彎扭作用下rc圓形橋墩滯后性能試驗研究

彎扭作用下rc圓形橋墩滯后性能試驗研究

rc橋墩抗震性能及延性能力這座橋是橋結(jié)構(gòu)中容易受傷的損壞的一個組成部分。規(guī)則橋的鋼筋混凝土（rc）碼頭的壓力狀態(tài)通常主要是軸壓、彎曲和剪切的。因此，對大橋抗疲勞性能的研究主要集中在抗彎狀態(tài)下的橋橋故理、分析模型和相應(yīng)的抗疲勞結(jié)構(gòu)措施上，這對規(guī)則橋是合理和適用的。但是對不等高橋墩或不等跨的斜梁橋和曲線橋梁等非規(guī)則橋梁,其受力狀態(tài)更為復(fù)雜,地震作用下,斜交梁橋由于橋梁上部結(jié)構(gòu)的碰撞導(dǎo)致橋墩的扭轉(zhuǎn)作用,曲線梁橋由于曲率的存在,上部結(jié)構(gòu)的重心偏離橋墩,附加彎矩作用明顯,同時還要產(chǎn)生扭矩。在地震作用下,斜交橋梁和曲線橋梁等非規(guī)則橋梁的橋墩通常遭受的是壓、彎、剪、扭復(fù)合作用的復(fù)雜受力狀態(tài),而且由于多維地震作用、場地運(yùn)動以及橋墩約束限制等都會產(chǎn)生多種效應(yīng)的耦合,都會導(dǎo)致橋墩在壓彎剪扭復(fù)合作用下產(chǎn)生復(fù)雜的失效模式。2008年的汶川地震中就有很多斜梁橋和曲線梁橋的RC橋墩受到了嚴(yán)重?fù)p傷甚至倒塌破壞,汶川地震中綿州市回瀾立交橋匝道橋墩損傷破壞如圖1所示。因此,有必要開展RC橋墩在彎扭復(fù)合作用下的抗震性能研究。目前,對RC橋墩的壓彎、彎剪性能已經(jīng)進(jìn)行了廣泛深入的研究,有一些精確合理的模型用來預(yù)測地震作用下RC橋墩的反應(yīng)。而對RC橋墩在彎剪扭復(fù)合作用下抗震性能的研究卻很少,Tirasit和Kawashima,Otsuka,Belarbi等等對矩形和圓形截面RC橋墩的抗震性能進(jìn)行了試驗研究,分析了箍筋間距等參數(shù)對其抗震性能的影響,揭示了RC橋墩破壞模式和變形特性,并給出了其非線性扭轉(zhuǎn)滯回性能預(yù)測模型。我國現(xiàn)役圓形RC橋墩材料性能、構(gòu)型和配筋率等與上述研究情況有所不同,在公路橋梁抗震設(shè)計細(xì)則里,RC橋墩抗震性能和分析模型是基于規(guī)則橋梁RC橋墩來確定的,即基于壓彎狀態(tài)下單向循環(huán)試驗為基礎(chǔ)的,抗震設(shè)計是根據(jù)RC壓彎構(gòu)件來考慮的,并配以適量箍筋以防止剪切破壞發(fā)生。這對規(guī)則橋梁的RC橋墩的抗震設(shè)計是合理的,但是斜交梁橋和曲線橋梁等不規(guī)則橋梁的RC橋墩,在多維地震作用下,處于壓彎剪扭相互作用的復(fù)雜受力狀態(tài),對其進(jìn)行抗震分析和設(shè)計中還應(yīng)考慮扭轉(zhuǎn)效應(yīng)。壓彎扭復(fù)合作用下RC橋墩的抗震性能及延性能力如何,采取什么樣的計算模型來模擬橋墩扭轉(zhuǎn)作用以及抗震構(gòu)造措施減小扭轉(zhuǎn)作用的影響,都需要進(jìn)行試驗研究才能夠確定。本文采用了現(xiàn)役實際橋梁工程中RC圓形截面橋墩的1/3縮尺模型,對12個RC圓形橋墩在恒定軸力和彎曲、純扭和彎扭復(fù)合作用下進(jìn)行了循環(huán)荷載試驗研究。并基于試驗結(jié)果,建立了彎扭復(fù)合作用下圓形截面RC橋墩的彎曲恢復(fù)力模型和扭轉(zhuǎn)恢復(fù)力模型,用于預(yù)測多維地震作用下彎扭相互作用影響的RC橋墩的地震反應(yīng)。1試驗計劃1.1橋墩的設(shè)計參數(shù)為了研究彎扭復(fù)合作用下RC圓形橋墩的性能,并給出考慮彎扭相互作用的滯后分析模型,本試驗基于我國常見的RC圓形橋墩及其橫截面橫向鋼筋構(gòu)型,試件模型橋墩和實際橋墩截面尺寸比為1/3,原型橋墩和試驗體模型橋墩的截面尺寸分別為1200mm和400mm,橋墩的計算高度(水平加載線到橋墩基礎(chǔ)頂面)分別為4.8m和1.60m。試件特性如表1所示,箍筋間距分別為40mm、50mm和60mm時,橋墩的體積配箍率分別我0.005、0.006和0.0075,均滿足公路橋梁抗震設(shè)計細(xì)則里塑性鉸區(qū)域最小體積配箍率不小于0.004的要求。圖2為試件體橋墩尺寸及配筋,圖3為試件體橋墩和試驗加載。1.2豎向軸壓加載試件加載裝置如圖4所示,同一個方向采用兩個規(guī)格相同的作動器(出力±500kN,行程±200mm),并在每個水平作動器對應(yīng)的中心位置布置滑動式位移傳感器。豎向軸壓荷載由倒掛的100t液壓千斤頂通過球面鉸傳遞給墩頂,加載過程中根據(jù)軸壓比施加恒定的軸力230kN或460kN。試件基座通過螺栓固定在剛性地板上。1.3彎扭復(fù)合作用的施加試驗過程中采用位移控制,彎曲荷載和扭轉(zhuǎn)荷載分別通過側(cè)向位移和扭轉(zhuǎn)角施加,加載制度如圖5所示。彎曲作用和彎扭復(fù)合作用是通過圖4所示的兩個水平作動器產(chǎn)生的,純彎曲作用是通過兩個水平作動器施加相同的側(cè)向位移產(chǎn)生的,純扭轉(zhuǎn)作用是通過兩個作動器施加大小相同方向相反的位移產(chǎn)生的,而彎扭復(fù)合作用是通過兩個作動器施加不同大小的位移產(chǎn)生的;加載過程中,兩個作動器的位移同步勻速施加。為了控制彎扭復(fù)合作用的水平,本文采用Tirasit和Kawashima定義的無量綱參數(shù)轉(zhuǎn)角-側(cè)移率(Rotation-DriftRatio)r,稱之為扭彎比,r的定義如下:式中:θ為橋墩的轉(zhuǎn)角(rad);Δ為橋墩水平方向的側(cè)移率。為了和彎扭復(fù)合作下用RC圓形橋墩的滯后性能恢復(fù)力模型結(jié)合起來,這里列出了試件體S1~S5的彎扭復(fù)合作用水平和每一級加載的位移,分別如圖5和表2所示。2彎扭比為了和彎扭復(fù)合作下用RC圓形橋墩的滯后性能恢復(fù)力模型聯(lián)系起來,這里主要分析彎扭比對試驗橋墩的破壞特征及滯回性能影響。隨著扭彎比的增大,試件逐漸由彎曲破壞變?yōu)橐耘まD(zhuǎn)破壞為主,r=0.5和1時以彎曲破壞為主,r=2和4時以扭轉(zhuǎn)破壞為主;試件破壞區(qū)域的長度隨著扭彎比的增大而增加,破壞區(qū)域的長度S1為200mm,S3為250mm,S4為300mm,S5為400mm,S2為500mm。即橋墩的變形特征和失效模式發(fā)生了改變,損傷破壞區(qū)域要高于彎曲塑性鉸長度區(qū)域。不同扭彎比作用下橋墩的破壞區(qū)域如圖6所示。鋼筋混凝土橋墩潛在塑性鉸區(qū)域配置足夠的橫向鋼筋,可以約束塑性鉸區(qū)域內(nèi)核心混凝土以提高混凝土的抗壓強(qiáng)度和延性,提供抗剪能力以及防止縱向鋼筋大應(yīng)變時的屈曲變形。各國現(xiàn)行規(guī)范都對延性橋墩的塑性鉸區(qū)長度作了明確的規(guī)定,但是這些塑性鉸區(qū)域的長度的規(guī)定主要考慮彎曲作用,而沒有考慮扭轉(zhuǎn)作用對塑性鉸區(qū)域長度的影響。一般來說,橋墩在地震作用下實際破壞區(qū)域長度要在規(guī)定塑性鉸區(qū)域長度規(guī)定范圍內(nèi),按照J(rèn)TG/TB02-01—2008和AASHTO計算得到的本次試驗橋墩模型在彎曲作用下的塑性鉸區(qū)域的長度分別為500mm和457mm,試驗過程中橋墩在單向彎曲加載下破壞區(qū)域的長度為200mm。扭彎比r=4時,試驗橋墩的破壞區(qū)域長度為400mm,比在彎曲加載時的破壞區(qū)域的長度大了一倍。因此,建議對于在強(qiáng)震區(qū),可能遭受到彎扭復(fù)合作用的橋墩,其塑性鉸區(qū)的長度可以適當(dāng)提高0.5~1倍。試件S1、S2和S3的滯回曲線分別如圖7~圖9所示;試件S1~S5的骨架曲線如圖10所示?？梢钥闯?在只有彎曲作用時,橋墩的峰值荷載大,并且正反兩個方向荷載及位移的變化是對稱的;隨著扭彎比的增大,正反兩個方向的峰值荷載都隨之減小,并且反向荷載降低的程度要比正向大,這主要是由于螺旋箍筋反向旋轉(zhuǎn)時減弱了對核心混凝土的約束作用。同樣,隨著扭彎比的減小,橋墩的抗扭承載力降低;由于螺旋箍筋的“解鎖”作用,在相同轉(zhuǎn)角的情況下,正向的抗扭承載能力比反向的要大。3應(yīng)用折線型恢復(fù)力模型目前應(yīng)用的彎曲恢復(fù)力模型可分為光滑曲線型和多線型兩大類。光滑曲線型以Bouc-Wen模型及其改進(jìn)模型最為常見,能較好考慮RC橋墩的強(qiáng)度、剛度退化以及捏攏效應(yīng)等,但參數(shù)太多,不方便應(yīng)用。折線型恢復(fù)力模型簡單實用,應(yīng)用廣泛。常用的多線型模型有:二折線型模型和三折線型模型,但是二折線和三折線模型很少考慮捏攏效應(yīng),而試驗結(jié)果發(fā)現(xiàn)橋墩在彎曲或彎扭復(fù)合作用下的彎曲滯回曲線存在明顯的捏攏效應(yīng)。Ozcebe等基于試驗結(jié)果建立了考慮捏攏效應(yīng)的鋼筋混凝土構(gòu)件的剪切恢復(fù)力模型,Xu和Zhang在此基礎(chǔ)上建立了多折線彎剪滯回模型。本文在前兩者研究的基礎(chǔ)上,基于試驗結(jié)果,建立了彎扭復(fù)合作用下考慮捏攏效應(yīng)的鋼筋混凝土圓形橋墩(螺旋箍筋)的彎曲恢復(fù)力模型。3.1初始剛度和退化剛度根據(jù)圖10(a)所示的骨架曲線及相關(guān)的試驗數(shù)據(jù)可以把橋墩的骨架曲線理想化為如圖11所示的四線型模型:彈性階段,開裂至屈服階段,屈服階段,軟化階段。模型在加載到開裂荷載是彈性的,相應(yīng)的開裂位移是,初始抗彎剛度為;達(dá)到屈服位移時相應(yīng)的屈服力為,并且達(dá)到退化位移之前這個力是不變的;在達(dá)到退化位移時,橋墩的側(cè)向力開始以剛度退化至破壞力為屈服力的80%,相應(yīng)的極限位移為。初始剛度和退化剛度的定義如下:式中:Leff為橋墩的有效高度;為側(cè)移率。模型中的參數(shù)都是由試驗數(shù)據(jù)擬合得到的,其中正向加載的參數(shù)用X+表示,負(fù)向加載的參數(shù)用X-表示。由試驗結(jié)果可知,橋墩的反應(yīng)和r有很大關(guān)系。根據(jù)回歸分析,橋墩基于r的位移和側(cè)向恢復(fù)力是相關(guān)的,并且正向加載和反向加載時側(cè)向力的降低程度是不一致的。如圖12所示,彎扭復(fù)合作用下,圓形橋墩正向和反向的側(cè)向力隨著r增加而降低,這種關(guān)系近似為:如表3所示,開裂位移,屈服位移,側(cè)向恢復(fù)力開始退化時的位移,極限位移,都隨著r的增加而降低。它們近似為:式中:Δy為橋墩在循環(huán)彎曲荷載作用下的屈服位移。方程(10)~(17)給出了一個和試驗結(jié)果很吻合的擬合公式。為了利用這個模型,需要估計只有彎曲作用時橋墩的開裂荷載Fc、開裂位移Δc、屈服力Fy、屈服位移Δy的值。Fc為混凝土主拉應(yīng)力等于時的荷載,Fy可以通過理論分析得到。因此,Δc和Δy可以通過式(2)、式(3)、式(18)和式(19)求出。{HJ式中:Ec為混凝土彈性模量;Itr為混凝土橋墩的截面慣性矩。在括號里的部分表示懸臂柱的彈性抗彎剛度。α是基于墩柱單軸循環(huán)加載試驗的相關(guān)系數(shù),它的值是0.167。r值已知時,橋墩在彎扭復(fù)合作用下的彎曲骨架曲線可以通過式(5)~(17)計算得到。3.2裝卸剛度的計算如圖13(a)所示,為開裂點與初始加載點之間的斜率,如式(2)所示;為屈服點與反向開裂點之間的斜率。卸載規(guī)則如下:(1)開始卸載時的力不超過開裂荷載時,并且正反兩個方向均沒超過,則卸載曲線沿著骨架曲線。(2)如果一個方向的力超過了開裂荷載,但沒有超過時,卸載剛度為:(3)如果一個方向的力超過了屈服荷載,則卸載至荷載時的剛度和荷載后的卸載剛度分別見式(21)和式(22),的定義見式(23)和式(24)。式(22)~(24)是基于試驗結(jié)果擬合得到的,恢復(fù)力模型中的值與試驗值的比較如圖14所示。3.3加載方向的影響根據(jù)Ozcebe恢復(fù)力模型和本文不同扭彎比橋墩滯回特征的分析,加載和再加載規(guī)則如下:(1)初始加載時加載曲線沿著骨架曲線,荷載沒超過開裂荷載時,加載和再加載曲線均沿著骨架曲線。(2)如果一個方向的加載荷載始終沒超過開裂荷載,則再加載曲線仍然沿著骨架曲線,即使先前反向加載時的荷載已經(jīng)超過了彈性變形范圍。(3)如果一個方向的加載荷載超過了開裂荷載,則再加載時先從零荷載按直線加載至點;加載至點后,按通過點的直線加載至骨架曲線或加載至加載位移;加載至骨架曲線后,沿著骨架曲線加載至加載位移。的定義見式(25),的定義見式(26)~(28)。式(25)是基于本次試驗結(jié)果擬合得到的,滯回模型中的值與試驗值的比較如圖15所示。式中:為加載方向上的最大位移;為骨架曲線上對應(yīng)于最大位移的力;參數(shù)n表示在一個方向按當(dāng)前最大位移加載時循環(huán)加載的圈數(shù),第一次從當(dāng)前最大位移卸載時,n取值為1,其后每次加載至最大位移范圍卸載時,n的值相應(yīng)的增加。當(dāng)前的最大位移超過這個范圍時,n的值重新取為1;當(dāng)再加載的最大位移比這個范圍小時,則不改變n的值。(4)如果卸載時沒有卸載至零荷載時,則再加載路徑按直線加載至先前加載時的峰值點(如路徑Z→X,W→V)。4基于彎扭復(fù)合循環(huán)試驗結(jié)果的扭轉(zhuǎn)恢復(fù)力模型本文借鑒Tirasit和Kawashim建立矩形截面RC橋墩非線性扭轉(zhuǎn)滯回模型的思路,并考慮到圓形和矩形截面RC橋墩截面構(gòu)型和箍筋構(gòu)造等不同,在彎扭復(fù)合循環(huán)試驗結(jié)果基上,建立了圓形截面RC橋墩(螺旋箍筋)的扭轉(zhuǎn)恢復(fù)力模型,并在模型中考慮了扭彎比r的影響。圖16為扭轉(zhuǎn)恢復(fù)力模型的骨架曲線,圖18給出了模型各個參數(shù)的定義和相應(yīng)的加卸載路徑。4.1初始抗扭剛度與退化剛度彎扭復(fù)合作用下,理想扭轉(zhuǎn)恢復(fù)力模型的骨架曲線如圖16所示。假定橋墩達(dá)到屈服轉(zhuǎn)角時是彈性的,相應(yīng)的屈服扭矩為并且達(dá)到退化位移之前這個力是不變的,橋墩的初始抗扭剛度為;在達(dá)到退化轉(zhuǎn)角時,橋墩的抗扭力開始以剛度退化至破壞力為屈服扭矩的80%,相應(yīng)的極限轉(zhuǎn)角為。扭轉(zhuǎn)的初始抗扭剛度和退化剛度定義如下:由試驗結(jié)果可知,橋墩的反應(yīng)和r有很大關(guān)系。根據(jù)回歸分析,橋墩基于r的轉(zhuǎn)角位移和扭矩變化是相關(guān)的。如圖17所示,在彎曲和扭轉(zhuǎn)循環(huán)加載作用下,屈服扭矩隨著r的增加而增加,在扭轉(zhuǎn)荷載作用下扭力也隨著r的增加而增加,這種關(guān)系近似為:如表4所示,在扭轉(zhuǎn)循環(huán)荷載作用下隨著r的增加而增加,并逐漸趨近于一個穩(wěn)定的值。它們的值近似為:為了建立扭轉(zhuǎn)原始曲線,需要估算扭矩Ty和屈服轉(zhuǎn)角θy的值。Ty可以通過空間桁架計算理論、修正的空間桁架理論等計算得到。相應(yīng)的,θy可以通過式(29)得到,其中初始抗扭剛度kT1如下式所示:式中:Gc為混凝土的扭轉(zhuǎn)彈性模量;J為橋墩截面的抗扭彈性慣性矩。括號內(nèi)的部分表示橋墩的彈性抗扭剛度。γ是試驗數(shù)據(jù)的相關(guān)系數(shù),值為0.681。4.2患者的滯回曲線如圖18(a)所示,為初始加載點和屈服點之間的斜率。初始加載時模型是線彈性的(路徑0-1-2-0)。如果加載扭轉(zhuǎn)角超過了,則橋墩的滯回曲線遵循如下卸載規(guī)則:當(dāng)從卸載點開始卸載時,先以卸載剛度卸載,卸載至荷載時以卸載剛度卸載至的定義分別如下:以上公式都是基于試驗結(jié)果擬合得到的,滯回模型中與試驗結(jié)果的對比如圖19所示。式(41)中,當(dāng)位移延性超過22.2時會出現(xiàn)負(fù)剛度,因此為了增加可計算的延性水平,可以用式(44)代替式(41),修改后的公式可以計算至位移延性至50.0。4.3參數(shù)n的定義(1)當(dāng)加載扭轉(zhuǎn)角超過了時,再加載時的路徑指向上次循環(huán)加載時的點,相應(yīng)的加載剛度為。再加載時按加載剛度加載至扭轉(zhuǎn)角(如圖13(b)中的路徑10→11,16→17)。的定義見式(45)和式(46),的值見式(47)。式中:參數(shù)n是一個計數(shù)器,用來計量按當(dāng)前最大轉(zhuǎn)角連續(xù)循環(huán)加載的圈數(shù)。第一次加載到卸載時,n的值取為1。之后,按當(dāng)前最大轉(zhuǎn)角范圍(1±0.05),再循環(huán)加載一次時,n的值也相應(yīng)的增加1。當(dāng)再加載至骨架曲線時,n的值重新取為1;當(dāng)再加載的轉(zhuǎn)角不大于時,不改變n的值。是轉(zhuǎn)角為時對應(yīng)的峰值扭矩。(2)加載至裂縫閉合位置后,加載曲線按線性加載,指向強(qiáng)度退化點,相應(yīng)的加載剛度為。加載路徑如圖18(b)中的路徑11→13,17→18。的定義見式(48)。式中,參數(shù)n的定義同式(45)。(3)按加載剛度加載至骨架曲線后,加載路徑則沿著骨架曲線加載至目標(biāo)加載位移,如圖18(b)中的13→14。以上公式都是基于試驗結(jié)果擬合得到的,恢復(fù)力模型中與試驗結(jié)果的對比如圖20所示。5循環(huán)加載值對比圖21為建議的彎曲恢復(fù)力模型與試件S3(r=0.5)試驗結(jié)果的對比;圖22為建議的扭轉(zhuǎn)恢復(fù)力模型與試件S2(r=∞)試驗結(jié)果的對比。試驗中每個位移荷載循環(huán)加載2次,這里取第一圈循環(huán)加載的值進(jìn)行比較,圖中N表示第N個荷載加載步。從圖21和圖22看出,本文所建議的恢