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    基于非線性反應(yīng)譜法的小箱梁橋延性抗震設(shè)計方法

    2021-04-28 11:32:24易祥軍
    湖南交通科技 2021年1期
    關(guān)鍵詞:配箍率墩頂延性

    易祥軍

    (海南省交通規(guī)劃勘察設(shè)計研究院, 海南 ???570206)

    0 引言

    地震激起的慣性力較大,對于普通結(jié)構(gòu),若單純依靠強度來抵抗地震,將造成巨大的材料浪費。目前,包括我國在內(nèi)的大多數(shù)國家都已經(jīng)將“小震不壞,大震不倒”的二階段設(shè)計方法作為基本設(shè)防思想[1]:中小震作用下,要求結(jié)構(gòu)處于彈性狀態(tài),以強度破壞為準則;而強震作用下,結(jié)構(gòu)可發(fā)生一定的塑性變形和有限損傷,以延性破壞為準則。Newmark等[2]在提出延性概念的同時,也提出了非線性反應(yīng)譜,即在按反應(yīng)譜理論計算地震響應(yīng)時,考慮塑性變形影響,對線形反應(yīng)譜進行修正,用等效線性化方法來考慮結(jié)構(gòu)的非線性特性。

    1 延性指標選取

    延性抗震理論與強度理論不同之處在于,它通過結(jié)構(gòu)選定部位(稱為塑性鉸)的塑性變形來抵抗地震作用。利用塑性鉸,能消耗地震能量、延長地震周期、減小地震反應(yīng)。

    對于各類延性指標的定義如下。

    1.1 位移延性系數(shù)[3]

    位移延性系數(shù)為構(gòu)件的極限位移與屈服位移之比:UΔ=Δu/Δy。

    1.2 塑性鉸位置選擇

    對于延性構(gòu)件,潛在塑性鉸位置的選擇主要有兩個原則: ① 使結(jié)構(gòu)獲得最優(yōu)的耗能;②易于發(fā)現(xiàn)和修復(fù)。本文選取30 m跨徑的小箱梁進行分析,把橋墩作為延性構(gòu)件,順橋向墩身彎矩分布為倒三角,并在墩底設(shè)鉸;橫橋向由于蓋梁約束,墩頂和墩底彎矩大小不確定,應(yīng)在墩頂和墩底均設(shè)鉸。

    1.3 地震強度折減系數(shù)

    一般結(jié)構(gòu)延性水平分為完全延性結(jié)構(gòu)、有限延性結(jié)構(gòu)和完全彈性結(jié)構(gòu)和可利用的位移延性水平越高,地震力的折減系數(shù)越大。圖1近似表達了可利用的延性與地震力的對應(yīng)關(guān)系。

    圖1 位移延性系數(shù)與地震力對應(yīng)關(guān)系

    地震力強度折減系數(shù)Ru,定義為單自由度彈性系統(tǒng)最大地震慣性力FE與相應(yīng)延性系統(tǒng)的屈服力Fy之比,即:

    μΔ與延性類型的關(guān)系,參考了Paulay[4]的理論,其研究表明有限延性結(jié)構(gòu)允許的位移延性系數(shù)通常為1.5~3.5,完全延性結(jié)構(gòu)允許的位移延性系數(shù)通常為3.5~8。過低的容許值會增加結(jié)構(gòu)的造價,但過高的容許值可能偏于不安全。各國規(guī)定的位移延性系數(shù)容許值一般不超過6,本文在區(qū)間內(nèi)取多個值作為μΔ,并進行對比。

    1.4 非線性反應(yīng)譜的建立

    根據(jù)本研究橋梁所在地區(qū)抗震資料,由規(guī)范[5]得到E2地震下線性加速度反應(yīng)譜(E1地震作用下結(jié)構(gòu)須處于彈性階段,不予考慮),進行折減即得到非線性反應(yīng)譜,如圖2所示。

    圖2 線形反應(yīng)譜與折減后的非線性反應(yīng)譜

    反應(yīng)譜曲線總是在周期T=0.1 s時達到峰值,表1給出各μΔ對應(yīng)的峰值點折減系數(shù)Rμ。由表1可知,隨著μΔ的增長峰值點折減逐漸增多。

    表1 各對應(yīng)加速度譜峰值點折減系數(shù)μΔRμ(0.1 s, μΔ)μΔRμ(0.1 s, μΔ)1.01.03.01.81.51.24.02.22.01.46.03.0

    2 基于非線性反應(yīng)譜法的小箱梁橋設(shè)計

    2.1 工程概況

    南渡江大橋位于海南省澄邁縣永發(fā)鎮(zhèn),跨越南渡江,大橋上部結(jié)構(gòu)采用7×(5×30 m)先簡支后連續(xù)預(yù)應(yīng)力混凝土箱梁,梁高1.6 m;橋墩采用柱式橋墩,墩的直徑均為1.6 m,樁的直徑為1.8 m。橋型布置見圖3。

    圖3 南渡江大橋連續(xù)箱梁橋型布置圖(一聯(lián))(單位: cm)

    采用MIDAS/CIVIL有限元軟件對橋梁進行分析,采用梁格模型建模。本橋抗震設(shè)防類別為B類,設(shè)防烈度為8度,水平向設(shè)計基本地震動加速度峰值為0.30 g,場地類別為Ⅱ類,設(shè)計加速度反應(yīng)譜特征周期為0.35 s。

    取7聯(lián)中墩高最矮的一聯(lián)作為算例,墩高如表2。

    表2 計算模型橋墩高度表墩臺號墩高/m墩臺號墩高/m18.046.027.055.537.065.5

    2.2 非線性反應(yīng)譜結(jié)構(gòu)響應(yīng)

    采用CQC法進行振型組合,計算模型如圖4。圖5和圖6分別給出了順橋向和橫橋向反應(yīng)譜作用下彎矩分布,由圖可見,地震主要影響部位是墩柱和樁基,對上部結(jié)構(gòu)影響很小。

    橋墩在各反應(yīng)譜作用下主要截面彎矩如表3、表4所示。歸納出采用不同位移延性系數(shù)對地震響應(yīng)的折減程度,見表5。

    圖4 計算模型

    圖5 順橋向地震反應(yīng)譜作用下全橋彎矩分布

    圖6 橫橋向地震反應(yīng)譜作用下全橋彎矩分布

    表3 順橋向反應(yīng)譜作用下橋墩主要截面彎矩對比彎矩輸出位置墩號μΔ=1μΔ=1.5μΔ=2μΔ=3μΔ=4μΔ=6墩底1#7 607.594 252.312 990.641 912.551 424.37958.055#6 551.373 733.202 654.791 717.651 286.94871.01

    表4 橫橋向反應(yīng)譜作用下橋墩主要截面彎矩對比彎矩輸出位置墩號μΔ=1μΔ=1.5μΔ=2μΔ=3μΔ=4μΔ=6墩底1#4 589.022 768.032 002.611 308.68982.31664.205#1 306.31769.39565.85386.82301.80215.63墩頂1#8 217.214 952.753 579.942 335.481 750.591 181.255#3 620.842 102.271 518.661 003.54761.83523.68 注:橋墩內(nèi)力對稱,因此表中僅給出雙柱式橋墩的任一根墩柱結(jié)果。篇幅所限只列出部分結(jié)果。

    表5 不同位移延性系數(shù)對線性地震響應(yīng)的折減程度位移延性系數(shù)μΔ對線性地震響應(yīng)的折減率/%1.001.537~442.054~613.069~754.077~816.083~87

    2.3 塑性鉸模擬

    通過對縱筋配筋率、軸壓比、配箍率3個參數(shù)開展分析,討論參數(shù)取值對曲率延性的影響。從經(jīng)濟性和增強延性能力考慮,選取加密箍筋,采用螺旋箍筋的方法提高延性。

    采用雙折線模型,屈服點定義為鋼筋發(fā)生初始屈服。例如對于3#墩底截面,軸壓比13.8%、縱筋配筋率0.98%(40φ25)、配箍率0.63%(φ16@80)時,雙折線模型如圖7。

    等效塑性鉸長度按08抗震設(shè)計細則[5]計算。

    圖7 塑性鉸截面雙折線模型示例

    2.4 位移延性系數(shù)分析

    順橋向和橫橋向塑性鉸區(qū)別在于屈服特性:順橋向塑性鉸軸力恒定,屈服強度一定;橫橋向塑性鉸需考慮軸力變化,用屈服面描述屈服強度。二者并無根本區(qū)別,后者僅在計算上較繁瑣。本文以說明延性設(shè)計方法為主,僅以順橋向為例進行全橋PUSHOVER分析。由于全橋推覆比單個橋墩推覆結(jié)果更準確,且3種側(cè)向力分布模式的計算結(jié)果差別很小,按照全橋推覆方法,給出側(cè)向力按照順橋向基本振型分布時的結(jié)果。

    位移延性系數(shù)通常定義為上部結(jié)構(gòu)質(zhì)心處的極限位移與屈服位移之比,取結(jié)構(gòu)的屈服位移Δy為首次出現(xiàn)塑性鉸屈服時的上部結(jié)構(gòu)質(zhì)心位移,取極限位移Δu為任一塑性鉸達到極限點時的上部結(jié)構(gòu)質(zhì)心位移。圖8給出各墩底截面彎矩隨荷載步的變化情況(本計算模型共80個荷載步)。

    圖8 各墩底截面彎矩

    雖然上部結(jié)構(gòu)位移延性系數(shù)并不大,但此時墩頂位移延性系數(shù)卻為10左右,上部結(jié)構(gòu)位移延性能力比橋墩小得多,說明支座附加柔度很大。其原理簡單概括為:當(dāng)不考慮支座柔度,上部結(jié)構(gòu)位移延性系數(shù)與墩頂相同;如果支座柔度越大,上部結(jié)構(gòu)極限位移也相應(yīng)越大,墩頂屈服位移則相對顯得越小,位移延性系數(shù)相應(yīng)就越小。

    考慮設(shè)定不同的位移延性系數(shù),分別給出合適的縱筋配筋率和配箍率,結(jié)果如表6所示。此處“合適”指剛好滿足抗彎強度、延性需求以及構(gòu)造要求,且富余不大。

    表6顯示,當(dāng)結(jié)構(gòu)可利用的位移延性系數(shù)在2以上時,抗彎強度已不影響設(shè)計,縱筋按構(gòu)造配置即可,可見考慮結(jié)構(gòu)延性后,地震力的折減程度相當(dāng)可觀;當(dāng)可利用的位移延性系數(shù)在2以下時,配箍率按照08抗震細則規(guī)定的構(gòu)造要求即可滿足延性要求,可見規(guī)范對箍筋的配置要求已經(jīng)較高。此外,μΔ設(shè)定為3已經(jīng)可以折減69%~75%的地震力(見表5),折減程度相當(dāng)可觀。若μΔ取值更大,箍筋過密,配置將有一定困難。上表僅考慮結(jié)構(gòu)延性需求,并未考慮規(guī)范對結(jié)構(gòu)位移的規(guī)定。規(guī)范對塑性鉸區(qū)轉(zhuǎn)角和墩頂位移均給出了限值,還應(yīng)進行相應(yīng)驗算。

    表6 不同結(jié)構(gòu)延性水平所需配筋及對應(yīng)截面延性位移延性系數(shù)所需縱筋配筋率/%所需配箍率/%截面等效屈服曲率/(10-3·m-1)截面極限曲率/(10-3·m-1)截面曲率延性系數(shù)1.02.000.42.6433.1212.541.50.980.42.3839.0116.402.00.500.42.2646.9420.773.00.500.52.3253.9523.254.00.500.82.3473.7331.565.00.501.12.5090.5536.286.00.501.42.64108.5041.04

    2.5 結(jié)構(gòu)位移的檢算

    經(jīng)試算,順橋向地震作用下,本橋較為合適的結(jié)構(gòu)位移延性系數(shù)為1.5,鋼筋配置為:配筋率0.98%(40φ25)、配箍率0.63%(φ16@80)。此時各橋墩抗彎強度安全系數(shù)最小為1.4。

    反應(yīng)譜法計算結(jié)構(gòu)位移,只能給出結(jié)構(gòu)彈性響應(yīng)結(jié)果,通過調(diào)整系數(shù)近似得到結(jié)構(gòu)實際位移。當(dāng)然,此時必須采用彈性反應(yīng)譜,而不能使用折減后的非線性反應(yīng)譜。國內(nèi)外大量研究表明:當(dāng)結(jié)構(gòu)的自振周期大于反應(yīng)譜的特征周期,對于規(guī)則橋梁適用等位移原則,即對于同樣邊界條件,地震作用下,按彈性分析與彈塑性分析得出的位移近似相等。只有當(dāng)結(jié)構(gòu)的自振周期較短時,采用等位移原則得到的位移偏小,才需要修正。同濟大學(xué)參考國外研究成果,通過大量參數(shù)分析,建議如下相關(guān)修正系數(shù):結(jié)構(gòu)自振周期小于0.1 s時,調(diào)整系數(shù)取1.5;結(jié)構(gòu)自振周期大于反應(yīng)譜特征周期時,調(diào)整系數(shù)取1.0;其間按線性插值計算調(diào)整系數(shù)。

    反應(yīng)譜計算結(jié)構(gòu)響應(yīng),一般采用振型分解法。按照上述原則,對于各振型需要分別給出調(diào)整系數(shù),具體可在振型組合時人為修正振型組合系數(shù)。對于本橋,從第14振型開始需要進行修正。

    按照08抗震設(shè)計細則,各墩塑性鉸區(qū)轉(zhuǎn)角位移θp檢算結(jié)果如表7所示。各墩底塑性鉸區(qū)轉(zhuǎn)角位移安全系數(shù)最小為7.91,在滿足規(guī)范要求的基礎(chǔ)上富余很大。

    表7 配筋率0.98%、配箍率0.63%時墩柱順橋向轉(zhuǎn)角檢算橋墩號荷載塑性轉(zhuǎn)角θp(10-3rad)容許轉(zhuǎn)角θu(10-3rad)θu/θp1#4.48537.078.27 2#4.32835.598.22 3#4.35237.318.57 4#4.35638.228.77 5#4.32336.288.39 6#4.82038.127.91

    按照08抗震設(shè)計細則還需檢算墩頂位移。同樣根據(jù)根據(jù)PUSHOVER分析得到結(jié)構(gòu)的極限位移,即容許位移值Δu。檢算結(jié)果如表8所示,墩頂位移安全系數(shù)為3.26,說明結(jié)構(gòu)整體為安全。

    表8 配筋率0.98%、配箍率0.63%時墩柱順橋向水平位移檢算橋墩號最大位移Δd/m墩高H/m容許位移Δu/mΔu/Δd1#0.0638.00.3195.082#0.0727.00.2633.673#0.0727.00.2743.814#0.0636.00.2353.715#0.0595.50.2033.436#0.0655.50.2123.26

    總的來說,延性設(shè)計最好的做法是針對各延性水平均進行試算,通過比選得到經(jīng)濟性和安全性俱佳的位移延性水平。

    3 結(jié)論

    1) 考慮了結(jié)構(gòu)位移延性后,地震力能得到很大折減。原則上結(jié)構(gòu)的位移延性系烽可取1~6之間,但當(dāng)支座附加柔度較大時,例如采用板式橡膠支座的情況下,本文建議結(jié)構(gòu)位移延性系數(shù)取值不宜超過3。

    2)塑性鉸模擬時,一般將實際截面彎矩 — 曲率關(guān)系轉(zhuǎn)化為雙折線或三折線模型。

    3)影響曲率延性的因素中,對延性能力影響較為顯著的是箍筋配置,配箍率增大可使延性能力顯著提高。

    4)由PUSHOVER分析得到結(jié)構(gòu)位移延性的方法。進行了全橋PUSHOVER分析,提出了全橋結(jié)構(gòu)PUSHOVER分析中屈服點和極限點的判定方法。

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