钢筋混凝土桥墩的非弹性损伤单调能量退化分析研究-外文文献翻译.docx

Inelastic Damage Analysis of Reinforced Concrete Bridge Columns Based on Degraded Monotonic Energy钢筋混凝土桥墩的非弹性损伤单调能量退化分析研究布拉德利大学土木工程与建筑系助教Riyadh A. Hindi, M.ASCE；不列颠哥伦比亚省土木工程系大学教授Robert G. Sexsmith, M.ASC；摘 要：本文总结了现有的两个桥梁震害预测。其目的是：应用损伤指数定义循环荷载作用下现有钢筋混凝土桥梁桥墩可能会遇到实际地震荷载，并评估损害指数在描述桥梁桥墩在真正的地震荷载下损害过程的能力。这两个现有的桥梁中都是从加拿大的大温哥华地区挑选出来的。第一个加尔诺天桥，是在1985依照1981年应用技术委员会标准设计的，预计有足够的抗横向地震荷载的能力。第二个Clydesdale高架桥，是在1981年应用技术委员会标准很久以前设计的，预计将显示很少或根本没有横向抵抗地震的能力。这种破坏指数适用于这些结构的每部分，建好模的桥墩用谨慎的模拟非线性结构分析程序分析。剪切变形和结合物滑移变形被认为是对桥墩弯曲性能的简单的修正。对一系列的非线性动态分析进行使用已经在1971年圣费尔南多、1978年米亚基冲（日本）、1989年洛马普列塔和1999年台湾地区的地震就有记录，符合温哥华稳定的基础频谱。计算损伤指标为地震中发生的损害提供了一个简单的数字指标，且很容易从一个非线性动力学分析的结果估算出来。编 号: 10.1061/（美国土木工程师学会）1084-0702(2004)9:4(326)关键词: 非弹性作用，桥梁，混凝土，桥墩，地震损坏;循环负荷。引言：加拿大新的公路大桥设计规范（CAN/CSA-S6-00）（加拿大-2000年）将桥梁分为三个重要类型：重要的交通线桥梁，紧急路线桥梁及其他桥梁。表1总结了三个重要范畴的性能要求。这些规范基于一个单级别抗震设计过程，对抗震设计的分析是必要的（475年为一周期，在50年内有10%的超标可能性），并且从这种分析中所有的力和位移都可以得出。这种方法着重在设计地震中的塌陷防治。根据这座桥的重要性，预计不同级别的性能，但编码并不需要任何损伤分析，以满足上述的性能要求。有损伤描述和维修的说明或缺乏维修那将是非常有益的。损伤指数有助于更精确地实现该代码目标，因为它们是地震后量化后地震损伤水平的一种方式。因此，损伤指数将是一个有用的方法，以满足代码性能标准。印地语和曲子列（2001）提出的损伤模型被用于预测的这项研究中桥墩的损伤指数。该模型生成一个在元素上加载时的时程损坏指数，如图1中所示。图1该模型作为单调荷载-位移包络线达有损害成分的原始状态的能量模型的参考数据，用 AO表示。实际负荷的历史最高点为n（n次循环），由从最后循环（零力点）结束到失败的单调荷载-位移，总的损坏状态降级单调能量是An。这种破坏指数DN是一个比值：拟议的模式修改该元素可以实现由于Coffin-Manson的假设与组合使用Miner的规则的纵向钢筋的低频循环疲劳的极限位移。模型考虑到的参数描述该滞回的性能即刚度退化、强度劣化和极限位移减少。模型是累积的，它结合能量、延展性及低周疲劳。Shuhaiba还可用于剩余能量的原理预测损坏。为了评估拟议的损伤模型在描述地震荷载期间的破坏能力，从大温哥华地区选择现有的两座桥梁。第一个大桥是 ，设计于1985年，它依照ATC- 6标准（1981年应用技术委员会）设计的，预计有足够的抗横向地震荷载。第二座桥是Clydesdale高架桥是在ATC-6很久以前设计的（1981年应用技术委员会标准），并预计将显示很差的横向抗震性。拟议的损伤模型也与两个现有的损伤模型:著名的Park and Ang模型（1985年）和曼得和程提出的低周疲劳模型（1995年）进行比较，以便研究拟议的模型（Hindi教授和Sexsmith教授2001年提出）预测循环加载过程中损坏的能力。表1：性能要求（CAN/CSA-S6-00）地震作用桥梁重要的交通线桥梁紧急路线桥梁其他桥梁小到中等所有车辆，直接使用所有车辆，直接使用所有车辆，直接使用设计（475年为一周期）所有车辆，直接使用紧急救援车直接使用受损可修复大（1000年为一周期）紧急救援车直接使用受损可修复没有倒塌Park和Ang模型（1985年）是最著名而且使用最广泛的损伤指数。该模型包含一个简单的标准化变形和能量吸收的线性组合。Kunnath 等人(1992年）建议的Park and Ang损伤模型的修改后的版本在此研究中得到使用：式中的m是在加载中达到的最大偏移量；u是单调的极限位移；y是单调的屈服位移；Fy屈服力;dE吸收的滞回能量；e 能量参数；能量参数e是直接从估计的滞后参数确定的。这种模型的优点是它的简单性和它被已观测到的大量的震害了事实证实。曼德和程模型（1995年）是来自低周疲劳的原则，是合乎逻辑的，因为在地震荷载诱发几个弹塑性循环在较大的延性需求。E1, E2, 和 P将使用在本文的其余部分中，分别指Park and Ang 模型，曼得与程模型和拟议的模式中。对所选桥梁的介绍加尔诺天桥是一座三跨桥，如图2所示。桥面为 8.18 m宽。 桥梁跨度长度是17.995 m、26.00 m和 17.995 m。桥面为190mm厚，并支撑在四个1473mm深的预应力混凝土桁上。下部结构由两个桥墩和两个桥台组成，每个桥墩由一个扩大基础，一个圆柱和一个盖梁组成。支座是固定在每个固定的桥墩和滑动德桥台上。桥墩的横截面如图2。桥的基础是建立在松散的土壤上。在这项研究中只研究桥墩1，因为这两个桥墩有同样的质量、墩特性和限制条件。在两个桥墩之间唯一的区别是墩的长度不同，墩1长1 5,880 mm 比墩2长384mm。图2Clydesdale高架桥是一座四跨桥，如图3所示。桥面宽是14.63m 。桥跨度从西面桥墩开始是13.64m，23.14m，13.64m，29.26m和13.64m。这座桥由11个1,016mm深，1212mm宽的预应力混凝土箱形桁条组成。下部结构由四个桥墩和两个桥台组成。每个桥墩由一个扩大基础，一个单一的矩形柱和一盖梁组成。矩形桥墩有一个在纵向方向为桥梁的不稳定方向。其桥墩截面如图3。该桥基础是建立在坚实的土壤上。在此研究中只对桥墩2和3进行研究，因为他们与其他桥墩相比要承受更集中的力，而且四个桥墩具有相同的墩特性。桥墩2和3之间的差别在其质量和墩的长度。在桥墩2墩的长度为6,690 mm，长度超过桥墩3为1,090 mm。上述桥梁的桥墩的混凝土抗压强度为30MPa和钢筋屈服强度为400MPa。图3桥墩模型介绍在本项研究中对调查的两座桥梁的桥墩进行几种建化的建模。桥横向固定在桥台和桥面上，被假定为刚性隔板。桥墩被假定悬在的桥梁的纵向方向，在横向方向上由于横梁、刚性桥面以及分散的质量的影响并非可以完全自由的旋转。在这项研究中只考虑纵向方向。桥墩是以集中的质量的悬臂梁为模型。桥墩则认为具有两部分 ；第一部分从基础的顶部到盖梁的底部，以弯曲的桥墩建模，LF；第二部分是从盖梁到桥面，假定是刚性的，LR如图4所示。三部分的质量均按照集中力计算（M）：图4上层建筑的质量（桥面）(Md );盖梁的质量（Mcb）桥墩质量的一半（Mc/2）。刚性段的长度LR取决于前面三部分质量的等效重心。上层建筑的质量计算取决于桥面附属部分，附属部分由毗邻桥墩的关系状况而定。施加到桥墩的轴向的荷载计算时按照静载考虑。由此对加尔诺天桥桥墩引起的轴向荷载是2800 kN ，对Clydesdale高架桥的桥墩2和3引起的荷载分别是4,240KN 和 4,825 kN。表2和表3表明了加尔诺天桥和Clydesdale高架桥两座桥的桥墩的集中力和分布力的大小与位置。表中的位置是从盖梁底部算起的。表2：加尔诺天桥质量分布情况质量大小(Kg )位置（从盖梁底部起）(mm)Md3078503070Mcb458701037Mc/281550总合M3618752745桥墩元素考虑到具体的约束和轴向荷载的双线性弯矩-曲率反应被预测采用层次分析技术，如图5和7。从桥墩顶部的刚性区域和剪切与粘结滑移变形的弯矩-曲率反应出每一桥墩的单调的力-位移包络线，如图6和8。关于预测单调的弯矩-曲率与力-位移反应的更多详细信息，可以在印地语zhoong发现（2001年)。按照下面普里斯特利等人（1994年）所述的极限位移计算中，桥墩的最小值抗剪能力均高于桥墩的抗剪切能力，如表4所示。表3：Clydesdale高架桥质量分布情况质量桥墩2桥墩3大小（Kg）位置（mm）大小（Kg）位置（mm）Md55861527826829802782Mcb530101394530101394Mc/2188600159000总合M63048525827518902625表4：桥墩特性特性加尔诺天桥Clydesdale高架桥桥墩1桥墩2桥墩3E（MPa）300003000030000A（m2）1.13042.23262.2326I(m4)0.04150.05600.0545最小的抗剪能（KN）3373943943当屈服剪力是753KN时，加尔诺天桥桥墩的屈服力和极限位移分别是125.5KN和870.5mm。如图6所示。该墩因为有好的支撑和约束因此有很高的延展性能力（大约其值是7）。对Clydesdale高架桥，桥墩2当屈服剪力是809KN时，预计的屈服力和极限位移分别是124.8KN和227.8mm；而桥墩3当屈服剪力是912KN时的预计的屈服力和极限位移分别是101KN和182.8mm。如图8所示。由于较差的支撑和约束，因此这些墩的延性能力很低（其值小于2）。图5(预测的弯矩-曲率反应加尔诺天桥)非线性动力学分析非线性动力学分析是使用CANNY E（Canny 1996年）的结构程序。CANNY的成熟的滞后模型已用于表示复杂和可变的混凝土滞后特性。它用来表示刚度退化、强度劣化，和挤压行为。为此滞后模型需要一个三线或双线性负载变形的包络线。低周疲劳将使CANNY的滞后模型不考虑任何退化。当使用 P 和 E2 的模型计算的损坏时，纵筋在低周疲劳的影响是滞后的。图6（双线性力-位移反应加尔诺天桥）图7(预测的弯矩-曲率反应Clydesdale高架桥)对一个给定的混凝土质量和结构类型的适当滞后参数根据钢筋和混凝土的约束进行粗略估计。斯通和泰勒（1993年）对圆形桥墩的65个测试记录进行逐步线性回归分析后得到的滞后参数建立闭式方程。这项研究使用这些方程来估计做了一些修改的刚度退化、强度劣化和挤压行为，以适应在 CANNY 中定义中的差异。图8（双线性力-位移反应Clydesdale高架桥）对一系列的非线性动态分析进行使用已经在1971年圣费尔南多、1978年米亚基冲（日本）、1989年洛马普列塔和1999年台湾地区的地震就有记录，符合温哥华稳定的基础频谱在50年里有2%超标的可能性。这些记录由Naumoski（1985年）使用合成器程序时产生。此程序计算为真正的加速度时程频谱。为了匹配计算频谱与目标频谱，提高和抑制计算频谱是由相应的傅立叶系数反复修改。加尔诺天桥建在新威斯敏斯特松土区。由此奠定坚实的基础促进程序使用于深度假定为200m和43m的分析，以研究在这两种情况下的损害可能的变化。考虑这两个的深度是因为他们在毗邻的桥梁的项目中被顾问发现和使用过。在非线性的分析中假定粘性阻尼是2%.在分析中考虑P影响是因为桥墩承受大约0.08fcAg的轴向荷载。如图5和7所示的预测双线性弯矩-曲率包络线，包括剪切与粘结滑移变形都被修改。这是通过给屈服位移增加屈服力的曲率，如图6和8所示。表4总结了在分析中用到的桥梁的特性。对该桥墩的建模是：在刚性的盖梁和上部结构的顶部与墩的顶部和质量重心区段建立，5个没有任何刚性的区域的单元和一个有刚性区域的单元。每次一步一步的分析时间间隔是0.02S。在每步的分析中墩顶部的力和位移都会被输出。损伤分析为了适用于具有不对称磁滞循环（如图 9 中所示）的地震反应的损伤模型，这种损害在E1、E2和P的模型中的每四分之一的循环中是可以预测的。如9图所示，每个振幅（）范围中连续的高峰值之间或一个高峰和零的值之间的差异，将在四分之一周期中被计算。一种是由道林（1972年）总结的有略有不同但类似的技术已被他人使用。非对称地震反应可能产生前期循环位移振幅比最初的要小（初期的周期有最大位移）。例如第二个周期中达到的位移（7结束）小于他之前达到了最大位移（3结束），如9图所示。因此，预测的刚度和开始退化单调反应的位置需要计算在3结束和在7结束时的损坏时的An。但是，如9图所示，由于4、5、6和7造成的低频累计增加的损坏使得在以7结束的极限位移将于以3结束的不同。下列为 Hindi教授和Sexsmith教授（2001年）建议的在这项研究中使用的分类： D0.1 : 没有损坏。 0.1D0.2 : 轻微损坏，轻破裂，很容易修复。 0.4D0.6 : 中度破坏，严重裂缝，覆盖物剥落,可修复。 0.6D1.0 : 造成严重破坏;裂缝广泛，钢筋外露，修复困难 D=1.0 : 彻底崩溃.图9：（循环计数方法）加尔诺天桥如前所述,这座桥是位于疏松土壤地区。损害分析是针对坚实和松土两种情况进行分析的。这被认为是评估桥梁柱在不同的土壤性质的的特性。如前所述两个提供的备选深度（200m和43m）是针对松散土壤中分析的。如图6所示，E1、E2和P模型预测损伤所需的所有单调的力-位移参数是从其反应中的得到的。从图10-13中可以显示出 E1、E2和P三种损坏模型的损坏过程，由CANNY程序可以输出力-位移滞回循环和时间位移反应。这些数字只显示出部分的结果，完整的结果可以在 Hindi教授（2001年）中找到。E1和P的模型预测的损坏非常相近，并且显示的地震动过程中损伤的发展。相对于E1和P模型，E2 模型的损坏较小。记录中，对于研究的43m，桥梁建在坚实的基础上或者松散的基础上时，在地震中其抗震性表现良好。图10的简单示例就证明了地震时产生可以忽略的弹性周期。根据这些地震记录得出，在E1和P模型显示出破坏很小，大约为0.1。这种损坏，在 Hindi教授和Sexsmith教授提出（2001年）中损坏的分类中被认为是没有损伤。这是意料之中的，因为桥梁有足够细节设计和横向抗震设计。图10（洛马普列塔地震时加尔诺天桥的变化（坚实的基础）另一方面，如图1113所示，当考虑桥梁在200m深的坚实基础时，在选定的地震记录中，桥墩表现出重大的损坏。这些数字表明，这种情况下产生了一些重要的无弹性周期。如图12所示1978年米亚基冲地震估计在E1和P两模型中使得桥墩完全损坏（D=1.0）整个损害发生在一个周期里，因为在此周期中将产生大的位移。其他地震产生重大损害，其值是在0.5和0.8之间。虽然E2模型比E1和P模型表现出较少的伤害，但是其数值仍然至关重要。图11（洛马普列塔地震时加尔诺天桥的变化（200m深）图12（1978年米亚基冲地震时加尔诺天桥的变化（坚实的基础）图13（1971年圣费尔南多地震时加尔诺天桥的变化（200m深）Clydesdale高架桥因为这座桥梁是建立在坚定的基础上的，所以只考虑坚定基础上的地震记录。如图8所示，E1、E2和P模型预测损伤所需的所有单调的力-位移参数是从其反应中的得到的。从图14和16中可以显示出 E1、E2和P三种损坏模型中桥墩2的损坏过程，并由CANNY程序可以输出力-位移滞回循环和时间位移反应。桥墩2和桥墩3的完全损害的记载可以在 Hindi教授（2001年）中发现。图14（1989年洛马普列塔地震时Clydesdale高架桥的变化（桥墩2） 桥墩2在 E1和P模型的预测时（图15所示），对于1971年圣费尔南多和1999年台湾地区的地震是完全损坏（D=1.0）。在这些地震中桥墩3也表示出完全损坏（在2001年 Hindi教授中可以发现）。这些都发生在第一个弹性周期，因为它要求有较高的延性能力。在E1和P模型中对于1989年洛马普列塔地震对于桥墩3的估计值是1.0（完全损坏）。在P模型中，对于其他的地震记录值是小于1.0。但是，在 Hindi教授和Sexsmith教授提出（2001年）中损坏的分类中被认为是重大的损坏而且有时是很难修复的。这些都证实了人们的预测，因为这座桥的加固和细节设计都差。图15（1999年台湾地震时Clydesdale高架桥的变化（桥墩2）总结： 结论是，提议的损坏模型可以运用于现实生活中，也可以运用于可以产生单调力位移的结构元素。P模式预测的桥墩的损害与预期的损害相比是合理的。对于加尔诺天桥，E1和P模型预测的损害与实际是接近的。但是对于Clydesdale高架桥E1模型给出的值要比P模型高。这是因为这座桥梁的延展性能力低，而这正是定义E1模型的最重要的影响因素。在整个加载过程中，E2模式下预测的两座桥梁的损害与E1和P模式相比较低，因为E2模式仅仅是基于纵筋的低周疲劳。研究表明，P模式易于运用在现存的单柱桥墩在实际地震荷载的估算。其值总是从原始状态（永远不会加载元素）零范围到1.0的崩溃状态。P模式的另一个优点是，它最大限度地减少工程中需要假定的参数数量。但是，当它运用于其中的一个组成部分（墩柱）的失败可能不会导致系统崩溃的较冗余的体系（例有多列桥墩）中就比较复杂。致谢:这项研究是由加拿大国家科学与工程研究理事会投资的。对这种支持深表谢意。并特别感谢不列颠哥伦比亚大学的Donald Anderson 博士在非线性分析提供的宝贵帮助。参考文献：1 ATC-