)如表2所示。鋼筋力學(xué)性能參數(shù)見表3。3試驗(yàn)加載試驗(yàn)試驗(yàn)在大連理工大學(xué)海岸與近海工程國(guó)家重點(diǎn)試驗(yàn)室結(jié)構(gòu)分試驗(yàn)室完成,加載裝置如圖3所示。試驗(yàn)加載首先根據(jù)軸壓比(0.19)施加豎向荷載,并保持恒定,然后施加往復(fù)水平荷載。試驗(yàn)水平加載歷程如圖4所示,采用力-位移混合控制方案,每幅值加載5周。首次施加橋墩理論屈服荷載Fi的0.7倍,然后根據(jù)圖4(b)方法計(jì)算“屈服位移”Δy,此后依次按1Δy、2Δy、3Δy、4Δy……施加位移,直至當(dāng)某一幅值位移作用下,水平荷載下降到最大值的0.85倍以下時(shí),試驗(yàn)停止。4試驗(yàn)結(jié)果與比較4.1混凝土采后類破壞現(xiàn)象A10、A12和A14三個(gè)試件破壞形態(tài)相近,都表現(xiàn)出明顯的彎曲破壞特征(圖5)。具體破壞現(xiàn)象可概括為:混凝土首先開裂——水平新裂縫繼續(xù)增加,間距變密;水平老裂縫擴(kuò)展,裂縫寬度變大,直至貫通——兩側(cè)部分水平裂縫在另側(cè)邊緣處斜向發(fā)展并有交叉跡象,保護(hù)層開始剝落——保護(hù)層大片脫落,箍筋、縱筋外露——箍筋明顯屈服,縱筋壓曲。4.2試驗(yàn)失敗原因試件實(shí)測(cè)屈服荷載、最大水平荷載、極限荷載比較如表4所示,其中屈服荷載對(duì)應(yīng)于受拉縱筋首次屈服,由縱筋上粘貼應(yīng)變片的量測(cè)結(jié)果確定,極限荷載對(duì)應(yīng)于試驗(yàn)中止。按規(guī)范方法設(shè)計(jì)的A14試件因縱筋配筋率較高(約為A10試件的2倍),承載力較大,總體上約為按位移方法設(shè)計(jì)的A10試件的1.4倍,A12試件的1.25倍。4.3位移延性系數(shù)位移延性是橋梁抗震性能優(yōu)劣的重要衡量指標(biāo)。參考文獻(xiàn)將屈服位移定義為受拉縱筋首次屈服對(duì)應(yīng)的墩頂位移,將橋墩損傷控制極限狀態(tài)對(duì)應(yīng)于混凝土保護(hù)層嚴(yán)重開裂、脫落,控制倒塌極限狀態(tài)對(duì)應(yīng)于水平承載力下降到最大值的85%,則實(shí)測(cè)橋墩不同破損極限狀態(tài)對(duì)應(yīng)的位移延性系數(shù)如表5所示?？梢钥闯?所有試件都滿足中震條件下的位移延性需求,A10試件略微不滿足大震條件下位移延性需求,但控制在10%以內(nèi)。按規(guī)范方法設(shè)計(jì)的A14試件盡管配箍率比A10試件稍低,但仍表現(xiàn)出較好的延性,可能與縱筋配筋率較高和縱筋直徑較大有關(guān),還有一個(gè)方面是A10試件在粘貼縱筋、箍筋應(yīng)變片時(shí),為施工方便人為地將橋墩底部箍筋間距作了變大調(diào)整,而在澆注混凝土前因疏忽忘記了恢復(fù),這也是本次試驗(yàn)的缺憾之處,這將使試驗(yàn)位移延性略低。4.4測(cè)負(fù)荷及滯回能耗A10、A12和A14試件滯回曲線如圖6所示,不同試件滯回曲線形狀相近,都呈梭形,較為飽滿。為比較不同試件的滯回耗能能力,分別計(jì)算了規(guī)格化的累計(jì)滯回耗能EN和能量比參數(shù)ψi,它們定義為:EN=1.0Fmδy∑i=1NEi(2)EΝ=1.0Fmδy∑i=1ΝEi(2)式中,Ei為單周滯回耗能;i為加載周數(shù);N為總加載周數(shù);Fm為最大水平荷載,δy為屈服位移。ψi=EiEideal(3)ψi=EiEideal(3)式中,Ei為單周滯回耗能;i為加載周數(shù);Eideal為具有與試件相同的彈性剛度的想彈塑性體系的滯回耗能(圖7),Eideal=Ei+E1。能量比參數(shù)ψi越接近于1,試件的相對(duì)耗能能力越強(qiáng)。另外,Eideal在試件位移延性系數(shù)接近于1時(shí)(試件剛剛屈服)將接近于0,所以這個(gè)參數(shù)適合較大位移延性系數(shù)下試件相對(duì)耗能能力的評(píng)價(jià)。試件規(guī)格化累積滯回耗能隨位移延性系數(shù)變化如圖8所示,在位移延性系數(shù)小于3.5時(shí),A10試件規(guī)格化累積滯回耗能EN略大于其它試件,此后A14試件的EN明顯變大,至位移延性系數(shù)達(dá)到5.5,其值約為A10試件的1.4倍。產(chǎn)生這種現(xiàn)象的原因作者認(rèn)為主要與縱筋的面積、屈服數(shù)量和屈服順序三者有關(guān)。試件能量比參數(shù)ψi(對(duì)同一加載幅值ψi取5周加載的平均值)隨位移延性系數(shù)變化如圖9所示,與規(guī)格化滯回耗能EN有點(diǎn)相似。當(dāng)位移延性系數(shù)小于3.5時(shí),A10試件能量比參數(shù)ψi明顯大于其它試件,說明此時(shí)A10試件相對(duì)耗能能力要強(qiáng);位移延性系數(shù)大于3.5以后,不同試件能量比參數(shù)ψi相差不大,并隨延性系數(shù)增大緩慢上升。4.5試件剛度退化性能比較將試件滯回曲線上每一級(jí)加載峰值點(diǎn)連接起來就得到骨架曲線,如圖10所示。三個(gè)試件骨架曲線形狀相似,當(dāng)試件發(fā)生明顯屈服時(shí),承載力增加和降低變化較小,直至最后一級(jí)位移加載縱筋屈曲后,承載力開始迅速下降。骨架曲線可一定程度綜合反映出試件承載能力、延性性能、耗能特性和剛度特征,前三者前面已經(jīng)做了具體分析,下面再比較一下試件的剛度退化性能。為方便引入剛度比參數(shù)λi:λi=KiKe(4)λi=ΚiΚe(4)式中,Ki為試件第i級(jí)加載平均割線剛度,Ki=(K+i+K-i)/2,而K+i=∑j=15F+j,max/∑j=15δ+i?K?i=∑j=15F?j,max/∑j=15δ?iΚi+=∑j=15Fj,max+/∑j=15δi+?Κi-=∑j=15Fj,max-/∑j=15δi-,其中δ+i和δ-i分別為第i級(jí)加載正負(fù)峰值位移,F+j,max和F-j,max分別為正負(fù)峰值位移對(duì)應(yīng)的正負(fù)荷載;Ke為試件(有效)彈性剛度,由表4和表5中的屈服荷載和屈服位移計(jì)算。顯然試件剛度比λi越小,試件剛度退化越大。試件剛度比λi隨位移延性系數(shù)變化如圖11所示,三個(gè)試件剛度退化性能相近,差別不大。補(bǔ)充一點(diǎn),A10、A12和A14試件盡管幾何尺寸、混凝土材料相同,但(有效)彈性剛度差別較大,分別為3.03×103kN/m、3.79×103kN/m和4.18×103kN/m,相比較而言,屈服位移差別則小得多(表5)。5延性彎曲破壞分別用文獻(xiàn)建議的基于位移的抗震設(shè)計(jì)方法和現(xiàn)行橋梁抗震規(guī)范方法設(shè)計(jì)制作了各2根和1根大比例尺鋼筋混凝土橋墩試件,通過擬靜力試驗(yàn)研究了它們的抗震性能。試驗(yàn)結(jié)果表明:(1)橋墩試件破壞形態(tài)相近,都表現(xiàn)出明顯的延性彎曲破壞特征。(2)橋墩試件能夠滿足中震和大震條件下的位移延性需求;(