王德斌, 郭宇晨, 孫治國(guó)

(1.大連交通大學(xué) 土木工程學(xué)院,遼寧 大連 116028; 2.防災(zāi)科技學(xué)院 中國(guó)地震局建筑物破壞機(jī)理與防御重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室, 北京 101601)

強(qiáng)震作用下,漂浮或半漂浮體系的斜拉橋易因主梁縱橋向較大的變形引發(fā)與相鄰跨引橋的碰撞破壞,成為斜拉橋抗震設(shè)計(jì)的難點(diǎn)[1-5]。對(duì)斜拉橋縱向抗震理論的研究及相關(guān)工程實(shí)踐表明,在斜拉橋塔、梁結(jié)合位置設(shè)置縱向黏滯阻尼器可以有效減少主梁縱向位移,改善結(jié)構(gòu)的受力狀態(tài),同時(shí)黏滯阻尼器由于是速度相關(guān)型消能器,正常使用狀態(tài)下不提供附加剛度,允許橋梁因溫度變化發(fā)生緩慢的變形,在斜拉橋的抗震設(shè)計(jì)中備受青睞。Martínez等[6]以1988年Saguenay地震中發(fā)生破壞的鋼斜拉橋抗震加固為例,通過(guò)數(shù)值分析手段研究了縱橋向采用阻尼器和隔震技術(shù)后橋梁的地震反應(yīng),推薦了采用黏滯阻尼器的加固方案。Jiang等[7]將負(fù)剛度裝置與液體黏滯阻尼器共同應(yīng)用于斜拉橋體系,在控制橋面縱向位移的同時(shí),消除了塔底彎矩和剪力增大的不利影響。Xu等[8]提出了確定雙塔斜拉橋黏滯阻尼器參數(shù)的簡(jiǎn)化方法,通過(guò)振動(dòng)臺(tái)分析試驗(yàn),建立了黏滯阻尼器等效阻尼比的經(jīng)驗(yàn)公式。Shi等[9]提出了黏滯阻尼器的等效線性模型,建立了布設(shè)黏滯阻尼器的漂浮體系斜拉橋地震響應(yīng)簡(jiǎn)化分析方法。Xu等[10]提出了基于等效阻尼比和線性化的非線性黏滯阻尼器簡(jiǎn)化模型,推導(dǎo)出了斜拉橋非線性黏滯阻尼器阻尼系數(shù)的解析公式,為斜拉橋非線性黏滯阻尼器的參數(shù)選擇提供了理論依據(jù)。沈文愛(ài)等[11]通過(guò)對(duì)黏滯阻尼器的阻尼系數(shù)C和速度指數(shù)α進(jìn)行參數(shù)敏感性分析,得出了設(shè)置縱向黏滯阻尼器能夠顯著減小雙座串聯(lián)斜拉橋的縱向位移響應(yīng)和主梁碰撞概率的結(jié)論,并給出了黏滯阻尼器的最優(yōu)參數(shù)取值。近年來(lái),橋梁抗震設(shè)計(jì)理念逐步由抗倒塌設(shè)計(jì)向功能可恢復(fù)設(shè)計(jì)方向發(fā)展,搖擺-自復(fù)位(rocking self-centering,RSC)橋墩應(yīng)運(yùn)而生。學(xué)者們針對(duì)RSC橋墩的建模方法以及橋墩體系結(jié)構(gòu)的改進(jìn)展開了深入研究。孫治國(guó)等[12]提出了RSC橋墩的數(shù)值模擬方法,并與其他學(xué)者的擬靜力加載試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行對(duì)比,驗(yàn)證了其數(shù)值模型的準(zhǔn)確性,為布置RSC橋墩的橋梁結(jié)構(gòu)進(jìn)行數(shù)值分析提供了理論基礎(chǔ)。在此基礎(chǔ)上,其提出RSC雙層橋梁排架墩抗震體系[13],得出了其在近斷層地震動(dòng)下的地震響應(yīng)規(guī)律,為具有可恢復(fù)功能的雙層橋梁的抗震設(shè)計(jì)提供了參考和依據(jù)。賈俊峰等[14]對(duì)外置耗能器的RSC橋墩抗震性能進(jìn)行研究,得出外置耗能部件具有良好的可更換性和耗能能力,且RSC橋墩的抗震性能在更換前后保持一致的結(jié)論。張育智[15]將鉛芯橡膠支座及液體黏滯阻尼器與RSC高墩組合形成2種減隔震體系,其認(rèn)為通過(guò)布置RSC橋墩的方法可以提高阻尼器對(duì)地震輸入能量的吸收,進(jìn)而降低主體結(jié)構(gòu)因過(guò)高能量耗散而造成的結(jié)構(gòu)損傷。

為了實(shí)現(xiàn)對(duì)斜拉橋縱橋向地震損傷的控制,本文提出在主梁-橋塔、主梁-輔助墩間設(shè)置黏滯阻尼器以減少主梁縱向位移反應(yīng)和主塔的受力。同時(shí)為避免輔助墩的破壞,將其設(shè)計(jì)為搖擺-自復(fù)位體系,通過(guò)強(qiáng)震下輔助墩的搖擺-自復(fù)位特性避免其產(chǎn)生殘余變形。為驗(yàn)證該新型減震體系的地震損傷控制效果,本文以某斜拉橋?yàn)槔?建立其有限元分析模型,并選取5組近場(chǎng)地震動(dòng),進(jìn)行不同地震動(dòng)強(qiáng)度下的非線性動(dòng)力時(shí)程分析,對(duì)比研究該體系對(duì)斜拉橋縱向抗震性能的影響。

1 計(jì)算模型建立

1.1 斜拉橋有限元模型

本文算例所用斜拉橋模型原始設(shè)計(jì)具體參數(shù)及基于OpenSees平臺(tái)的模型建立過(guò)程見(jiàn)文獻(xiàn)[16],主橋?yàn)橹骺?40 m的雙塔空間索面斜拉橋,邊跨設(shè)置3個(gè)橋墩,其跨徑布置為(45+42+58+240+58+42+46.5=531.5 m)。索塔采用橢圓形,向岸側(cè)傾斜35°,塔底標(biāo)高2.5 m,塔頂標(biāo)高85.0 m,塔斜向高102.464 m。索塔順橋向?qū)挾? m,橢圓形索塔橫橋向?qū)挾扔伤數(shù)?.2 m漸變至塔中部的4.6 m,再漸變至塔根的9.766 m,塔柱采用六邊形橫斷面。6#、7#、10#、11#輔助墩墩高14 m,主梁為扁平流線形封閉鋼箱梁,斜拉索采用高強(qiáng)度鋼絞線拉索,上部結(jié)構(gòu)采用縱向漂浮支承體系,主梁與橋塔、各墩之間通過(guò)縱向滑動(dòng)支座約束主梁豎向位移并限制其橫向位移。

黏滯阻尼器作為一種速度相關(guān)型阻尼器,當(dāng)加載速度較慢時(shí),阻尼器幾乎無(wú)內(nèi)力產(chǎn)生,且其不為結(jié)構(gòu)體系提供附加剛度,對(duì)結(jié)構(gòu)的動(dòng)力特性并無(wú)影響。當(dāng)受到地震、強(qiáng)風(fēng)作用時(shí),由于加載速度快,阻尼器內(nèi)力迅速增加,并有效吸收地震輸入能量。鑒于上述特點(diǎn),本文選用黏滯阻尼器作為輔助減震裝置將其布置于塔梁與墩梁之間,并將6#、11#輔助墩設(shè)為搖擺墩,以便為斜拉橋組合減震體系提供復(fù)位力。斜拉橋組合結(jié)構(gòu)體系及阻尼器布置情況如圖1所示。

圖1 斜拉橋立面圖Fig.1 Elevation view of the cable stayed bridge

1.2 RSC橋墩數(shù)值模型

依據(jù)文獻(xiàn)[15]的建模方法建立搖擺墩模型。墩身選用纖維梁?jiǎn)卧M,通過(guò)零長(zhǎng)度截面轉(zhuǎn)動(dòng)彈簧單元配以只受壓不受拉彈性本構(gòu)材料模型模擬RSC橋墩的搖擺反應(yīng)。無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼筋采用Truss單元進(jìn)行模擬,單元?jiǎng)澐峙c墩身單元?jiǎng)澐直３忠恢?。無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力筋采用OpenSees中的Elastic-PP材料模型模擬,通過(guò)施加初應(yīng)變的方法提供初始預(yù)應(yīng)力,本文所用預(yù)應(yīng)力筋在其最大應(yīng)力達(dá)到0.8倍極限強(qiáng)度時(shí)認(rèn)定失效[17]。無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力筋的底部節(jié)點(diǎn)固結(jié),頂部節(jié)點(diǎn)與墩身頂部節(jié)點(diǎn)通過(guò)剛臂單元連接,其余節(jié)點(diǎn)的水平向自由度與墩身節(jié)點(diǎn)耦合,豎向自由運(yùn)動(dòng)。耗能鋼筋選用Steel02單軸材料本構(gòu)模型,采用Truss單元模擬,底部接縫處設(shè)置為無(wú)粘結(jié)狀態(tài),單元長(zhǎng)度取為無(wú)粘結(jié)段長(zhǎng)度。耗能鋼筋底部節(jié)點(diǎn)固結(jié),頂部節(jié)點(diǎn)與墩身節(jié)點(diǎn)通過(guò)剛臂單元連接,以此保證構(gòu)件之間的協(xié)同變形。通過(guò)纖維截面來(lái)模擬零長(zhǎng)度截面轉(zhuǎn)動(dòng)彈簧單元并賦予Elastic-No Tension材料本構(gòu)模型對(duì)接縫處進(jìn)行模擬,通過(guò)底部受壓時(shí)截面兩端的應(yīng)變差模擬RSC橋墩的搖擺響應(yīng),RSC橋墩模型及材料本構(gòu)模型如圖2所示。

1.3 黏滯阻尼器數(shù)值模型

本文液體黏滯阻尼器采用OpenSees中的twoNodeLink單元進(jìn)行模擬,其在橋梁中的布置情況、節(jié)點(diǎn)位置和坐標(biāo)系如圖3所示。通過(guò)定義單軸Viscous材料的阻尼系數(shù)及速度指數(shù)來(lái)賦予單元的材料屬性,其力學(xué)模型為:

圖3 黏滯阻尼器布置方式Fig.3 The arrangement of viscous dampers

Fv=CVα

(1)

式中:Fv為阻尼力;C為阻尼系數(shù);V為阻尼器兩端點(diǎn)的相對(duì)速度;α為速度指數(shù)。

通過(guò)對(duì)非線性黏滯阻尼器的力學(xué)特性分析可知,其阻尼系數(shù)C以及速度指數(shù)α是控制黏滯阻尼器性能的2個(gè)關(guān)鍵參數(shù)。橋梁工程中黏滯阻尼器的速度指數(shù)取值一般為0.3～2.0[18]。根據(jù)文獻(xiàn)[15],本文取C=3 162 kN·(s/m),α=0.5,將黏滯阻尼器進(jìn)行縱向布置,使其單獨(dú)進(jìn)行減震或與RSC橋墩構(gòu)成組合減震體系。

2 地震動(dòng)選擇及工況設(shè)置

2.1 地震動(dòng)選擇

鑒于近斷層地震動(dòng)中包含豐富的長(zhǎng)周期高能量脈沖,易造成結(jié)構(gòu)產(chǎn)生較大的變形乃至破壞,明顯增大減隔震橋梁的位移需求,本文選擇近斷層地震動(dòng)進(jìn)行分析以期獲得在更不利地震動(dòng)輸入下斜拉橋地震響應(yīng)的估計(jì)。從太平洋地震工程研究中心強(qiáng)震數(shù)據(jù)庫(kù)選取5組近場(chǎng)脈沖型地震動(dòng),每組地震動(dòng)包含3個(gè)平動(dòng)方向的地震動(dòng)數(shù)據(jù),相關(guān)地震動(dòng)記錄信息見(jiàn)表1。由于斜拉橋在不同橋向具有明顯不同的響應(yīng)特點(diǎn)[19],本文僅選擇地震動(dòng)的平行斷層分量對(duì)斜拉橋進(jìn)行地震動(dòng)輸入,研究組合減震體系對(duì)斜拉橋縱向抗震性能的影響。將地震動(dòng)的峰值加速度(peak ground acceleration,PGA)分別調(diào)至0.2g、0.4g和0.6g,對(duì)3種模型下的橋梁結(jié)構(gòu)體系進(jìn)行設(shè)計(jì)地震、罕遇地震以及巨震[20]作用下的抗震性能研究。本文結(jié)構(gòu)阻尼比取為5%,選取的地震波反應(yīng)譜曲線如圖4所示。

表1 選取的地震動(dòng)記錄Table 1 Selected ground motion records

圖4 地震動(dòng)反應(yīng)譜Fig.4 Response spectra of the selected ground motions

2.2 工況設(shè)置

本文共設(shè)計(jì)3種分析模型:模型1為斜拉橋原橋模型;模型2在6#和11#輔助墩墩頂與主梁之間、左右橋塔與主梁之間各水平布置1個(gè)黏滯阻尼器;模型3在墩梁和塔梁之間水平布置黏滯阻尼器的基礎(chǔ)上,將6#和11#輔助墩調(diào)整為RSC橋墩,如圖5所示。

圖5 橋梁計(jì)算模型示意Fig.5 Sketch of the bridge calculation model

各工況下橋梁模型均進(jìn)行0.2g、0.4g和0.6g下地震動(dòng)輸入,通過(guò)不同強(qiáng)度下的非線性時(shí)程分析結(jié)果獲取結(jié)構(gòu)關(guān)鍵構(gòu)件的響應(yīng)均值進(jìn)行抗震性能分析。同時(shí),為研究組合結(jié)構(gòu)減震體系的殘余變形及阻尼器耗能變化情況,本文將對(duì)橋梁體系關(guān)鍵部位殘余位移及阻尼器耗能情況進(jìn)行分析。

3 橋梁地震響應(yīng)及自復(fù)位特性

3.1 減震性能分析

為研究黏滯阻尼器和RSC橋墩組合減震體系對(duì)斜拉橋縱向抗震性能的影響,本文分別對(duì)主梁縱向位移、6#輔助墩墩頂縱向位移和墩底縱向彎矩、左塔塔頂縱向位移和塔身縱向彎矩、墩梁相對(duì)位移以及塔梁相對(duì)位移的峰值進(jìn)行計(jì)算,對(duì)各工況下地震響應(yīng)取均值作為分析依據(jù),計(jì)算結(jié)果見(jiàn)表2和表3。同時(shí),為進(jìn)一步研究組合減震結(jié)構(gòu)體系的減震效果,以模型1各性能指標(biāo)值作為基準(zhǔn)值,計(jì)算模型2和模型3各關(guān)鍵性能指標(biāo)的減震率[21],圖6給出了不同地震動(dòng)強(qiáng)度下模型2和模型3各性能指標(biāo)的峰值位移減震率。

表2 峰值計(jì)算結(jié)果平均值Table 2 Average value of peak calculation results mm

表3 內(nèi)力計(jì)算結(jié)果平均值Table 3 Average value of internal force calculation results

圖6 不同峰值加速度下地震響應(yīng)峰值減震率Fig.6 Peak damping ratio of seismic response under different peak accelerations

基于表2和圖6可知,主梁縱向位移、塔頂位移和塔梁相對(duì)位移的減震效果體現(xiàn)出大致相同的特征。以主梁縱向位移為例,設(shè)計(jì)地震(0.2g)作用下,模型2和模型3相對(duì)于模型1的減震率分別為58.41%和59.56%;罕遇地震(0.4g)作用下,減震率分別為53.19%和54.32%;巨震(0.6g)作用下的減震率為50.26%和51.53%。由此可見(jiàn),2種模型下主梁縱向位移的減震率均可達(dá)到50%以上,減震效果明顯。模型3相對(duì)于模型2而言,其減震效果變化不大,減震率增幅值均在2%以內(nèi)?？梢?jiàn),將輔助墩調(diào)整為RSC橋墩后雖然降低了主梁縱向位移,但其作用效果十分有限。同時(shí),模型2和模型3相對(duì)于模型1的減震率隨著地震動(dòng)強(qiáng)度的增大逐漸減小,這表明模型2和模型3對(duì)改善模型1縱向減震性能的能力隨著地震動(dòng)強(qiáng)度的增大而有所降低。

墩梁相對(duì)位移呈現(xiàn)出不同特征,設(shè)計(jì)地震(0.2g)、罕遇地震(0.4g)和巨震(0.6g)作用下模型2相對(duì)于模型1的減震率分別為80.61%、79.69%和79.22%,可見(jiàn)在橋墩與主梁之間布置黏滯阻尼器可顯著降低墩梁相對(duì)位移,達(dá)到了較好的減震效果。針對(duì)模型3,將輔助橋墩調(diào)整為RSC橋墩后,由于弱化了底部基礎(chǔ)并解除了轉(zhuǎn)動(dòng)約束,使得墩梁相對(duì)位移顯著增大,不同峰值加速度下分別增大了4.7、11.38和20.14 mm,相對(duì)于模型1位移增幅百分比分別為29.39%、32.47%和36.67%。RSC橋墩可通過(guò)墩梁相對(duì)位移增大實(shí)現(xiàn)阻尼器更大的位移輸出,將地震動(dòng)能量轉(zhuǎn)化為阻尼器的黏滯耗能,進(jìn)而降低主體結(jié)構(gòu)的非彈性變形耗能。

由表3可知,墩底縱向剪力和縱向彎矩在未加入阻尼器時(shí)(模型1)均小于屈服值,模型2與模型1相比,墩底縱向剪力和縱向彎矩發(fā)生不同程度的減小,可見(jiàn)在墩梁之間布置黏滯阻尼器對(duì)墩底的剪力和彎矩具有較好的控制效果。模型3與模型2相比,墩底縱向剪力和縱向彎矩略有增大,這是由于RSC橋墩中鋪設(shè)的預(yù)應(yīng)力筋使得橋墩內(nèi)部應(yīng)變能增大,繼而導(dǎo)致橋墩底部的內(nèi)力也相應(yīng)增大。與此同時(shí),二者增幅均控制在10%以內(nèi)且均小于初始屈服值?？梢?jiàn),RSC橋墩在保證其自復(fù)位性能的情況下,其內(nèi)力增幅均在可控范圍內(nèi),不會(huì)產(chǎn)生屈服破壞。

塔底縱向剪力和縱向彎矩在未加入阻尼器時(shí)(模型1)同樣均小于屈服值,模型2與模型1相比,二者發(fā)生不同程度的減小,可見(jiàn)在塔梁之間布置黏滯阻尼器對(duì)塔底的剪力和彎矩具有較好的控制效果。模型3與模型2相比,塔底縱向剪力和縱向彎矩并未發(fā)生明顯變化,由此可見(jiàn),RSC橋墩對(duì)橋塔的剪力和彎矩不會(huì)產(chǎn)生明顯影響。

從表2可以看出,輔助墩墩頂縱向位移在設(shè)計(jì)地震(0.2g)作用下,模型2相對(duì)于模型1的減震率為17.48%,模型3作用下減震率增至23.63%,表明RSC橋墩增強(qiáng)了對(duì)墩頂縱向位移的控制效果。隨著地震動(dòng)強(qiáng)度的增大,其減震率逐漸增加,巨震(0.6g)作用時(shí),減震率最高可達(dá)40.57%?？梢?jiàn),相較于其他性能指標(biāo),該組合減震體系對(duì)墩頂縱向位移的減震效果均處于較低水平,這是由于在輔助墩和主梁間布置黏滯阻尼器增強(qiáng)了墩梁之間的固結(jié)作用,增大了輔助墩的內(nèi)力輸入,從而在一定程度上削弱了其對(duì)輔助墩墩頂位移的減震效能。進(jìn)而也說(shuō)明,僅靠輔助墩墩頂位移的峰值指標(biāo)并不能完全表現(xiàn)出輔助墩墩頂位移的變化規(guī)律,還需從自復(fù)位性能的角度出發(fā),對(duì)其震后殘余變形進(jìn)行分析。

3.2 殘余位移

結(jié)構(gòu)在強(qiáng)震作用下進(jìn)入非線性階段會(huì)產(chǎn)生不可恢復(fù)的永久位移或殘余變形,結(jié)構(gòu)殘余位移是震后結(jié)構(gòu)抗震性能和地震損失評(píng)估的重要參數(shù)。為進(jìn)一步分析RSC橋墩的自復(fù)位特性,本文將地震波持時(shí)延長(zhǎng)一定時(shí)間,并將加速度值取為零,橋梁體系在原持時(shí)結(jié)束后進(jìn)行自由振動(dòng),由于阻尼的存在,體系的位移最后趨于穩(wěn)定狀態(tài),并將此位移作為體系的殘余位移。對(duì)于本文選取的地震波,經(jīng)過(guò)多次試算,持時(shí)延長(zhǎng)值統(tǒng)一取為10 s。考慮到地震動(dòng)的隨機(jī)性,對(duì)5條地震波分別計(jì)算各響應(yīng)指標(biāo)殘余位移,然后取其平均值。不同模型下各地震響應(yīng)關(guān)鍵指標(biāo)的震后殘余位移隨地震動(dòng)強(qiáng)度的變化曲線如圖7所示。

圖7 不同峰值加速度下地震響應(yīng)殘余位移Fig.7 Residual displacement of seismic response under different peak accelerations

從圖7可以看出,主梁殘余位移、塔頂殘余位移、墩梁相對(duì)殘余位移以及塔梁相對(duì)殘余位移的變化規(guī)律基本一致,設(shè)計(jì)地震(0.2g)作用下,模型1各性能指標(biāo)震后殘余位移值均在8 mm以上,隨著地震動(dòng)強(qiáng)度的增大,震后殘余位移逐漸增大,巨震(0.6g)時(shí)達(dá)到最大,各性能指標(biāo)殘余位移值均在30 mm以上。可見(jiàn),原橋模型在不同強(qiáng)度的地震輸入下,各性能指標(biāo)均存在不同程度的較大殘余位移,橋梁自復(fù)位性能較差。模型2下各性能指標(biāo)震后殘余位移顯著降低,巨震(0.6g)作用下各性能指標(biāo)殘余位移值均小于3 mm,減震率達(dá)到90%以上,自復(fù)位效果顯著。模型3相比于模型2,各性能指標(biāo)的震后殘余位移值進(jìn)一步降低,幾乎接近于零,表明該組合減震體系具有更佳的自復(fù)位性能。

輔助墩墩頂?shù)臍堄辔灰瞥尸F(xiàn)出不同變化規(guī)律,罕遇地震(0.4g)下模型1的殘余位移值為1.65 mm,模型2與模型1相比,震后殘余位移值顯著增大,最大為4.45 mm,這是由于在輔助墩和主梁之間安置黏滯阻尼器導(dǎo)致墩梁相互連接作用加強(qiáng)的影響,墩頂位移表現(xiàn)為減震效能的削弱,其殘余位移表現(xiàn)為隨之顯著增大。模型3的殘余位移值減小為1.01 mm,相較于模型1降低了38.8%,相較于模型2降低了77.3%,可見(jiàn)RSC橋墩可顯著降低輔助墩頂殘余位移,具有良好的自復(fù)位特性。巨震(0.6g)作用下,模型1的殘余位移值為4.47 mm,模型2的殘余位移值增至8.73 mm,增幅為95.3%,模型3的殘余位移值則減小為1.75 mm,相較于模型1降低了60.85%,相較于模型2降低了79.95%,可見(jiàn)隨著地震動(dòng)強(qiáng)度的增大,RSC橋墩體現(xiàn)出更強(qiáng)的自復(fù)位性能。

為進(jìn)一步分析輔助墩墩頂殘余位移,圖8給出了3種模型在PGA為0.6g作用時(shí)Cape Mendocino地震波作用下的輔助墩墩頂位移時(shí)程曲線,可以看出模型1墩頂位移響應(yīng)整體較大。與模型1相比,模型2時(shí)程曲線更為平穩(wěn),位移顯著降低,但二者震后殘余變形明顯,墩頂位移在地震動(dòng)后期均偏離平衡位置,無(wú)法恢復(fù)到初始平衡狀態(tài)。模型3位移時(shí)程曲線與模型2相近,墩頂位移大幅降低,同時(shí)其位移時(shí)程曲線始終在平衡位置上下波動(dòng),震后殘余位移幾乎為零,橋墩可恢復(fù)到其初始平衡位置,體現(xiàn)了RSC橋墩良好的自復(fù)位性能。

圖8 Cape Mendocino波作用下墩頂位移時(shí)程曲線Fig.8 Time history curves of pier tip displacement under Cape Mendocino wave

3.3 阻尼器耗能

將輔助墩更換為RSC橋墩后,墩梁相對(duì)位移峰值指標(biāo)顯著增大,為研究墩梁之間黏滯阻尼器的耗能變化,以Loma Prieta地震波為例,圖9給出了不同峰值加速度下6#橋墩與主梁之間黏滯阻尼器的荷載-位移滯回曲線。

圖9 Loma Prieta波作用下阻尼器滯回曲線Fig.9 Hysteresis curves of dampers under Loma Prieta waves

從圖9可以看出,Loma Prieta地震波作用下6#橋墩與主梁之間的黏滯阻尼器具有穩(wěn)定的滯回性能,滯回環(huán)的形狀飽滿近似為橢圓形,可見(jiàn)本文所選用的黏滯阻尼系數(shù)為3 162 kN·(s/m),速度指數(shù)為0.5的非線性黏滯阻尼器對(duì)輸入的地震能量進(jìn)行了充分耗散,能夠?qū)蛄旱目v向地震響應(yīng)起到很好的控制效果。黏滯阻尼器在設(shè)計(jì)地震(0.2g)作用下,模型2的最大輸出荷載為941.8 kN,最大輸出位移為18.7 mm,模型3最大輸出荷載為1 026.5 kN,較模型2增加9%,最大輸出位移為20.2 mm,較模型2增加8%,可見(jiàn)將原橋輔助墩調(diào)整為RSC橋墩后阻尼器輸出荷載和輸出位移均有所增大。罕遇地震(0.4g)作用下,模型2最大輸出荷載1 451.7 kN,最大輸出位移為48.8 mm,模型3最大輸出荷載為1 526.1 kN,較模型2增加5%,最大輸出位移可達(dá)56.6 mm,較模型2增加15.98%。巨震(0.6g)作用下,模型2最大輸出荷載為1 836.6 kN,最大輸出位移為73.9 mm,模型3最大輸出荷載為1 922.5 kN,較模型2增加4.6%,最大輸出位移為96.2 mm,較模型2增加30.18%?？梢?jiàn),模型3相比于模型2,阻尼器最大輸出荷載的增幅隨著地震動(dòng)強(qiáng)度的增大而略有下降,而最大輸出位移的增幅則隨之顯著增大,說(shuō)明位移增大是阻尼器耗能增加的最主要影響因素。

為進(jìn)一步研究阻尼器在不同模型下的能量耗散情況,圖10給出了模型2和模型3在PGA為0.2g、0.4g和0.6g的Loma Prieta地震波作用下的阻尼器耗能隨時(shí)間變化曲線。

圖10 Loma Prieta波作用下阻尼器耗能時(shí)程曲線Fig.10 Energy dissipation time history curves of damper under Loma Prieta wave

可以看出PGA為0.2g時(shí),模型2和模型3耗能曲線初期平穩(wěn),幾乎不耗能,此時(shí)阻尼器的輸出位移處于較低水平,6 s后耗能顯著增加,模型3累積耗能開始超過(guò)模型2,到14 s后曲線變緩,但模型3的耗能已明顯超越模型2,兩模型累積耗能差值呈顯著增大趨勢(shì),地震結(jié)束時(shí),模型2累積耗能為94.5 kJ,模型3累積耗能109.8 kJ,較模型2增加16.2%。這主要是由于RSC橋墩的設(shè)置導(dǎo)致墩梁相對(duì)位移增大進(jìn)而增大阻尼器的輸出位移,同時(shí)阻尼器的輸出荷載也有所增大,在兩者的共同影響下阻尼器累積耗能顯著提高。PGA為0.4g和0.6g時(shí),模型2累積耗能分別為333.6 kJ和523.5 kJ,模型3分別為435.9 kJ和846.8 kJ,模型3較模型2分別提高30.67%和61.76%?？梢?jiàn),阻尼器耗能伴隨著RSC橋墩的設(shè)置顯著增加,不同地震動(dòng)強(qiáng)度下阻尼器的耗能基本規(guī)律保持一致,并且隨著地震動(dòng)強(qiáng)度的增加在組合減震體系的影響下阻尼器體現(xiàn)出更佳的耗能效果。

4 結(jié)論

1)對(duì)于設(shè)有RSC橋墩和黏滯阻尼器組合作用下的斜拉橋,其主梁縱向位移、塔頂縱向位移和塔梁相對(duì)位移均明顯降低,其減震效果優(yōu)于僅設(shè)黏滯阻尼器的橋梁減震體系,但總體差異并不明顯,各性能指標(biāo)的殘余位移總體變化規(guī)律與各性能指標(biāo)峰值位移的變化規(guī)律基本一致。

2)黏滯阻尼器的存在會(huì)增加其所在位置處墩梁的相對(duì)位移,并導(dǎo)致橋墩墩頂?shù)恼鸷髿堄辔灰骑@著增大,不利于橋墩震后快速修復(fù),通過(guò)將輔助墩調(diào)整為RSC橋墩可有效提高墩梁相對(duì)位移,增大阻尼器的輸出荷載和輸出位移,提升阻尼器的累積耗能,進(jìn)而避免主體結(jié)構(gòu)對(duì)地震能量過(guò)多吸收所導(dǎo)致的損傷。

3)RSC橋墩的存在有效降低了主體結(jié)構(gòu)各關(guān)鍵性能指標(biāo)的殘余位移值,相較于僅設(shè)黏滯阻尼器的減震體系,組合體系橋墩殘余位移降低幅度明顯,基本恢復(fù)至初始平衡狀態(tài),該減震結(jié)構(gòu)體系提升了主體結(jié)構(gòu)的自復(fù)位能力,能夠達(dá)到橋墩震后無(wú)損或快速恢復(fù)的效果。