粘鋼加固損傷混凝土箱型橋墩的抗震性能Ⅰ:雙向擬靜力試驗

宗周紅 鄧江東 黎雅樂 劉愛榮

(1東南大學(xué)土木工程學(xué)院,南京 210096)(2廣州大學(xué)土木工程學(xué)院,廣州 510006)

在歷次大地震中,橋梁均受到了嚴(yán)重的震害.例如,2008年中國汶川地震后對干線公路上1 081座橋梁進(jìn)行震害調(diào)查,發(fā)現(xiàn)78%的橋梁完好或輕微損傷,11%中度損傷,9%嚴(yán)重?fù)p傷,1.5%損毀,0.5%為在建橋梁,其中橋墩損傷是一種主要的損傷形式[1-2].

橋梁結(jié)構(gòu)抗震加固中橋墩是主要環(huán)節(jié).研究表明,加固后混凝土處于三向受力狀態(tài),加固材料可以有效地約束混凝土,使加固墩柱的抗彎、抗剪和抗壓強(qiáng)度均有一定程度的提高,從而有效提高了橋墩的抗震強(qiáng)度[3-5].此外,加固后橋墩具有較大的延性及變形能力,墩柱可以承受較大的塑性變形而不致破壞.更重要的是,近代觀測數(shù)據(jù)表明,橋墩有可能遭受到預(yù)料不到的特大峰值加速度地震動,此時延性抗震加固可有效地保證和達(dá)到橋墩的抗震設(shè)防目標(biāo),同時又使設(shè)計經(jīng)濟(jì)合理[6-8].

隨著山區(qū)公路的快速發(fā)展,空心截面柔性墩得到了廣泛應(yīng)用.文獻(xiàn)[9-12]對不同尺寸的箱型截面模型墩進(jìn)行了擬靜力試驗研究.Mo等[13]進(jìn)行了外包FRP布加固箱型墩柱抗震性能的研究,結(jié)果表明FRP片材能有效提高箱型墩柱的延性系數(shù)和抗剪強(qiáng)度.Lignola等[14]制作了7根鋼筋混凝土箱型墩柱,墩高3.20 m,在外包FRP后進(jìn)行偏壓試驗研究,考察試件在軸力和彎矩共同作用下的力學(xué)行為,并初步探討了實體墩柱分析方法用于箱型墩柱的可能性.

既有研究大多針對完好橋墩,分析其抗震加固后的強(qiáng)度和延性,但實際上橋梁抗震加固一般是針對在役橋梁的,這些橋梁往往存在不同程度的初始損傷.目前,針對鋼筋混凝土箱型橋墩的抗震加固研究工作還比較少.本文利用雙向擬靜力試驗,分析具有初始彎曲損傷的混凝土箱型橋墩的抗震加固力學(xué)性能.

1 模型試驗

結(jié)構(gòu)抗震試驗是研究結(jié)構(gòu)抗震性能最直接有效的方法,其中擬靜力試驗是目前研究中應(yīng)用最廣泛的試驗方法.本模型試驗以福建某高速公路大橋為工程背景,該橋主墩高60 m,墩身為4.5 m×6.25 m的箱型截面.

按照1∶14比例制作橋墩縮尺模型.依據(jù)與原型墩截面配筋率和體積配筋率相等的原則,本試驗?zāi)Ｐ蜆蚨湛v筋采用28φ8 mm,箍筋在墩底塑性鉸區(qū)域為6@50 mm,其余區(qū)域為6@100 mm(見圖1),并采用C50細(xì)石混凝土澆筑試件.材料實測力學(xué)參數(shù)見表1～表3.為了滿足MTS加載系統(tǒng)施加水平力的需要,在每根墩柱頂部制作尺寸為540 mm×720 mm×700 mm的柱頭,并在墩底制作尺寸為250 mm×800 mm×1 300 mm的底座以固定試件.

圖1 典型試件配筋圖(單位:mm)

表1 混凝土力學(xué)參數(shù) MPa

表2 鋼材力學(xué)參數(shù) MPa

表3 ZHG-2粘鋼型建筑結(jié)構(gòu)膠力學(xué)參數(shù) MPa

根據(jù)以上設(shè)計要求,本試驗共設(shè)計制作了11個試件,其主要設(shè)計參數(shù)見表4.初始損傷程度按照發(fā)生的塑性變形量與墩柱極限塑性變形量的比值來確定.實現(xiàn)初始損傷后橋墩上的裂縫主要分布在距墩底1.2～2.0 m范圍內(nèi).典型試件裂縫分布如圖2所示.

采用鋼板四面包裹混凝土墩柱進(jìn)行加固,鋼板和混凝土墩柱之間采用結(jié)構(gòu)膠與錨固螺栓同時連接,加固鋼板與底座中的預(yù)埋鋼板焊接在一起,以保證鋼板與墩柱共同受力,加固高度為墩底至1/4加載高處(見圖2).

表4 粘鋼加固墩柱試驗?zāi)Ｐ偷闹饕O(shè)計參數(shù)及初始損傷情況

圖2 B1試件裂縫分布及加固處理

擬靜力試驗施加三向荷載(見圖3).豎向恒定的軸壓由滑動軸壓千斤頂施加,標(biāo)準(zhǔn)軸壓荷載為210 kN,軸壓比為0.1.需要說明的是,滑動軸壓千斤頂與固定支座的摩擦系數(shù)根據(jù)《機(jī)械設(shè)計手冊》[15]取為0.03,在以下分析中根據(jù)滑動軸壓千斤頂?shù)哪Σ亮M(jìn)行了縮減.水平方向的滯回加載采用MTS加載系統(tǒng),X,Y軸方向雙向同步加載,X軸為構(gòu)件的強(qiáng)軸,Y軸為弱軸.為了便于對比分析強(qiáng)軸與弱軸的區(qū)別,2個方向的位移幅值比取為1∶1,每級加載循環(huán)2圈.整個加載過程如下:在初始階段,第1級加載以2 mm的幅值遞增;鋼筋屈服后,以3 mm幅值遞增加載;待水平承載力開始出現(xiàn)下降時,則以5 mm幅值遞增加載,直至試驗結(jié)束.加載規(guī)則如圖4所示.

圖3 加載裝置布置

圖4 加載規(guī)則

2 構(gòu)件破壞過程

對于未加固的試件A0,當(dāng)位移達(dá)到8 mm時,在墩身與底座交界處首次觀察到1條裂縫.隨著位移等級的增加,混凝土表面不斷出現(xiàn)新裂縫,舊裂縫的長度和寬度也得到發(fā)展.當(dāng)墩頂位移達(dá)到44 mm時,墩底角部混凝土開始不斷剝落,隨位移增大,混凝土剝落區(qū)域增大.當(dāng)位移達(dá)到70 mm時,試件兩側(cè)的主裂縫寬度大于2 mm,試件破壞嚴(yán)重,墩底混凝土被壓碎(見圖5(a)).此時,試件四周的裂縫分布情況為：從墩底開始到1.5 m高度處,大約每隔10～15 cm便有1條水平裂縫,同時存在少量的斜裂縫.

圖5 典型試件的最終破壞情況

加固后的試件破壞過程相似.對于試件B1,加載初期,墩柱底部鋼筋與加固鋼板的應(yīng)變迅速增大,當(dāng)達(dá)到最大恢復(fù)力后,兩者的應(yīng)變發(fā)展變得平緩(見圖6).當(dāng)施加位移為4 mm時,加固鋼板上緣唯一一條既有裂縫的寬度為0.02 mm,隨著水平位移的不斷增大,該裂縫寬度不斷增加且長度不斷延伸.當(dāng)水平位移達(dá)到10 mm時,在既有裂縫以上10～15 cm左右的位置出現(xiàn)新的裂縫.此后,既有裂縫的寬度與長度隨著水平位移幅值的增加而不斷增大,新裂縫也沿著墩高陸續(xù)出現(xiàn)(見圖6).

圖6 應(yīng)變時間歷程曲線及塑性鉸區(qū)主裂縫擴(kuò)展曲線

加固鋼板上緣混凝土應(yīng)變持續(xù)快速增加.當(dāng)水平位移約為50 mm,壓應(yīng)變大于7×10-4時,墩角處開始出現(xiàn)混凝土壓碎現(xiàn)象.加固鋼板上緣40 cm范圍內(nèi)出現(xiàn)很多貫通裂縫,形成新的塑性區(qū),墩角混凝土壓碎嚴(yán)重,一條較大的水平裂縫將粘鋼與非粘鋼部分分為2段,其中一個墩角鋼筋已受壓屈曲.由圖6可以看出,在加載后期各試件加固鋼板上緣裂縫寬度發(fā)展迅速,裂縫的最大寬度見表5.

表5 塑性鉸區(qū)各試件的最大裂縫寬度 mm

最后,墩柱發(fā)生了較大的傾斜,且水平荷載下降到最大荷載的85%以下,破壞情況如圖5(b)所示.墩底鋼板連接焊縫完好,無屈曲和脫膠現(xiàn)象(采用鐵錘敲擊粘貼鋼板無空響),可以認(rèn)為,墩底不再是破壞的控制截面,構(gòu)件的破壞是由于在加固鋼板上緣形成了新的塑性鉸.

3 滯回曲線

低周反復(fù)荷載作用下的荷載-位移滯回曲線能夠綜合反映結(jié)構(gòu)或構(gòu)件受力性能的變化,描述結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的彈性、彈塑性性質(zhì)和變形性能,如裂縫的開閉、鋼筋的屈服、黏結(jié)滑移、局部混凝土的酥裂及剝落等.

試驗得到的各個構(gòu)件的滯回曲線相似,演變過程見圖7.由圖可知,所有試件的滯回環(huán)均較為飽滿,水平雙向加載的耦合作用使試件2個方向的滯回環(huán)存在一定的差異,Y軸方向較X軸方向的捏擠效應(yīng)顯著.

各試件的荷載-位移滯回曲線大致經(jīng)歷相似的發(fā)展過程:① 在加載初期,未達(dá)混凝土開裂荷載之前,X軸方向的滯回曲線沿直線發(fā)展,正負(fù)向加卸載曲線基本重合,且加載曲線的斜率變化較小,剛度退化不顯著,此時試件基本處于彈性工作階段.② 隨著水平荷載的加大,墩柱塑性鉸區(qū)混凝土開裂,水平裂縫不斷出現(xiàn),2個方向的滯回環(huán)開始呈現(xiàn)曲線形,形成飽滿的梭形,其面積不斷增大,表明試件處于非線性工作階段.伴隨著鋼筋與混凝土的滑移,滯回曲線在后期出現(xiàn)了捏攏現(xiàn)象.

滯回曲線的大體演變過程為直線形—梭形—倒S形.由于初始損傷時弱軸方向已經(jīng)出現(xiàn)鋼筋的黏結(jié)滑移,因此,在第1個循環(huán)內(nèi)Y軸就出現(xiàn)了捏擠效應(yīng).

4 骨架曲線

骨架曲線反應(yīng)了每級加載時荷載-位移曲線達(dá)到最大峰值點(diǎn)的軌跡,是衡量試件抗震性能的主要依據(jù).圖8為本試驗中所得的骨架曲線.由圖可知,各試件從加載到破壞大致經(jīng)歷了4個典型的受力變形階段:① 線性階段;② 屈服階段;③ 屈服后的強(qiáng)化階段;④ 最大荷載后的下降階段.骨架曲線上的特征點(diǎn)列于表6.由表可知,在雙向荷載作用下,試件X軸方向的屈服荷載和極限荷載都大于Y軸方向.相對于未加固構(gòu)件,加固構(gòu)件的極限荷載和極限變形均得到了提高.

不同加固鋼板厚度情況下各試件的骨架曲線基本重合,骨架曲線的特征點(diǎn)也基本相近.當(dāng)加固鋼板厚度在3～5 mm范圍內(nèi)變化時,墩柱加固后的承載力和極限變形基本不變.這主要是因為即使加固鋼板的最小厚度為3 mm,也可以保證塑性鉸發(fā)生轉(zhuǎn)移.此時,鋼板厚度不是決定性的影響因素,對加固后墩柱的總體性能無明顯影響.軸壓比對加固墩柱骨架曲線有顯著影響.隨著軸壓比的增大,加固墩柱的水平承載力增加.對軸壓比為0.2的試件D1和無軸壓的試件D2,加固后前者X軸方向的極值荷載較后者提高了89.3%,Y軸方向提高了117.1%,但前者在2個方向的極限位移均約為后者的79%.

長細(xì)比也是影響加固墩柱骨架曲線的重要因素.隨著長細(xì)比的增大,試件的整體剛度減小,在相同水平位移下承載力減小.但長細(xì)比越大的試件極限位移越大.

圖7 荷載-位移滯回曲線

圖8 荷載-位移骨架曲線

表6 荷載-位移骨架曲線的特征點(diǎn)和位移延性

5 橋墩延性性能

本文采用位移延性系數(shù)研究粘鋼加固后墩柱的延性性能.定義位移延性系數(shù)μ為

μ=Δu/Δy

(1)

式中,Δy為屈服位移;Δu為極限位移.

采用通用屈服彎矩法來確定屈服位移Δy.荷載位移(P-Δ)曲線如圖9所示,過原點(diǎn)O的初始彈性理論線OA與過最大荷載點(diǎn)D的水平線相交于點(diǎn)A.過點(diǎn)A作垂直線,與P-Δ骨架曲線交于點(diǎn)B.連接點(diǎn)O與點(diǎn)B,延長后與線AD交于點(diǎn)C.過點(diǎn)C作垂線,與P-Δ曲線交于點(diǎn)Q.點(diǎn)Q對應(yīng)的荷載和位移即為屈服荷載和屈服位移.

圖9 屈服位移Δy的確定

根據(jù)試驗結(jié)果,計算得到粘鋼加固后各墩柱的位移延性系數(shù)(見表6).

加固后構(gòu)件的延性性能得到提高.對于有抗震要求的鋼筋混凝土結(jié)構(gòu),一般要求其延性系數(shù)μ在3～4之間.由表6可以看出,所有加固墩柱在X,Y軸方向上的延性系數(shù)均大于上限值,說明粘鋼加固后墩柱的延性性能可以較好地滿足要求.由于Y軸的屈服位移小,故Y軸方向的延性系數(shù)大于X軸方向的延性系數(shù).

隨著損傷程度的增加,加固鋼板上緣區(qū)域損傷程度越發(fā)嚴(yán)重,鋼筋屈服位移增大,從而導(dǎo)致橋墩的延性能力降低.高軸壓也會降低橋墩的延性能力,加固鋼板的厚度和長細(xì)比則對延性影響不明顯.

6 剛度退化曲線

剛度退化是反映構(gòu)件抗震性能的一個重要指標(biāo).《建筑抗震試驗方法規(guī)程》[16]中規(guī)定,試件的剛度可用割線剛度表示.割線剛度Ki可表示為

室性早搏是臨床上常用的心律失常，可見于各類器質(zhì)性心臟病患者，也常見于無器質(zhì)性心臟病患者和正常人。對于室性早搏的評估有不同的看法，治療方法也有較大差異，有的介入治療，有的藥物治療，有的不進(jìn)行干預(yù)。本研究就口服參松養(yǎng)心膠囊治療室性早搏療效進(jìn)行觀察。

(2)

式中,±Fi分別為第i次循環(huán)正、反向加載時對應(yīng)的峰值點(diǎn)荷載;±Δi分別為第i次循環(huán)正、反向加載時對應(yīng)的峰值點(diǎn)位移.

試驗中各試件的剛度退化曲線見圖10.由圖可知,隨著塑性鉸區(qū)混凝土開裂及鋼筋屈服,各試件的剛度急劇下降,而當(dāng)試件達(dá)到極限荷載后,剛度衰減漸趨平緩,變化不大.此外,未加固構(gòu)件的剛度退化得更加快速,達(dá)到破壞后剩余剛度相差不大.

圖10 剛度退化曲線

在整個加載過程中,各個試件X軸方向的剛度均大于Y軸方向,這與加固試件本身特性相符.Y軸方向的剛度下降得更快,最終剛度約為其初始剛度的6.5%,而X軸方向的最終剛度則約為初始剛度的9.6%.

粘鋼加固后墩柱的初始剛度相對較小.隨著損傷程度的增大,加固墩柱的剛度衰變減緩.

在其他參數(shù)相同的情況下,加固鋼板厚度對試件的剛度退化幾乎沒有影響.試件B1,C1,C2的剛度退化曲線基本重合,三者的初始剛度和最終剛度也大致相同.

軸壓比較大的試件,初始剛度也較大,但后期隨著水平位移的增加，衰減較快.對于軸壓比最大的試件D1,軸壓力的存在類似于給墩柱沿軸向施加了一個預(yù)應(yīng)力,延緩了墩柱的開裂,當(dāng)水平位移施加到16 mm時,才出現(xiàn)第1條新裂縫,因此在加載初期,其剛度較大,隨著位移的不斷增大,混凝土開裂越來越嚴(yán)重,且較大的軸壓力加快了受壓區(qū)混凝土的壓碎,使混凝土較快地退出工作,削弱了墩柱的有效截面積,致使后期墩柱的剛度衰減更快.相反,對于沒有施加軸壓的試件D2,在加載初期,水平位移為6 mm時就出現(xiàn)了新裂縫,初始剛度較小,而后期混凝土壓碎不明顯,相對于軸壓比較大的試件,剛度退化較為平緩.

長細(xì)比也是一個重要的影響因素.剛度退化曲線隨著長細(xì)比的增加而變得平緩,退化程度減小.

7 耗能能力

構(gòu)件的耗能能力一般可通過其在循環(huán)荷載作用下的荷載-位移滯回曲線包絡(luò)線所圍成的圖形面積來衡量,滯回包絡(luò)線越飽滿,則試件的耗能能力越強(qiáng).本文以等效黏滯阻尼系數(shù)he來衡量試件在地震中的耗能能力,其計算示意圖見圖11，Sabcd表示滯回曲線一周所耗散的地震能量;Sobe表示假想的彈性線段ob在達(dá)到相同的位移oe所吸收的能量.曲線面積Sabc與三角形面積Sobe的比值,表示耗散能量與等效彈性體產(chǎn)生相同位移時輸入的能量之比.he的計算公式可表示為

(3)

圖11 等效黏滯阻尼系數(shù)計算示意圖

由圖12可知,加載開始時各加固墩柱的阻尼系數(shù)逐漸降低,而后隨著水平位移的增加而逐漸增大.這表明隨著水平位移的增大,因混凝土的開裂壓碎、鋼筋的屈服以及鋼筋與混凝土之間的滑移,試件不斷耗散地震能量.整體而言,Y軸方向的損傷嚴(yán)重,耗能能力大于X軸方向.

相同側(cè)向位移下未加固構(gòu)件的耗能能力更大,但達(dá)到極限位移時,加固構(gòu)件的等效黏滯阻尼系數(shù)更大.損傷程度大的試件的等效黏滯阻尼系數(shù)較損傷程度小的試件略大,而所選用的3種厚度鋼板加固墩柱的耗能能力幾乎一樣.

軸壓比對粘鋼加固后墩柱的耗能能力有較為顯著的影響.在相同位移等級下,軸壓比越大的墩柱,加卸載剛度越大,且構(gòu)件破壞越嚴(yán)重,耗散的地震能量越大.

8 結(jié)論

1) 粘鋼加固后,箱型橋墩的塑性鉸位置發(fā)生了上移,從墩底區(qū)域上升到加固鋼板的上邊緣.

2) 與未加固構(gòu)件相比,加固后墩柱的承載力、極限變形、延性、剛度退化、最大耗能能力等指標(biāo)得到提高,表明添加新的塑性鉸是一種可行的抗震加固方法.

3) 墩柱滯回曲線的演變過程為直線形—梭形—倒S形;強(qiáng)軸X軸方向的滯回環(huán)比較飽滿,而弱軸Y軸方向的滯回環(huán)捏縮效應(yīng)顯著.X軸方向的最大荷載和剛度大于Y軸方向;Y軸方向的延性性能和耗能能力更強(qiáng),但剛度退化也更嚴(yán)重.

4) 由于初始損傷主要集中于底部,而加固可以有效地抵消初始損傷的影響,因此除了較大的初始損傷降低了延性性能外,初始損傷程度對滯回性能的影響不明顯.損傷橋墩可以通過加固有效恢復(fù)其性能.

5) 本文模型試驗中鋼板最小厚度為3 mm,相對于混凝土壁厚(70～90 mm)已經(jīng)比較厚.破壞時,鋼板未屈服,且塑性鉸超出了鋼板加固的區(qū)域.因此,本試驗?zāi)Ｐ椭胁捎玫牟煌庸啼摪搴穸?3～5 mm)對加固墩柱的抗震性能幾乎沒有影響.

6) 隨著軸壓比的增加,橋墩的最大恢復(fù)力增加,極限位移降低,但延性能力增強(qiáng),并且耗能增加.隨著長細(xì)比的降低,橋墩的最大恢復(fù)力增加,極限位移降低,剛度退化情況嚴(yán)重,相同側(cè)向位移下耗能增加.

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