新型保險(xiǎn)絲橋墩地震損傷控制研究

新型保險(xiǎn)絲橋墩地震損傷控制研究

0結(jié)構(gòu)體系的構(gòu)造技術(shù)研究1973年美國(guó)圣費(fèi)爾南多地震導(dǎo)致的橋梁坍塌，意識(shí)到橋梁應(yīng)該按照強(qiáng)調(diào)強(qiáng)度和伸長(zhǎng)率的雙重抗疲勞防滑標(biāo)準(zhǔn)設(shè)計(jì)。然而,設(shè)計(jì)的具有高延性能力的橋梁結(jié)構(gòu)(如橋墩)遭受極端地震后,盡管不會(huì)倒塌,但會(huì)產(chǎn)生較大的殘余位移和地震損傷,需花高昂的費(fèi)用修復(fù)甚至重建。鑒于此,Tilby［１］開發(fā)了一種可搖擺并具備自復(fù)位能力的橋墩,它可有效減小震后殘余位移;Vargas等［２］提出了一種抗震設(shè)計(jì)新理念———結(jié)構(gòu)“保險(xiǎn)絲”概念,即在結(jié)構(gòu)中引入易于震后修復(fù)或更換的“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件,通過它耗散地震輸入能來確保結(jié)構(gòu)主要構(gòu)件處于彈性狀態(tài)或只發(fā)生輕微損傷。Tang等［３－４］則提出了可更換結(jié)構(gòu)構(gòu)件的抗震設(shè)計(jì)新思想,以次要或附加構(gòu)件作為犧牲耗能構(gòu)件,通過其穩(wěn)定而有效的耗能來控制主要構(gòu)件的損傷,且犧牲耗能構(gòu)件易于震后修復(fù)或更換。在此基礎(chǔ)上,呂西林等［５］提出了可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)的抗震設(shè)計(jì)新概念,即震后不需修復(fù)或稍加修復(fù)即可恢復(fù)其使用功能的結(jié)構(gòu)。甚至有學(xué)者提出了可恢復(fù)功能城市的概念和研究方向［６］。其實(shí)這些概念可追溯至20世紀(jì)70年代末Roeder等［７］研究的偏心支撐框架概念。Wada等［８］基于此概念定義了由結(jié)構(gòu)和附加耗能構(gòu)件組成的損傷控制結(jié)構(gòu)體系,隨后這種體系得到進(jìn)一步發(fā)展［９］。為改善剪力墻之間連梁的抗震性能,Fortney等［１０］提出了可更換的帶“保險(xiǎn)絲”的鋼連梁。Vargas等［１１－１３］根據(jù)提出的簡(jiǎn)化方法設(shè)計(jì)了附加不同“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的常規(guī)框架結(jié)構(gòu),并進(jìn)行了試驗(yàn)驗(yàn)證。隨著研究的不斷深入,附加“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的損傷控制概念逐漸在大跨度橋梁設(shè)計(jì)中得以實(shí)施,如舊金山-奧克蘭海灣橋［３］和希臘里約-安蒂里奧(Rion-Antirion)橋［１４］。Mcdaniel等［１５］研究了舊金山-奧克蘭海灣橋剪切型塑性鋼鏈桿對(duì)主塔地震響應(yīng)的影響。最近,El-Bahey等［１６－１７］采用試驗(yàn)和數(shù)值方法分析了不同“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件對(duì)雙柱式橋墩的影響。結(jié)構(gòu)“保險(xiǎn)絲”概念已受到廣泛關(guān)注,且正值發(fā)展,但研究大多集中于建筑結(jié)構(gòu),在橋梁結(jié)構(gòu)尤其是在超大跨纜索橋梁結(jié)構(gòu)中的研究與應(yīng)用仍很少。隨著現(xiàn)代建筑技術(shù)的進(jìn)步,橋梁跨度越來越大,中國(guó)已建成數(shù)座超千米級(jí)纜索承重橋梁,還有多處宏偉的越江跨海橋梁工程正在進(jìn)行規(guī)劃或工程可行性研究［１８］,這其中便有一些工程位于強(qiáng)震區(qū)。斜拉橋是一種具有很強(qiáng)競(jìng)爭(zhēng)力的大跨度橋型,但由于其基頻較低,在強(qiáng)震下可能會(huì)產(chǎn)生較大的位移響應(yīng),導(dǎo)致主塔等構(gòu)件的損傷破壞。主塔作為斜拉橋的主要承重構(gòu)件,通常在抗震設(shè)計(jì)時(shí)應(yīng)避免遭受嚴(yán)重?fù)p傷,因此需采取消能減振措施減緩其地震損傷或改變其破壞模式以防止倒塌。近年來,消能減振措施的研究與應(yīng)用得到了長(zhǎng)足發(fā)展［１９－２０］,如在斜拉橋塔-梁間設(shè)置耗能裝置的減震效果非常明顯［２１－２２］。盡管地震損傷控制新概念在大跨度橋梁工程中已有研究和應(yīng)用［３，１４］,但仍顯不足;筆者前期研究了以輔助墩作為犧牲耗能構(gòu)件來保護(hù)斜拉橋主塔地震損傷的控制結(jié)構(gòu)新體系［２３］,但未涉及輔助墩的詳細(xì)設(shè)計(jì)及試驗(yàn)。本文結(jié)合附有“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的橋墩試驗(yàn)結(jié)果,且僅在縱向地震激勵(lì)下,繼續(xù)研究和完善所提出的地震損傷控制結(jié)構(gòu)新體系。本文首先基于結(jié)構(gòu)“保險(xiǎn)絲”概念設(shè)計(jì)了耗能型橋墩,并采用試驗(yàn)和數(shù)值方法研究其抗震性能及耗能能力,驗(yàn)證橋墩纖維模型及其等效模型的適用性;然后將試驗(yàn)橋墩原型應(yīng)用于一座試設(shè)計(jì)的超大跨斜拉橋縱向地震損傷控制分析中,采用彈塑性分析方法并引入地震損傷指標(biāo)評(píng)價(jià)其對(duì)橋梁地震損傷的控制效果,進(jìn)一步驗(yàn)證所提出的以耗能型輔助墩作為犧牲構(gòu)件來控制主塔地震損傷的有效性和可行性,并探討附加“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件對(duì)橋墩的耗能與保護(hù)作用,驗(yàn)證“保險(xiǎn)絲”概念在橋墩抗震中的適用性和有效性。1基于結(jié)構(gòu)的“保護(hù)絲”概念的基本理論及其設(shè)計(jì)方法1.1彈性剛度與位移響應(yīng)在荷載作用下,將附有“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的結(jié)構(gòu)體系簡(jiǎn)化成單自由度(SingleDegreeofFreedom,SD-OF)整體結(jié)構(gòu),其理想力學(xué)模型可用集中質(zhì)量和雙線性彈簧模擬,固有粘滯阻尼可用線性阻尼器模擬。圖1為SDOF整體結(jié)構(gòu)的推倒曲線。其由2個(gè)理想彈塑性彈簧模型并聯(lián)組成,其初始彈性剛度Kl等于結(jié)構(gòu)的彈性剛度Kf和“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的彈性剛度Ka之和,第2剛度等于結(jié)構(gòu)的彈性剛度Kf。圖1中:Vyl,Vp分別為整體結(jié)構(gòu)的屈服強(qiáng)度和承載能力;Vyf,Δyf分別為結(jié)構(gòu)的屈服強(qiáng)度和屈服位移;Vya,Δya分別為“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的屈服強(qiáng)度和屈服位移;V為整體結(jié)構(gòu)的剪力響應(yīng);Δdf為整體結(jié)構(gòu)極限位移。結(jié)構(gòu)“保險(xiǎn)絲”概念要求“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的屈服位移Δｙａ小于結(jié)構(gòu)的屈服位移Δｙｆ。因此,須合理選擇“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的剛度和強(qiáng)度以控制整體結(jié)構(gòu)的位移響應(yīng)需求,以滿足設(shè)防地震作用下整體結(jié)構(gòu)的位移響應(yīng)小于結(jié)構(gòu)的屈服位移Δｙｆ,使能耗集中在“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件上以確保結(jié)構(gòu)處于彈性狀態(tài)。為闡述結(jié)構(gòu)“保險(xiǎn)絲”概念及其機(jī)理,引入3個(gè)量綱為1的參數(shù),即剛度比α、最大位移延性μｍａｘ和超強(qiáng)系數(shù)Ω０,其表達(dá)式分別為圖2為不同α和μｍａｘ值組合對(duì)應(yīng)的整體結(jié)構(gòu)推倒曲線。圖2中的縱軸為V對(duì)Vｐ歸一化后的量綱為1的值,表示“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件和結(jié)構(gòu)對(duì)整體結(jié)構(gòu)承載能力的貢獻(xiàn)率,橫軸表示位移響應(yīng)u對(duì)Δｙｆ歸一化后的量綱為1的值。分析圖2可知,結(jié)構(gòu)對(duì)整體結(jié)構(gòu)承載能力的貢獻(xiàn)率隨α和μｍａｘ的增大而增大,“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件對(duì)其承載能力的貢獻(xiàn)率則隨之減小。1.2整體結(jié)構(gòu)的自適應(yīng)識(shí)別對(duì)于給定結(jié)構(gòu),需選擇合適的參數(shù)以防止結(jié)構(gòu)遭受損傷,使其不發(fā)生塑性變形。因此根據(jù)流程和步驟來選擇合適參數(shù)尤為重要,附有“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)方法步驟為:步驟1:根據(jù)抗震規(guī)范設(shè)計(jì)結(jié)構(gòu)的幾何截面與配筋,采用推倒分析得到結(jié)構(gòu)的屈服位移Δｙｆ、屈服強(qiáng)度Vｙｆ、承載能力Vｐｆ以及與之對(duì)應(yīng)的位移Δｄｆ。步驟2:基于抗震規(guī)范或公式(Priestley公式)計(jì)算結(jié)構(gòu)的剪力強(qiáng)度Vｉ。步驟3:計(jì)算結(jié)構(gòu)剪力強(qiáng)度Vｉ與屈服強(qiáng)度Vｙｆ之比,即Vｉ/Vｙｆ。步驟4:判別結(jié)構(gòu)失效模式,若Vｉ/Vｙｆ>1,結(jié)構(gòu)發(fā)生彎曲失效模式;否則,結(jié)構(gòu)發(fā)生剪切失效模式,返回步驟1重新設(shè)計(jì)。步驟5:選定剛度比α和最大位移延性μｍａｘ,得到“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的屈服位移Δｙａ和彈性剛度Kａ。步驟6:選擇“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件類型,根據(jù)其屈服位移Δｙａ和彈性剛度Kａ設(shè)計(jì)幾何截面。步驟7:推倒分析整體結(jié)構(gòu),得到其屈服強(qiáng)度Vｙ１、承載能力Vｐ以及“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件和結(jié)構(gòu)的屈服位移等,驗(yàn)證是否滿足結(jié)構(gòu)“保險(xiǎn)絲”概念;若不滿足,返回步驟5重新設(shè)計(jì)。2橋梁結(jié)構(gòu)地震資料控制策略2.1結(jié)構(gòu)損傷的控制結(jié)構(gòu)地震作用下,結(jié)構(gòu)的損傷和破壞由強(qiáng)度、變形能力和累積耗能等因素共同決定。因此,Park等［２４－２５］提出了可考慮位移與耗能等因素共同影響的損傷指標(biāo),即由構(gòu)件最大變形和累積滯回耗能線性疊加而成,其表達(dá)式為式中:xｍ,xｕ分別為構(gòu)件的最大位移響應(yīng)和極限位移;Fｙ為構(gòu)件的屈服強(qiáng)度;EＨ為構(gòu)件的累積滯回耗能;β為耗能因子或強(qiáng)度退化參數(shù)。為了更方便計(jì)算,Kunnath等［２６］對(duì)Park損傷模型略作修改,從截面層次計(jì)算結(jié)構(gòu)損傷,即去除彈性變形對(duì)第1項(xiàng)的影響,同時(shí)用屈服彎矩和曲率替代屈服強(qiáng)度和位移,即式中:φｍ,φｙ和φｕ分別為構(gòu)件控制截面的最大曲率響應(yīng)、屈服曲率和極限曲率;Mｙ為構(gòu)件的屈服彎矩。對(duì)于以壓彎受力為主的構(gòu)件,可通過積分截面的彎矩-曲率滯回曲線來求累積滯回耗能EＨ。由式(4),(5)可知,結(jié)構(gòu)的地震損傷主要由變形與累積耗能所致。眾所周知,地震總輸入能最終轉(zhuǎn)化為結(jié)構(gòu)的阻尼耗能與滯回耗能,因?yàn)榻Y(jié)構(gòu)的動(dòng)能與彈性應(yīng)變能終將趨向于0。因此可通過以下幾種措施控制結(jié)構(gòu)地震損傷:1提高結(jié)構(gòu)自身的阻尼耗能;2提高結(jié)構(gòu)的滯回耗能;3附加非結(jié)構(gòu)耗能構(gòu)件或阻尼器;4根據(jù)構(gòu)件的重要性,調(diào)整各構(gòu)件間的剛度和耗能能力比,以合理調(diào)節(jié)構(gòu)件間的耗能能力和損傷分布。一般地震作用下,斜拉橋的鋼主梁和拉索等構(gòu)件處于彈性狀態(tài),地震總輸入能則由結(jié)構(gòu)的阻尼以及主塔和橋墩等構(gòu)件的滯回耗能消耗。而斜拉橋自身阻尼是其固有特性,很難提高,因此,在地震總輸入能一定的條件下,可采取合適的損傷控制策略以合理調(diào)節(jié)地震輸入能在構(gòu)件間的能量分布,從而有效控制結(jié)構(gòu)的地震損傷。強(qiáng)震作用下,斜拉橋的抗震性能在很大程度上取決于主塔和輔助墩,其中輔助墩相對(duì)易于控制與震后修復(fù)。因此本文中提出的損傷控制策略為:以輔助墩作為犧牲耗能構(gòu)件消耗更多地震輸入能來減緩主塔地震損傷和改善橋梁的整體抗震性能。2.2損傷等級(jí)及強(qiáng)度損傷指標(biāo)可描述地震引起的結(jié)構(gòu)損傷。損傷指標(biāo)的選擇應(yīng)考慮結(jié)構(gòu)的材料組成與力學(xué)行為特點(diǎn),能合理評(píng)估地震損傷與損傷控制效果。對(duì)于易發(fā)生塑性變形的鋼筋混凝土構(gòu)件,采用應(yīng)用最為廣泛的Park損傷指標(biāo),該指標(biāo)可合理描述以受壓彎為主的構(gòu)件的損傷程度,其損傷等級(jí)分為無損傷、輕微損傷(DS2)、中等損傷(DS3)、嚴(yán)重?fù)p傷(DS4)及局部失效或倒塌(DS5),相應(yīng)的損傷指數(shù)分別為0~0.1,0.1~0.25,0.25~0.4,0.4~1.0及大于1.0,損傷指數(shù)超過1.0表示結(jié)構(gòu)發(fā)生倒塌或局部失效［２７］。若以上述指標(biāo)作為損傷控制目標(biāo),塔底的損傷應(yīng)控制在輕微損傷以內(nèi),相應(yīng)的Park損傷指數(shù)應(yīng)小于0.25,塔底截面延性系數(shù)應(yīng)控制在3以內(nèi),易于震后修復(fù);輔助墩的損傷應(yīng)控制在中等損傷以內(nèi),相應(yīng)的Park損傷指數(shù)應(yīng)小于0.40,墩底截面延性系數(shù)應(yīng)控制在15以內(nèi),以便橋墩塑性鉸耗散更多能量;即使橋墩發(fā)生嚴(yán)重?fù)p傷也無妨,但須保證橋墩損傷后不能喪失過多豎向承載能力;輔助墩的屈服強(qiáng)度應(yīng)盡量低以使橋墩基礎(chǔ)的水平剪切承載能力較小,以降低基礎(chǔ)的建設(shè)費(fèi)用。3基于結(jié)構(gòu)的“保險(xiǎn)絲”概念的橋墩設(shè)計(jì)和試驗(yàn)研究3.1加剪力連桿設(shè)計(jì)Sun等［２６］提出了以輔助墩作為犧牲耗能構(gòu)件控制主塔地震損傷的新體系,確定了輔助墩的性能參數(shù)需求。為了滿足性能參數(shù)需求和比較不同形式橋墩間的抗震性能與耗能,重新設(shè)計(jì)橋墩時(shí)考慮了3種形式:獨(dú)柱式橋墩、雙柱式橋墩加防屈曲支撐(BucklingRestrainedBraces,BRBs)和雙柱式橋墩加剪力連桿(ShearLinks,SLs),分別簡(jiǎn)稱為a,b和c式橋墩,其中b,c式橋墩的頂端連桿與墩柱鉸接,設(shè)計(jì)橋墩的立面及橫截面如圖3所示。a式橋墩屬傳統(tǒng)型獨(dú)柱式橋墩,在國(guó)內(nèi)外工程實(shí)踐中被廣泛采用,用其作為對(duì)比方案;后2種屬附有“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的新型耗能橋墩,在國(guó)外已有研究與應(yīng)用［３，１６－１７，２８］,但仍處于起步與發(fā)展階段,在國(guó)內(nèi)則鮮有研究與應(yīng)用。設(shè)計(jì)的橋墩均為等截面,墩高均為60.0m。a式橋墩截面尺寸為10.5m×8.5m;b和c式橋墩截面尺寸均為5.2m×8.5m,壁厚為1.5m,墩柱間分別附有12根BRBs和10根SLs。墩柱中心間距為10.4m。BRBs的核心單元是由2塊芯板構(gòu)成的十字形,芯板的邊長(zhǎng)和厚度分別為0.34,0.06m,BRBs的約束單元是由正方形鋼管內(nèi)填混凝土構(gòu)成,其邊長(zhǎng)和厚度分別為0.50,0.03m;SLs為工字形截面,其腹板高度和厚度分別為1.0,0.05m,翼緣寬度和厚度分別為1.30,0.10m。3.2內(nèi)部結(jié)果對(duì)比根據(jù)設(shè)計(jì)橋墩和相似比進(jìn)行了縮尺比模型試驗(yàn),加載機(jī)制為變幅等幅混合位移加載,見圖4。每級(jí)位移循環(huán)3周,第1級(jí)位移幅值為5mm,在30mm前每級(jí)遞增5mm,后續(xù)每級(jí)遞增10mm,保持加載頻率不變,直至試件的控制位移在首次循環(huán)的峰值荷載下降至最大荷載的85%或者縱向鋼筋出現(xiàn)斷裂時(shí),認(rèn)為試件破壞,停止加載。圖5為a式橋墩的墩底剪力-墩頂位移滯回曲線及骨架曲線。圖5(d)中等效曲線的A點(diǎn)為鋼筋的首次屈服點(diǎn),B點(diǎn)根據(jù)能量等效原則確定,C點(diǎn)為橋墩極限能力點(diǎn)。圖5中試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷臏厍€及其骨架曲線是按相似比對(duì)試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行反算而得到的(下同),其結(jié)果可參閱文獻(xiàn)。與試驗(yàn)?zāi)Ｐ徒Y(jié)果相比,a式橋墩纖維和等效模型的墩底剪力-墩頂位移滯回曲線及骨架曲線與其吻合較好,但無法反映構(gòu)件最大荷載后的強(qiáng)度退化現(xiàn)象,其原因是有限元模型未考慮反復(fù)荷載作用下的損傷累積行為。a式橋墩纖維和等效模型的結(jié)果也吻合較好。圖6為b式橋墩的墩底剪力-墩頂位移滯回曲線及骨架曲線。圖6(d)中等效曲線的A′點(diǎn)為最先屈服的“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的首次屈服點(diǎn)。b式橋墩的墩底剪力-墩頂位移滯回曲線及其骨架曲線,在試驗(yàn)橋墩BRBs首次斷裂前,數(shù)值與試驗(yàn)結(jié)果基本一致,但BRBs斷裂后,兩者相差甚遠(yuǎn),其原因是基于OpenSees的有限元模型難以模擬BRBs達(dá)到極限應(yīng)變或斷裂失效后的力學(xué)行為,難以反映由此而引起的構(gòu)件強(qiáng)度的嚴(yán)重退化現(xiàn)象,模擬方法和試驗(yàn)方案有待改進(jìn)與進(jìn)一步研究。比較b式橋墩的纖維與等效模型結(jié)果可知,兩者一邊吻合較好,另一邊的形狀基本一致,但具體數(shù)值有一定偏差,如兩模型的最大值相差約15%,可能原因是附加BRBs后使橋墩出現(xiàn)幾何不對(duì)稱。圖7為c式橋墩的墩底剪力-墩頂位移滯回曲線及骨架曲線。與試驗(yàn)?zāi)Ｐ徒Y(jié)果相比,c式橋墩纖維和等效模型的墩底剪力-墩頂位移滯回曲線及骨架曲線與其吻合較好,但數(shù)值結(jié)果無法反映構(gòu)件最大荷載后的強(qiáng)度退化現(xiàn)象,其原因是有限元模型未考慮反復(fù)荷載作用下的損傷累積行為。表明橋墩纖維和等效模型可較準(zhǔn)確模擬其滯回性能與力學(xué)行為。c式橋墩的纖維和等效模型的結(jié)果也吻合較好。表1為重新設(shè)計(jì)橋墩的抗震性能參數(shù)。由表1可知,b,c式橋墩的彈性剛度和屈服強(qiáng)度等參數(shù)優(yōu)于a式橋墩,三者的抗震性能基本滿足等效模型優(yōu)化的性能參數(shù)需求［２３］,下節(jié)將研究這些設(shè)計(jì)橋墩應(yīng)用于斜拉橋地震損傷控制分析中的控制效果。圖8為各式橋墩各級(jí)位移荷載對(duì)應(yīng)的耗能,由圖8可知,b和c式橋墩的耗能能力強(qiáng)于a式橋墩。因此,附有“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件的新型耗能橋墩的抗震性能及耗能能力優(yōu)于傳統(tǒng)型獨(dú)柱式橋墩。4大跨度橋型研究表明,主跨1400m以下的斜拉橋仍是具有競(jìng)爭(zhēng)力的大跨度橋型。因此以一座試設(shè)計(jì)的主跨1400m斜拉橋?yàn)槔?探討所提出的損傷控制新體系的抗震性能和設(shè)計(jì)橋墩對(duì)其地震損傷的控制效果,驗(yàn)證該損傷控制體系的有效性和可行性。4.1梁-板、板、墻節(jié)點(diǎn)的有限元模型試設(shè)計(jì)橋梁為一座主跨1400m的斜拉橋［３０］,由7跨對(duì)稱布置,全長(zhǎng)2672m,主跨1400m的斜拉橋立面圖如圖9所示。各邊跨有2個(gè)輔助墩(2＃和3＃)和1個(gè)過渡墩(邊墩,1＃),鋼筋混凝土橋墩高60m。橋塔為A形鋼筋混凝土主塔,上部為塔頂結(jié)合區(qū),在錨固區(qū)下端設(shè)置上橫梁,在主梁處設(shè)置下橫梁,塔高357m,橋面以上287m。304(38×8)根斜拉索成豎琴布置,最長(zhǎng)拉索約為750m。主梁為扁平鋼箱梁,梁高4.5m,全寬(含風(fēng)嘴)41.0m,主塔縱向與立面視圖如圖10所示。采用OpenSees建立了考慮幾何、材料非線性的三維有限元模型,如圖11所示。主梁與主塔頂端錨固區(qū)(341~357m)采用彈性單元模擬;主塔其余部分(0~341m)和橋墩采用纖維單元模擬,忽略單元的剪切變形以及假設(shè)扭轉(zhuǎn)始終處于彈性;斜拉索采用桁架單元模擬,與主梁、主塔剛臂連接。鋼筋、混凝土材料本構(gòu)模型分別采用修正的Menegotto&Pintom模型［３１］和Mander模型［３２］。約束條件為主塔-主梁間的縱向設(shè)置彈性拉索;邊墩(1＃墩)-主梁間的縱向采用自由滑動(dòng)支座,忽略其摩擦力的影響,輔助墩(2＃,3＃墩)-主梁間采用鉸接方式;主塔、邊墩與主梁間在橫向和豎向采用主從連接,在轉(zhuǎn)動(dòng)自由度上自由轉(zhuǎn)動(dòng);未考慮基礎(chǔ)-土-結(jié)構(gòu)的相互作用,即在橋塔和橋墩基礎(chǔ)處固結(jié)。4.2加速度反應(yīng)譜試設(shè)計(jì)斜拉橋數(shù)值分析采用了已建某大跨度橋梁的場(chǎng)地條件和3條地表人工地震波,其加速度時(shí)程及相應(yīng)的加速度反應(yīng)譜分別如圖12,13所示。為實(shí)現(xiàn)極端地震作用下超大跨斜拉橋縱向地震損傷控制分析,將人工波的峰值地面加速度(PeakGroundAcceleration,PGA)調(diào)至1.0g(g為重力加速度),作為試設(shè)計(jì)橋梁縱向極端地震輸入水平。4.3纖維模型模擬對(duì)橋墩結(jié)構(gòu)振動(dòng)的影響由縱向彈性約束體系的地震損傷分析表明:主塔截面1,3和橋墩底等關(guān)鍵截面易進(jìn)入塑性狀態(tài),屬抗震薄弱和需重點(diǎn)關(guān)注部位［２３］。因此僅列出這些薄弱部位的Park指數(shù)和截面曲率延性系數(shù),以評(píng)估各式橋墩等效和纖維模型對(duì)全橋縱向地震損傷的控制效果和橋墩等效模型的適用性。各構(gòu)件的地震響應(yīng)結(jié)果為3條人工波地震響應(yīng)的平均值［３３］。將上節(jié)確定的各式橋墩的纖維和等效模型分別替代試設(shè)計(jì)橋梁中的輔助墩(2＃和3＃墩),并與主梁鉸接,成為控制新體系,其力學(xué)簡(jiǎn)圖如圖14所示。極端地震作用下,各式橋墩分別采用等效和纖維模型模擬的6種工況下主塔截面1,3和墩底截面的Park指數(shù)和曲率延性系數(shù)如表2所示,模擬中,1＃墩仍為試設(shè)計(jì)橋梁中的原橋墩。由表2可知:對(duì)于a,b和c式橋墩分別采用等效和纖維模型模擬的6種工況,主塔截面1的Park指數(shù)位于輕微損傷下限值0.1附近,曲率延性系數(shù)也在屈服臨界值1.0附近,處于彈性或輕微損傷狀態(tài),滿足損傷控制目標(biāo)。對(duì)于a,b和c式橋墩采用等效模型模擬的工況,主塔截面3的Park指數(shù)分別為0.321,0.250和0.223,相應(yīng)的損傷狀態(tài)為中等、輕微和輕微損傷,只有a式橋墩未達(dá)Park指數(shù)的損傷控制目標(biāo);主塔截面3的曲率延性系數(shù)分別為2.568,2.115和1.999,損傷程度均在輕微損傷以內(nèi),滿足損傷控制目標(biāo)。對(duì)于a,b和c式橋墩采用纖維模型模擬的工況,主塔截面3的Park指數(shù)分別為0.568,0.306和0.304,相應(yīng)的損傷狀態(tài)為嚴(yán)重、中等和中等損傷,均未將其控制在Park指數(shù)的損傷控制目標(biāo)范圍以內(nèi);主塔截面3的曲率延性系數(shù)分別為3.758,2.682和2.669,除a式橋墩未達(dá)損傷控制目標(biāo)外,其余兩式橋墩均達(dá)到?？赡茉蚴莂式橋墩等效模型的耗能能力和分擔(dān)主梁慣性力的能力不如b和c式橋墩(圖15)。1＃墩底截面的地震損傷受各式橋墩采用等效和纖維模型模擬工況的影響較小,可能原因是1＃墩-梁間縱向的連接方式均為自由滑動(dòng),受2＃和3＃橋墩的影響很小;其次,等效和纖維模型的剛度略有不同,導(dǎo)致主梁傳遞給橋墩的軸力發(fā)生些許變化。對(duì)于a,b和c式橋墩采用纖維模型模擬的工況,2＃墩底截面的Park損傷指數(shù)分別為0.494,0.161和0.346,相應(yīng)的損傷狀態(tài)為嚴(yán)重、輕微和中等損傷,可見新型耗能橋墩(b,c式橋墩)的地震損傷程度明顯低于傳統(tǒng)型橋墩(a式橋墩),表明新型耗能橋墩的抗震性能優(yōu)于傳統(tǒng)型橋墩,主要原因是前者附加的“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件起附加耗能作用(圖16),減輕了墩柱的地震損傷;b式橋墩的地震損傷低于c式橋墩,b式橋墩的抗震性能強(qiáng)于c式橋墩,其原因主要是有限元模型能確保BRBs持續(xù)穩(wěn)定發(fā)揮耗能作用而不斷裂,且BRBs的耗能能力又強(qiáng)于SLs(圖16)。分析表明:在極端地震作用下,設(shè)計(jì)橋墩可有效減緩主塔損傷和防止全橋倒塌,其中新型耗能橋墩可將主塔截面曲率延性系數(shù)控制在目標(biāo)范圍內(nèi),表明新型耗能橋墩控制主塔損傷的效果更好;墩柱間附加的“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件提高了橋墩剛度和耗能能力,減緩了橋墩的地震損傷;提出的損傷控制新體系為分層次損傷控制結(jié)構(gòu)體系,即橋墩可有效保護(hù)主塔地震損傷,附加“保險(xiǎn)絲”構(gòu)件又可有效保護(hù)橋墩。4.42種模型工況下塔