鋼筋混凝土圓形墩柱抗震性能試驗研究

鋼筋混凝土圓形墩柱抗震性能試驗研究

為了解決傳統(tǒng)纖維布加固的張力滯后問題，一些國外專家對混凝土支撐柱進(jìn)行了橫向預(yù)測加固試驗。試驗結(jié)果表明，橫向預(yù)測加固可以為混凝土支撐柱提供初始橫向獨立的阻力，并獲得更好的抗衰減效果[1.3]。壓彎構(gòu)件恢復(fù)力模型的研究早已開展[4―7],而目前,國內(nèi)外對橫向預(yù)應(yīng)力加固壓彎構(gòu)件的恢復(fù)力模型的研究還鮮有報道。本文基于環(huán)向預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶加固混凝土圓形墩柱低周反復(fù)荷載的試驗結(jié)果,通過分析加固墩柱的滯回特性,提出了環(huán)向預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶加固混凝土圓形墩柱的三折線恢復(fù)力模型。1試驗總結(jié)1.1圓形墩柱的剪承載力本次試驗共有7根混凝土圓形墩柱。為了模擬實際工程中墩柱的剪切破壞,使碳纖維布充分發(fā)揮作用,設(shè)計試件的抗彎承載力大于其抗剪承載力,使混凝土圓形墩柱發(fā)生剪切破壞。墩柱截面直徑300mm,柱身高525mm,柱頭高450mm,底座高450mm,截面配置縱筋625,并伸入到底座底部,箍筋φ6@150。保護(hù)層厚度為25mm。設(shè)計軸壓比n為0.25、0.40和0.55。試件的設(shè)計尺寸和柱體配筋、預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶加固方案見圖1;試件所用的材料及其性能詳見表1;具體試驗分組方案見表2。1.2預(yù)應(yīng)力施加階段錨具細(xì)部構(gòu)造見圖2。纖維布與錨具的連接制作方法是:布的端部浸膠之后由錨頭的兩半夾緊,然后纏繞纖維布于錨頭中部一圈或兩圈,涂膠并裹緊,再擰緊錨頭兩端的小螺栓,使纖維布和錨頭形成整體。在施加預(yù)應(yīng)力時,應(yīng)該交替同步旋緊兩根螺桿的螺母。預(yù)定預(yù)應(yīng)力水平的控制以纖維布錨具兩端4個測點的應(yīng)變平均值為依據(jù)。施加預(yù)應(yīng)力的過程簡便易行,使用普通扳手即可完成全部操作。1.3試驗設(shè)計和試驗加載試驗在同濟(jì)大學(xué)土木工程防災(zāi)國家重點試驗室完成,試驗裝置如圖3所示。在墩柱頂部通過2個50t千斤頂施加豎向恒定荷載;通過試件柱頭的4根螺桿和100t的伺服作動器相連,沿水平方向施加低周反復(fù)荷載;通過電阻應(yīng)變片量測鋼筋應(yīng)變和纖維布應(yīng)變;通過電測位移計量測位移。所有力、位移和應(yīng)變信號均連接到DH3817高速靜態(tài)數(shù)據(jù)采集儀,通過計算機(jī)自動采集。本試驗采用低周反復(fù)水平荷載模擬水平地震作用。首先施加軸向力至預(yù)定值,然后循環(huán)施加水平力。水平荷載根據(jù)《建筑抗震試驗方法規(guī)程》(JGJ01-96)采用荷載與位移雙控制:試件屈服前,采用水平荷載控制,每級荷載循環(huán)一次,加載初期,荷載主要級差為30kN,加載級差逐減,接近試件屈服時級差為5kN;試件屈服后,采用位移控制,以屈服位移為級差進(jìn)行位移控制加載(考慮到安全因素,每級循環(huán)3次,接近試件破壞時,取屈服位移的半數(shù)值遞增),不斷加大試件位移,直至水平荷載下降到極限荷載的85%時為止。2結(jié)果與分析2.1試件破壞及拉展特征試件的纏布破壞形態(tài)和柱體破壞形態(tài)見圖4。對比柱的柱身中部在最外側(cè)受拉縱筋尚未屈服時,即已出現(xiàn)細(xì)微交叉斜向裂縫。試件在2Δy位移循環(huán)時,交叉斜裂縫加速開展;在3Δy位移循環(huán)至第二圈時,斜向裂縫迅速開展,柱身中部有部分混凝土脫落,呈現(xiàn)出裸露的箍筋,試件側(cè)向正反向承載力急劇下降,屬于典型的剪切破壞。試件H2采用非預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶加固,其出現(xiàn)斜向交叉裂縫的時間與對比柱相近,但發(fā)展過程相對緩慢。試件在3Δy位移循環(huán)時,底部水平裂縫加速開展;在4Δy位移循環(huán)至第二圈時,斜向裂縫有所開展,同時底部混凝土部分脫落,試件破壞,加載停止。試件H2仍為典型的剪切破壞,其原因為:未施加預(yù)應(yīng)力的纖維條帶對混凝土產(chǎn)生環(huán)向約束力需要柱體的膨脹變形,其加固作用具有滯后性,因此其加固效果也就差些。試件H3~試件H7的試驗進(jìn)程都經(jīng)歷了底部彎曲水平裂縫的出現(xiàn)、最外側(cè)縱筋屈服、未包裹纖維布處出現(xiàn)斜向裂縫、碳纖維布發(fā)出啪啪的拉展聲音、底部混凝土裂縫加速開展以及部分脫落的過程。截止到試件破壞,裂縫的發(fā)展、混凝土的壓碎及纖維布的高程度拉展主要發(fā)生在柱底塑性鉸區(qū)域,加固圓形墩柱承載力下降緩慢,均呈現(xiàn)出彎曲破壞的特征。預(yù)應(yīng)力纖維布對核心混凝土提供了主動約束作用,隨著纖維布中預(yù)應(yīng)力的增大,核心混凝土受到的側(cè)向約束力也逐漸增大,其強(qiáng)度和變形能力隨受到的側(cè)向約束力的增加而增長,柱體由脆性的剪切破壞變?yōu)檠有暂^好的彎曲破壞。2.2滯回曲線分析各試件的荷載-位移滯回曲線如圖5所示。與對比柱相比,各加固圓形墩柱滯回特性均得到不同程度的改善,其滯回環(huán)也變得飽滿,墩柱耗能能力顯著提高,塑性變形能力大幅度增長。試件的滯回曲線有明顯的上、下兩個交匯點;對碳纖維條帶施加較大的預(yù)應(yīng)力,可以減緩加、卸載剛度隨位移增加而降低的幅度;試件達(dá)到峰值荷載后的強(qiáng)度退化率隨軸壓比增大而增大。2.3預(yù)應(yīng)力的延性各試件的無量綱化骨架曲線如圖6所示,試驗結(jié)果如表3所示。對比各試件的延性系數(shù)可知,在預(yù)應(yīng)力0~0.25的范圍里,隨著預(yù)應(yīng)力大小的增加,試件的延性逐漸提高;當(dāng)對碳纖維條帶施加相同的預(yù)應(yīng)力時,試件的極限變形能力隨著軸壓比的增大而逐漸降低。3線型恢復(fù)力模型恢復(fù)力模型概括了結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的剛度、強(qiáng)度、延性、吸收能量的能力等力學(xué)特性,包括骨架曲線和滯回規(guī)則兩大部分。圖6表明,經(jīng)無量綱化后的骨架曲線關(guān)于原點基本對稱,且可以把骨架曲線劃分為彈性段、強(qiáng)化段和強(qiáng)度退化段三部分,故采用圖7所示的三線型曲線。建立恢復(fù)力模型的關(guān)鍵是求解下列參數(shù):屈服荷載Py、屈服位移Δy、極限荷載Pm、荷載峰值點位移Δm和退化剛度K3。由于試件H2體現(xiàn)出了較明顯的剪切破壞特征,故本文在建立恢復(fù)力模型時僅采用了試件H3~試件H7的數(shù)據(jù)。文中采用非線性曲線擬合軟件1stOpt對數(shù)據(jù)進(jìn)行多元非線性回歸分析。3.1加固圓形混凝土墩柱抗彎承載力公式基于既有FRP加固鋼筋混凝土圓柱正截面受彎承載力計算公式,考慮了環(huán)向預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶對核心混凝土的約束作用,給出了加固圓形混凝土墩柱正截面抗彎承載力的計算公式,并和試驗結(jié)果進(jìn)行了對比,證明了這一公式的適用性。3.1.1加固柱的本構(gòu)關(guān)系參考GB50010-2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》正截面承載力計算的基本假定,圓形混凝土墩柱截面如圖8所示。假定加固柱計算時滿足以下的幾何和物理條件:①平截面假定;②不考慮混凝土抗拉強(qiáng)度和碳纖維布抗壓強(qiáng)度;③混凝土采用圖9所示本構(gòu)關(guān)系,環(huán)向預(yù)應(yīng)力CFRP約束混凝土采用圖10所示本構(gòu)關(guān)系;④鋼筋采用圖11所示的理想彈塑性本構(gòu)關(guān)系;⑤碳纖維采用圖12所示的理想線彈性本構(gòu)關(guān)系;⑥沿周邊均勻配置的鋼筋,當(dāng)縱筋根數(shù)不少于6根時,可用鋼環(huán)代替。3.1.2試驗結(jié)果分析圖9所示的素混凝土的本構(gòu)關(guān)系,取εc0=0.002,εcu=0.0033。根據(jù)本課題組相關(guān)專題的研究,確定了環(huán)向預(yù)應(yīng)力碳纖維布約束混凝土的計算方法。約束混凝土的極限強(qiáng)度fcu′、峰值應(yīng)變εc0′和極限應(yīng)變εcu′計算公式如下:根據(jù)本文試驗數(shù)據(jù),取混凝土圓柱體抗壓強(qiáng)度與立方體抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值的比值為0.77,故:式中:fcc′、εco′分別為約束混凝土極限抗壓強(qiáng)度及相應(yīng)應(yīng)變;fcc、εco分別為素混凝土極限抗壓強(qiáng)度及相應(yīng)應(yīng)變;fil、fel和fr分別為預(yù)應(yīng)力CFRP初始約束應(yīng)力、預(yù)應(yīng)力CFRP有效約束應(yīng)力和箍筋約束應(yīng)力;αh為CFRP的有效拉應(yīng)變系數(shù),當(dāng)圓墩柱直徑為300mm時,相應(yīng)于預(yù)應(yīng)力0.10、0.20和0.25,αh分別取值為0.46、0.60和0.65;sf為CFRP條帶間距;D為圓墩柱直徑;tf、Ef和ff分別為CFRP厚度、彈性模量和極限抗拉強(qiáng)度;εif為環(huán)向預(yù)應(yīng)力CFRP的初始平均應(yīng)變;fy為箍筋屈服強(qiáng)度;Ass1為單根箍筋截面面積;s為箍筋間距;dcor為核心混凝土的直徑。3.1.3增強(qiáng)軸壓比及預(yù)應(yīng)力大小正截面抗彎承載力計算時,縱筋強(qiáng)度采用屈服強(qiáng)度,而纖維條帶加固圓形墩柱在低周反復(fù)荷載作用下柱底截面破壞時,其縱筋強(qiáng)度已接近極限強(qiáng)度。因此本文參考既有研究成果,綜合考慮了軸壓比n和預(yù)應(yīng)力大小α對縱筋利用程度的影響,對縱筋配筋特征值lλ進(jìn)行了增強(qiáng)。式中,n為設(shè)計軸壓比,α為初始預(yù)應(yīng)力大小,0≤n≤0.55,0≤α≤0.25;Pm為水平承載力;Mu為加固圓柱截面抗彎承載力;2θ為對應(yīng)于受壓區(qū)混凝土截面面積的圓心角;λl為縱筋配筋特征值;λl′為考慮預(yù)應(yīng)力纖維布作用后的縱筋配筋特征值;λf為為碳纖維布特征值;Ag為圓墩柱截面面積。3.2y的經(jīng)驗公式FRP加固圓柱的屈服位移受縱筋屈服應(yīng)變和截面直徑的影響較大,其他因素影響很小。結(jié)合本文試驗數(shù)據(jù),對理論公式進(jìn)行修正,可得屈服位移Δy的經(jīng)驗公式:式中:fy為縱筋屈服強(qiáng)度;Es為縱筋彈性模量;l為圓墩柱計算高度。3.3應(yīng)力大小對載荷pm和軸壓比n影響通過對試驗數(shù)據(jù)進(jìn)行回歸分析,綜合考慮了預(yù)應(yīng)力大小α和軸壓比n兩因素對峰值荷載Pm和屈服荷載Py關(guān)系的影響,計算公式如下:式中,0≤n≤0.55,0≤α≤0.25。3.4確定長度等因素計算荷載峰值點的位移Δm必須考慮多種變形成分(彎曲、剪切、滑移)、二階效應(yīng)、塑性鉸長度等因素,純理論計算較為復(fù)雜,計算結(jié)果存在較大離散性,故Δm采用經(jīng)驗方法確定。通過對試驗數(shù)據(jù)進(jìn)行多元非線性回歸分析,可以建立軸壓比n、環(huán)向預(yù)應(yīng)力大小α和骨架曲線強(qiáng)化段在水平軸上的投影長度和屈服位移比值的關(guān)系:式中,0≤n≤0.55,0≤α≤0.25。3.5計算骨架曲線的剛性骨架曲線分為彈性段、強(qiáng)化段和強(qiáng)度退化段三部分,定義其各段相應(yīng)剛度分別為K1、K2、K3。3.5.1試件開裂時無明顯控制點由圖6看出,由于預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶對圓形墩柱提供主動環(huán)向約束力,加固試件的骨架曲線在試件開裂時并無明顯拐點,即試件的開裂對其剛度的影響不大。同時也考慮到彈塑性地震反應(yīng)分析的主要目的是研究構(gòu)件進(jìn)入塑性階段后的性能,故可以把預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶加固圓墩柱屈服前的骨架曲線簡化為原點和屈服點直接相連的直線(圖7中OA段),因此彈性段的剛度為:3.5.2強(qiáng)化部分采用前述公式分別計算出Pm、Py、Δm和Δy四個參數(shù),即可得強(qiáng)化段(圖7中AG段)剛度:3.5.3gh段gh段本文將強(qiáng)度退化段簡化為峰值荷載點與極限位移點的連線(圖7中GH段)。令該段的退化剛度K3=βK1,根據(jù)試驗數(shù)據(jù)進(jìn)行多元非線性擬合,計算過程見表4,可得如下關(guān)系式:式中,0≤n≤0.55,0≤α≤0.25。3.6開放試驗的均衡試驗數(shù)據(jù)分析由試驗數(shù)據(jù)分析可知,滯回曲線的卸載剛度隨著軸壓比和位移幅值的增大而逐漸降低;初始預(yù)應(yīng)力的增大可以減小卸載剛度降低的幅度。試件各級循環(huán)下的卸載剛度退化率見表5。通過對試驗數(shù)據(jù)進(jìn)行多元非線性回歸分析,可以建立軸壓比n、預(yù)應(yīng)力大小α、位移幅值Δ與剛度退化率Ku/K1的關(guān)系:式中:0≤n≤0.55,0≤α≤0.25;Δ為骨架曲線上卸載點對應(yīng)的位移幅值;Δy為屈服位移。3.7循環(huán)加載時強(qiáng)度退化率的確定由圖5可知,預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶加固圓墩柱滯回曲線有明顯的上下兩個交匯點,根據(jù)試驗數(shù)據(jù)分析,本文取直線P=0.75Py與P=K1Δ的交點作為上交點,取其關(guān)于原點的對稱點為下交點。加固圓柱在達(dá)到屈服荷載之后再進(jìn)行循環(huán)加載時,卸載以后的反向加載或再加載路徑首先指向下交點(上交點),然后再指向歷史最小(大)位移點對應(yīng)的強(qiáng)度退化點[13―14]。引入強(qiáng)度退化率γ的概念,定義為某一級位移幅值下的第三次循環(huán)的最大水平荷載與第一次循環(huán)時的最大水平荷載之比。試件各級循環(huán)下的強(qiáng)度退化率見表6。對試驗數(shù)據(jù)進(jìn)行多元非線性回歸分析,可以建立軸壓比n、預(yù)應(yīng)力大小α、當(dāng)前位移幅值下的位移延性Δ與屈服位移Δy的比值μ和強(qiáng)度退化率γ的關(guān)系如下:式中,0≤n≤0.55,0≤α≤0.25。3.8加載路徑各試件的滯回曲線如圖5所示,結(jié)合以上對各參數(shù)的分析,總結(jié)出預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶加固混凝土圓墩柱恢復(fù)力模型的滯回環(huán)規(guī)則:1)加固圓墩柱未達(dá)到屈服強(qiáng)度之前,加載和卸載均沿著骨架曲線的彈性段(圖7中的OA段)。2)加固圓墩柱屈服后,加載路徑沿著骨架曲線進(jìn)行(圖7中的AB段和DE段);從正骨架曲線上卸載時(圖7中的BC段),卸載剛度按式(12)確定。3)反向加載和再加載時,首先指向下(上)交點,然后再指向歷史最小(大)位移處對應(yīng)的強(qiáng)度退化點(圖7中J′和G′),強(qiáng)度退化率按式(13)確定。例如,如圖7所示,當(dāng)歷史最大位移點為B(ΔI,Pi),則再加載路徑為指向上交點之后,再指向強(qiáng)度退化點G′(ΔI,Pi-ΔPi),強(qiáng)度退化值ΔPi=γPi,其中γ采用式(13)計算。4)反向加載時,首先指向下交點,然后再指向歷史最小位移處(圖7中的E)對應(yīng)的強(qiáng)度退化點(圖7中的J′);到達(dá)骨架曲線后,再沿著骨架曲線前進(jìn)(圖7中的JK段)。3.9曲線特征點計算結(jié)果圖13為根據(jù)建議的恢復(fù)力模型繪制的退化三線型骨架曲線與試驗所得骨架曲線的對比圖。建議的骨架曲線特征點計算結(jié)果與試驗結(jié)果的對比詳見表7。表中帶,t下標(biāo)的為試驗數(shù)據(jù)?？紤]到恢復(fù)力模型關(guān)于原點對稱,故本文只取正向骨架曲線進(jìn)行對比?？梢钥闯?建議的骨架曲線與試驗結(jié)果吻合度較好,說明本文提出的退化三線型恢復(fù)力模型能夠較好地模擬預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶加固鋼筋混凝土圓墩柱的滯回性能。4預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶加固混凝土圓形墩柱的基本理論分析(1)預(yù)應(yīng)力碳纖維條帶對混凝土圓形墩柱提供的環(huán)向主動約束力,有效延緩了圓型墩柱斜裂縫的產(chǎn)生和發(fā)展,將其破壞形態(tài)由脆性的剪切破壞轉(zhuǎn)變?yōu)檠有愿玫膹澢?/p>