基于位移设计的钢筋混凝土桥墩抗震性能试验研究

基于位移设计的钢筋混凝土桥墩抗震性能试验研究

大比例钢筋混凝土桥墩试件设计近年来，基于性能的抗疲劳设计概念的提出，基于位移的抗疲劳动设计方法在几年内得到了很大发展。在桥梁抗震领域,各国学者相继提出了一些有实用价值的钢筋混凝土桥墩(梁)基于位移的抗震设计方法[1,2,3,4,5,6,7,8,9,10,11]。作者总结前人工作,以钢筋和混凝土的应变幅值建立了钢筋混凝土桥墩不同破损极限状态的量化准则,以屈服位移和位移延性系数作为设计参考变量,采用屈服谱加速度和屈服位移(Ay-Dy)格式的地震需求谱求解系统在不同风险水平地震作用下的反应,在改进能力谱法基础上给出了一个可以实现“小震不坏、中震可修和大震不倒”多级性能目标的钢筋混凝土桥墩直接基于位移的抗震设计方法。为进一步确认建议方法的可行性和实用性,课题组按相同条件设计了2组共6根大比例尺钢筋混凝土桥墩试件(每组2根采用基于位移抗震设计方法设计,1根采用现行抗震规范方法设计),对其抗震性能分别通过拟静力试验和振动台试验进行了对比研究。论文共分两部分,本文主要介绍拟静力试验内容。1元桥钢筋混凝土结构1.1混凝土c73.桥墩高度L=6.0m,上部结构集中质量W=315t;纵筋II级,fy=340MPa;箍筋I级,fyh=240MPa;混凝土C30,fc=21.0MPa;弹性模量,钢筋E=2.1×105MPa,混凝土E=3.0×104MPa。地震作用:小震、中震和大震的地震动峰值分别为as=0.14g、am=0.4g和al=0.8g。地震需求谱采用Ay–Dy格式(图1),加速度峰值对应中震0.4g,为文献中20条硬土场地地震动建立的平均谱。1.2墩顶位移反应文献给出的满足“小震不坏,中震可修,大震不倒”多级性能目标的钢筋混凝土桥墩基于位移抗震设计准则为:δi≤[δi]/γi(1)δi≤[δi]/γi(1)式中,i分别代表小震、中震和大震作用;δi为不同水准地震作用下的墩顶位移反应,可通过Ay-Dy格式的地震需求谱求解;[δi]为墩顶允许最大位移,小震、中震和大震分别对应于弹性完好极限状态、损伤控制极限状态和控制倒塌极限状态,它们由钢筋和混凝土的应变幅值共同定义并可基于曲率延性系数和位移延性系数关系转化为墩顶位移的表述形式;γi为考虑单调加载与低周反复加载不同而引入的修正系数。补充一点,建议的钢筋混凝土桥墩基于位移抗震设计方法需要迭代,因引入了更符合实际的屈服位移不变假定,一般2步左右就可得到最终结果。由于初始截面设计尺寸、配筋情况不同,最终设计方案并不唯一,它们都符合式(1)规定的位移设计准则,却可由不同的破损极限状态控制,即在某水准地震作用下式(1)中等号成立。1.3配筋率对桥墩延性反应的影响文献给出了桥墩详细设计过程,这里不再赘述。原型桥墩设计方案如表1所示,其中按现行“公路工程抗震设计规范(JTJ004-89)”计算方法设计的桥墩,弹性地震反应谱取为图1中位移延性系数μ=1情况,重要性修正系数取为1.2,综合影响系数取为0.3,箍筋直接取为ϕ12@100。比较这三个方案,对基于位移设计的1号桥墩和2号桥墩,发现随着截面配箍率的增加,桥墩延性抗震能力明显增强,而相应的纵筋配筋率降低,即强度需求降低。对基于位移设计的2号桥墩和基于规范准强度设计的3号桥墩,它们配箍率相同,但后者纵筋配筋率比前者提高了26%,相应强度提高了12%,而延性反应获得的益处是仅降低了5%,从经济角度看前者优于后者。对不同水准地震作用,1号桥墩几乎由小震、中震和大震共同控制设计,2号桥墩则由大震倒塌控制设计;而3号桥墩则不是很明确。2试件结构及参数模型桥墩试件按1∶2.5比例设计制作,圆形截面直径为400mm,净高2400mm,底部固定台座矩形截面600mm×600mm。试件混凝土采用C30细石混凝土,纵筋采用II级螺纹钢,直径分别为Ф10、Ф12和Ф14,箍筋采用10号镀锌铁丝,直径为4mm。试件详细配筋如图2所示,编号及相关参数如表2所示。钢筋力学性能参数见表3。3试验加载试验试验在大连理工大学海岸与近海工程国家重点试验室结构分试验室完成,加载装置如图3所示。试验加载首先根据轴压比(0.19)施加竖向荷载,并保持恒定,然后施加往复水平荷载。试验水平加载历程如图4所示,采用力-位移混合控制方案,每幅值加载5周。首次施加桥墩理论屈服荷载Fi的0.7倍,然后根据图4(b)方法计算“屈服位移”Δy,此后依次按1Δy、2Δy、3Δy、4Δy……施加位移,直至当某一幅值位移作用下,水平荷载下降到最大值的0.85倍以下时,试验停止。4试验结果与比较4.1混凝土采后类破坏现象A10、A12和A14三个试件破坏形态相近,都表现出明显的弯曲破坏特征(图5)。具体破坏现象可概括为:混凝土首先开裂——水平新裂缝继续增加,间距变密;水平老裂缝扩展,裂缝宽度变大,直至贯通——两侧部分水平裂缝在另侧边缘处斜向发展并有交叉迹象,保护层开始剥落——保护层大片脱落,箍筋、纵筋外露——箍筋明显屈服,纵筋压曲。4.2试验失败原因试件实测屈服荷载、最大水平荷载、极限荷载比较如表4所示,其中屈服荷载对应于受拉纵筋首次屈服,由纵筋上粘贴应变片的量测结果确定,极限荷载对应于试验中止。按规范方法设计的A14试件因纵筋配筋率较高(约为A10试件的2倍),承载力较大,总体上约为按位移方法设计的A10试件的1.4倍,A12试件的1.25倍。4.3位移延性系数位移延性是桥梁抗震性能优劣的重要衡量指标。参考文献将屈服位移定义为受拉纵筋首次屈服对应的墩顶位移,将桥墩损伤控制极限状态对应于混凝土保护层严重开裂、脱落,控制倒塌极限状态对应于水平承载力下降到最大值的85%,则实测桥墩不同破损极限状态对应的位移延性系数如表5所示。可以看出,所有试件都满足中震条件下的位移延性需求,A10试件略微不满足大震条件下位移延性需求,但控制在10%以内。按规范方法设计的A14试件尽管配箍率比A10试件稍低,但仍表现出较好的延性,可能与纵筋配筋率较高和纵筋直径较大有关,还有一个方面是A10试件在粘贴纵筋、箍筋应变片时,为施工方便人为地将桥墩底部箍筋间距作了变大调整,而在浇注混凝土前因疏忽忘记了恢复,这也是本次试验的缺憾之处,这将使试验位移延性略低。4.4测负荷及滞回能耗A10、A12和A14试件滞回曲线如图6所示,不同试件滞回曲线形状相近,都呈梭形,较为饱满。为比较不同试件的滞回耗能能力,分别计算了规格化的累计滞回耗能EN和能量比参数ψi,它们定义为:EN=1.0Fmδy∑i=1NEi(2)EΝ=1.0Fmδy∑i=1ΝEi(2)式中,Ei为单周滞回耗能;i为加载周数;N为总加载周数;Fm为最大水平荷载,δy为屈服位移。ψi=EiEideal(3)ψi=EiEideal(3)式中,Ei为单周滞回耗能;i为加载周数;Eideal为具有与试件相同的弹性刚度的想弹塑性体系的滞回耗能(图7),Eideal=Ei+E1。能量比参数ψi越接近于1,试件的相对耗能能力越强。另外,Eideal在试件位移延性系数接近于1时(试件刚刚屈服)将接近于0,所以这个参数适合较大位移延性系数下试件相对耗能能力的评价。试件规格化累积滞回耗能随位移延性系数变化如图8所示,在位移延性系数小于3.5时,A10试件规格化累积滞回耗能EN略大于其它试件,此后A14试件的EN明显变大,至位移延性系数达到5.5,其值约为A10试件的1.4倍。产生这种现象的原因作者认为主要与纵筋的面积、屈服数量和屈服顺序三者有关。试件能量比参数ψi(对同一加载幅值ψi取5周加载的平均值)随位移延性系数变化如图9所示,与规格化滞回耗能EN有点相似。当位移延性系数小于3.5时,A10试件能量比参数ψi明显大于其它试件,说明此时A10试件相对耗能能力要强;位移延性系数大于3.5以后,不同试件能量比参数ψi相差不大,并随延性系数增大缓慢上升。4.5试件刚度退化性能比较将试件滞回曲线上每一级加载峰值点连接起来就得到骨架曲线,如图10所示。三个试件骨架曲线形状相似,当试件发生明显屈服时,承载力增加和降低变化较小,直至最后一级位移加载纵筋屈曲后,承载力开始迅速下降。骨架曲线可一定程度综合反映出试件承载能力、延性性能、耗能特性和刚度特征,前三者前面已经做了具体分析,下面再比较一下试件的刚度退化性能。为方便引入刚度比参数λi:λi=KiKe(4)λi=ΚiΚe(4)式中,Ki为试件第i级加载平均割线刚度,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分别为第i级加载正负峰值位移,F+j,max和F-j,max分别为正负峰值位移对应的正负荷载;Ke为试件(有效)弹性刚度,由表4和表5中的屈服荷载和屈服位移计算。显然试件刚度比λi越小,试件刚度退化越大。试件刚度比λi随位移延性系数变化如图11所示,三个试件刚度退化性能相近,差别不大。补充一点,A10、A12和A14试件尽管几何尺寸、混凝土材料相同,但(有效)弹性刚度差别较大,分别为3.03×103kN/m、3.79×103kN/m和4.18×103kN/m,相比较而言,屈服位移差别则小得多(表5)。5延性弯曲破坏分别用文献建议的基于位移的抗震设计方法和现行桥梁抗震规范方法设计制作了各2根和1根大比例尺钢筋混凝土桥墩试件,通过拟静力试验研究了它们的抗震性能。试验结果表明:(1)桥墩试件破坏形态相近,都表现出明显的延性弯曲破坏特征。(2)桥墩试件能够满足中震和大震条件下的位移延性需求;(