斜塔斜拉橋輔助墩抗震性能擬靜力試驗(yàn)研究

目前，中國(guó)計(jì)劃修建一系列海上工程，包括一些大交叉口橋梁。這些橋梁本身的自振頻率很低，位于強(qiáng)震易發(fā)地區(qū)。在地震的作用下，結(jié)構(gòu)容易發(fā)生很大的位移，容易受到嚴(yán)重的破壞和坍塌。這不僅造成了巨大的經(jīng)濟(jì)損失和人員傷亡，而且給地震后救災(zāi)帶來(lái)了不便。因此，根據(jù)結(jié)構(gòu)破壞控制的概念，提出了一種可靠的能量損失機(jī)制的結(jié)構(gòu)體系，這對(duì)于大傾角橋梁的抗疲勞動(dòng)結(jié)構(gòu)非常重要。它不僅可以提高橋的安全性，還可以減少主要部件的內(nèi)力和位移。結(jié)構(gòu)破壞控制的概念是，將導(dǎo)致二級(jí)組件的破壞控制在羅德和波韋采用的傾斜支撐鋼框架中。此后，wada等人設(shè)計(jì)了“損傷控制”或“損傷容限”結(jié)構(gòu)。結(jié)構(gòu)分為兩類(lèi)。結(jié)構(gòu)體系能夠承受80%的橫向力。一些支撐在強(qiáng)震的作用下提供能量損失。自1995年坂神地震以來(lái)，受損構(gòu)造在日本迅速被應(yīng)用。受損控制的結(jié)果是，該裝置能夠有效減少存儲(chǔ)在橋結(jié)構(gòu)中的地震能量，同時(shí)減少橋和路肩之間的相對(duì)位移。結(jié)果表明，該裝置能有效減少橋結(jié)構(gòu)的地震能量，提高整體結(jié)構(gòu)的抗疲勞動(dòng)結(jié)構(gòu)的抗疲勞動(dòng)結(jié)構(gòu)的抗彎性。波華等人通過(guò)了一種基于彎曲約束的系統(tǒng)設(shè)計(jì)方法，以控制建筑物結(jié)構(gòu)的損傷。然后，通過(guò)安裝彎曲約束支撐的三種類(lèi)型的框架振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)，我們可以驗(yàn)證該方法的可行性，ei-baheya等人研究了兩種雙柱式混凝土橋墩模型的安裝，這可以有效減少橋結(jié)構(gòu)的地震能量，同時(shí)減少上部結(jié)構(gòu)與地面之間的相對(duì)位移。一些中國(guó)科學(xué)家已經(jīng)開(kāi)始研究了這種結(jié)構(gòu)破壞。例如，丁文生等人提出了一種新的被動(dòng)分裂橋，將原碼頭的截面劃分為兩個(gè)獨(dú)立的分開(kāi)部分，然后通過(guò)剪切力連接兩個(gè)分裂橋的整體。通過(guò)實(shí)驗(yàn)，有效提升了被動(dòng)分裂橋的抗疲勞動(dòng)結(jié)構(gòu)和抗彎結(jié)構(gòu)。為了實(shí)現(xiàn)大跨度斜拉橋損傷控制的目標(biāo),本文提出了一種耗能型輔助墩結(jié)構(gòu)形式.在兩個(gè)鋼筋混凝土空心薄壁墩之間安裝耗能構(gòu)件,使之成為一個(gè)整體的雙柱式橋墩.耗能構(gòu)件增加了墩柱的強(qiáng)度和剛度,在強(qiáng)震作用下,能夠發(fā)生非彈性變形耗散地震能量,從而使混凝土墩柱保持彈性或者減輕墩柱的損傷.本文重點(diǎn)研究剪切型連桿和屈曲約束支撐兩種耗能構(gòu)件.1浮梁型結(jié)構(gòu)體系背景工程是一座試設(shè)計(jì)的主跨為1400m的斜拉橋,該橋?yàn)閷?duì)稱(chēng)結(jié)構(gòu),全橋長(zhǎng)2672m,共有7跨(150m+176m+310m+1400m+310m+176m+150m).在橋梁的每一端有兩個(gè)輔助墩(2號(hào)墩和3號(hào)墩)和一個(gè)過(guò)渡墩(1號(hào)墩),高度均為60m.主塔為A字形,高357m.共有304根斜拉索,呈半豎琴型布置.主梁為鋼箱梁,寬41m,高4.5m.該斜拉橋采用飄浮體系結(jié)構(gòu).孫利民等基于背景工程的三維彈塑性地震時(shí)程分析提出了一種考慮結(jié)構(gòu)損傷控制的新型結(jié)構(gòu)體系,即通過(guò)犧牲輔助墩耗散地震能量,從而保持主塔處于彈性狀態(tài)或減輕主塔的地震損傷,避免整個(gè)橋梁發(fā)生倒塌.該類(lèi)耗能型輔助墩主要應(yīng)用于大跨度飄浮體系斜拉橋縱橋向地震響應(yīng)的損傷控制中,由于飄浮體系斜拉橋的主梁在強(qiáng)震作用下沿縱橋向產(chǎn)生較大位移,耗能型輔助墩的墩頂在主梁的帶動(dòng)下也會(huì)發(fā)生較大位移,這樣輔助墩就產(chǎn)生塑性變形耗散地震能量.2屈曲約束支撐本文設(shè)計(jì)了3個(gè)大比例的輔助墩模型.試件的截面和立面圖如圖2所示,高度為6m,均采用鋼筋混凝土空心矩形截面,壁厚為150mm,縱向配筋率為1.7%,箍筋的體積配箍率為1.2%.第一個(gè)試件為單柱墩(試件SRC),另外兩個(gè)試件均為雙柱墩,兩個(gè)墩柱沿縱橋向布置,在墩柱之間安裝耗能構(gòu)件,這些耗能構(gòu)件采用軟鋼加工制作.第二個(gè)試件(試件TRC-SL)采用剪切型連桿作為耗能構(gòu)件,第三個(gè)試件(試件TRC-BRB)采用屈曲約束支撐作為耗能構(gòu)件.澆筑完成后的試件照片如圖3所示.雙柱墩的墩柱頂端通過(guò)Q345鋼連桿連接,該連桿采用焊接組合工字鋼,端部與預(yù)埋件之間銷(xiāo)接,加載過(guò)程中連桿端部的彎矩被釋放,連桿和銷(xiāo)釘在受力時(shí)保持彈性.這樣做是為了增大兩個(gè)墩柱之間的相對(duì)位移,充分發(fā)揮耗能構(gòu)件的變形能力,增強(qiáng)試件的耗能能力.耗能構(gòu)件與墩柱預(yù)埋件之間采用焊縫連接,沿墩柱高度的豎向間距為1m,在同一高度平行設(shè)置兩排耗能構(gòu)件.剪切型連桿與墩柱垂直布置,屈曲約束支撐與墩柱成45°角布置.剪切型連桿是采用Q235鋼制作的焊接組合工字鋼,與軋制工字鋼相比,焊接組合工字鋼在鋼板幾何尺寸和材料等方面的選擇范圍更廣,適合應(yīng)用于大跨度橋梁.該連桿屬于剪切型屈服構(gòu)件,如圖4a所示,中間是剪切變形區(qū),在試驗(yàn)中能夠產(chǎn)生彈塑性變形,兩端是被加強(qiáng)的連接區(qū),只產(chǎn)生彈性變形.連桿截面尺寸沿長(zhǎng)度是變化的,在腹板和翼緣厚度發(fā)生變化的區(qū)域采用斜坡平緩過(guò)渡,防止應(yīng)力集中.屈曲約束支撐由十字形芯板、套筒和填充在芯板和套筒之間的混凝土填充材料組成,如圖4b所示.芯板采用Q235鋼,套筒采用Q345鋼.該支撐屬于拉壓型屈服構(gòu)件,支撐受到的軸向力由芯板來(lái)承擔(dān),套筒通過(guò)混凝土填充材料對(duì)芯板提供橫向約束力,防止芯板在軸向受壓時(shí)發(fā)生屈曲失穩(wěn).為了使芯板能夠沿軸向自由地伸縮變形,減少芯板與套筒之間的剪力傳遞,在芯板與混凝土的接觸面上涂一層無(wú)粘結(jié)材料.芯板所用鋼板的厚度為6mm,沿支撐長(zhǎng)度保持不變,寬度在端部逐漸平緩增大.3位移加載試驗(yàn)方案3個(gè)試件的質(zhì)量較大,超過(guò)了實(shí)驗(yàn)室起重機(jī)的承載能力,因此直接在試驗(yàn)臺(tái)上分段澆筑完成試件的制作.考慮在試件頂部設(shè)計(jì)一個(gè)鋼筋混凝土質(zhì)量塊來(lái)模擬上部結(jié)構(gòu)傳來(lái)的25kN軸力.試驗(yàn)采用擬靜力加載.基礎(chǔ)通過(guò)4根地腳螺栓固定在試驗(yàn)臺(tái)上,由MTS伺服系統(tǒng)液壓作動(dòng)器在墩頂施加一個(gè)水平方向的低周反復(fù)荷載.作動(dòng)器能夠施加的最大推力為1500kN,最大拉力為900kN,最大位移行程為±250mm,相當(dāng)于墩頂發(fā)生了4.2%的偏移率(墩頂水平位移與墩柱加載高度的比值).試驗(yàn)采用全程位移控制的加載模式.位移加載方案如圖5所示,初始加載位移等級(jí)為5mm,以后每級(jí)位移增加5mm,當(dāng)加載位移等級(jí)達(dá)到30mm后,每級(jí)位移增加10mm,直到墩柱中的縱筋發(fā)生斷裂時(shí)停止加載.為了研究試件的強(qiáng)度退化,每個(gè)位移等級(jí)重復(fù)加載3次.試件的橫向位移通過(guò)安裝在不同高度處的位移計(jì)獲得.在試件底部的混凝土和鋼筋表面以及耗能構(gòu)件表面粘貼應(yīng)變片,可以獲得混凝土開(kāi)裂時(shí)的應(yīng)變值,還可以通過(guò)測(cè)得的應(yīng)變值來(lái)判斷鋼筋和耗能構(gòu)件是否發(fā)生屈服.剪切型連桿的平均剪切變形值γ無(wú)法直接測(cè)得,可以通過(guò)矩形連桿對(duì)角線長(zhǎng)度的變化值由公式(1)計(jì)算得到,而連桿對(duì)角線長(zhǎng)度的變化值可以由沿對(duì)角線方向布置的兩個(gè)位移計(jì)直接測(cè)得,平均剪切變形的幾何關(guān)系如圖6所示.屈曲約束支撐的軸向變形可以通過(guò)沿支撐軸向布置的位移計(jì)直接測(cè)得.在基礎(chǔ)上安裝的水平位移計(jì)和豎向位移計(jì)用來(lái)監(jiān)測(cè)基礎(chǔ)在加載中是否發(fā)生水平滑移和豎向抬升.式中:Δd1=d′1-d1,Δd2=d′2-d2,分別為矩形連桿的兩個(gè)對(duì)角線長(zhǎng)度的變化值;a和b分別為矩形連桿的兩個(gè)邊長(zhǎng).4試驗(yàn)結(jié)果的分析4.1抗拉壓破壞模式總的來(lái)說(shuō),在加載初期,3個(gè)試件在墩柱底部首先出現(xiàn)少量的水平裂縫,隨著位移等級(jí)的增大,受剪切變形的影響,水平裂縫開(kāi)始發(fā)生傾斜并向側(cè)面延伸,隨后側(cè)面開(kāi)始出現(xiàn)少量的斜裂縫.試件SRC和TRC-SL的破壞模式為彎曲破壞,在墩柱底部形成塑性鉸.而試件TRC-BRB受到作動(dòng)器最大位移行程的限制沒(méi)有達(dá)到極限狀態(tài).4.1.1加載位移等級(jí)的影響試件SRC的混凝土首次開(kāi)裂出現(xiàn)在加載位移等級(jí)為10mm(偏移率為0.17%)時(shí),隨后裂縫開(kāi)展主要集中在距離基礎(chǔ)頂面2m高的范圍內(nèi).當(dāng)加載位移等級(jí)為40mm(偏移率為0.67%)時(shí),墩底縱筋首次發(fā)生屈服.當(dāng)加載位移等級(jí)達(dá)到100mm(偏移率為1.67%)時(shí),墩柱西南角靠近基礎(chǔ)處出現(xiàn)少量的混凝土剝落.為了達(dá)到試件的極限狀態(tài),試驗(yàn)繼續(xù)加載.試件東面的3根縱筋在加載位移等級(jí)為190mm(偏移率為3.17%)時(shí)發(fā)生斷裂,如圖7a所示,試件承載力迅速下降,試驗(yàn)結(jié)束.4.1.2不同位移等級(jí)對(duì)西柱底部混凝土損傷的影響當(dāng)加載位移等級(jí)為15mm(偏移率為0.25%)時(shí),試件TRC-SL的混凝土出現(xiàn)首次開(kāi)裂,隨后裂縫開(kāi)展主要集中在距離基礎(chǔ)頂面3m高的范圍內(nèi).當(dāng)加載位移等級(jí)為25mm(偏移率為0.41%)時(shí),連桿S5(從基礎(chǔ)數(shù)第5排)開(kāi)始進(jìn)入屈服狀態(tài),直到加載位移等級(jí)為40mm(偏移率為0.67%)時(shí),縱筋才開(kāi)始屈服.當(dāng)加載位移等級(jí)達(dá)到80mm(偏移率為1.33%)時(shí),所有連桿全部發(fā)生屈服.當(dāng)加載位移等級(jí)為170mm(偏移率為2.83%)時(shí),西柱底部西南角混凝土出現(xiàn)少量的剝落.連桿S5在加載位移等級(jí)為210mm(偏移率為3.50%)時(shí)發(fā)生斷裂,如圖7b所示.試驗(yàn)繼續(xù)進(jìn)行,直到加載位移等級(jí)為240mm(偏移率為4.00%)時(shí),試件東柱東面的4根縱筋發(fā)生斷裂,如圖7c所示,至此,試驗(yàn)結(jié)束.4.1.3支撐斷裂試驗(yàn)試件TRC-BRB在加載位移等級(jí)達(dá)到20mm(偏移率為0.33%)時(shí)開(kāi)始出現(xiàn)裂縫,隨后裂縫開(kāi)展主要集中在距離基礎(chǔ)頂面3m高的范圍內(nèi),同時(shí)支撐B6,B5和B4(從基礎(chǔ)數(shù)分別為第6、第5和第4排)開(kāi)始發(fā)生屈服.直到加載位移等級(jí)為40mm(偏移率為0.67%)時(shí),縱筋開(kāi)始發(fā)生屈服.當(dāng)加載位移等級(jí)為50mm(偏移率為0.83%)時(shí),所有支撐全部屈服.支撐B6在加載位移等級(jí)為120mm(偏移率為1.83%)時(shí)發(fā)生斷裂.隨后加載位移等級(jí)達(dá)到190mm(偏移率為2.00%)時(shí),B1北側(cè)支撐發(fā)生斷裂.加載位移等級(jí)達(dá)到240mm(偏移率為4.00%)時(shí),B2最后發(fā)生斷裂(見(jiàn)圖7d),此時(shí),除了B4和B1南側(cè)支撐仍然參與受力外,其余的支撐已經(jīng)全部斷裂.由于受到作動(dòng)器最大位移行程的限制,試驗(yàn)加載在位移等級(jí)為250mm(偏移率為4.17%)時(shí)結(jié)束,沒(méi)有發(fā)現(xiàn)保護(hù)層混凝土大批剝落.4.2滯回能耗及強(qiáng)度試件的滯回曲線是評(píng)價(jià)其抗震性能的一個(gè)重要指標(biāo),滯回曲線越飽滿,表明其耗能能力越強(qiáng),抗震性能越好.圖8給出了3個(gè)試件典型的力與位移滯回曲線.混凝土開(kāi)裂前,加載和卸載曲線重合,滯回曲線為直線,試件處于彈性階段,混凝土開(kāi)裂后,滯回環(huán)的面積逐漸增大,開(kāi)始滯回耗能.隨后耗能構(gòu)件和縱筋相繼屈服,滯回環(huán)的面積進(jìn)一步增大,耗能能力增強(qiáng).對(duì)于雙柱墩試件TRC-SL和TRC-BRB,耗能構(gòu)件先于縱筋屈服,雙柱墩在縱筋屈服前已經(jīng)開(kāi)始耗能.試件屈服后,雙柱墩的強(qiáng)度和剛度比單柱墩大,其滯回曲線更加飽滿.試件TRC-SL屈服后的強(qiáng)度不斷強(qiáng)化,直到接近極限狀態(tài)時(shí)強(qiáng)度才達(dá)到峰值,這是剪切型連桿從上至下依次發(fā)生屈服使局部構(gòu)件的強(qiáng)度不斷增大的結(jié)果.試件SRC屈服后的強(qiáng)度迅速達(dá)到峰值,隨著加載位移的增大,強(qiáng)度開(kāi)始不斷退化.試件TRC-BRB屈服后的強(qiáng)度也不斷增大,但是很快發(fā)生了幾次跳躍式的降低,這是由于屈曲約束支撐提前破壞造成的.支撐與墩柱的固結(jié)方式引入了附加彎矩,導(dǎo)致支撐提前斷裂.在每級(jí)加載位移循環(huán)3次的過(guò)程中,單柱墩的強(qiáng)度都有顯著的降低,而雙柱墩的強(qiáng)度退化較小,直到極限狀態(tài)時(shí)強(qiáng)度退化才比較顯著.4.3延性及滯回能耗試驗(yàn)結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的延性,是指在抗力始終沒(méi)有明顯下降的情況下,結(jié)構(gòu)或構(gòu)件所能經(jīng)受的反復(fù)彈塑性變形循環(huán)的能力,可以用位移延性系數(shù)來(lái)表示.最大位移延性系數(shù)μΔ定義為極限位移Δm與屈服位移Δy之比,即μΔ=Δm/Δy.屈服位移是指縱筋或耗能構(gòu)件首次屈服時(shí)的位移,極限位移Δm定義為試件的水平力與位移關(guān)系曲線下降段上80%的峰值荷載所對(duì)應(yīng)的位移,但此極限位移的定義不適合于損傷控制結(jié)構(gòu).因?yàn)楹哪軜?gòu)件的破壞導(dǎo)致結(jié)構(gòu)的整體強(qiáng)度顯著下降,而主要構(gòu)件的承載力并沒(méi)有達(dá)到極限狀態(tài),如試件TRC-BRB,屈曲約束支撐失效后,墩柱僅受到較小的損傷.因此,本文采用墩柱縱筋發(fā)生斷裂時(shí)的位移作為試件的極限位移.滯回耗能等于所有滯回環(huán)包圍的面積之和.表1給出了試件的最大位移延性系數(shù)和滯回耗能的試驗(yàn)結(jié)果,可以看出,3個(gè)試件的位移延性系數(shù)從5.9增大到12.5,滯回耗能從1.11MN·m增大到4.98MN·m.與單柱墩相比,雙柱墩的位移延性系數(shù)和滯回耗能都顯著增大.可見(jiàn)耗能構(gòu)件對(duì)提高試件的抗震性能具有顯著作用.另外,試件TRC-SL的位移延性系數(shù)比TRC-BRB小,而滯回耗能比試件TRC-BRB大,這是因?yàn)橹翁崆鞍l(fā)生破壞,導(dǎo)致試件TRC-BRB的強(qiáng)度和剛度迅速退化,位移延性系數(shù)增大,耗能能力降低.4.4等性模型的粘滯阻尼比與加載位移的關(guān)系單柱墩的滯回阻尼僅由鋼筋混凝土的非彈性變形來(lái)提供,而雙柱墩的滯回阻尼由耗能構(gòu)件和鋼筋混凝土的非彈性變形共同提供.滯回阻尼可以用單自由度彈簧振子的等效粘滯阻尼比來(lái)表示,等效粘滯阻尼比是衡量試件耗能能力的一個(gè)重要指標(biāo),定義為單周循環(huán)滯回耗能與彈性應(yīng)變能的比值,如公式(2)所示.式(2)~(4)中:Ah,Ae分別為滯回環(huán)和三角形陰影部分面積,其數(shù)值分別等于每周的滯回耗能和彈性應(yīng)變能,如圖9所示.圖10給出了3個(gè)試件的等效粘滯阻尼比與加載位移的關(guān)系曲線.當(dāng)加載位移較小時(shí),阻尼比相差不大,隨著加載位移的增大,雙柱墩的阻尼比迅速增大,尤其是試件TRC-BRB的增大速率更大.但是,由于支撐的失效,試件TRC-BRB的阻尼比在加載位移為80mm時(shí)開(kāi)始迅速減小,最終小于單柱墩的阻尼比.試件TRC-SL和SRC的阻尼比都隨著加載位移的增大而增大,與試件SRC相比,試件TRC-SL的最大阻尼比增大了約44%.4.5加載位移對(duì)構(gòu)件抗側(cè)力的影響試件的骨架曲線可以通過(guò)連接滯回曲線各加載位移等級(jí)首次循環(huán)的峰值點(diǎn)得到.骨架曲線能夠反映結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的初始剛度、極限強(qiáng)度、屈服后剛度和延性等抗震指標(biāo).圖11給出了3個(gè)試件的骨架曲線.當(dāng)加載位移較小時(shí),3條骨架曲線重合,近似為直線,表明3個(gè)試件的初始剛度相同,隨著加載位移的增大,安裝耗能構(gòu)件的雙柱墩屈服后的剛度退化較慢,而單柱墩屈服后的剛度退化較快.雙柱墩的極限強(qiáng)度和極限位移均比單柱墩大.進(jìn)入塑性階段后,試件TRC-SL在較大的位移等級(jí)內(nèi)具有正屈服后剛度,這對(duì)抗震性能的提高是一個(gè)很大的優(yōu)點(diǎn),而試件SRC和TRC-BRB沒(méi)有明顯的正屈服后剛度.4.6墩頂水平力與連通器基礎(chǔ)的滯回曲線由于無(wú)法直接測(cè)量剪切型連桿的剪力和屈曲約束支撐的軸力,要想獲得耗能構(gòu)件本身的力與位移的滯回曲線是非常困難的,因此考慮用墩頂水平力來(lái)代替耗能構(gòu)件本身的剪力或軸力,那么就可以通過(guò)墩頂水平力與耗能構(gòu)件的剪切變形或軸向位移的滯回曲線來(lái)評(píng)價(jià)耗能構(gòu)件的變形能力.圖12給出了墩頂水平力與連桿S4(從基礎(chǔ)數(shù)第4排)的剪切變形的滯回曲線,形狀比較飽滿,最大剪切變形為14γy,變形能力較強(qiáng).所有連桿的屈服剪切變形和延性系數(shù)列于表2中,可以看出,靠近墩頂?shù)倪B桿的延性系數(shù)最大,達(dá)到20,變形能力得到充分發(fā)揮,靠近墩底的連桿的延性系數(shù)較小,這主要是由于墩柱底部之間的相對(duì)變形較小.圖13給出了墩頂水平力與支