裝配式拱橋立柱節(jié)點抗震加固擬靜力試驗研究

宋澤岡,鄧旭東,瞿發(fā)憲

(云南省公路科學(xué)技術(shù)研究院，云南 昆明 650051)

1 概述

云南屬環(huán)太平洋地震帶、歐亞地震帶的一部分，位于歐亞板塊與印度板塊碰撞帶的東南側(cè)，是我國破壞性地震頻發(fā)、受災(zāi)最為嚴(yán)重的省份之一，地震活動分布廣、頻度高、震源淺、強度大、災(zāi)害重；云南84% 的國土面積基本地震烈度在7 度以上[1]，是全國平均水平的2 倍多；20世紀(jì)，僅占國土面積4.1 % 的云南發(fā)生的6 級以上強震、7 級以上大地震全國占比分別達18.8 %、23.6 %。作為結(jié)構(gòu)的傳力構(gòu)件，節(jié)點在整個結(jié)構(gòu)體系中的作用是非常重要的，地震作用下，一旦節(jié)點發(fā)生破壞，往往會引起毀滅性的后果[2]。1989 年美國Loma Prieta 大地震，使得Cypress 雙層高架橋出現(xiàn)嚴(yán)重地震損害(節(jié)點部位剪切破壞)，導(dǎo)致1.6 km長的高架橋倒塌，引起了全世界橋梁工程師們對節(jié)點的高度重視[3]?；谠颇细吡叶葏^(qū)域分布廣、裝配式鋼筋混凝土拱橋應(yīng)用較為廣泛的特點，專門針對結(jié)構(gòu)薄弱部位(主拱圈與立柱連接節(jié)點)抗震性能進行研究顯得尤為必要。

近年來，對鋼筋混凝土柱進行擬靜力試驗成為研究其抗震性能與提升設(shè)計的主要手段。錢稼茹[4]等通過9 個鋼筋混凝土柱試件的擬靜力試驗，研究了不同抗震等級RC 柱的抗震性能及水平力循環(huán)次數(shù)對其抗震性能的影響；李升才[5]等通過擬靜力試驗，研究了高軸壓比下焊接環(huán)式復(fù)合箍筋約束(BCCS)高強混凝土柱的抗震性能，結(jié)果表明BCCS 試件具有較飽滿的滯回環(huán)，其延性、耗能性能更佳；徐聰[6]等發(fā)現(xiàn)經(jīng)水泥基灌漿料及鋼絲網(wǎng)(CGMM)加固后，試件延性、耗能性能明顯提升，峰值荷載增大，剛度退化減緩；蔡新江[7]等采用CFRP 對螺旋箍筋短柱進行加固，發(fā)現(xiàn)短柱破壞模式由脆性破壞變?yōu)檠有云茐模回暯瘀蝃8]等研究了采用加大截面及碳纖維布包裹加固后的銹蝕圓柱的抗震性能，發(fā)現(xiàn)試件加固后，延性有所改善，極限承載力和耗能能力明顯提高；周明杰[9]對混凝土異形柱采用粘貼鋼板與CFRP 復(fù)合加固，發(fā)現(xiàn)試件水平極限荷載、延性系數(shù)顯著提高。上述研究取得了較好的成果和結(jié)論，為相關(guān)領(lǐng)域進一步研究提供了借鑒，但亟需開展基于多種加固方式的對比試驗研究。

本文以云南高烈度區(qū)一座130 m跨徑空腹裝配式箱型拱橋為依托，以該橋典型的排架立柱為原型制作6 組等比例試件，采用粘貼碳纖維布、增大截面、粘貼鋼板3種加固方式，對其中5 組試件的柱腳部位節(jié)點進行加固；通過擬靜力試驗，得到試件的特征曲線與參數(shù)[10-11]，經(jīng)對比分析，對試件抗震性能進行評價，選出最佳的抗震加固方式。

2 試件構(gòu)造與試驗方案

2.1 試件構(gòu)造

經(jīng)調(diào)研，選取云南高烈度區(qū)(8 度區(qū))一座130 m跨徑空腹裝配式箱型拱橋為依托，該橋6 號排架立柱尺寸適中(高度為2.894 m)，滿足實驗室擬靜力試驗條件，故以該排架立柱為原型制作6 組試件，柱腳節(jié)點未加固試件編號為“YZ1”(亦稱“原件”)、粘貼碳纖維布加固試件編號為“CFRP2”、增大截面加固試件編號為“ZJ3、ZJ4”、粘貼鋼板加固試件編號為“GB5、GB6”。排架原型構(gòu)造如圖1 所示，6 組試件構(gòu)造如圖2、表1 所示。

圖1 排架原型構(gòu)造圖(單位：cm)Figure 1 The structure drawing of frame prototype(Unit: cm)

2.2 試驗方案

擬靜力試驗，又稱低周往復(fù)荷載試驗，是通過位移或荷載控制對試件實施低周往復(fù)加載，使試件歷經(jīng)彈性直至破壞的全過程試驗；通過模擬結(jié)構(gòu)在地震作用下的往復(fù)振動過程，是目前研究結(jié)構(gòu)受力與變形等地震響應(yīng)的主要手段。

為模擬實橋柱頂軸力，試驗中通過反力架下方千斤頂于柱頂施加預(yù)定軸力(179.89 kN)并維持恒定；水平低周往復(fù)荷載通過液壓作動器施加，采用位移控制，試件屈服前、后，加載幅值分別為1、2 mm，每級循環(huán)加載3 次；當(dāng)試件水平荷載峰值下降至極限荷載的85 % 以下時，停止加載。試件擬靜力試驗加載裝置如圖3 所示。

(a) YZ1(b) CFRP2

(c) ZJ3、ZJ4(d) GB5、GB6

表1 試件構(gòu)造說明Table 1 The structure description of specimens試件編號節(jié)點加固方式試件構(gòu)造備注YZ1無底座、柱身預(yù)制件拼裝連接預(yù)埋筋后,再澆筑杯口節(jié)點部位C40 混凝土預(yù)制件采用C30 混凝土CFRP2粘貼碳纖維布在YZ1 基礎(chǔ)上,杯口節(jié)點部位及柱身1.3 m高度范圍粘貼碳纖維布(雙層粘貼)碳纖維布規(guī)格:I-300 型,幅寬300 mm、厚度0.167 mmZJ3增大截面在YZ1 基礎(chǔ)上,杯口節(jié)點部位及柱身1.3 m高度范圍植筋后外包10 cm厚C40 細石混凝土外包混凝土采用?12 箍筋ZJ4外包混凝土采用?16 箍筋GB5粘貼鋼板在YZ1 基礎(chǔ)上,杯口節(jié)點部位及柱身1.3 m高度范圍粘貼鋼板,螺栓錨固、交接處焊接鋼板厚度5 mmGB6鋼板厚度8 mm

(a) 示意圖(b) 現(xiàn)場照片

3 試驗結(jié)果與分析

3.1 試件破壞模式

試驗中，各試件破壞形態(tài)如圖4 所示，各試件破壞現(xiàn)象和模式如表2 所示。

由圖4、表2 可知：6 組試件均歷經(jīng)彈性、彈塑性到塑性直至破壞的全過程；YZ1、CFRP2、ZJ3、ZJ4 試件基本以鋼筋屈服、混凝土塊狀剝落而破壞，GB5、GB6 試件因鋼板包裹延緩了混凝土立柱橫向變形，改善了試件的工作狀態(tài)，最終以鋼板輕微鼓起、底座開裂而破壞；從破壞模式來看，原件發(fā)生彎剪破壞，加固試件發(fā)生彎曲破壞。

(a)YZ1 (b)CFRP2 (c)ZJ3

(d)ZJ4 (e)GB5 (f)GB6

表2 試件破壞現(xiàn)象和模式Table 2 Failure phenomena and modes of specimens試件編號破壞現(xiàn)象破壞模式Y(jié)Z1柱底反、正面(定義作動器側(cè)為“正面”)出現(xiàn)細小橫向裂縫→ 立柱下部左、右側(cè)面出現(xiàn)“X”形斜裂縫→ 裂縫寬度、長度不斷發(fā)展,縱向鋼筋屈服→ 立柱下部正、反面混凝土塊狀剝落,縱向鋼筋、箍筋外鼓彎剪破壞CFRP2立柱下部反、正面碳纖維布與柱身輕微剝離并伴有輕微“噼啪”聲→ 出現(xiàn)較嚴(yán)重剝離,柱底反、背面混凝土局部剝落從碳纖維布裂口掉落→ 試件被推倒彎曲破壞ZJ3立柱下部反、正面出現(xiàn)橫向裂縫→ 立柱下部左、右側(cè)面出現(xiàn)近于水平的斜裂縫→ 立柱下端反、背面混凝土塊狀剝落,縱向鋼筋、箍筋外鼓彎曲破壞ZJ4GB5柱底下部反、正面杯口區(qū)與立柱交接處鋼板焊縫出現(xiàn)微小裂紋→ 焊縫裂紋發(fā)展為貫通裂縫→ 柱底反面鋼板輕微鼓起彎曲破壞GB6試件下部反、正面杯口區(qū)與立柱交接處鋼板焊縫出現(xiàn)微小裂紋→ 焊縫裂紋發(fā)展為貫通裂縫→ 試件底座混凝土開裂失效

3.2 試件滯回曲線和骨架曲線分析

滯回曲線，是指結(jié)構(gòu)在低周往復(fù)荷載作用下的荷載-變形曲線，其滯回環(huán)包圍的面積及飽滿程度反映構(gòu)件耗能能力的強弱；各試件試驗滯回曲線如圖5 所示。將滯回曲線中各級加載首次循環(huán)的峰值點相連，得到的包絡(luò)線即各試件的骨架曲線如圖6 所示。

由圖5 可知：6 組試件滯回曲線的滯回環(huán)呈反S 形狀態(tài)，均存在不同程度的“捏縮”；較YZ1 試件(原件)，加固試件滯回環(huán)面積及飽滿程度明顯增大，最顯著的是GB6、GB5 粘貼鋼板加固試件，反映GB6、GB5 試件耗能能力最強。

由圖6 可知：6 組試件骨架曲線由“直線上升段、平緩上升段、下降段”組成，反映試件歷經(jīng)彈性、彈塑性、塑性受力階段；較YZ1 試件(原件)，各加固試件的屈服點、峰值點和極限點均不同程度提高；其中，GB6 試件極限位移最大，極限承載力明顯提高；ZJ4 試件極限承載力顯著提高，但極限位移相對較小。

3.3 試件耗能分析

將各級加載首次循環(huán)的滯回環(huán)包圍的面積作為該級加載的耗能值Ei，則各級加載的Ei值依次累加即為累積滯回耗能E；E值越大，表明試件耗能能力(即能量耗散能力)越強；結(jié)構(gòu)處于彈塑性狀態(tài)時的抗震性能取決于其耗能能力。各試件累積滯回耗能如圖7 所示。

(a)YZ1 (b)CFRP2 (c)ZJ3

(d)ZJ4 (e)GB5 (f)GB6

圖6 試件骨架曲線Figure 6 Skeleton curve of specimens

由圖7 可知：加載位移在0～12 mm區(qū)間時，6 組試件E值差異較??；加載后期，隨著試件進入塑性受力階段，E值差異迅速擴大；各試件E值：E(GB6、GB5) >E(ZJ4、ZJ3)>E(CFRP2)>E(YZ1)，其中GB6、GB5粘貼鋼板加固試件耗能能力最強(Emax= 60.9 × 103kN·mm，GB6試件)。

圖7 試件累積滯回耗能Figure 7 Cumulative hysteretic energy dissipation of specimens

3.4 試件剛度分析

試件的剛度用割線剛度Ki表示，依據(jù)《建筑結(jié)構(gòu)抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)式4.5.3 計算。各試件剛度退化曲線如圖8 所示。

由圖8 可知：YZ1 試件初始剛度最大27.0 kN/mm，加載位移在0 ～ 20 mm區(qū)間時，其剛度退化最快，加載位移在28 mm之后其剛度降至另5 組加固試件之下；總體來看，加載初期(加載位移12 mm之前)試件剛度：最大為ZJ3、ZJ4，其次為YZ1，最小為CFRP2、GB5、GB6；中后期(加載位移14 mm之后)試件剛度：最大為ZJ4、ZJ3，其次為GB5、GB6，最小為CFRP2、YZ1。

圖8 試件剛度退化曲線Figure 8 Stiffness degradation curve of specimens

3.5 試件特征值分析

各試件特征值如表3 所示。

由表3 可知：較YZ1 試件(原件)，各加固試件荷載、位移特征值均不同程度提高，增大截面加固試件延性系數(shù)有所降低，粘貼碳纖維布、粘貼鋼板加固試件延性系數(shù)略有提高。相對而言，CFRP2 試件承載力僅略微提高；ZJ3、ZJ4 兩組試件開裂荷載基本一致，然而承載力相差較大，ZJ4 試件峰值荷載為499.7 kN(提高111.5 %)，但延性系數(shù)僅1.68(降低45.0 %)，表明箍筋直徑較大時能顯著提高構(gòu)件承載力，同時帶來延性系數(shù)明顯降低的不利影響；GB5、GB6 兩組試件承載力、變形能力均有很大提高，8 mm厚鋼板加固效果更佳，如GB6 試件峰值荷載為403.9 kN(提高70.9 %)，極限位移為81.2 mm(提高101.0 %)。

表3 試件特征值Table 3 Characteristic values of specimens試件編號開裂荷載Fcr/kN屈服位移Δy/mm峰值荷載Fmax/kN位移Δ/mm極限位移Δu/mm延性系數(shù)u=Δu/ΔyYZ1130.813.2236.333.740.43.06CFRP2-15.9255.846.056.63.56ZJ3171.721.2358.250.054.72.58ZJ4178.830.0499.750.150.51.68GB5-21.4339.854.074.03.46GB6-26.0403.958.081.23.12

4 結(jié)論

裝配式拱橋抗震薄弱部位為主拱圈與立柱連接節(jié)點，本文以6 組試件為對象，采用3種加固方式對柱腳部位節(jié)點進行加固，通過擬靜力試驗，對試件抗震性能進行了分析研究，得到如下結(jié)論：

a.試件破壞區(qū)域為柱身下端50 cm 高度范圍，杯口區(qū)(柱腳節(jié)點部位)因構(gòu)造措施較強未產(chǎn)生明顯損傷；原件發(fā)生彎剪破壞，加固試件發(fā)生彎曲破壞。

b.加固試件因?qū)χ硐虏克苄糟q區(qū)域進行了

加固，較原件其滯回環(huán)面積及飽滿程度明顯增大，屈服點、峰值點和極限點均不同程度提高；表明通過節(jié)點加固，試件的極限承載力、變形能力與耗能能力得到提高。

c.試件抗震性能評價：YZ1 試件承載力低，變形能力差，耗能能力弱，剛度退化快；CFRP2 試件承載力較低，變形能力好，耗能能力較強，剛度退化較快；ZJ3、ZJ4 試件承載力高，變形能力較好、延性降低(與箍筋直徑正相關(guān))，耗能能力強，剛度退化慢；GB5、GB6 試件承載力較高，變形能力最好(與鋼板厚度正相關(guān))，耗能能力最強，剛度退化較慢。

d.采用粘貼鋼板加固方式時，試件具有優(yōu)異的承載力、變形能力與耗能能力，總體抗震性能最為突出；這種針對裝配式拱橋的“強節(jié)點”抗震加固思路，在實現(xiàn)抗震設(shè)防目標(biāo)的同時，有效提升橋梁整體抗震性能，經(jīng)濟效益顯著。