夏樟華，宗周紅

鋼筋混凝土橋梁的延性抗震分析方法主要是通過(guò)橋墩的單向擬靜力試驗(yàn)以及相應(yīng)的理論分析建立起來(lái)的。典型的研究有Priestley和Park［1］對(duì)多種截面、不同箍筋形式橋墩的單軸加載和擬靜力試驗(yàn)研究。Watson等［2］驗(yàn)證了配置不同箍筋柱的延性和強(qiáng)度的理論方法，提出了潛在塑性鉸區(qū)域長(zhǎng)度的計(jì)算公式。Park等學(xué)者的研究成果奠定了橋梁延性抗震設(shè)計(jì)基礎(chǔ)。鋼筋混凝土橋梁延性抗震設(shè)計(jì)方法在新西蘭、日本和美國(guó)抗震設(shè)計(jì)規(guī)范中［3－5］得到應(yīng)用。

我國(guó)在鋼筋混凝土橋墩抗震性能方面也開展了研究。楊新寶［6］針對(duì)城市高架橋梁中鋼筋混凝土柱式橋墩，以配筋率、配箍率、混凝土強(qiáng)度、軸壓比等為參數(shù)，進(jìn)行了10根截面尺寸為20 cm×20 cm鋼筋混凝土矩形墩模型擬靜力試驗(yàn)研究。范立礎(chǔ)，卓衛(wèi)東［7］選擇混凝土標(biāo)號(hào)、配箍率、縱筋配筋率和軸壓比作為研究參數(shù)，進(jìn)行了16個(gè)截面尺寸為20 cm×20 cm的鋼筋混凝土墩擬靜力試驗(yàn)，研究了鋼筋混凝土橋墩塑性鉸區(qū)范圍內(nèi)的約束箍筋含量與構(gòu)件延性水平之間的關(guān)系。這些研究結(jié)合國(guó)外相應(yīng)的研究成果成為我國(guó)橋梁延性抗震設(shè)計(jì)方法的基礎(chǔ)［8］。

橋墩擬靜力試驗(yàn)研究以實(shí)體墩為主，隨著公路建設(shè)快速發(fā)展，空心截面墩得到了更加廣泛地應(yīng)用。如宋曉東［9］，崔海琴等［10］和郝文秀等［11］針對(duì)箱型截面墩進(jìn)行了單向擬靜力試驗(yàn)研究。

位移延性是延性抗震設(shè)計(jì)的一個(gè)重要參數(shù)。位移延性性能的理論分析方法主要有公式法、Pushover分析方法以及動(dòng)力增量法［7，9］，以公式法為主。公式法是以截面彎矩曲率分析為基礎(chǔ)，從而得到屈服位移，進(jìn)而根據(jù)等效塑性鉸長(zhǎng)度，計(jì)算極限位移，求得結(jié)構(gòu)的位移延性。由于公式法得到的容許曲率、位移和位移延性系數(shù)等一般都大于相應(yīng)實(shí)測(cè)值，因此通過(guò)安全系數(shù)來(lái)考慮這種效應(yīng)。如日本規(guī)范以位移延性系數(shù)作為延性設(shè)計(jì)指標(biāo)，根據(jù)橋梁重要性和地震類型設(shè)置了不同的安全系數(shù)，其中I型地面運(yùn)動(dòng)的A類橋梁的安全系數(shù)為2.4［4］。中國(guó)公路橋梁抗震細(xì)則以極限塑性轉(zhuǎn)角和極限位移為延性抗震的指標(biāo)，其中在計(jì)算極限塑性轉(zhuǎn)角考慮了2.0的安全系數(shù)［8］。另一個(gè)方面，等效塑性鉸長(zhǎng)度都是以試驗(yàn)為基礎(chǔ)的經(jīng)驗(yàn)公式來(lái)計(jì)算，各國(guó)規(guī)范的計(jì)算方法也存在差異。艾慶華等［12］選用5種常用塑性鉸模型，研究了塑性鉸模型對(duì)殘余位移、極限曲率及曲率延性系數(shù)等性能指標(biāo)進(jìn)行估計(jì)的準(zhǔn)確程度，認(rèn)為剪跨比大于8的橋墩計(jì)算極限曲率小于試驗(yàn)值，可能會(huì)導(dǎo)致偏于不安全的設(shè)計(jì)結(jié)果。孫治國(guó)等［13］則基于纖維梁柱單元分析了鋼筋混凝土空心墩的位移延性，認(rèn)為對(duì)剪跨比大于7的墩，提高縱筋配筋率可有效增強(qiáng)其延性變形能力。

現(xiàn)行橋梁延性抗震設(shè)計(jì)方法是以橋墩單向擬靜力試驗(yàn)為基礎(chǔ)建立的，鋼筋混凝土箱型墩位移延性性能分析也是以單向擬靜力試驗(yàn)和理論分析為主。實(shí)際箱型墩墩高較大且可能承受多向荷載作用。因此，以現(xiàn)有的研究為基礎(chǔ)，通過(guò)雙向擬靜力試驗(yàn)和理論分析，研究我國(guó)公路橋梁抗震細(xì)則［8］規(guī)定高寬比范圍內(nèi)(高寬比大于2.5，且小于10)和超過(guò)規(guī)定高寬比范圍的鋼筋混凝土箱型墩延性抗震性能分析方法。

1 箱型墩雙向擬靜力試驗(yàn)概況

取高寬比、軸壓比和配箍率三個(gè)參數(shù)，共設(shè)計(jì)了14個(gè)試件，見(jiàn)表1。模型縱筋采用28φ8，模型墩B1～B3，B6～B14在墩底區(qū)域箍筋配置為φ6@50 mm，高度為350 mm，其它區(qū)域?yàn)棣?@100mm，模型墩B4和B5墩底區(qū)域的箍筋間距分別為70 mm和100 mm，其它區(qū)域箍筋間距分別為100 mm和150 mm，所有試件離墩底150 mm高度范圍內(nèi)為實(shí)心段。截面尺寸為440 mm×320 mm，空心部分為260 mm×180 mm，保護(hù)層厚度為15 mm，典型試件截面尺寸和鋼筋布置見(jiàn)圖1。其中，試件強(qiáng)軸方向記為X方向，弱軸方向記為Y方向。為加載需要，模型墩頂為700 mm×720 mm×540 mm的實(shí)心段，用250 mm×800 mm×1 300 mm底座固定試件。采用豎向軸力方式模擬上部結(jié)構(gòu)質(zhì)量，軸壓比η根據(jù)公式η=N/Afcd計(jì)算，N為軸力，A為截面面積，fcd為混凝土抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值。高寬比指試件有效高度與截面寬度的比值，有效高度指加載點(diǎn)至墩底的距離?？v筋配筋率指橋墩試件縱筋的截面積A1與試件的截面面積A的比值。體積配箍率指箍筋的體積與試件體積的比值。模型墩混凝土強(qiáng)度按C50設(shè)計(jì)，實(shí)測(cè)立方體抗壓強(qiáng)度平均值為49.41 MPa，劈裂強(qiáng)度為 3.44 MPa，彈性模量為3.11×104MPa。φ6和φ8鋼筋實(shí)測(cè)屈服強(qiáng)度分別為375.27 MPa和 326.51 MPa，極限強(qiáng)度分別為503.81 MPa和456.60 MPa，彈性模量分別為2.11 ×105MPa和2.12 ×105MPa。

表1 橋墩試件設(shè)計(jì)參數(shù)Tab.1 Design parameters of the piers

圖1 典型截面和鋼筋布置示意圖(單位:mm)Fig.1 Reinforcement and section setup of typical test specimen(unit:mm)

試驗(yàn)的加載裝置見(jiàn)圖2。試驗(yàn)正式加載前先進(jìn)行預(yù)加載，試驗(yàn)過(guò)程中始終在墩頂施加豎向恒定軸向荷載。水平加載采用位移控制，并且逐級(jí)施加，X方向與Y方向的位移幅值比為1∶1，每級(jí)加載循環(huán)2次。整個(gè)加載過(guò)程為:第一級(jí)加載2 mm，以后每級(jí)以2 mm的幅值遞增;屈服以后，以3 mm為幅值遞增加載;達(dá)到極限荷載以后，加載步長(zhǎng)改為5 mm，直到試驗(yàn)結(jié)束。

試驗(yàn)過(guò)程中測(cè)試墩頂加載點(diǎn)的荷載和位移，通過(guò)測(cè)試試件截面豎向位移，換算各個(gè)區(qū)域的平均曲率［15］，共測(cè)試了離墩底高度為0.15 m，0.55 m，0.95 m 和1.35 m 四個(gè)位置的豎向位移并換算相應(yīng)高度范圍內(nèi)的平均曲率。

圖2 加載裝置布置圖Fig.2 Test set-up

1.1 變形實(shí)測(cè)結(jié)果分析

1.1.1 位移和位移延性

根據(jù)試驗(yàn)得到各個(gè)試件荷載位移骨架曲線，并將其位移特征值列于表2。結(jié)合荷載位移骨架曲線和位移特征值，比較高寬比13.1的試件B1，B2和B3，可以看出，軸壓比越小，變形能力越大，見(jiàn)圖3，比較其它三組高寬比相同軸壓比不同的試件，也可以得出同樣的結(jié)論。比較軸壓比0.2的試件B1，B6，B9和B12，高寬比越大，試件的變形能力越小，見(jiàn)圖4，比較軸壓比0.1和0.05的兩組試件也得到相同的結(jié)論。比較軸壓比0.1且高寬比13.1的試件B2，B4和B5，試件體積配箍率越小變形能力越大，這與傳統(tǒng)的中低墩的研究結(jié)果存在差異，可能的原因?yàn)槎崭咻^大的情況下，配箍率小的墩整體剛度減小引起的極限位移的增大大于配箍率大的墩塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力增大引起的極限位移的增加。

圖3 試件B1、B2、B3、B4和B5的荷載－位移骨架曲線Fig.3 Load displacement skeleton curves of test specimens B1，B2，B3，B4 and B5

圖4 試件B1、B6、B9和B12荷載－位移骨架曲線Fig.4 Load displacement skeleton curves of test specimens B1，B6，B9 and B12

表2 橋墩試件的位移延性系數(shù)Tab.2 Displacement ductility factor of testing piers

式中:Δy為屈服位移;Δu為極限位移。

根據(jù)表2可以看出:在高寬比6.9至13.1的范圍，試件X方向和Y方向的位移延性系數(shù)均隨高寬比增大而減小，隨軸壓比的減小而增大，隨體積配箍率減小而增大。但是高寬比16.3的試件的位移延性系數(shù)變化規(guī)律不同，其X和Y方向的位移延性系數(shù)基本都大于高寬比13.1的試件，且Y方向的位移延性系數(shù)隨軸壓比的增大而增大，主要原因是其屈位移顯著降低。

1.1.2 曲率

根據(jù)實(shí)測(cè)位移，計(jì)算各荷載等級(jí)的試件曲率，以側(cè)向位移約每增加20 mm繪制出曲率沿墩高分布。高寬比小于等于10的試件均為從墩底往上，曲率逐漸減小，見(jiàn)圖5和圖6。高寬比為13.1和16.3的試件則出現(xiàn)了墩高0.15 m至0.55 m范圍內(nèi)平均曲率明顯增大的情況，試件B4，試件B6和試件B8均有這種現(xiàn)象，見(jiàn)

采用通用屈服彎曲法計(jì)算屈服位移［16］。極限位移取荷載下降至極限荷載85%對(duì)應(yīng)的位移，通過(guò)式(1)求得位移延性系數(shù)，見(jiàn)表2。圖7～圖9?？梢钥闯觯邔挶仍叫〉脑嚰浇咏诙盏孜恢们医孛鏄O限曲率越大，如試件B14的X、Y方向的極限曲率明顯大于試件B8的X、Y方向的極限曲率，主要原因是高寬比大的箱型墩塑性破壞區(qū)域增大，即塑性鉸長(zhǎng)度增大，可以利用的塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力相應(yīng)減小。

圖5 試件B11曲率分布Fig.5 Curvature arrangement along height direction of specimen B11

圖6 試件B14曲率分布Fig.6 Curvature arrangement along height direction of specimen B14

圖7 試件B4曲率分布Fig.7 Curvature arrangement along height direction of specimen B4

圖8 試件B6曲率分布Fig.8 Curvature arrangement along height direction of specimen B6

圖9 試件B8曲率分布Fig.9 Curvature arrangement along height direction of specimen B8

2 雙向荷載作用的鋼筋混凝土箱型截面彎矩曲率分析

采用西部大學(xué)聯(lián)盟“太平洋地震工程研究中心”主導(dǎo)、加州大學(xué)伯克利分校為主研發(fā)而成的OpenSees開放程序進(jìn)行雙向壓彎作用的鋼筋混凝土箱型截面的彎矩曲率分析［17］。為方便雙向彎曲和軸壓加載實(shí)現(xiàn)，采用非線性梁柱單元建立箱型墩模型，然后提取墩底截面的彎矩曲率。鋼筋混凝土箱型墩采用非線性梁柱單元，共3個(gè)單元，每個(gè)單元設(shè)置六個(gè)積分點(diǎn)，墩底設(shè)為固定端，墩頂自由。

采用OpenSees程序提供的纖維截面模型，將試件截面劃分為若干個(gè)細(xì)小纖維，假定試件的截面在變形過(guò)程中始終保持為平面。程序自動(dòng)根據(jù)平截面假定得到每個(gè)纖維的應(yīng)變，并迭代計(jì)算確保截面受力平衡。纖維模型能很好地模擬試件的彎曲和軸向變形。鋼筋混凝土箱型墩的截面主要?jiǎng)澐譃楸Ｗo(hù)層混凝土纖維、核心區(qū)混凝土纖維以及鋼筋纖維。

混凝土本構(gòu)關(guān)系采用OpenSees程序提供的混凝土的本構(gòu)關(guān)系模型Concrete 02，其單軸應(yīng)力－應(yīng)變關(guān)系采用的是修正后的Kent-Park模型［18］，應(yīng)力－應(yīng)變關(guān)系見(jiàn)圖10。該模型可通過(guò)改變混凝土受壓骨架曲線的峰值應(yīng)力、峰值應(yīng)變以及軟化段斜率來(lái)考慮橫向箍筋的約束效應(yīng)，混凝土受拉時(shí)上升段和下降段均為直線，可考慮混凝土的初始開裂?；炷潦軌簯?yīng)力σc和應(yīng)變?chǔ)與骨架曲線可表示為:

其中:ε0=0.002K，

其中:K代表考慮約束所引起的混凝土強(qiáng)度增加系數(shù)，0.002K是相應(yīng)的峰值應(yīng)變;Zm是應(yīng)變軟化段斜率;f'c是混凝土圓柱體抗壓強(qiáng)度(單位:MPa);fyh是箍筋的屈服強(qiáng)度(單位:MPa);ρscor是試件箍筋約束混凝土核心區(qū)箍筋體積配箍率;h'是從箍筋外邊緣算起的核心混凝土寬度;sh是箍筋間距。

OpenSees提供了兩種鋼材材料的本構(gòu)模型(Steel 01和Steel 02)。Steel 01模型為雙線性隨動(dòng)強(qiáng)化模型，其應(yīng)力－應(yīng)變關(guān)系曲線如圖11所示。強(qiáng)化段的彈性模量取為0.001Es，Es為鋼筋初始彈性模量，加卸載時(shí)剛度取初始彈性模量，沒(méi)有考慮軟化的作用。Steel 02和Steel 01基本相同，但可以考慮等向應(yīng)變硬化影響，可以通過(guò)設(shè)置材料參數(shù)來(lái)改變雙線性模型中彈塑性段分支點(diǎn)附近的弧度變化，可以反映包辛格效應(yīng)，見(jiàn)圖11虛線部分［19］。因此，鋼筋采用Steel 02材料模型，輸入的主要參數(shù):鋼筋屈服強(qiáng)度f(wàn)yh，初始彈性模量Es，應(yīng)變硬化率，雙線性模型中彈塑性段分支點(diǎn)附近弧度變化的材料參數(shù) R0取18，CR1取0.925，CR2取0.15。

采用Newton-Raphson數(shù)值迭代方法，分析至混凝土達(dá)到極限壓應(yīng)變?yōu)橹?。其中，混凝土極限壓應(yīng)變?chǔ)與u按照式(5)計(jì)算。

根據(jù)約束箍筋圍成的混凝土矩形區(qū)域計(jì)算約束箍筋體積配筋率 ρscor，fkh為箍筋抗拉強(qiáng)度，取實(shí)測(cè)值，εRsu為約束鋼筋的折減極限應(yīng)變，取0.09，f'cc約束混凝土的峰

圖10 Concrete 02材料模型Fig.10 Concrete 02 material model

圖11 鋼筋材料模型Fig.11 Steel material model

3 鋼筋混凝土箱型墩延性性能分析

3.1 實(shí)測(cè)和計(jì)算彎矩曲率關(guān)系

典型試件的實(shí)測(cè)和計(jì)算彎矩曲率比較見(jiàn)圖12，實(shí)測(cè)彎矩曲率均采用正負(fù)兩向絕對(duì)值的平均值?？梢钥闯?，除試件B14的實(shí)測(cè)最大彎矩略小于計(jì)算值，其余試件最大實(shí)測(cè)彎矩均大于計(jì)算彎矩且墩高越大的試件實(shí)測(cè)最大彎矩越大。除了鋼筋的超強(qiáng)和墩底箍筋的約束效應(yīng)外，參與塑性破壞的墩底范圍試件長(zhǎng)度的增大也是高寬比大于10的試件最大實(shí)測(cè)彎矩更大的原因。軸壓比越大的試件實(shí)測(cè)和計(jì)算最大彎矩的差值越大。

另一個(gè)方面，模型墩截面的實(shí)測(cè)極限曲率均小于計(jì)算極限曲率。墩高越大，實(shí)測(cè)的極限曲率越小，說(shuō)明墩高越大的墩截面能夠發(fā)揮的塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力越小。

圖12 實(shí)測(cè)與計(jì)算彎矩－曲率比較Fig.12 Comparison of testing and calculating moment and curvature

3.2 位移和位移延性

3.2.1 雙向荷載作用箱型墩延性性能分析方法

因?yàn)楦邔挶?3.1以內(nèi)的試件實(shí)測(cè)位移延性系數(shù)與軸壓比，配箍率和高寬比之間存在對(duì)應(yīng)的變化關(guān)系，而高寬比16.3的試件不符合這些規(guī)律，因此只對(duì)高寬比13.1以內(nèi)的鋼筋混凝土箱型墩延性分析方法進(jìn)行討論。

采用通用屈服彎矩法作圖得到雙向壓彎作用鋼筋混凝土箱型墩計(jì)算屈服曲率，極限曲率取值為核心混凝土邊緣達(dá)到極限壓應(yīng)變對(duì)應(yīng)的曲率。

假定達(dá)到屈服荷載之前，曲率沿墩高呈直線分布，則箱型墩屈服時(shí)墩頂位移可以通過(guò)理論公式求解，對(duì)應(yīng)的墩頂屈服位移計(jì)算公式可以表示為:

式中:Δyx和 Δyy分別為 X、Y 方向的屈服位移;φyx，φyy分別為X、Y方向的屈服曲率;L為橋墩有效加載高度。計(jì)算極限狀態(tài)對(duì)應(yīng)的位移，采用塑性鉸長(zhǎng)度的概念，認(rèn)為在墩底附近存在一個(gè)等塑性曲率段，塑性曲率為φu，屈服曲率為φy，假定等效塑性鉸長(zhǎng)度為lp，墩的塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力θp可以表示為:

則墩頂位置的極限位移計(jì)算公式可表示為:

式中:Δux和Δuy分別為 X、Y方向的極限位移;φux和 φuy分別為X、Y方向的極限曲率。

根據(jù)屈服位移和極限位移，可以計(jì)算得到X方向和Y方向的位移延性系數(shù)，如式(9):

式中:μΔx和μΔy分別為X、Y方向的位移延性系數(shù)。

3.2.2 極限轉(zhuǎn)角和等效塑性鉸長(zhǎng)度

一般地，通過(guò)截面分析得到的極限曲率大于實(shí)測(cè)極限曲率，因此計(jì)算的塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力可能被高估。抗震設(shè)計(jì)驗(yàn)算中，通過(guò)安全系數(shù)來(lái)考慮結(jié)構(gòu)能夠達(dá)到的塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力。在中國(guó)公路橋梁抗震細(xì)則［8］中，通過(guò)取安全系數(shù)K=2.0考慮這一因素，即最大允許的轉(zhuǎn)動(dòng)能力表示為:

實(shí)際的實(shí)測(cè)極限曲率跟墩高、軸壓和體積配箍率都有著關(guān)系，表3列出了5個(gè)墩實(shí)測(cè)與計(jì)算極限曲率與屈服曲率差值(φu－φy)的比較。根據(jù)曲率差值的比值，高寬比大于2.5且小于等于10范圍內(nèi)，實(shí)測(cè)與計(jì)算值的比值范圍為1.5～3.2，該范圍內(nèi)安全系數(shù)取值為K=4.0;高寬比等于13.1，實(shí)測(cè)值與計(jì)算值的比值范圍為2.5～8.9，考慮到實(shí)測(cè)極限曲率較小主要由于試件塑性區(qū)域轉(zhuǎn)移到變截面以上位置引起的，所以箱型墩高寬比大于10.0小于等于13.1的情況，安全系數(shù)取值 K=7.0。

表3 計(jì)算與實(shí)測(cè)極限曲率和屈服曲率差值比較Tab.3 Comparison of testing and calculating Curvature

等效塑性鉸長(zhǎng)度lp大都以實(shí)驗(yàn)得到的經(jīng)驗(yàn)公式進(jìn)行估算，常用的塑性鉸估算公式見(jiàn)表4。根據(jù)公式計(jì)算得到的塑性鉸長(zhǎng)度以及根據(jù)實(shí)測(cè)曲率和極限位移得到的等效塑性鉸長(zhǎng)度比較見(jiàn)表5。從計(jì)算等效塑性鉸長(zhǎng)度來(lái)看，除中國(guó)規(guī)范和日本規(guī)范的公式不能反映塑性鉸長(zhǎng)度隨墩高的變化外，其它公式計(jì)算等效塑性鉸長(zhǎng)度均隨墩高的增大而增加，其中式(2)和式(5)計(jì)算值比較接近，式(1)在墩高較小時(shí)計(jì)算的等效塑性鉸長(zhǎng)度較式(2)和式(5)計(jì)算值大。式(1)能反映出X、Y方向?qū)崪y(cè)塑性鉸長(zhǎng)度的不同，與實(shí)測(cè)值規(guī)律一致。根據(jù)雙向加載的特點(diǎn)，參照式(1)，考慮配箍率的影響，得到修正公式(11)計(jì)算雙向荷載作用的箱型墩等效塑性鉸長(zhǎng)度的經(jīng)驗(yàn)公式。由表5可知，根據(jù)式(11)的塑性鉸計(jì)算長(zhǎng)度與實(shí)測(cè)的塑性鉸長(zhǎng)度更為接近。

式中:h為荷載作用方向截面高度，ρV為箱型墩體積配箍率。

3.2.3 鋼筋混凝土箱型墩位移延性分析結(jié)果討論

利用式(6)～式(11)計(jì)算各試件的極限位移和位移延性系數(shù)，見(jiàn)表6?？梢钥闯?，計(jì)算屈服位移和極限位移總體與相應(yīng)實(shí)測(cè)值接近。高寬比為13.1的試件計(jì)算位移延性系數(shù)均小于實(shí)測(cè)值，高寬比6.9和10.0的試件位移延性系數(shù)與實(shí)測(cè)值接近。計(jì)算極限位移總體小于實(shí)測(cè)極限位移，根據(jù)表3考慮安全系數(shù)的極限塑性轉(zhuǎn)角也總體小于實(shí)測(cè)極限塑性轉(zhuǎn)角。因此，在鋼筋混凝土箱型墩延性抗震性能分析中，可以將極限位移和極限轉(zhuǎn)角都作為延性抗震性能指標(biāo)，與《公路橋梁抗震設(shè)計(jì)細(xì)則》［8］采用的延性性能指標(biāo)一致。

表4 等效塑性鉸長(zhǎng)度lp的經(jīng)驗(yàn)計(jì)算公式Tab.4 Empirical formula of equivalent plastic hinge length lp

表5 實(shí)測(cè)和計(jì)算等效塑性鉸長(zhǎng)度比較Tab.5 Comparison of testing and calculating equivalent plastic hinge length

表6 實(shí)測(cè)與計(jì)算位移及位移延性系數(shù)比較Tab.6 Comparison of testing and calculating displacement and displacement ductility factor

4 結(jié)論

(1)根據(jù)鋼筋混凝土箱型墩雙向擬靜力試驗(yàn)，軸壓比越小，高寬比越大試件，變形能力越大。高寬比13.1的試件，配箍率越小，變形能力越大。

(2)模型墩實(shí)測(cè)最大彎矩基本大于計(jì)算最大彎矩，高寬比和軸壓比越大的試件實(shí)測(cè)彎矩越大。試件截面實(shí)測(cè)極限曲率小于計(jì)算極限曲率，高寬比越大的試件實(shí)測(cè)極限曲率越小且極限曲率出現(xiàn)在變截面以上位置。說(shuō)明高寬比越大的試件截面能夠發(fā)揮的塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力越小。

(3)根據(jù)試驗(yàn)和計(jì)算結(jié)果，考慮雙向荷載作用的鋼筋混凝土箱型墩，計(jì)算極限塑性轉(zhuǎn)角時(shí)，在高寬比大于2.5且小于等于10范圍內(nèi)，安全系數(shù)取值為K=4.0。在高寬比大于10小于13.1時(shí)，安全系數(shù)取值為K=7.0。

(4)根據(jù)鋼筋混凝土箱型墩雙向擬靜力試驗(yàn)和箱型截面彎矩曲率分析，得到了其延性抗震性能計(jì)算分析的公式法。計(jì)算極限位移和極限塑性轉(zhuǎn)角總體小于實(shí)測(cè)值，極限位移和極限塑性轉(zhuǎn)角可以作為延性抗震指標(biāo)，用于鋼筋混凝土箱型墩延性抗震性能分析。

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