黏滯阻尼器對鐵路自復位橋墩地震響應(yīng)的影響

張恒 夏修身 張旭東 喬鑫 祝浩然

蘭州交通大學 土木工程學院， 蘭州 730070

自復位橋墩采取分離設(shè)計橋墩和基礎(chǔ)的思想。強地震作用下利用提離搖擺進行隔震，震后利用自重實現(xiàn)復位。Housner［1］最早提出弱化結(jié)構(gòu)與基礎(chǔ)連接的思想，使結(jié)構(gòu)在強震作用下產(chǎn)生搖擺現(xiàn)象，從而避免破壞。Palermo 等［2-3］將殘余位移作為抗震的性能指標，對自復位結(jié)構(gòu)進行非線性時程分析，發(fā)現(xiàn)在較小殘余位移的情況下，自復位結(jié)構(gòu)體系依然具有較高的承載力。何銘華等［4］基于性能的設(shè)計理念，設(shè)計了一種自復位橋梁墩柱節(jié)點新體系，此體系設(shè)計應(yīng)用靈活，實用性更強，震后殘余變形小。夏修身等［5-6］給出了樁基礎(chǔ)鐵路高墩搖擺隔震的Winkler 彈簧模型，并提出了兩彈簧模型、考慮限位的三彈簧模型，以及提離彈簧剛度的取值辦法。史軍［7］設(shè)計制定了一組帶犧牲部件的自復位橋墩模型進行擬靜力試驗，并與OpenSees 分析結(jié)果進行對比，結(jié)果表明，犧牲部件起到了一定的耗能作用，且有限元結(jié)果和試驗結(jié)果吻合良好。李帆等［8］研究發(fā)現(xiàn)外置分階段耗能阻尼器的自復位橋墩比內(nèi)置耗能鋼筋的水平承載力更高，提高了橋墩的抗震性能。申彥利等［9］研究發(fā)現(xiàn)在裝配式自復位橋墩外部設(shè)置軟鋼阻尼器表現(xiàn)出了良好的自復位能力、承載力和耗能能力，但此結(jié)構(gòu)在內(nèi)部設(shè)置了耗能鋼筋，弱化了阻尼器的作用，也沒有分析阻尼器對橋墩地震反應(yīng)的影響。

黏滯阻尼器是速度型阻尼器，流動速度越大，產(chǎn)生的阻尼力越大，耗散的地震能力越大，大地震時可以保持穩(wěn)定的性能，但關(guān)于橋墩底部設(shè)置黏滯阻尼器的文獻鮮有涉及。本文提出一種外設(shè)黏滯阻尼器的自復位橋墩，基于OpenSees 平臺建立自復位橋墩模型，討論阻尼器參數(shù)對自復位橋墩墩頂位移和墩底彎矩的影響，并與無阻尼器自復位橋墩進行對比分析。

1 工程概況及有限元模型

1.1 工程概況

跨度32 m單線鐵路簡支箱梁橋［圖1（a）］，橋梁下部結(jié)構(gòu)為空心圓端形橋墩，群樁基礎(chǔ)，承臺尺寸12.7 m ×14.5 m × 3.0 m。為研究黏滯阻尼器對橋墩的影響，對18#墩進行再設(shè)計，使之成為自復位橋墩，詳細的設(shè)計過程及參數(shù)見文獻［10］。將黏滯阻尼器對稱布置在墩底兩側(cè)［圖1（b）］，每側(cè)豎向布置5個，橋墩與原橋墩其余參數(shù)保持一致。

1.2 有限元模型

外設(shè)黏滯阻尼器的自復位橋墩有限元模型如圖2所示。墩柱、橋跨質(zhì)量和橋墩的提離采用文獻［11］中的模擬方法。采用element elastic beam 模擬墩柱，剛臂單元模擬墩底擴大基礎(chǔ)。剛臂剛度為單元最大剛度的100 倍。采用只受壓彈簧模擬橋墩的提離，提離彈簧采用element zero length 模擬，材料本構(gòu)關(guān)系采用彈性只受壓材料uniaxial materialENT。根據(jù)文獻［12］，墩底提離彈簧剛度（k）取2.1 × 108kN/m。黏滯阻尼器采用Maxwell 模型進行模擬［13］，在Maxwell 模型中需要定義三個參數(shù)，分別為阻尼器阻尼系數(shù)（C）、速度指數(shù)（α）及線性剛度（K）。K取值較大［14］，通常取C的100 ～ 10 000 倍，本文K= 1.0 × 106kN/m。C與α的具體取值在下文進行討論。黏滯阻尼器單元選用element two node link單元模擬。

圖2 外設(shè)黏滯阻尼器的自復位橋墩分析模型

從美國太平洋地震研究中心選取3 條近斷層地震波，分別為1989 年Loma Prieta 地震波，1992 年Landers 地震波和1994 年Northridge 地震波，見表1。為了模擬8 度罕遇地震，將3 條地震波的幅值統(tǒng)一調(diào)整為0.57g。

表1 地震動輸入

2 阻尼器參數(shù)對地震反應(yīng)的影響

C和α的取值不同，阻尼器對橋墩的影響也不同。因此，黏滯阻尼器參數(shù)的合理選取對結(jié)構(gòu)減震效果影響很大。從抗震角度來看，C的常用范圍為1 000 ～5 000 kN（s/m）α，α的常用范圍為0.2 ～ 1.0。為討論阻尼器力學參數(shù)對結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)的影響，對α= 0.2、0.4、0.6、0.8、1.0，C=1 000、2 000、3 000、4 000、5 000 kN（s/m）α，共計25 種阻尼器參數(shù)組合進行非線性時程分析。墩頂最大水平位移和墩底最大彎矩隨阻尼器參數(shù)變化曲線分別見圖3 和圖4?？芍孩僭贚anders 地震波作用下，當α一定時，墩頂位移隨C的增大而降低；當α= 0.2，C＞ 4 000 kN（s/m）α時，墩頂位移會出現(xiàn)上升的趨勢。當C一定時，墩頂位移隨α的增大而增大，這是因為阻尼器的阻尼力隨α的增大而減小。②當C＞ 2 000 kN（s/m）α，α≤ 0.6時，墩底彎矩隨C的增大出現(xiàn)明顯的上升趨勢；當α＞ 0.6時，墩底最大彎矩隨C的增大整體呈減小趨勢。當C一定時，墩底最大彎矩隨α的變化比較復雜。Loma Prieta 和Northridge地震波作用下也有相似的變化規(guī)律。

圖3 墩頂最大水平位移隨阻尼器參數(shù)變化曲線

圖4 墩底最大彎矩隨阻尼器參數(shù)變化曲線

綜上，不同阻尼系數(shù)與速度指數(shù)下墩頂最大位移與墩底最大彎矩的變化趨勢不同，當α為0.2，C為2 000 kN（s/m）α時，墩頂位移與墩底彎矩綜合減震效果較優(yōu)。

3 有無阻尼器結(jié)果對比

為了深入研究墩底外設(shè)黏滯阻尼器自復位橋墩的地震反應(yīng)，分析無阻尼器自復位橋墩（工況1）、有阻尼器自復位橋墩（工況2）的地震反應(yīng)。α取0.2，C=2 000 kN（s/m）α，輸入Landers波時橋墩時程曲線如圖5所示?？芍孩偾?0 s 內(nèi)墩頂位移達到最大值，且工況2 小于工況1，這說明阻尼器起到了耗能作用，35 s后工況2的墩頂位移大于工況1，其他時間段二者基本吻合。②橋墩的豎向提離主要集中在10 ～ 15 s 和25 ～35 s，10 s 時出現(xiàn)最大提離位移；與無阻尼器自復位橋墩相比，阻尼器減小了最大提離位移和提離次數(shù)。③25 ～ 35 s時阻尼器減小了墩底彎矩；35 s 后工況2 墩底彎矩大于工況1，這可能是35 s 后阻尼器失去耗能作用導致墩底剛度增大所致；其他時間段內(nèi)兩種工況基本吻合。

圖5 橋墩時程曲線

兩種計算模型下墩頂最大水平位移、豎向最大提離位移以及墩底最大彎矩見表2?？芍鹤枘崞髂軌驕p小自復位橋墩的墩頂最大位移、豎向最大提離位移以及墩底最大彎矩；在Landers 波作用下，墩頂最大位移和豎向最大提離位移減小效果最佳，降幅分別達到24.4%和33.8%；在Loma Prieta 波作用下，墩底最大彎矩減小效果最佳，降幅達到6.3%。

表2 兩種計算模型下地震反應(yīng)分析

黏滯阻尼器滯回曲線見圖6?？芍吼枘崞鞯臏厍€近似呈半橢圓形，這是因為阻尼器布置在墩底無法出現(xiàn)負向位移；滯回曲線面積較為飽滿，說明黏滯阻尼器發(fā)揮了主要的減震作用，且耗能能力明顯。

4 結(jié)論

1）當速度指數(shù)（α）一定時，墩頂最大位移隨阻尼系數(shù)（C）的增大整體呈降低趨勢；當C一定時，墩頂最大位移隨α的增大而增大。

2）當α≤ 0.6 時，墩底最大彎矩隨C的增大總體呈增加趨勢；當α＞ 0.6 時，墩底最大彎矩隨C的增大出現(xiàn)降低趨勢。當C一定時，墩底最大彎矩隨α變化較為復雜。

3）對鐵路自復位橋墩而言，α為0.2，C為2 000 kN（s/m）α最優(yōu)。在近斷層地震波作用下，與無阻尼自復位橋墩相比，本文阻尼器能夠有效減小自復位橋墩的墩頂最大位移、墩底最大彎矩以及最大豎向提離位移。