鋼筋混凝土橋墩抗震性能試驗(yàn)研究

鋼筋混凝土橋墩抗震性能試驗(yàn)研究

這座橋是橋結(jié)構(gòu)的主要承受部分，也是一個(gè)重要的抗側(cè)力組件。它損壞與否對(duì)橋梁結(jié)構(gòu)整體的損傷乃至倒塌起著舉足輕重的作用。我國(guó)橋梁的鋼筋混凝土橋墩的截面形狀多為矩形或圓形,國(guó)內(nèi)外對(duì)圓形橋墩的實(shí)驗(yàn)研究較多,本試驗(yàn)所設(shè)計(jì)的橋墩模型的截面形狀全部采用了矩形。本文在3組配箍率不同的橋墩原型縮比模型的擬靜力和彈塑性靜力推覆(Pushover)試驗(yàn)的基礎(chǔ)上,對(duì)其抗震耗能能力進(jìn)行了研究,發(fā)現(xiàn)隨著配箍率的增加,破壞時(shí)橋墩頂部位移、耗能能力隨之增大。1試驗(yàn)總結(jié)1.1試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷慕⒈敬卧囼?yàn)的鋼筋混凝土橋墩原型高為5m,橫截面為2.5m×1m。試驗(yàn)原型設(shè)計(jì)了3種不同箍筋間距的橋墩,箍筋間距分別為200mm、400mm、600mm。對(duì)于本試驗(yàn)的橋墩,設(shè)計(jì)均采用標(biāo)號(hào)為C25的混凝土,縱筋采用Φ28二級(jí)螺紋鋼筋,箍筋采用ue001φ10的一級(jí)光圓鋼筋,按照壓彎構(gòu)件的真實(shí)受力狀況,經(jīng)簡(jiǎn)化計(jì)算,柱的軸力采用大小為5233.3kN的定軸力。對(duì)試件進(jìn)行擬靜力和彈塑性靜力推覆試驗(yàn)。根據(jù)以上原型,制作了1∶4比例的縮比模型?？s比后模型高度應(yīng)為1250mm,橫截面為625mm×250mm。但原型水平力加在構(gòu)件頂端,所以為保證施加水平力的作動(dòng)器中心對(duì)準(zhǔn)縮比模型1250mm處,模型加高250mm,即模型高為1500mm。3種不同箍筋間距的橋墩原型經(jīng)縮比后,其3種橋墩縮比模型箍筋間距分別為128mm、256mm、384mm。根據(jù)等強(qiáng)換算,縱筋采用ue001φ8和ue001φ10一級(jí)螺紋鋼筋,箍筋采用ue001φ4一級(jí)光圓鋼筋,根據(jù)相似比關(guān)系縮比后所得試驗(yàn)?zāi)Ｐ蜋M截面尺寸及各參數(shù)如圖1所示,圖中未標(biāo)注的各縱筋尺寸均為ue001φ8一級(jí)螺紋鋼。依照原型構(gòu)件所承受的豎向荷載,經(jīng)縮比后得出模型豎向需加載327.1kN。根據(jù)試件設(shè)計(jì)的3種箍筋間距,本試驗(yàn)?zāi)Ｐ凸卜譃?組,每組4件,其中2個(gè)做擬靜力加載試驗(yàn),2個(gè)做靜力彈塑性加載試驗(yàn),共12件。構(gòu)件原型及其縮比模型各對(duì)應(yīng)的參數(shù)和編號(hào)見(jiàn)表1所列。1.2試驗(yàn)加載及測(cè)驗(yàn)設(shè)備圖2所示為本次試驗(yàn)采用的試驗(yàn)裝置。在試件頂端安放著豎向作動(dòng)器,由其提供試驗(yàn)過(guò)程中所需的恒定軸力,它通過(guò)滑動(dòng)支座與反力架相連,保證了在試驗(yàn)過(guò)程中通過(guò)試件中心的軸力值與軸力作用位置的恒定。試件所受的頂部水平荷載通過(guò)固定于反力墻上的水平作動(dòng)器推拉試件頂端而產(chǎn)生,并采用位移計(jì)測(cè)量水平位移,沿試件豎直方向分別放置了5個(gè)水平位移計(jì),測(cè)量試件在不同高度處的側(cè)向水平位移,其中試件頂端位移計(jì)與底端位移計(jì)所記錄數(shù)據(jù)的差值即為試件頂端相對(duì)于其底端的側(cè)向變形位移值。實(shí)驗(yàn)時(shí)通過(guò)試件底部壓梁用錨具及側(cè)向支撐將試件底端進(jìn)行固定,從而將試件底端邊界條件模擬成固定端。先由安放在柱頂?shù)膯蜗蛞簤鹤鲃?dòng)器將豎向荷載施加至設(shè)計(jì)值327.1kN,并在試驗(yàn)過(guò)程中維持此豎向軸力的大小和位置不變,然后利用水平作動(dòng)器對(duì)試件模型頂部施加擬靜力水平荷載(或靜力推覆荷載)。在本試驗(yàn)中,擬靜力加載及推覆加載兩種試驗(yàn)均采用荷載-位移混合控制加載方法進(jìn)行,即在加載初期,采用荷載控制并分級(jí)加載,隨著位移的逐步增大,當(dāng)試件接近屈服時(shí),即當(dāng)構(gòu)件出現(xiàn)細(xì)微裂縫,卸載后裂縫即閉合時(shí),加載采用位移控制,直到試件破壞為止,在每級(jí)加載到位時(shí)持載5min,以保證試件裂縫能充分開(kāi)展。2試驗(yàn)的主要結(jié)果和分析2.1加載初期試驗(yàn)結(jié)果在對(duì)試件進(jìn)行的擬靜力試驗(yàn)中,在加載初期,試件處于彈性階段,卸載后幾乎無(wú)殘余變形,當(dāng)試件出現(xiàn)第一批裂縫后進(jìn)入彈塑性階段,卸載后變形不能完全恢復(fù),裂縫隨荷載加大不斷發(fā)展。此時(shí)當(dāng)反向加載時(shí),裂縫能很好的閉合。隨著荷載的繼續(xù)增加,裂縫逐漸發(fā)展,裂縫在反向加載時(shí)不再閉合,裂縫的數(shù)量增加,裂縫的寬度不斷加大,當(dāng)荷載增大到一定值時(shí),裂縫數(shù)量不再增多,只是原有裂縫不斷加寬、延伸,其中一條裂縫很快發(fā)展為破壞裂縫,直至混凝土突然崩裂,試件破壞。試件2個(gè)加載方向,出現(xiàn)2條臨界雙向斜裂縫。在對(duì)試件進(jìn)行的Pushover試驗(yàn)中,加載初期,試件處于彈性階段,混凝土沒(méi)有裂縫開(kāi)展,當(dāng)荷載增大到某一值時(shí),試件在受拉一側(cè)出現(xiàn)第一條裂縫,進(jìn)入彈塑性階段。隨著荷載的增大,原有裂縫不斷延伸加寬,新裂縫不斷出現(xiàn),直至其中一條斜裂縫發(fā)展為主裂縫,這條裂縫隨荷載增大迅速加寬,此時(shí)新裂縫不再出現(xiàn),試件突然破壞。試件裂縫開(kāi)展及最終破壞形態(tài)如圖3所示。由圖3可以看出,這些壓彎試件均為剪切破壞,隨著配箍率的增大,破壞裂縫與水平方向的夾角不斷減小,試件裂縫分布趨于密集。2.2力位移曲線2.2.1位移關(guān)系曲線在Pushover試驗(yàn)中,試件先承受一個(gè)定軸力,然后將試件頂端側(cè)向集中荷載逐級(jí)加大,直至試件破壞。根據(jù)試驗(yàn)數(shù)據(jù)得到試件底部剪力-頂部位移關(guān)系曲線,如圖4所示。圖4中,是將3種配箍率試件所達(dá)到的極限承載力最小值的試件P-Δ圖形放在上面一組,最大值放在下面一組。從圖中得知,在破壞前,因3種試件只是配箍率不同,3種配箍率試件受載后的變形軌跡相近。試件開(kāi)裂時(shí)沒(méi)有明顯的拐點(diǎn),3種試件均屬由剪力引起的剪切破壞,加載后彈性階段相對(duì)較短,試件很快開(kāi)裂,進(jìn)入彈塑性階段,試件變形增長(zhǎng)率大于試件底端所受剪力增長(zhǎng)率,到達(dá)極限荷載時(shí)試件突然破壞。2.2.2滯回試驗(yàn)和骨架試驗(yàn)承受擬靜力荷載作用的試件底部剪力-頂部位移滯回曲線及骨架曲線分別見(jiàn)圖5、圖6所示。由滯回曲線(圖5)可見(jiàn),當(dāng)荷載較小時(shí),試件開(kāi)裂前,其滯回曲線基本上呈直線型;柱頂位移相對(duì)較小,試件開(kāi)裂后,在水平荷載達(dá)到極限荷載前,隨荷載增大,位移增大的速度大于荷載增長(zhǎng)的速度,滯回曲線明顯彎曲,滯回環(huán)面積逐漸增大,試件的加載剛度與卸載剛度逐漸降低,呈現(xiàn)出較明顯的退化。從圖中可以看出這幾個(gè)試件均為剪切型破壞,隨著箍筋間距的增大,滯回曲線圖形逐漸狹窄,循環(huán)次數(shù)減少,捏攏現(xiàn)象越來(lái)越明顯。說(shuō)明隨箍筋間距的加大,所能承受的剪力越來(lái)越小,因剪力產(chǎn)生的斜裂縫導(dǎo)致試件的剛度退化和耗能減少越來(lái)越快。根據(jù)壓彎試件試驗(yàn)每級(jí)循環(huán)的底部剪力-頂部位移最大值,可繪出各個(gè)試件的骨架曲線,如圖6所示。由骨架曲線可以看出,隨著配箍率的加大,試件所能承受的極限荷載和最大變形都相應(yīng)增大,試件延性逐次提高。試件開(kāi)裂后,試件水平位移的增大程度快于頂部水平荷載的增大程度,骨架曲線逐漸趨于x軸,其塑性性質(zhì)表現(xiàn)得越來(lái)越明顯。2.2.3配再加載試驗(yàn)由圖4及圖6可知,2種加載方式中試件P1-400、P2-400、N1-400、N2-400的最大承載力和最大變形略大于試件P1-600、P2-600、N1-600、N2-600,而P1-200、P2-200、N1-200、N2-200的最大變形和最大承載力比另2種小配箍率的試件有明顯的提高。這說(shuō)明當(dāng)配箍率小到一定程度時(shí),其對(duì)試件的極限承載力影響不顯著,造成了2種小配箍率試件的極限承載力和極限變形相近。本試驗(yàn)中,對(duì)試件有2種加載方式。從圖5可知,這2種加載方式作用于同一組試件(即各項(xiàng)設(shè)計(jì)指標(biāo)均相同的試件),如試件P1-200、P2-200、N1-200、N2-200,其荷載-位移變化路徑十分相近。由圖5并參照?qǐng)D3,可知這種情況同樣適用于其余兩組試件。通過(guò)2種靜力加載方式對(duì)比,試件受力變形狀態(tài)大體一致,試驗(yàn)所得到的各類數(shù)據(jù)能普遍反映這種試件的真實(shí)狀態(tài)。2.3殘余位移的確定構(gòu)件的殘余變形是指構(gòu)件被加載變形后,再卸載至零,此時(shí)構(gòu)件的不可恢復(fù)的塑性變形。構(gòu)件在最終破壞時(shí),構(gòu)件的變形為極限變形。構(gòu)件在達(dá)到極限變形時(shí)卸載所得的殘余變形與構(gòu)件極限變形的比值為構(gòu)件此時(shí)的殘余變形率。殘余變形率反應(yīng)了構(gòu)件的塑性變形在構(gòu)件總變形中所占比重的多少。在本文中,殘余變形取試件頂端的殘余位移,極限變形取試件頂端的極限位移,試件達(dá)到極限變形時(shí)的頂部殘余位移與極限位移的比值取為本試驗(yàn)各個(gè)構(gòu)件的殘余變形率,本試驗(yàn)各個(gè)試件的殘余變形率見(jiàn)表2所列。由于試驗(yàn)條件和試驗(yàn)結(jié)果所限,對(duì)試件的底部剪力-頂部位移曲線沒(méi)有測(cè)出達(dá)到極限承載力后的下降段。本次試驗(yàn)所取的試件極限位移Δu是對(duì)擬靜力試驗(yàn)中滯回曲線的包絡(luò)線和對(duì)Pushover試驗(yàn)中P-Δ曲線進(jìn)行外延的方法,即取水平力達(dá)到極限承載力后又下降到極限承載力的85%時(shí)所對(duì)應(yīng)的位移值,作為該試件的極限位移。由于在本次試驗(yàn)中,都是使試件最后形成了一定寬度的破壞裂縫而破壞,試件頂端的塑性殘余位移無(wú)法直接量測(cè)得出。所以試件頂端殘余位移通過(guò)如下方法經(jīng)簡(jiǎn)化計(jì)算確定:由代表正、反向加載恢復(fù)力的骨架曲線為雛形,考慮鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)或試件的剛度退化性質(zhì)即構(gòu)成鋼筋混凝土剛度退化三線型模型,再考慮結(jié)構(gòu)或試件屈服后的硬化狀況,就形成了剛度坡頂退化三線型模型,見(jiàn)圖7所示。三折線的第一段表示線彈性階段,此階段剛度為k1,點(diǎn)1表示開(kāi)裂點(diǎn)。第2段折線表示開(kāi)裂至屈服階段,此階段剛度為k2,點(diǎn)2表示屈服點(diǎn),屈服后則由第3段折線代表,其剛度為k3。屈服后卸載,卸載剛度取割線02的剛度k4。根據(jù)這個(gè)模型,對(duì)試件頂端P-Δ骨架曲線在極限位移處進(jìn)行卸載,卸載曲線斜率取k4,與橫坐標(biāo)位移軸交于一點(diǎn),此交點(diǎn)為試件的殘余位移。由表2所得結(jié)果可以看出,在試驗(yàn)中,就每種加載方式與配箍率完全相同的2個(gè)試件相比較,總體來(lái)說(shuō),配箍率較大試件的殘余變形率的差異小于配箍率較小試件的殘余變形率的差異,這是因?yàn)樵诩虞d過(guò)程中,配箍率大的試件其箍筋有效地抑制了試件變形的隨機(jī)性,使得試件在加載過(guò)程中變形狀態(tài)趨于一致。2.4延性系數(shù)和延性系數(shù)延性比是反映結(jié)構(gòu)非彈性變形能力的重要參數(shù),延性比是試件的柱頂極限位移Δu與屈服位移Δy的比值,即μ=Δu/Δy。表3列出了各試件的實(shí)測(cè)位移延性系數(shù)μ。延性系數(shù)從1.59～2.65不等,延性較低。試件在試驗(yàn)過(guò)程中,均屬于受剪脆性破壞。目前Δy的取值尚無(wú)統(tǒng)一標(biāo)準(zhǔn),本文屈服位移Δy的取值是根據(jù)吸收能量相等的原則,用能量法求出的屈服位移。2.5周期加載幅值被完成的情形試件的能量耗散能力以荷載-變形滯回曲線所包圍的面積來(lái)衡量,圖8給出了擬靜力加載的6個(gè)試件耗能隨加載循環(huán)水平的變化。圖中橫坐標(biāo)的加載級(jí)數(shù)是對(duì)應(yīng)于每一種加載幅值完成一周循環(huán)的情形。在圖8a中,把3種配箍率構(gòu)件耗能情況的最大值分在一組進(jìn)行比較,在圖8b中,把3種配箍率構(gòu)件耗能情況的最小值分在一組進(jìn)行比較。從圖中看出試件在彈性階段耗能能力較小,隨著位移的增加耗能能力也在不斷增加,臨近最后破壞時(shí)耗能能力達(dá)到最大,相同箍筋間距的試件破壞時(shí)耗能能力基本相同。箍筋間距較大的2種試件破壞時(shí)的耗能能力相近,而箍筋間距最小的試件破壞時(shí)的耗能能力大大高于其余2種試件。2.6剛度退化曲線為了了解試件的剛度衰減規(guī)律,根據(jù)文獻(xiàn)中的相關(guān)規(guī)范條文,取反復(fù)荷載作用下,每個(gè)周期正、反方向荷載的極值的絕對(duì)值之和除以相應(yīng)的正、反方向位移極值的絕對(duì)值之和,作為每級(jí)荷載的平均剛度,即每級(jí)加載循環(huán)中試件的剛度用割線剛度來(lái)表示,其表達(dá)式為Ki=[+Fi)+(?Fi)]/[+Xi+(?Xi)]Κi=[+Fi)+(-Fi)]/[+Xi+(-Xi)]擬靜力荷載作用下試件的剛度退化曲線見(jiàn)圖9所示。由圖9中可看出,試件的剛度衰減隨著位移的增加而增大,隨著試件的開(kāi)裂、屈服、達(dá)到極限荷載,試件剛度下降程度越來(lái)越平緩,試件剛度下降主要是由于裂縫開(kāi)展的加快使得開(kāi)裂后的混凝土逐漸退出工作,構(gòu)件有效截面高度不斷降低造成的,在試件接近破壞的最后階段,3種配箍率試件中,配箍率最大試件的剛度明顯比其余2種低配箍率試件的剛度下降趨于平緩,這是由于配箍率大的試件箍筋間距小,有效地抑制了混凝土試件在加載后期裂縫的進(jìn)一步開(kāi)展。3配筋率對(duì)殘余變形率的影響試驗(yàn)通過(guò)擬靜力加載及彈塑性靜力加載2種不同加載方式,對(duì)承受靜軸力定值的配箍率不同的3組試件(每組3個(gè)相同試件)頂端側(cè)向加載試驗(yàn),可得出以下結(jié)論:(1)隨著配箍率的增大,試件破壞的主裂縫與水平方向的夾角不斷減小,試件裂縫分布趨于密集,小裂縫走向與破壞裂縫方向更趨于一致。(2)在破壞前受荷試件具有較好的變形恢復(fù)能力,從3組試件的對(duì)比情況看,隨著配箍率的增大,配箍率相同的各個(gè)試件的殘余變形率越穩(wěn)定,即殘余變形能力數(shù)值相差越小,這是由于隨著配箍率的增大,有效地抑制了裂縫發(fā)展的隨機(jī)性。(3)隨著配箍率的增大,極限承載力與極限位移越來(lái)越高,試件的滯回曲線越來(lái)越飽滿,耗能能力越來(lái)越強(qiáng),在受荷后期試件剛度退化現(xiàn)象越來(lái)越緩慢,這是因?yàn)楣拷铋g距的減小有效地抑制了裂縫的展開(kāi),增強(qiáng)了構(gòu)件各方面的受荷性能。(4