粘滯流體阻尼器減震技術(shù)在高墩大跨度剛構(gòu)橋中的應(yīng)用

粘滯流體阻尼器減震技術(shù)在高墩大跨度剛構(gòu)橋中的應(yīng)用

這座橋在道路地震后保持著暢通，這起著重要的作用。因此，有效的抗彎環(huán)比非常重要。從各國的橋梁減隔震技術(shù)應(yīng)用情況來看,橋梁減隔震設(shè)計中最常采用的隔震裝置是鉛芯橡膠隔震支座和粘滯流體阻尼器。美國著名金門大橋的抗震加固采用了粘滯阻尼器,Kobuyashi等曾于1994年將一個類似于粘滯阻尼器的油阻尼器應(yīng)用于一個中跨為410m斜拉橋的1∶100模型的試驗研究中,結(jié)果表明,對于地震及風(fēng)振效應(yīng)其控制效果明顯。目前,在美國、日本等發(fā)達(dá)國家粘滯阻尼器在橋梁上已有較廣泛的應(yīng)用。如美國Taylor公司生產(chǎn)的粘滯阻尼器已應(yīng)用于20余座橋梁中。目前,我國僅有幾座大跨橋梁采用粘滯阻尼器作為減振裝置,如重慶長江鵝公巖大橋采用粘滯阻尼器來減少鋼梁在地震荷載、車輛荷載及風(fēng)荷載作用下的縱向變形。上海的滬浦大橋是一座大跨度鋼拱橋,它在塔、墩及橋面伸縮縫處設(shè)置粘滯阻尼器,用以限制伸縮縫處的位移。永定新河特大橋位于塘沽區(qū),是塘漢快速路工程中規(guī)模最大的一座重點橋梁。其橋址場地地震基本烈度為8度、設(shè)計基本地震加速度值為0.20g,設(shè)計地震分組為第一組,場地土類型為中軟土、場地類別為Ⅲ類,屬抗震不利地段。該橋的主橋為矮塔斜拉橋,采用混凝土結(jié)構(gòu),自重較大,由強(qiáng)震產(chǎn)生的水平地震力十分不利,相關(guān)構(gòu)件尤其是下部墩柱基礎(chǔ)很難承受。而該橋作為特大型橋梁,有必要確保其具備一定抗震能力。因而對主橋采用粘滯流體阻尼器的減震技術(shù)來降低地震力。本文對天津永定新河特大橋主橋的減震設(shè)計進(jìn)行非線性時程有限元分析,檢驗該橋在地震作用下能否滿足預(yù)期的功能要求,從理論上對天津永定新河特大橋主橋的減震效果進(jìn)行研究。1有限模型1.1主橋結(jié)構(gòu)參數(shù)永定新河特大橋全橋由南側(cè)引橋、主橋及北側(cè)引橋三部分組成,總長1132.86m,其中主橋橋型為三跨連續(xù)四索面矮塔斜拉橋,跨徑布置為85m+145m+85m,主橋全長315m,全寬為43.0m(橋塔處44m,邊塔各向外凸出0.5m)。主橋的橋型和支座布置分別如圖1、2所示,支座為抗震盆式支座。主橋減震裝置為阻尼器,阻尼器的布置如圖3所示,半幅橋縱向阻尼器共8個(從左至右從上至下依次編號為1～8),型號為粘滯阻尼器ZNQ1000×300,橫橋向阻尼器共5個(從左至右從上至下依次編號為1～5),型號為粘滯阻尼器ZNQ1000×150,下行側(cè)阻尼器布置和上行側(cè)阻尼器布置關(guān)于橋梁中心線對稱。全橋共計六個主塔,順橋向兩排,橫橋向并列三個,阻尼器的設(shè)計參數(shù)如表1所示。主塔采用豎直塔形式,塔高20m,等截面矩形,順橋向尺寸為3.0m、橫橋向尺寸為3.10m(中塔)和2.5m(邊塔)。主橋順橋向2排塔柱、橫橋向3排塔柱,邊主塔為單索面、中主塔為雙索面,各索面斜拉索均呈扇形布置。全橋共計四索面64根斜拉索(貫通橋塔)。順橋向近塔端斜拉索下吊點布置在距橋塔中心線15.0m處,索距7.5m,依次向橋端和橋梁中心方向排開;斜拉索上吊點錨固在橋塔上,沿橋塔中心線豎直間距為1.2m。斜拉索采用49×φj15.2和55×φj15.2預(yù)應(yīng)力鋼絞線(標(biāo)準(zhǔn)強(qiáng)度Rby=1860MPa)。1.2結(jié)構(gòu)體系分析采用有限元程序ANSYS對該大橋進(jìn)行抗震計算,該主橋分為上行、下行雙幅,且上、下幅對稱,結(jié)構(gòu)在中央分隔帶處斷開,但由于上、下幅橋的橋墩采用三柱式整體橋墩,所以需計算上、下行雙幅主橋。按照該橋梁實際設(shè)計中的各梁段塊件的劃分進(jìn)行橋梁有限單元劃分,采用空間梁單元BEAM188模擬預(yù)應(yīng)力混凝土連續(xù)梁橋的主梁、橋墩和索塔;二期恒載采用集中質(zhì)量單元MASS21模擬;采用空間桿單元LINK10模擬斜拉索;用非線性單元COMBIN39來模擬滑移支座;由于地基土質(zhì)較好,沒有考慮樁土對結(jié)構(gòu)的彈性約束作用。橋梁結(jié)構(gòu)有限元計算實體模型如圖4所示。采用空間桿單元LINK10模擬斜拉索,拉索的修正彈性模量由Ernst公式求得E=11+G2cos5αEgAg12H3E=11+G2cos5αEgAg12Η3(1)式中:E為斜拉索材料的彈性模量;G為斜拉索(包括套索)的總重量;α為斜拉索水平方向傾角;H為索力在水平方向的分力;Eg為高強(qiáng)鋼絲的彈性模量;Ag為高強(qiáng)鋼絲總面積。用非線性單元COMBIN39來模擬滑移支座,單元的起滑力為:f=μFN(2)式中:μ為摩擦系數(shù);FN為橋梁自重作用下支座的反力。應(yīng)用魚骨式模型做全橋的抗震性能分析,考慮斜拉索位置對主梁及塔內(nèi)力的影響,加入了一系列的剛臂。由于只進(jìn)行抗震性能分析,活載和汽車動荷載不考慮。在恒載作用下,通過降溫法來模擬索力:N=αEAΔT(3)式中:α為拉索材料的熱膨脹系數(shù),本模型中α為1×10-5;E為拉索材料的彈性模量;A為拉索的面積;ΔT為降低溫度。2地震波的計算分析在進(jìn)行該橋梁的地震時程響應(yīng)計算時,依據(jù)公路工程抗震設(shè)計規(guī)范規(guī)定,應(yīng)采用多條地震波進(jìn)行計算分析,為便于比較,現(xiàn)選用5條地震波進(jìn)行分析,分別為四條與設(shè)計反應(yīng)譜相容的天然波(Taft波、天津波、ElCentro波和Kobe波)和一條由設(shè)計反應(yīng)譜擬合的人工波。E1下這五條地震波的加速度峰值為0.102g,E2下的加速度峰值為0.408g。3時間分析的結(jié)果3.1基于獨立觀測的橋梁結(jié)構(gòu)抗震建模從圖2可以看出順橋向由一個單向滑動支座4和一個單向滑動支座5與墩固結(jié),而橫橋向由兩個單向滑動支座1和兩個單向滑動支座5與墩固結(jié)。支座的水平抗力為豎向承載力的20%,其中支座1的水平承載力為250kN,支座4的水平承載力為700kN,支座5的水平承載力為1100kN。只有當(dāng)固定支座破壞后阻尼器才能充分發(fā)揮抗震性能,經(jīng)過計算,支座1在0.28s時的承載力達(dá)到了522kN,超過了最大承載力250kN,此時支座1破壞形成摩擦支座;順橋向支座4在0.32s時的承載力為1260kN,橫橋向支座4在0.24s時的承載力為718kN,支座5在0.30s時的承載力為1650kN,都超過了它們的最大承載力而破壞形成摩擦支座。由于固定支座在極短的時間內(nèi)破壞掉而形成摩擦支座,因此為了簡化計算,建模時不考慮固結(jié)支座的作用,直接用摩擦支座取代固定支座。因此修改模型,輸入上一節(jié)的五條地震波,分別計算橫橋向和順橋向的橋梁結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)。結(jié)果如表2～4所示。3.2e2地震作用由上一節(jié)知道,固定支座在很短的時間內(nèi)就破壞掉了,而E2地震作用遠(yuǎn)比E1地震作用大,那么在E2地震作用下也不考慮固定支座的作用,直接用摩擦支座取代。分析計算結(jié)果如表5～7所示。3.3混凝土截面的m-關(guān)系曲線要判斷在E2作用下結(jié)構(gòu)是否會出現(xiàn)塑性鉸,因此首先要確定橋梁各控制截面的M-Φ曲線,采用條帶法求各截面的M-Φ曲線,基本步驟為:(1)設(shè)定構(gòu)件截面及所受軸力N、幾何參數(shù)、配筋參數(shù)、材料應(yīng)力-應(yīng)變曲線;(2)設(shè)定εcm,由零開始,逐級上升,每次增加一適當(dāng)?shù)脑隽恐?(3)確定kh0,根據(jù)所設(shè)定εcm,假定中性軸的高度kh0,確定各混凝土條帶及鋼筋的應(yīng)力,檢測是否滿足力的平衡方程式,逐次試算直至滿足kh0值;(4)由彎矩平衡方程確定彎矩M;(5)確定曲率Φ;逐級增加εcm值并按步驟(3)～(5)計算相應(yīng)的M、Φ,直至εcm達(dá)到混凝土極限壓應(yīng)變εcu。由此,可確定一條M-Φ關(guān)系曲線。各個截面的計算結(jié)果如表8所示,由于文章篇幅所限,僅將400×400順橋向的M-Φ曲線在圖5中給出。計算表明,在采用了減隔震裝置后,結(jié)構(gòu)在E2地震作用下基本處于彈性狀態(tài)。4順橋向兩連續(xù)梁的對比(1)在地震作用下,固定支座在極短的時間內(nèi)發(fā)生剪切破壞而形成摩擦支座,減少了橋墩底部的彎矩,使阻尼器發(fā)揮了作用。(2)在E2地震作用