新型保险丝桥墩地震损伤控制研究

新型保险丝桥墩地震损伤控制研究

0结构体系的构造技术研究1973年美国圣费尔南多地震导致的桥梁坍塌，意识到桥梁应该按照强调强度和伸长率的双重抗疲劳防滑标准设计。然而,设计的具有高延性能力的桥梁结构(如桥墩)遭受极端地震后,尽管不会倒塌,但会产生较大的残余位移和地震损伤,需花高昂的费用修复甚至重建。鉴于此,Tilby［１］开发了一种可摇摆并具备自复位能力的桥墩,它可有效减小震后残余位移;Vargas等［２］提出了一种抗震设计新理念———结构“保险丝”概念,即在结构中引入易于震后修复或更换的“保险丝”构件,通过它耗散地震输入能来确保结构主要构件处于弹性状态或只发生轻微损伤。Tang等［３－４］则提出了可更换结构构件的抗震设计新思想,以次要或附加构件作为牺牲耗能构件,通过其稳定而有效的耗能来控制主要构件的损伤,且牺牲耗能构件易于震后修复或更换。在此基础上,吕西林等［５］提出了可恢复功能结构的抗震设计新概念,即震后不需修复或稍加修复即可恢复其使用功能的结构。甚至有学者提出了可恢复功能城市的概念和研究方向［６］。其实这些概念可追溯至20世纪70年代末Roeder等［７］研究的偏心支撑框架概念。Wada等［８］基于此概念定义了由结构和附加耗能构件组成的损伤控制结构体系,随后这种体系得到进一步发展［９］。为改善剪力墙之间连梁的抗震性能,Fortney等［１０］提出了可更换的带“保险丝”的钢连梁。Vargas等［１１－１３］根据提出的简化方法设计了附加不同“保险丝”构件的常规框架结构,并进行了试验验证。随着研究的不断深入,附加“保险丝”构件的损伤控制概念逐渐在大跨度桥梁设计中得以实施,如旧金山-奥克兰海湾桥［３］和希腊里约-安蒂里奥(Rion-Antirion)桥［１４］。Mcdaniel等［１５］研究了旧金山-奥克兰海湾桥剪切型塑性钢链杆对主塔地震响应的影响。最近,El-Bahey等［１６－１７］采用试验和数值方法分析了不同“保险丝”构件对双柱式桥墩的影响。结构“保险丝”概念已受到广泛关注,且正值发展,但研究大多集中于建筑结构,在桥梁结构尤其是在超大跨缆索桥梁结构中的研究与应用仍很少。随着现代建筑技术的进步,桥梁跨度越来越大,中国已建成数座超千米级缆索承重桥梁,还有多处宏伟的越江跨海桥梁工程正在进行规划或工程可行性研究［１８］,这其中便有一些工程位于强震区。斜拉桥是一种具有很强竞争力的大跨度桥型,但由于其基频较低,在强震下可能会产生较大的位移响应,导致主塔等构件的损伤破坏。主塔作为斜拉桥的主要承重构件,通常在抗震设计时应避免遭受严重损伤,因此需采取消能减振措施减缓其地震损伤或改变其破坏模式以防止倒塌。近年来,消能减振措施的研究与应用得到了长足发展［１９－２０］,如在斜拉桥塔-梁间设置耗能装置的减震效果非常明显［２１－２２］。尽管地震损伤控制新概念在大跨度桥梁工程中已有研究和应用［３，１４］,但仍显不足;笔者前期研究了以辅助墩作为牺牲耗能构件来保护斜拉桥主塔地震损伤的控制结构新体系［２３］,但未涉及辅助墩的详细设计及试验。本文结合附有“保险丝”构件的桥墩试验结果,且仅在纵向地震激励下,继续研究和完善所提出的地震损伤控制结构新体系。本文首先基于结构“保险丝”概念设计了耗能型桥墩,并采用试验和数值方法研究其抗震性能及耗能能力,验证桥墩纤维模型及其等效模型的适用性;然后将试验桥墩原型应用于一座试设计的超大跨斜拉桥纵向地震损伤控制分析中,采用弹塑性分析方法并引入地震损伤指标评价其对桥梁地震损伤的控制效果,进一步验证所提出的以耗能型辅助墩作为牺牲构件来控制主塔地震损伤的有效性和可行性,并探讨附加“保险丝”构件对桥墩的耗能与保护作用,验证“保险丝”概念在桥墩抗震中的适用性和有效性。1基于结构的“保护丝”概念的基本理论及其设计方法1.1弹性刚度与位移响应在荷载作用下,将附有“保险丝”构件的结构体系简化成单自由度(SingleDegreeofFreedom,SD-OF)整体结构,其理想力学模型可用集中质量和双线性弹簧模拟,固有粘滞阻尼可用线性阻尼器模拟。图1为SDOF整体结构的推倒曲线。其由2个理想弹塑性弹簧模型并联组成,其初始弹性刚度Kl等于结构的弹性刚度Kf和“保险丝”构件的弹性刚度Ka之和,第2刚度等于结构的弹性刚度Kf。图1中:Vyl,Vp分别为整体结构的屈服强度和承载能力;Vyf,Δyf分别为结构的屈服强度和屈服位移;Vya,Δya分别为“保险丝”构件的屈服强度和屈服位移;V为整体结构的剪力响应;Δdf为整体结构极限位移。结构“保险丝”概念要求“保险丝”构件的屈服位移Δｙａ小于结构的屈服位移Δｙｆ。因此,须合理选择“保险丝”构件的刚度和强度以控制整体结构的位移响应需求,以满足设防地震作用下整体结构的位移响应小于结构的屈服位移Δｙｆ,使能耗集中在“保险丝”构件上以确保结构处于弹性状态。为阐述结构“保险丝”概念及其机理,引入3个量纲为1的参数,即刚度比α、最大位移延性μｍａｘ和超强系数Ω０,其表达式分别为图2为不同α和μｍａｘ值组合对应的整体结构推倒曲线。图2中的纵轴为V对Vｐ归一化后的量纲为1的值,表示“保险丝”构件和结构对整体结构承载能力的贡献率,横轴表示位移响应u对Δｙｆ归一化后的量纲为1的值。分析图2可知,结构对整体结构承载能力的贡献率随α和μｍａｘ的增大而增大,“保险丝”构件对其承载能力的贡献率则随之减小。1.2整体结构的自适应识别对于给定结构,需选择合适的参数以防止结构遭受损伤,使其不发生塑性变形。因此根据流程和步骤来选择合适参数尤为重要,附有“保险丝”构件的结构设计方法步骤为:步骤1:根据抗震规范设计结构的几何截面与配筋,采用推倒分析得到结构的屈服位移Δｙｆ、屈服强度Vｙｆ、承载能力Vｐｆ以及与之对应的位移Δｄｆ。步骤2:基于抗震规范或公式(Priestley公式)计算结构的剪力强度Vｉ。步骤3:计算结构剪力强度Vｉ与屈服强度Vｙｆ之比,即Vｉ/Vｙｆ。步骤4:判别结构失效模式,若Vｉ/Vｙｆ>1,结构发生弯曲失效模式;否则,结构发生剪切失效模式,返回步骤1重新设计。步骤5:选定刚度比α和最大位移延性μｍａｘ,得到“保险丝”构件的屈服位移Δｙａ和弹性刚度Kａ。步骤6:选择“保险丝”构件类型,根据其屈服位移Δｙａ和弹性刚度Kａ设计几何截面。步骤7:推倒分析整体结构,得到其屈服强度Vｙ１、承载能力Vｐ以及“保险丝”构件和结构的屈服位移等,验证是否满足结构“保险丝”概念;若不满足,返回步骤5重新设计。2桥梁结构地震资料控制策略2.1结构损伤的控制结构地震作用下,结构的损伤和破坏由强度、变形能力和累积耗能等因素共同决定。因此,Park等［２４－２５］提出了可考虑位移与耗能等因素共同影响的损伤指标,即由构件最大变形和累积滞回耗能线性叠加而成,其表达式为式中:xｍ,xｕ分别为构件的最大位移响应和极限位移;Fｙ为构件的屈服强度;EＨ为构件的累积滞回耗能;β为耗能因子或强度退化参数。为了更方便计算,Kunnath等［２６］对Park损伤模型略作修改,从截面层次计算结构损伤,即去除弹性变形对第1项的影响,同时用屈服弯矩和曲率替代屈服强度和位移,即式中:φｍ,φｙ和φｕ分别为构件控制截面的最大曲率响应、屈服曲率和极限曲率;Mｙ为构件的屈服弯矩。对于以压弯受力为主的构件,可通过积分截面的弯矩-曲率滞回曲线来求累积滞回耗能EＨ。由式(4),(5)可知,结构的地震损伤主要由变形与累积耗能所致。众所周知,地震总输入能最终转化为结构的阻尼耗能与滞回耗能,因为结构的动能与弹性应变能终将趋向于0。因此可通过以下几种措施控制结构地震损伤:1提高结构自身的阻尼耗能;2提高结构的滞回耗能;3附加非结构耗能构件或阻尼器;4根据构件的重要性,调整各构件间的刚度和耗能能力比,以合理调节构件间的耗能能力和损伤分布。一般地震作用下,斜拉桥的钢主梁和拉索等构件处于弹性状态,地震总输入能则由结构的阻尼以及主塔和桥墩等构件的滞回耗能消耗。而斜拉桥自身阻尼是其固有特性,很难提高,因此,在地震总输入能一定的条件下,可采取合适的损伤控制策略以合理调节地震输入能在构件间的能量分布,从而有效控制结构的地震损伤。强震作用下,斜拉桥的抗震性能在很大程度上取决于主塔和辅助墩,其中辅助墩相对易于控制与震后修复。因此本文中提出的损伤控制策略为:以辅助墩作为牺牲耗能构件消耗更多地震输入能来减缓主塔地震损伤和改善桥梁的整体抗震性能。2.2损伤等级及强度损伤指标可描述地震引起的结构损伤。损伤指标的选择应考虑结构的材料组成与力学行为特点,能合理评估地震损伤与损伤控制效果。对于易发生塑性变形的钢筋混凝土构件,采用应用最为广泛的Park损伤指标,该指标可合理描述以受压弯为主的构件的损伤程度,其损伤等级分为无损伤、轻微损伤(DS2)、中等损伤(DS3)、严重损伤(DS4)及局部失效或倒塌(DS5),相应的损伤指数分别为0~0.1,0.1~0.25,0.25~0.4,0.4~1.0及大于1.0,损伤指数超过1.0表示结构发生倒塌或局部失效［２７］。若以上述指标作为损伤控制目标,塔底的损伤应控制在轻微损伤以内,相应的Park损伤指数应小于0.25,塔底截面延性系数应控制在3以内,易于震后修复;辅助墩的损伤应控制在中等损伤以内,相应的Park损伤指数应小于0.40,墩底截面延性系数应控制在15以内,以便桥墩塑性铰耗散更多能量;即使桥墩发生严重损伤也无妨,但须保证桥墩损伤后不能丧失过多竖向承载能力;辅助墩的屈服强度应尽量低以使桥墩基础的水平剪切承载能力较小,以降低基础的建设费用。3基于结构的“保险丝”概念的桥墩设计和试验研究3.1加剪力连杆设计Sun等［２６］提出了以辅助墩作为牺牲耗能构件控制主塔地震损伤的新体系,确定了辅助墩的性能参数需求。为了满足性能参数需求和比较不同形式桥墩间的抗震性能与耗能,重新设计桥墩时考虑了3种形式:独柱式桥墩、双柱式桥墩加防屈曲支撑(BucklingRestrainedBraces,BRBs)和双柱式桥墩加剪力连杆(ShearLinks,SLs),分别简称为a,b和c式桥墩,其中b,c式桥墩的顶端连杆与墩柱铰接,设计桥墩的立面及横截面如图3所示。a式桥墩属传统型独柱式桥墩,在国内外工程实践中被广泛采用,用其作为对比方案;后2种属附有“保险丝”构件的新型耗能桥墩,在国外已有研究与应用［３，１６－１７，２８］,但仍处于起步与发展阶段,在国内则鲜有研究与应用。设计的桥墩均为等截面,墩高均为60.0m。a式桥墩截面尺寸为10.5m×8.5m;b和c式桥墩截面尺寸均为5.2m×8.5m,壁厚为1.5m,墩柱间分别附有12根BRBs和10根SLs。墩柱中心间距为10.4m。BRBs的核心单元是由2块芯板构成的十字形,芯板的边长和厚度分别为0.34,0.06m,BRBs的约束单元是由正方形钢管内填混凝土构成,其边长和厚度分别为0.50,0.03m;SLs为工字形截面,其腹板高度和厚度分别为1.0,0.05m,翼缘宽度和厚度分别为1.30,0.10m。3.2内部结果对比根据设计桥墩和相似比进行了缩尺比模型试验,加载机制为变幅等幅混合位移加载,见图4。每级位移循环3周,第1级位移幅值为5mm,在30mm前每级递增5mm,后续每级递增10mm,保持加载频率不变,直至试件的控制位移在首次循环的峰值荷载下降至最大荷载的85%或者纵向钢筋出现断裂时,认为试件破坏,停止加载。图5为a式桥墩的墩底剪力-墩顶位移滞回曲线及骨架曲线。图5(d)中等效曲线的A点为钢筋的首次屈服点,B点根据能量等效原则确定,C点为桥墩极限能力点。图5中试验模型的滞回曲线及其骨架曲线是按相似比对试验结果进行反算而得到的(下同),其结果可参阅文献。与试验模型结果相比,a式桥墩纤维和等效模型的墩底剪力-墩顶位移滞回曲线及骨架曲线与其吻合较好,但无法反映构件最大荷载后的强度退化现象,其原因是有限元模型未考虑反复荷载作用下的损伤累积行为。a式桥墩纤维和等效模型的结果也吻合较好。图6为b式桥墩的墩底剪力-墩顶位移滞回曲线及骨架曲线。图6(d)中等效曲线的A′点为最先屈服的“保险丝”构件的首次屈服点。b式桥墩的墩底剪力-墩顶位移滞回曲线及其骨架曲线,在试验桥墩BRBs首次断裂前,数值与试验结果基本一致,但BRBs断裂后,两者相差甚远,其原因是基于OpenSees的有限元模型难以模拟BRBs达到极限应变或断裂失效后的力学行为,难以反映由此而引起的构件强度的严重退化现象,模拟方法和试验方案有待改进与进一步研究。比较b式桥墩的纤维与等效模型结果可知,两者一边吻合较好,另一边的形状基本一致,但具体数值有一定偏差,如两模型的最大值相差约15%,可能原因是附加BRBs后使桥墩出现几何不对称。图7为c式桥墩的墩底剪力-墩顶位移滞回曲线及骨架曲线。与试验模型结果相比,c式桥墩纤维和等效模型的墩底剪力-墩顶位移滞回曲线及骨架曲线与其吻合较好,但数值结果无法反映构件最大荷载后的强度退化现象,其原因是有限元模型未考虑反复荷载作用下的损伤累积行为。表明桥墩纤维和等效模型可较准确模拟其滞回性能与力学行为。c式桥墩的纤维和等效模型的结果也吻合较好。表1为重新设计桥墩的抗震性能参数。由表1可知,b,c式桥墩的弹性刚度和屈服强度等参数优于a式桥墩,三者的抗震性能基本满足等效模型优化的性能参数需求［２３］,下节将研究这些设计桥墩应用于斜拉桥地震损伤控制分析中的控制效果。图8为各式桥墩各级位移荷载对应的耗能,由图8可知,b和c式桥墩的耗能能力强于a式桥墩。因此,附有“保险丝”构件的新型耗能桥墩的抗震性能及耗能能力优于传统型独柱式桥墩。4大跨度桥型研究表明,主跨1400m以下的斜拉桥仍是具有竞争力的大跨度桥型。因此以一座试设计的主跨1400m斜拉桥为例,探讨所提出的损伤控制新体系的抗震性能和设计桥墩对其地震损伤的控制效果,验证该损伤控制体系的有效性和可行性。4.1梁-板、板、墙节点的有限元模型试设计桥梁为一座主跨1400m的斜拉桥［３０］,由7跨对称布置,全长2672m,主跨1400m的斜拉桥立面图如图9所示。各边跨有2个辅助墩(2＃和3＃)和1个过渡墩(边墩,1＃),钢筋混凝土桥墩高60m。桥塔为A形钢筋混凝土主塔,上部为塔顶结合区,在锚固区下端设置上横梁,在主梁处设置下横梁,塔高357m,桥面以上287m。304(38×8)根斜拉索成竖琴布置,最长拉索约为750m。主梁为扁平钢箱梁,梁高4.5m,全宽(含风嘴)41.0m,主塔纵向与立面视图如图10所示。采用OpenSees建立了考虑几何、材料非线性的三维有限元模型,如图11所示。主梁与主塔顶端锚固区(341~357m)采用弹性单元模拟;主塔其余部分(0~341m)和桥墩采用纤维单元模拟,忽略单元的剪切变形以及假设扭转始终处于弹性;斜拉索采用桁架单元模拟,与主梁、主塔刚臂连接。钢筋、混凝土材料本构模型分别采用修正的Menegotto&Pintom模型［３１］和Mander模型［３２］。约束条件为主塔-主梁间的纵向设置弹性拉索;边墩(1＃墩)-主梁间的纵向采用自由滑动支座,忽略其摩擦力的影响,辅助墩(2＃,3＃墩)-主梁间采用铰接方式;主塔、边墩与主梁间在横向和竖向采用主从连接,在转动自由度上自由转动;未考虑基础-土-结构的相互作用,即在桥塔和桥墩基础处固结。4.2加速度反应谱试设计斜拉桥数值分析采用了已建某大跨度桥梁的场地条件和3条地表人工地震波,其加速度时程及相应的加速度反应谱分别如图12,13所示。为实现极端地震作用下超大跨斜拉桥纵向地震损伤控制分析,将人工波的峰值地面加速度(PeakGroundAcceleration,PGA)调至1.0g(g为重力加速度),作为试设计桥梁纵向极端地震输入水平。4.3纤维模型模拟对桥墩结构振动的影响由纵向弹性约束体系的地震损伤分析表明:主塔截面1,3和桥墩底等关键截面易进入塑性状态,属抗震薄弱和需重点关注部位［２３］。因此仅列出这些薄弱部位的Park指数和截面曲率延性系数,以评估各式桥墩等效和纤维模型对全桥纵向地震损伤的控制效果和桥墩等效模型的适用性。各构件的地震响应结果为3条人工波地震响应的平均值［３３］。将上节确定的各式桥墩的纤维和等效模型分别替代试设计桥梁中的辅助墩(2＃和3＃墩),并与主梁铰接,成为控制新体系,其力学简图如图14所示。极端地震作用下,各式桥墩分别采用等效和纤维模型模拟的6种工况下主塔截面1,3和墩底截面的Park指数和曲率延性系数如表2所示,模拟中,1＃墩仍为试设计桥梁中的原桥墩。由表2可知:对于a,b和c式桥墩分别采用等效和纤维模型模拟的6种工况,主塔截面1的Park指数位于轻微损伤下限值0.1附近,曲率延性系数也在屈服临界值1.0附近,处于弹性或轻微损伤状态,满足损伤控制目标。对于a,b和c式桥墩采用等效模型模拟的工况,主塔截面3的Park指数分别为0.321,0.250和0.223,相应的损伤状态为中等、轻微和轻微损伤,只有a式桥墩未达Park指数的损伤控制目标;主塔截面3的曲率延性系数分别为2.568,2.115和1.999,损伤程度均在轻微损伤以内,满足损伤控制目标。对于a,b和c式桥墩采用纤维模型模拟的工况,主塔截面3的Park指数分别为0.568,0.306和0.304,相应的损伤状态为严重、中等和中等损伤,均未将其控制在Park指数的损伤控制目标范围以内;主塔截面3的曲率延性系数分别为3.758,2.682和2.669,除a式桥墩未达损伤控制目标外,其余两式桥墩均达到。可能原因是a式桥墩等效模型的耗能能力和分担主梁惯性力的能力不如b和c式桥墩(图15)。1＃墩底截面的地震损伤受各式桥墩采用等效和纤维模型模拟工况的影响较小,可能原因是1＃墩-梁间纵向的连接方式均为自由滑动,受2＃和3＃桥墩的影响很小;其次,等效和纤维模型的刚度略有不同,导致主梁传递给桥墩的轴力发生些许变化。对于a,b和c式桥墩采用纤维模型模拟的工况,2＃墩底截面的Park损伤指数分别为0.494,0.161和0.346,相应的损伤状态为严重、轻微和中等损伤,可见新型耗能桥墩(b,c式桥墩)的地震损伤程度明显低于传统型桥墩(a式桥墩),表明新型耗能桥墩的抗震性能优于传统型桥墩,主要原因是前者附加的“保险丝”构件起附加耗能作用(图16),减轻了墩柱的地震损伤;b式桥墩的地震损伤低于c式桥墩,b式桥墩的抗震性能强于c式桥墩,其原因主要是有限元模型能确保BRBs持续稳定发挥耗能作用而不断裂,且BRBs的耗能能力又强于SLs(图16)。分析表明:在极端地震作用下,设计桥墩可有效减缓主塔损伤和防止全桥倒塌,其中新型耗能桥墩可将主塔截面曲率延性系数控制在目标范围内,表明新型耗能桥墩控制主塔损伤的效果更好;墩柱间附加的“保险丝”构件提高了桥墩刚度和耗能能力,减缓了桥墩的地震损伤;提出的损伤控制新体系为分层次损伤控制结构体系,即桥墩可有效保护主塔地震损伤,附加“保险丝”构件又可有效保护桥墩。4.42种模型工况下塔