許成祥， 王粘錦

(武漢科技大學(xué) 城市建設(shè)學(xué)院， 湖北 武漢 430065)

作為交通中常見的橋型之一，雙層高架橋梁能最大限度地減少土地占用面積，有效實現(xiàn)交通分流和擴容，是一種高效的交通網(wǎng)絡(luò)解決方案，對工程投資的節(jié)省有著重要意義。20世紀(jì)50年代美國開啟了修建雙層高架橋梁的先例，并建設(shè)了多座雙層高架橋梁[1]。

雙層高架橋橋墩多采用框架式墩，橋墩的蓋梁、立柱緊密連接，在遭受橫向地震作用時，結(jié)構(gòu)潛在的塑性鉸區(qū)最多可達8個，其抗震性能不易滿足要求，因此雙層高架橋梁在地震中容易發(fā)生破壞，如1898年絡(luò)馬·普雷塔地震中，美國的Cypress雙層高架橋在地震作用下二層橋面倒塌到一層橋面上而導(dǎo)致高架橋梁整體破壞。此后，很多學(xué)者開始對雙層高架橋梁的抗震性能和地震損傷進行研究。Bollo等[2,3]通過實驗和有限元模擬研究了地震作用下Cypress雙層高架橋破壞的原因，研究表明墩柱的剪切破壞是引起橋梁倒塌的主要原因。Priestly等[4,5]對加固后的Cypress雙層高架橋橋墩模型進行擬靜力試驗，結(jié)果表明加固方案是可行的，同時對加固方案進行優(yōu)化。彭天波等[6,7]對上海市共和新路公鐵兩用雙層高架橋進行擬動力試驗，結(jié)果表明：結(jié)構(gòu)的損傷主要發(fā)生在上、下立柱兩端的潛在塑性鉸區(qū)，蓋梁和節(jié)點按能力保護設(shè)計而保持彈性，因此原結(jié)構(gòu)采用能力設(shè)計原理進行抗震設(shè)計是合理的。張潔等[8]以洛塘河雙層高架橋橋墩為原型，設(shè)計了兩個配筋率不同的橋墩模型，研究墩柱配筋率對結(jié)構(gòu)抗震性能的影響，結(jié)果表明高配筋率的墩柱模型節(jié)點和橫梁破壞較嚴重，并用有限元分析驗證了這一結(jié)論。楊寶林等[9]對洛塘河雙層高架橋橋墩進行抗震性能試驗，并對蓋梁、立柱的設(shè)計提出了優(yōu)化方案。魏曉龍等[10]對洛塘河雙層高架橋進行有限元分析，以碰撞剛度等為參數(shù)，研究表明碰撞會導(dǎo)致節(jié)點處的立柱發(fā)生剪切破壞；孫玉順[11]以“干式連接”和“濕式連接”兩種不同的連接方式為參數(shù)對預(yù)制拼裝鋼管混凝土雙柱墩的抗震性能進行研究，結(jié)果表明埋入式雙柱墩的整體抗震性能要優(yōu)于U型錨筋連接式的雙柱墩，并采用有限元分析驗證了這一結(jié)論；丁世廣[12]通過對預(yù)制拼裝式橋墩地震損傷及評估方法進行研究，結(jié)果明確了橋墩的4個性能水平，并基于Open-Sess數(shù)值模擬對橋墩試件損傷性能進行參數(shù)敏感性分析。耿波等[13]對地震作用下預(yù)制拼裝橋墩的損傷演化過程與損傷狀態(tài)進行研究，基與OpenSees數(shù)值模擬與試驗結(jié)果對比，得到了預(yù)制拼裝橋墩損傷指標(biāo)計算公式。梁青峰[14]對雙柱式橋墩進行有限元分析，研究表明，當(dāng)橋墩軸壓比取0.15，配筋率取1%時，橋墩的抗震性能最好，同時指出橫系梁的設(shè)置會對橋梁抗剪產(chǎn)生不利影響。目前國內(nèi)研究僅限于對山區(qū)雙層高架橋和公鐵兩用橋梁的抗震性能研究，針對雙層高架橋框架式橋墩地震損傷方面的研究較少。本文按立柱作為延性構(gòu)件，蓋梁和節(jié)點作為能力保護構(gòu)件的橋梁抗震設(shè)計原則制作了縮尺比為1/5.5的雙層高架橋框架式橋墩模型，并進行低周往復(fù)荷載作用的擬靜力試驗，分析橋墩的破壞特點、滯回特性、延性、耗能能力和剛度退化等。基于已有的地震損傷模型，定量描述在低周往復(fù)荷載作用下雙層高架橋框架式橋墩的地震損傷演化過程。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計及制作

本試驗橋墩原型按照現(xiàn)有規(guī)范進行設(shè)計[15,16]，原型橋墩混凝土強度等級為C30，上、下立柱截面尺寸均為1250 mm×1250 mm，上、下立柱高度均為7040 mm；上、下蓋梁梁端均與立柱同寬，梁端截面尺寸為1250 mm×1540 mm，梁跨中截面尺寸為1250 mm×990 mm；上、下立柱配筋率均為1.2%，蓋梁配筋率為1.1%。

文獻[17]中提到鋼筋混凝土試件擬靜力試驗的縮尺比例不宜小于1/10，考慮到實驗室現(xiàn)場條件，試驗?zāi)Ｐ桶?/5.5的比例并進行等配筋率縮尺設(shè)計，縮尺后立柱截面尺寸為230 mm×230 mm，梁端截面尺寸為230 mm×280 mm，梁跨中截面尺寸為230 mm×180 mm，模型底座截面尺寸為1010 mm×500 mm，模型尺寸及配筋見圖1[18]。

圖1 橋墩模型尺寸及配筋/mm

橋墩模型混凝土強度等級為C30，立柱縱筋、蓋梁縱筋均采用HRB400鋼筋，立柱配筋率為1.19%。蓋梁配筋率為1.14%；立柱、蓋梁箍筋均采用HPB300鋼筋，加密區(qū)間距為100 mm，非加密區(qū)間距為200 mm。在蓋梁加腋處布置的吊筋、斜筋均采用HRB400鋼筋。模型底座采用HRB400鋼筋。

1.2 試件材料力學(xué)性能

試驗同期實測同批次3個邊長為150 mm×150 mm×150 mm的混凝土立方體抗壓強度值，平均值見表1，鋼筋力學(xué)性能實測值見表2。

表1 混凝土抗壓強度實測值

表2 鋼筋力學(xué)性能實測值

1.3 加載裝置及加載制度

橋墩模型采用8個高強螺栓通過地梁預(yù)留孔洞固定在地面上，水平荷載由行程為±150 mm的電液伺服作動器施加。豎向荷載采用自反力的加載方式，恒載值取橋墩上部結(jié)構(gòu)自重，對原型橋墩上部結(jié)構(gòu)自重進行等比例縮尺可得到每個千斤頂?shù)臄?shù)值，計算得到兩個千斤頂施加荷載值為50 kN，加載裝置和加載現(xiàn)場見圖2。

圖2 加載裝置和現(xiàn)場

水平荷載加載制度：水平荷載全程采用位移控制加載，橋墩屈服前按2.5 mm逐級遞增，每級位移循環(huán)加載一次，橋墩屈服后，以屈服時加載點位移的倍數(shù)進行加載，每級加載循環(huán)三次，直至荷載下降到峰值荷載的85%以下停止加載[17]?？紤]到實驗室現(xiàn)場條件，由于只有一個水平作動器，采用外掛分配梁的加載方式對上、下層按比例2∶1分級加載。水平加載制度如圖3。

圖3 水平加載制度

1.4 測點布置

雙層高架橋框架式橋墩在遭受地震作用時，損傷部位主要發(fā)生在橋墩潛在塑性鉸區(qū)，因此在橋墩潛在塑性鉸區(qū)的鋼筋上布置應(yīng)變片。測點點位布置如圖4所示。

圖4 鋼筋應(yīng)變片測點點位位置

2 橋墩損傷過程

在整個試驗過程中，以作動器施加推力為正，施加拉力為負。

在水平位移為±5 mm循環(huán)加載過程中，LZ1，LZ3柱底均開始出現(xiàn)裂縫，在水平位移為±12.5 mm之前，LZ4柱頂出現(xiàn)交叉斜裂縫，GL1，GL2梁底均出現(xiàn)裂縫，但這些裂縫長度較短，寬度很小，卸載后均可閉合。應(yīng)變監(jiān)測系統(tǒng)顯示鋼筋應(yīng)變較小均沒有達到屈服應(yīng)變，橋墩強度剛度退化不明顯，以彈性變形為主，此時橋墩處于無損傷階段。

在水平位移為±18 mm循環(huán)加載過程中，LZ4柱頂有新裂縫產(chǎn)生且原有裂縫繼續(xù)發(fā)展并貫通，LZ1，LZ3柱底原有裂縫貫通并有新裂縫產(chǎn)生，應(yīng)變監(jiān)測系統(tǒng)顯示LZ1柱底一條縱筋應(yīng)變超出屈服應(yīng)變，蓋梁并沒有出現(xiàn)大的變形，蓋梁縱筋大部分處于彈性工作階段，此時橋墩處于損傷初始階段。

在水平位移為±36 mm第二個循環(huán)加載過程中，GL1梁底左端出現(xiàn)兩條新裂縫，原有裂縫貫穿，LZ1柱底原有裂縫寬度增大，混凝土保護層開始剝落，并伴隨有新裂縫產(chǎn)生，此時LZ1柱底開始形成塑性鉸，應(yīng)變監(jiān)測系統(tǒng)顯示橋墩立柱多數(shù)縱向鋼筋已經(jīng)超出屈服應(yīng)變。在水平位移為±54 mm第二個循環(huán)加載過程中，LZ4柱頂混凝土保護層剝落，箍筋裸露在外且伴隨有新裂縫產(chǎn)生，第二個循環(huán)加載過程中JD3處立柱柱頂混凝土保護層剝落，縱筋裸露在外。在水平位移為±63 mm第一個循環(huán)加載過程中，LZ3柱底混凝土保護層剝落，一條縱筋裸露在外。第二個循環(huán)加載過程中，LZ1柱底混凝土嚴重剝落，三條縱筋裸露在外，塑性鉸已經(jīng)形成，其中一根鋼筋被壓彎，同級位移繼續(xù)加載，可聽到混凝土掉落的聲音，觀察發(fā)現(xiàn)LZ2柱頂混凝土剝落且較為嚴重，此時橋墩處于損傷穩(wěn)定增長階段。

伴隨著水平位移繼續(xù)增大，橋墩整體變形加快但荷載開始慢慢降低。在水平位移為±72 mm第一個循環(huán)加載過程中，橋墩模型的水平承載力已經(jīng)開始下降，但下降較為緩慢；在第三個循環(huán)加載時水平承載力明顯下降，此時橋墩處于損傷急劇發(fā)展階段，當(dāng)水平位移為±90 mm第一個循環(huán)加載過程中，水平荷載低于峰值荷載的85%時停止試驗。此時可以看到，LZ1，LZ3柱底混凝土剝落，縱向鋼筋及箍筋外露，LZ1一條縱向鋼筋被壓彎，LZ2，LZ4柱頂混凝土剝落嚴重，梁、柱縱筋外露，柱箍筋外露；柱端及梁、柱交接位置的混凝土剝落嚴重，GL1梁底僅有少量混凝土剝落，GL2梁底有多條貫穿裂縫，混凝土并沒有剝落，節(jié)點損傷較輕，承載力沒有顯著降低；由此可以看出，橋墩模型在整個試驗過程中經(jīng)歷了開裂、屈服、峰值和極限四個階段。橋墩的破壞形態(tài)如圖5。

圖5 橋墩破壞現(xiàn)象

通過觀察分析整個試驗中橋墩破壞過程并參考橋梁抗震設(shè)計目標(biāo)可知：

(1)從立柱的破壞狀態(tài)看出，橋墩的塑性鉸主要出現(xiàn)在LZ1，LZ3柱底和柱頂，塑性鉸區(qū)域分布合理，立柱延性得到了充分發(fā)揮，橋墩設(shè)計滿足立柱作為延性構(gòu)件的抗震設(shè)計原則。

(2)從蓋梁和節(jié)點的破壞狀態(tài)看出，GL1梁底出現(xiàn)少量混凝土剝落，GL2梁底僅出現(xiàn)多條裂縫，混凝土基本未剝落，蓋梁總體破壞較輕；節(jié)點區(qū)域均發(fā)生了一定程度的損傷，但損傷并不嚴重，符合蓋梁和節(jié)點作為能力保護構(gòu)件的抗震設(shè)計原則。

3 試驗結(jié)果分析

3.1 滯回曲線

滯回曲線是結(jié)構(gòu)抗震性能分析的基礎(chǔ)，由試驗測得的滯回曲線如圖6。

圖6 滯回曲線

從圖6可以看出：加載初期，水平力很小，未達到混凝土的開裂荷載，滯回曲線近似于直線發(fā)展，此時橋墩基本處于彈性工作階段。隨著水平位移的逐級增加，LZ1，LZ3柱底開始出現(xiàn)裂縫并逐漸增加，此時可以看出滯回曲線斜率逐漸變小，滯回環(huán)由直線向曲線過渡并向位移軸傾斜，卸載后的殘余應(yīng)變不可忽略，水平位移逐漸增大的同時橋墩的整體變形也在增加，說明橋墩的整體剛度在退化，此時橋墩由線性工作階段轉(zhuǎn)向非線性工作階段。隨著水平位移進一步增加，鋼筋混凝土之間粘結(jié)作用不斷退化且產(chǎn)生滑移，混凝土裂縫在卸載后也不能完全閉合，混凝土裂縫擴展較寬且混凝土剝落，滯回曲線發(fā)生明顯的捏縮現(xiàn)象，承載力和剛度退化嚴重。

3.2 骨架曲線

骨架曲線是滯回曲線上每級循環(huán)的荷載-位移曲線達到最大峰值的軌跡，是確定恢復(fù)力模型特征點的重要依據(jù)，結(jié)構(gòu)的骨架曲線見圖7。

圖7 骨架曲線

從圖7可以看出：在加載初期，荷載和位移基本呈線性變化關(guān)系，表明此階段橋墩基本處于彈性工作狀態(tài)，卸載時構(gòu)件可回到原來的位置，殘余應(yīng)變可忽略不計。在橋墩達到極限承載力之前，荷載隨著位移的逐級增加而增加，且荷載增速大于位移增速。在橋墩達到極限承載力之后，LZ1，LZ3柱底已經(jīng)形成塑性鉸，隨著位移的增加，橋墩整體的強度、剛度退化嚴重，承載力也開始下降，從骨架曲線中可以看出承載力下降段并不陡峭，較為平緩，說明橋墩在破壞之前仍具有較好的延性和耗能能力。由骨架曲線可知，正、反向加載得到的骨架曲線不對稱，同位移時刻橋墩的正向承載力大于反向承載力，這是由于橋墩在受到相反方向的推、拉力時蓋梁處于不同的受力狀態(tài)所導(dǎo)致的。

骨架曲線中，可用初始剛度Ke、硬化剛度Ks和負剛度Kn來表示橋墩不同階段的剛度。其中Ke用來描述橋墩的彈性階段，為曲線上OA的連線；Ks用來描述橋墩屈服后的受拉剛化效應(yīng)，為曲線上AB的連線；Kn用來描述橋墩達到峰值荷載后承載力衰減的幅度，為曲線上BC的連線。硬化剛度和負剛度均與初始剛度成比例，即：

Ks=αsKe

(1)

Kn=αnKe

(2)

式中：αs，αn分別為硬化剛度和負剛度與初始剛度的比例系數(shù)，通過骨架曲線確定。

本試驗由式(1)(2)確定了橋墩的αs=0.23，αn=-0.17，文獻[19]中提到，對于鋼結(jié)構(gòu)αs=0.03，αn=-0.03，對于普通鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)αs=0.1，αn=-0.24。橋墩的αs均高于鋼結(jié)構(gòu)和普通鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)，這說明當(dāng)橋墩屈服后其強度仍可以有較大程度的提升，橋墩的αn介于二者之間，說明其達到極限承載力后的性能要優(yōu)于普通鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)而低于鋼結(jié)構(gòu)。

3.3 橋墩破壞機制

圖8為橋墩不同加載方向下塑性鉸出現(xiàn)的位置和順序，由圖可知，無論是正向加載還是反向加載，均是柱端先出現(xiàn)塑性鉸，梁端后出現(xiàn)塑性鉸，且基本上柱端鉸出現(xiàn)之后，梁端才出現(xiàn)鉸，這體現(xiàn)了橋墩模型屬于柱鉸破壞機制，且橋墩破壞是由柱端塑性鉸引起的。在橋梁抗震設(shè)計規(guī)范中，為了避免橋梁發(fā)生倒塌，蓋梁和節(jié)點宜作為能力保護構(gòu)件進行設(shè)計，立柱適合作為延性構(gòu)件進行設(shè)計，因此橋墩最終的破壞為柱鉸破壞機制，橋墩立柱損傷大于蓋梁和節(jié)點損傷。

圖8 不同向荷載下橋墩塑性鉸出現(xiàn)的位置和順序

圖9給出了橋墩各節(jié)點處梁端彎矩值Mb，柱端彎矩值Mc，由圖可知，梁端受彎承載力(50.7 kN·m)大于柱端受彎承載力(21.3 kN·m)，由試驗知立柱的損傷程度大于蓋梁，與試驗結(jié)果基本吻合。通過觀察分析整個試驗過程，橋墩立柱損傷早于蓋梁損傷，立柱損傷程度大于蓋梁損傷程度，橋墩一層損傷程度大于二層損傷程度。節(jié)點在前期僅出現(xiàn)多條裂縫，后期出現(xiàn)少量混凝土剝落，當(dāng)橋墩接近破壞荷載時，立柱損傷嚴重，蓋梁和節(jié)點損傷較輕。

圖9 橋墩蓋梁、立柱受彎承載力/( kN·m)

3.4 延性性能

延性是體現(xiàn)結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)之一，延性大的結(jié)構(gòu)在進入破壞階段的過程中，承載能力不會隨著位移的增加而有明顯下降，塑性變形能力很強。延性系數(shù)μ的計算公式為：

μ=Δu/Δy

(3)

式中：Δu，Δy分別為破壞位移和屈服位移。

本文中屈服位移取骨架曲線彈性階段的延長線與過峰值點的切線交點處的位移值[20]。破壞位移取荷載下降至最大荷載85%時對應(yīng)的位移。延性系數(shù)見表3。

表3 橋墩延性系數(shù)

由表3可知：橋墩的延性系數(shù)為4.35，達到了鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)系數(shù)大于4的要求，說明雙層高架橋框架式橋墩設(shè)計滿足延性要求。橋墩結(jié)構(gòu)特征點相關(guān)荷載和位移見表4。

表4 橋墩結(jié)構(gòu)特征點相關(guān)荷載和位移

3.5 承載力退化

承載力退化反映了結(jié)構(gòu)的累積損傷，是結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)。為了反映出構(gòu)件的承載力退化，引入承載力退化系數(shù)λi，其公式為：

λi=Pi/Pmax

(4)

式中：λi為第i次加載循環(huán)時的承載力退化系數(shù)；Pi為第i次加載循環(huán)時對應(yīng)的峰值荷載；Pmax為加載過程中所得最大峰值點荷載。試驗所得承載力退化曲線如圖10所示。

從曲線中可以看出：從整個試驗過程來看，橋墩的承載力退化系數(shù)呈下降趨勢，主要是由于橋墩的累計損傷所導(dǎo)致，主要體現(xiàn)在橋墩立柱柱底塑性鉸的不斷發(fā)展。前期承載力退化系數(shù)先增后減是由于橋墩未屈服承載力上升的緣故。在橋墩進入彈塑性階段后承載力開始退化，但退化并不明顯，在橋墩進入破壞階段后，承載力退化速率開始加快，說明橋墩在破壞前具有較好的延性性能。

3.6 剛度退化

結(jié)構(gòu)的剛度隨著加、卸載循環(huán)次數(shù)的增加而降低的特性稱為剛度退化。剛度退化是通過試件在不同位移延性系數(shù)時割線剛度Ki來表示，其計算公式為：

(5)

式中：+Fi，-Fi為第i次循環(huán)正、反向加載時對應(yīng)的峰值點荷載；+Δi，-Δi為第i次循環(huán)正、反向加載時對應(yīng)的峰值點位移。剛度退化曲線如圖11所示。

由圖11可以看出，在整個試驗過程中，橋墩的割線剛度隨著水平位移的增加而逐漸減小，曲線斜率在前期較為陡峭，隨著位移的增加斜率逐漸放緩，退化規(guī)律相近，這是由于橋墩立柱開始形成塑性鉸，且塑性鉸發(fā)展較為緩慢。在試驗加載后期橋墩剛度較小，但仍具有承受一定荷載的能力，這體現(xiàn)了其具有較好的抗震能力，可以防止在地震作用下發(fā)生突然坍塌。

3.7 耗能比

耗能比是反映構(gòu)件在地震作用下能量耗散能力的一個重要指標(biāo)，耗能比大的結(jié)構(gòu)在遭遇地震作用時抵御累積損傷的能力越強，受到的地震損傷越小。計算示意圖如圖12所示，耗能比ζ的計算公式為：

圖12 耗能比計算示意

ζ=A1/A

(6)

式中：A=A1+A2，為水平力做的功，其中A1，A2分別為構(gòu)件在荷載加卸載循環(huán)一次所吸收和釋放的能量(A1為曲邊形ABC的面積，A2為曲邊形BEC的面積)。

由雙層高架橋框架式橋墩的滯回曲線計算得到橋墩的耗能比，數(shù)值見表5，由表5可以看出橋墩屈服時的耗能比略小于鋼管混凝土框架結(jié)構(gòu)(鋼管混凝土框架結(jié)構(gòu)的耗能比在0.26～0.36之間)，這表明了此橋墩具有較好的耗能能力和抗震性能[21]。

表5 橋墩結(jié)構(gòu)的耗能比

4 累積損傷分析

結(jié)構(gòu)在低周往復(fù)荷載作用下會發(fā)生累積損傷，當(dāng)損傷累積到一定程度后，結(jié)構(gòu)將無法承受荷載而發(fā)生破壞。結(jié)構(gòu)的損傷程度一般用損傷指數(shù)D表示，損傷指數(shù)是一個很直觀的變量，能直接反映結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的破壞程度且與結(jié)構(gòu)的能量、變形、強度三者之間均存在關(guān)系，能夠較全面地反映結(jié)構(gòu)的性能，它體現(xiàn)如何將結(jié)構(gòu)的性能目標(biāo)轉(zhuǎn)變成具體的數(shù)值。當(dāng)D=0時，表示結(jié)構(gòu)無損傷，當(dāng)D=1時，表示結(jié)構(gòu)安全破壞，當(dāng)D的值處于(0,1)之間時，表示結(jié)構(gòu)的狀態(tài)處于無損與完全破壞之間。損傷指數(shù)D是單調(diào)遞增函數(shù)，即損傷指數(shù)朝著增大的方向發(fā)展，且損傷是不可逆的過程。袁坤[22]提出了基于滯回耗能和能量耗散的損傷模型，該模型可以計算出加載過程中任意循環(huán)結(jié)構(gòu)的累積損傷指數(shù)。圖13給出了循環(huán)加載過程中橋墩各主要階段的損傷指數(shù)。

圖13 循環(huán)加載過程中橋墩各主要階段的損傷指數(shù)

從圖13可以看出，隨著荷載循環(huán)次數(shù)的增加，橋墩的累積損傷逐漸增大，同級位移循環(huán)加載中，后一級循環(huán)橋墩的損傷指數(shù)大于前一級，說明相同變形時，循環(huán)次數(shù)的增加會導(dǎo)致累積損傷的增加。

橋墩開裂點的損傷指數(shù)為0.22，此時只有LZ1，LZ3柱底出現(xiàn)裂縫，且裂縫寬度較小，卸載時可閉合，橋墩處于彈性工作階段。橋墩屈服點的損傷指數(shù)為0.35～0.41，此時LZ1一條縱筋已經(jīng)屈服，柱底原有裂縫已經(jīng)貫通且有新裂縫產(chǎn)生，GL1梁底出現(xiàn)裂縫。橋墩峰值點的損傷指數(shù)為0.65～0.70，此時橋墩承載力達到峰值，LZ1，LZ3柱底均有混凝土剝落，且LZ1剝落現(xiàn)象較為明顯，GL1，GL2梁底均出現(xiàn)多條貫穿裂縫。橋墩破壞點的損傷指數(shù)為0.82，此時LZ1柱底混凝土剝落嚴重，三條縱筋裸露在外，其中一根鋼筋被壓彎，GL1梁底左端出現(xiàn)少量混凝土剝落，蓋梁節(jié)點損傷較輕，柱端塑性鉸充分發(fā)揮了作用，卸載后橋墩整體發(fā)生傾斜，不能恢復(fù)到原來的位置，但并沒有發(fā)生倒塌，說明橋墩具有很好的抗震性能及抵御累積損傷的能力。

5 結(jié) 論

本文按照現(xiàn)行規(guī)范按縮比1/5.5設(shè)計并制作了雙層高架橋框架式橋墩模型并進行低周往復(fù)荷載作用的擬靜力試驗，通過橋墩損傷試驗研究，得出如下結(jié)論：

(1)橋墩的損傷經(jīng)歷了無損傷階段、損傷初始階段、損傷穩(wěn)定發(fā)展階段和損傷急劇發(fā)展階段四個階段。

(2)橋墩的破壞主要集中在立柱，蓋梁和節(jié)點的損傷較輕，這種破壞模式符合橋梁抗震性能目標(biāo)要求。

(3)橋墩的等效屈服位移為20.7 mm，延性系數(shù)為4.35，屈服時的耗能比為0.31～0.33，說明橋墩抗震性能較好，同時體現(xiàn)了其具有較強的抵御累計損傷的能力。

(4)橋墩的損傷隨著位移幅值和循環(huán)次數(shù)的增加而不斷累積，當(dāng)承載力下降到峰值荷載的85%以下時，橋墩破壞嚴重，損傷指數(shù)達到0.82，但并沒有倒塌，說明橋墩具有很強的抗震性能。