王獻(xiàn)摯，鄧治國，李建中

(1. 同濟(jì)大學(xué) 土木工程防災(zāi)國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，上海 200092；2. 山西路橋集團(tuán)運(yùn)寶黃河大橋建設(shè)管理有限公司，太原 030006)

近年來，矮塔斜拉橋作為一種介于連續(xù)梁(剛構(gòu))橋和斜拉橋之間的組合體系橋型，以其良好的結(jié)構(gòu)性能和經(jīng)濟(jì)指標(biāo)，在國內(nèi)外取得迅猛發(fā)展[1-2]。據(jù)相關(guān)統(tǒng)計(jì)[3]，截至2012年，在全世界范圍內(nèi)已有近百座矮塔斜拉橋建成，其中有50余座在我國境內(nèi)。而國內(nèi)外歷次大地震的教訓(xùn)表明，在強(qiáng)震作用下，橋梁作為交通運(yùn)輸工程中的樞紐環(huán)節(jié)，一旦遭到嚴(yán)重?fù)p傷，會對救災(zāi)工作造成巨大困難。因此，基于矮塔斜拉橋的廣闊應(yīng)用前景，其抗震性能已逐漸引起國內(nèi)外學(xué)者的關(guān)注。

目前，針對矮塔斜拉橋抗震性能的研究大多集中在地震響應(yīng)數(shù)值計(jì)算上，如：蔡鵬程[4]以福建漳州戰(zhàn)備大橋主橋?yàn)楸尘?，采用ANSYS建立模型，選取支承條件、邊主跨比、主梁高跨比和主塔高跨比4個(gè)參數(shù)進(jìn)行地震反應(yīng)分析；朱保華[5]采用Midas/Civil建立了一座多塔矮塔斜拉橋的有限元模型，分析了索塔形式和跨數(shù)對多塔矮塔斜拉橋動力特性的影響；谷音等[6]基于OpenSees建立了典型矮塔斜拉橋的非線性模型，采用增量動力分析法(Incremental Dynamic Analysis，IDA)進(jìn)行非線性時(shí)程分析，分別探討了在縱橋向和橫橋向地震作用下矮塔斜拉橋結(jié)構(gòu)的構(gòu)件破壞規(guī)律；陳卓[7]采用SAP2000對四方橋進(jìn)行動力特性研究，并選用一系列鉛芯橡膠支座進(jìn)行減隔震研究；劉昊蘇等[8]基于Midas/Civil建立曲線矮塔斜拉橋模型，研究不同的橋梁設(shè)計(jì)半徑及墩梁的連接形式對橋梁抗震性能的影響。

此外，在模型試驗(yàn)方面，彭晶蓉[9]通過對某部分斜拉橋進(jìn)行縮尺，開展了靜力相似試驗(yàn)，模擬實(shí)橋施工過程和成橋運(yùn)營階段的結(jié)構(gòu)響應(yīng)；Yang等[10]以南昌朝陽大橋?yàn)楸尘?，設(shè)計(jì)了半結(jié)構(gòu)振動臺模型試驗(yàn)，比較了拉索支座體系與摩擦支座體系下結(jié)構(gòu)關(guān)鍵位置的響應(yīng)。

綜上所述，國內(nèi)外學(xué)者對矮塔斜拉橋開展的研究已取得初步成果，但主要依托于有限元數(shù)值模型分析，在試驗(yàn)方面的研究仍較少，并且尚未對矮塔斜拉橋的地震損傷過程進(jìn)行過研究。而振動臺試驗(yàn)作為一種直接模擬地震激勵、觀測結(jié)構(gòu)動力響應(yīng)的試驗(yàn)方法，能夠真實(shí)反映結(jié)構(gòu)動力特性，檢驗(yàn)結(jié)構(gòu)抗震性能，研究結(jié)構(gòu)地震損傷發(fā)展過程。因此，很有必要開展針對矮塔斜拉橋地震損傷過程的振動臺試驗(yàn)研究。

本文基于同濟(jì)大學(xué)土木工程防災(zāi)國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室的多功能振動臺試驗(yàn)室，以一座典型多塔矮塔斜拉橋?yàn)檠芯繉ο?，設(shè)計(jì)了縮尺比為1/20的全橋振動臺試驗(yàn)?zāi)Ｐ?，進(jìn)行了振動臺模型縱橋向破壞性試驗(yàn)，研究矮塔斜拉橋在強(qiáng)震作用下的損傷發(fā)展過程，為將來矮塔斜拉橋的抗震分析和設(shè)計(jì)理論研究提供最直接的試驗(yàn)數(shù)據(jù)。

1 試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮O(shè)計(jì)

1.1 背景工程

本文選取某典型塔墩梁固結(jié)體系矮塔斜拉橋?yàn)楣こ瘫尘埃摌蚴且蛔鐝讲贾脼?10 m+200 m+200 m+110 m的三塔矮塔斜拉橋，全長620 m，如圖1所示。圖1中，主梁為單箱五室變截面箱型梁，頂板寬34 m，底板寬25 m，根部梁高7 m，跨中梁高3 m；三個(gè)主塔均為人字形，塔高33 m，塔身橫向?qū)?.9 m，縱向上部塔身寬7 m，下部分作兩斜腿，底部總寬9 m；每個(gè)主塔上各設(shè)26對斜拉索，采用單索面雙排索的布置形式，每排13對，兩排橫向間距1 m；下部結(jié)構(gòu)三處主墩均采用雙薄壁實(shí)體墩，墩高分別為40 m，45 m和45 m，兩處連接墩均采用等截面空心墩；連接墩上設(shè)雙向活動支座。

圖1 典型矮塔斜拉橋總體布置圖(m)Fig.1 Schematic of typical extra-dosed cable-stayed bridge (m)

1.2 振動臺試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮O(shè)計(jì)

1.2.1 相似常數(shù)設(shè)計(jì)

振動臺試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷脑O(shè)計(jì)需要綜合考慮振動臺承載能力及試驗(yàn)場地尺寸等因素。本試驗(yàn)根據(jù)同濟(jì)大學(xué)多功能振動臺試驗(yàn)室的場地與試驗(yàn)設(shè)備條件，確定試驗(yàn)?zāi)Ｐ涂s尺比為1∶20。而為了方便試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷闹谱髋c安裝，試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷闹髁喊凑談偠鹊刃c質(zhì)量等效的原則簡化為鋼梁，采用冷軋Q345qD鋼板制作。試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷闹魉?、主墩等?gòu)件均采用M15微?；炷?，混凝土的彈性模量相似常數(shù)取為1/3。由于試驗(yàn)?zāi)Ｐ团c原型在同一重力場中，為免重力模擬失真，加速度相似常數(shù)取為1。其余物理量的相似常數(shù)采用量綱分析法分別進(jìn)行推導(dǎo)，如表1所示。

表1 試驗(yàn)?zāi)Ｐ拖嗨瞥?shù)

依據(jù)上述相似常數(shù)進(jìn)行模型總體設(shè)計(jì)，得到試驗(yàn)?zāi)Ｐ涂傞L為31 m，模型振動臺布置如圖2所示。本試驗(yàn)中每處主塔與其對應(yīng)的主墩采用整體澆筑方式制作，合稱作橋塔，分別記為T1，T2及T3。模型主梁為鋼梁，通過梁端與橋塔預(yù)埋件焊接來實(shí)現(xiàn)塔梁墩固結(jié)。三個(gè)橋塔T1，T2及T3分別安裝在振動臺C臺、B臺與D臺上，兩側(cè)連接墩分別安裝在試驗(yàn)槽道兩側(cè)的地面上。

圖2 試驗(yàn)?zāi)Ｐ驼駝优_布置圖 (cm)Fig.2 Shaking table layout of test model (cm)

1.2.2 橋塔設(shè)計(jì)

試驗(yàn)?zāi)Ｐ蜆蛩叽鐕?yán)格遵循相似比進(jìn)行設(shè)計(jì)。而橋塔截面配筋設(shè)計(jì)時(shí)，若仍遵循1∶20的縮尺比，將出現(xiàn)鋼筋直徑過小的問題，給模型制作帶來巨大困難。因此本試驗(yàn)主要把握構(gòu)件層面的抗彎能力等效與抗剪能力等效原則[11]，分別對試驗(yàn)?zāi)Ｐ蜆蛩鹘孛孢M(jìn)行配筋設(shè)計(jì)，使試驗(yàn)?zāi)Ｐ团c原型剛度相似，能夠反映原型的地震響應(yīng)特點(diǎn)及損傷破壞過程。以T2橋塔為例，其構(gòu)造及截面配筋如圖3所示。

圖3 試驗(yàn)?zāi)Ｐ蜆蛩O(shè)計(jì)圖(cm)Fig.3 Design of main tower of test model (cm)

1.2.3 主梁設(shè)計(jì)

大量研究表明，地震作用下，矮塔斜拉橋的地震易損部位主要是主塔與主墩，主梁所受地震力普遍較小，一般在彈性范圍內(nèi)工作。因此在試驗(yàn)?zāi)Ｐ椭髁涸O(shè)計(jì)時(shí)，主要按照剛度等效和質(zhì)量等效原則，把原型混凝土梁等效設(shè)計(jì)為鋼梁。

鋼梁截面首先依據(jù)原型主梁截面尺寸進(jìn)行初步擬定，而后按照剛度等效原則，通過逐步調(diào)整及試算，使全橋自振周期基本與原型接近，從而得到等效主梁截面，如圖4所示。最后，按照質(zhì)量等效原則，計(jì)算出與原型混凝土梁質(zhì)量相似的鋼梁質(zhì)量。

圖4 試驗(yàn)?zāi)Ｐ椭髁涸O(shè)計(jì)圖(cm)Fig.4 Design of main girder of test model (cm)

1.2.4 斜拉索設(shè)計(jì)

由于原型斜拉索錨點(diǎn)間距較小，縮尺后無法滿足斜拉索端部錨點(diǎn)構(gòu)造要求，因此按照斜拉索總體豎向分力等效的原則，將每個(gè)主塔上的26對斜拉索縮減作5對，梁上錨點(diǎn)間距取0.72 m，塔上錨點(diǎn)間距取0.15 m。此外，模型斜拉索采用直徑12.5 mm鋼絲繩，以滿足試驗(yàn)中最大索力需求。

1.2.5 配重與支承設(shè)計(jì)

對于振動臺試驗(yàn)，為準(zhǔn)確反映原型結(jié)構(gòu)抗震性能，需要確保試驗(yàn)?zāi)Ｐ蛻T性力與原型相似，即確保結(jié)構(gòu)質(zhì)量相似[12]。由于模型材料密度有限，僅靠模型自身質(zhì)量，無法滿足結(jié)構(gòu)質(zhì)量相似要求。因此，需要根據(jù)按質(zhì)量相似常數(shù)計(jì)算得到的試驗(yàn)?zāi)Ｐ屠碚撡|(zhì)量對模型進(jìn)行配重設(shè)計(jì)。

本試驗(yàn)中模型主要構(gòu)件的附加質(zhì)量如表2所示。配重布置如圖5所示。其中，主梁配重采用方形配重鋼塊的形式施加，單塊質(zhì)量為2 t；橋塔配重則采用配重箱的形式施加，對稱布置，箱中放置鑄鐵塊與鉛塊，并嵌入楔子以使鑄鐵塊與鉛塊緊實(shí)。

表2 試驗(yàn)?zāi)Ｐ团渲卦O(shè)計(jì)

圖5 試驗(yàn)?zāi)Ｐ团渲夭贾脠DFig.5 Elevation of additional mass of test model

此外，本試驗(yàn)兩個(gè)連接墩處采用雙向滑動的四氟滑板橡膠支座來模擬原橋的雙向活動支座。

按照上述設(shè)計(jì)方法制作、安裝完成后的振動臺試驗(yàn)全橋模型如圖6所示。

圖6 振動臺全橋試驗(yàn)?zāi)Ｐ虵ig.6 Completed test model on shaking tables

1.3 有限元驗(yàn)證

在模型設(shè)計(jì)過程中，由于難以制造出嚴(yán)格遵循各項(xiàng)相似關(guān)系的理想模型，本試驗(yàn)進(jìn)行了部分簡化處理(主要是橋塔截面配筋設(shè)計(jì)、主梁截面等效設(shè)計(jì)及斜拉索并索處理)得到試驗(yàn)?zāi)Ｐ?。為?yàn)證上述簡化過程的合理性，本節(jié)采用SAP2000軟件建立了有限元模型，對比理想模型和試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷哪B(tài)分析和反應(yīng)譜分析結(jié)果。其中，反應(yīng)譜分析時(shí)輸入的是原型橋梁場址處地震安全性評價(jià)報(bào)告提供的相應(yīng)于E2概率水平(罕遇地震)的場地加速度反應(yīng)譜，如圖7所示。

圖7 E2反應(yīng)譜Fig.7 E2 response spectrum

采用SAP2000軟件建立的理想模型有限元模型如圖8所示。理想模型的結(jié)構(gòu)尺寸、材料彈性模量與密度等均嚴(yán)格遵循其與原型橋梁的相似關(guān)系。主梁、主塔與主墩均采用彈性梁單元模擬，單元材料為M15微粒混凝土，彈性模量按1/3的相似常數(shù)取為1.183×104MPa，主梁二期恒載以線質(zhì)量形式實(shí)現(xiàn)；斜拉索采用桁架單元模擬，每個(gè)主塔各26對拉索，單根拉索截面直徑為4.935×10-3m；連接墩與主梁間的活動支座采用縱、橫向活動的線性連接單元模擬。

圖8 理論模型有限元模型Fig.8 The finite element model of theoretical model

試驗(yàn)?zāi)Ｐ陀邢拊Ｐ偷闹魉?、主墩尺寸與理想模型有限元模型一致，主梁則采用1.2.3節(jié)所設(shè)計(jì)的鋼梁截面，單元材料為Q345qD鋼材，彈性模量按1.0的相似常數(shù)取為2.1×105MPa，附加質(zhì)量按1.2.5節(jié)設(shè)計(jì)。每個(gè)主塔各5對拉索，單根拉索截面直徑為12.5 mm。連接墩處的四氟滑板橡膠支座采用縱、橫向活動的線性連接單元模擬。

理想模型與試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷目v橋向一階自振周期和主墩墩底縱向彎矩反應(yīng)譜分析結(jié)果的對比如表3所示。由表中結(jié)果可知，簡化后的試驗(yàn)?zāi)Ｐ湍軌蜉^為準(zhǔn)確地反映出原型結(jié)構(gòu)的動力特征和地震響應(yīng)，可以用來進(jìn)行振動臺試驗(yàn)。

表3 理論模型與試驗(yàn)?zāi)Ｐ头治鼋Y(jié)果對比

2 試驗(yàn)工況與測點(diǎn)布置

2.1 地震波選取

本試驗(yàn)選取一條與原型橋梁場地類型相同的實(shí)際地震記錄(El Centro波)和一條人工合成地震波(場地人工波)作為振動臺臺面輸入。其中，El Centro波是1940年美國加州埃爾森特羅地震中在El Centro Array #9站臺記錄的[13]，加速度峰值0.280 8g，持續(xù)時(shí)間53.71 s；而場地人工波依據(jù)圖7所示E2反應(yīng)譜人工擬合的地震動加速度記錄，加速度峰值0.385 1g，持續(xù)時(shí)間40 s。

將上述地震動分別調(diào)整到加速度峰值為0.1g，并按照時(shí)間相似常數(shù)St=0.223 6進(jìn)行時(shí)間軸壓縮，通過峰值歸一化與時(shí)間軸壓縮處理后得到的加速度時(shí)程曲線，如圖9所示。

2.2 工況設(shè)計(jì)

為研究矮塔斜拉橋的抗震性能與地震損傷發(fā)展過程，本試驗(yàn)主要設(shè)計(jì)了兩個(gè)工況。A工況采用El Centro波加載，控制結(jié)構(gòu)在彈性范圍；B工況采用場地人工波加載，通過逐級增大場地人工波的峰值地面加速度(Peak Ground Acceleration, PGA)[14]，對該試驗(yàn)?zāi)Ｐ瓦M(jìn)行地震損傷試驗(yàn)，一直加載至結(jié)構(gòu)破壞。

試驗(yàn)時(shí)，按照表4所示的各試驗(yàn)工況峰值加速度，將圖9所示調(diào)整后的El Centro波和場地人工波加速度時(shí)程曲線分別乘以相應(yīng)的放大倍數(shù)，在三個(gè)振動臺沿縱橋向進(jìn)行一致輸入。

表4 試驗(yàn)加載工況

圖9 振動臺試驗(yàn)輸入地震波Fig.9 Earthquake wave of shaking table tests

各工況開始前，均采用白噪聲對試驗(yàn)?zāi)Ｐ瓦M(jìn)行掃頻試驗(yàn)，測量結(jié)構(gòu)自振頻率等動力特征參數(shù)，記錄結(jié)構(gòu)破壞過程中的動力特征變化。

2.3 測點(diǎn)布置

為了測量試驗(yàn)過程中結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)，本試驗(yàn)共用242個(gè)數(shù)據(jù)采集通道。其中，加速度計(jì)18個(gè)，位移計(jì)18個(gè)，力傳感器30個(gè)，應(yīng)變片176個(gè)，具體分布情況如表5所示。

表5 試驗(yàn)測點(diǎn)布置

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 試驗(yàn)現(xiàn)象描述

通過在每個(gè)工況結(jié)束后觀察試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷膿p傷情況，記錄得到如下試驗(yàn)現(xiàn)象：

在加載工況A中，振動臺臺面輸入PGA相對較小(0.10～0.30g)，主橋縱向振動幅度較小，主塔與主墩表面均沒有出現(xiàn)裂縫。

在加載工況B中，在振動臺臺面輸入PGA較小時(shí)(0.10～0.30g)，主橋縱向振動幅度較小，主塔與主墩表面均沒有出現(xiàn)裂縫；當(dāng)振動臺臺面輸入PGA達(dá)到0.35g時(shí)，橋塔T1，T3的主墩墩底處混凝土開始出現(xiàn)微裂縫，裂縫寬度均小于0.1 mm；當(dāng)臺面輸入PGA在0.40～0.60g時(shí)，主墩墩底部位和墩頂部位陸續(xù)出現(xiàn)新裂縫，且舊裂縫進(jìn)一步延展，部分形成了貫穿截面的環(huán)狀裂縫；當(dāng)臺面輸入PGA在0.70～0.90g時(shí)，主墩墩底部位和墩頂部位出現(xiàn)了局部混凝土輕微剝落的現(xiàn)象；當(dāng)臺面輸入PGA在1.00g時(shí)，主墩墩底部位和墩頂部位混凝土的剝落情況加劇，出現(xiàn)小面積剝落，暴露出部分縱筋與箍筋；當(dāng)臺面輸入PGA在1.10～1.20g時(shí)，主墩墩底部位和墩頂部位的混凝土剝落面積進(jìn)一步增大，其中墩底部位局部有大塊混凝土剝落，縱筋與箍筋更明顯地露出，個(gè)別縱筋發(fā)生輕微的屈曲變形；當(dāng)臺面輸入PGA在1.30～1.50g時(shí)，主墩墩底部位和墩頂部位混凝土發(fā)生大面積剝落，出現(xiàn)屈曲變形的縱筋增多，墩底部位的部分核心混凝土碎裂，并逐漸與縱筋箍筋剝離，剝離處箍筋鼓起，縱筋屈曲變形嚴(yán)重。至此，橋塔發(fā)生嚴(yán)重破壞。此時(shí)，主塔無明顯裂縫，主橋有一定殘余位移，但并未倒塌，為安全考慮，停止試驗(yàn)加載。試驗(yàn)停止后，結(jié)構(gòu)損傷情況(以T2橋塔為例)如圖10所示。

圖10 試驗(yàn)?zāi)Ｐ蛽p傷情況Fig.10 Damage situation of test model

由圖10可知：①由于縱橋向雙薄壁墩形式主墩及塔梁墩固結(jié)體系主橋的框架效應(yīng)，試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷卣饟p傷主要出現(xiàn)在主墩墩底與墩頂部位，主塔基本無損傷；②主墩墩底部位損傷嚴(yán)重，混凝土壓潰，箍筋鼓出，縱筋嚴(yán)重屈曲；③隨著主墩墩底部位形成塑性鉸，框架效應(yīng)減弱，因此主墩墩頂部位的損傷情況沒有主墩墩底部位嚴(yán)重，僅表現(xiàn)為保護(hù)層混凝土剝落和縱筋輕微屈曲。

3.2 動力特性

本試驗(yàn)在加載工況A開始前，采用峰值加速度為0.10g的白噪聲對試驗(yàn)?zāi)Ｐ瓦M(jìn)行了掃頻試驗(yàn)，以三個(gè)橋塔塔頂觀測點(diǎn)的加速度響應(yīng)對相應(yīng)臺面輸入的白噪聲信號做傳遞函數(shù)，得到傳遞函數(shù)的幅頻圖如圖11所示。由圖11可知，三個(gè)橋塔塔頂加速度幅頻曲線基本吻合，一階自振頻率可明顯識別，為1.375 Hz，即一階周期0.727 s。再通過半功率帶寬法，計(jì)算得到試驗(yàn)?zāi)Ｐ鸵浑A振型阻尼比為0.081。

圖11 白噪聲激勵下的塔頂加速度測點(diǎn)傳遞函數(shù)幅頻圖Fig.11 Amplitude-frequency diagram

由表3可知，試驗(yàn)?zāi)Ｐ鸵浑A周期目標(biāo)值為0.634 s，而實(shí)測一階周期為0.727 s，存在一定誤差，但總體而言試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷膭恿μ卣鲄?shù)與設(shè)計(jì)預(yù)期基本相符，能夠反映原型地震響應(yīng)特點(diǎn)。

另外，以T2橋塔為例，將沿橋塔高度方向布置的三個(gè)縱橋向加速度測點(diǎn)(主墩中部、主墩墩頂及主塔塔頂處)的傳遞函數(shù)幅頻特性，經(jīng)歸一化后得到該白噪聲工況下橋塔縱橋向一階振型示意圖如圖12所示。由圖12可知，本試驗(yàn)中矮塔斜拉橋的一階振型表現(xiàn)為橋塔縱橋向振動。不同于常規(guī)斜拉橋橋塔的是，矮塔斜拉橋一階振型的主塔塔頂處與主墩墩頂(即主塔塔底)處的振幅很接近，說明主塔自身振動幅度較小，全橋縱向振動基本為主墩振動，這也印證了試驗(yàn)中地震損傷主要出現(xiàn)在主墩墩底與墩頂部位而主塔基本無損傷的現(xiàn)象。

圖12 白噪聲工況下T2橋塔縱橋向一階振型圖Fig.12 First-order mode of T2 tower

本試驗(yàn)在加載工況B開始前與峰值加速度0.30～1.50g的各工況結(jié)束后均采用了峰值加速度為0.10g的白噪聲進(jìn)行掃頻試驗(yàn)。表6所示的是以T2橋塔的塔頂測點(diǎn)加速度響應(yīng)傳遞函數(shù)為例得到的結(jié)構(gòu)一階自振周期和阻尼比隨臺面輸入PGA的變化。由表6可知，加載工況B開始前，結(jié)構(gòu)一階周期仍為0.727 s，阻尼比仍為0.081，表明加載工況A結(jié)束后結(jié)構(gòu)仍處于彈性范圍；當(dāng)臺面輸入PGA在0.30～0.40g時(shí)，結(jié)構(gòu)一階周期變?yōu)?.762 s，阻尼比逐漸增加，表明結(jié)構(gòu)開始出現(xiàn)輕微剛度退化；當(dāng)臺面輸入PGA在0.50～0.90g時(shí)，結(jié)構(gòu)一階周期進(jìn)一步增大，阻尼比雖然在0.60～0.90g時(shí)有一定減小，但可能是半功率帶寬法的誤差所致，總體仍維持在約0.13～0.14，較0.4g以前的阻尼比有較大提升，可見結(jié)構(gòu)剛度發(fā)生進(jìn)一步退化；當(dāng)臺面輸入PGA在1.00～1.50g時(shí)，結(jié)構(gòu)一階周期達(dá)到1.067 s，阻尼比急劇增大，表明結(jié)構(gòu)地震損傷嚴(yán)重。

表6 試驗(yàn)?zāi)Ｐ鸵浑A振型自振周期及阻尼比

3.3 位移響應(yīng)

在縱橋向兩條地震波作用下，T2橋塔的主墩墩頂測點(diǎn)和主塔塔頂測點(diǎn)的最大位移響應(yīng)隨臺面輸入PGA的變化關(guān)系如圖13所示。

由圖13可知，當(dāng)臺面輸入PGA在0.1～0.3g時(shí)，場地人工波作用下的塔頂最大位移均略大于El Centro波，這是由于場地人工波與El Centro波的地震動特性不同，場地人工波的特征周期更長，長周期成分更豐富，激發(fā)的結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)較大；當(dāng)場地人工波的臺面輸入PGA為0.1～0.35g時(shí)，模型最大位移響應(yīng)基本保持線性增長，表明結(jié)構(gòu)整體處于彈性階段；當(dāng)場地人工波的臺面輸入PGA達(dá)到0.4g時(shí)，最大位移曲線的斜率明顯增大，表明此時(shí)結(jié)構(gòu)剛度有所下降，開始進(jìn)入塑性階段；當(dāng)場地人工波的臺面輸入PGA為0.5～1.5g時(shí)，主塔塔頂測點(diǎn)與主墩墩頂測點(diǎn)的位移反應(yīng)雖然總體呈增長趨勢，但已不再保持線性增加，表明結(jié)構(gòu)已逐步出現(xiàn)損傷；而對于不同臺面輸入PGA時(shí)，主塔塔頂測點(diǎn)與主墩墩頂測點(diǎn)的最大位移基本相同，表明在整個(gè)縱橋向的損傷發(fā)展過程中，包括彈性階段和屈服階段，矮塔斜拉橋的主塔自身變形都較小，塔頂縱向位移主要由主墩變形產(chǎn)生。

3.4 鋼筋應(yīng)變響應(yīng)

圖14顯示在不同臺面輸入PGA下,試驗(yàn)?zāi)Ｐ蚑2橋塔主塔塔底、主墩墩頂及主墩墩底截面的所有被測縱筋的最大應(yīng)變響應(yīng)。

從圖14(a)可知，主墩墩底截面的縱筋應(yīng)變在臺面輸入PGA為0.35g時(shí)基本達(dá)到鋼筋屈服應(yīng)變0.002，表明此時(shí)結(jié)構(gòu)剛要進(jìn)入塑性階段；在臺面輸入PGA達(dá)到0.4g時(shí)，主墩墩底截面縱筋應(yīng)變急劇增大至約0.005，鋼筋發(fā)生屈服，表明結(jié)構(gòu)已進(jìn)入塑性階段；在臺面輸入PGA為1.2～1.5g時(shí)，主墩墩底截面縱筋應(yīng)變發(fā)生損壞，退出工作。

圖13 不同測點(diǎn)最大位移響應(yīng)隨臺面輸入PGA變化曲線Fig.13 Maximum displacement of measuring points

從圖14(b)可知，主墩墩頂截面的縱筋應(yīng)變在臺面輸入PGA為0.8g時(shí)基本達(dá)到鋼筋屈服應(yīng)變0.002，表明此時(shí)主墩墩頂部位剛要進(jìn)入塑性階段，這也驗(yàn)證了試驗(yàn)中觀察到主墩墩底截面比主墩墩頂截面先出現(xiàn)損傷的現(xiàn)象；而當(dāng)臺面輸入PGA達(dá)到0.9g后，雖然臺面輸入PGA進(jìn)一步增大，但主墩墩頂鋼筋應(yīng)變基本不再增加,這主要是由于主墩墩底部位已形成塑性鉸，雙薄壁墩形式主墩的框架效應(yīng)受到削弱，因此主墩墩頂部位的結(jié)構(gòu)響應(yīng)不再明顯變化。

從圖14(c)可見，主塔塔底截面的縱筋應(yīng)變最大值約為0.000 8，遠(yuǎn)小于鋼筋屈服應(yīng)變0.002，表明主塔始終保持彈性狀態(tài)；當(dāng)臺面輸入PGA為0.1～0.35g時(shí)，主塔塔底鋼筋應(yīng)變基本隨臺面輸入PGA線性增大；當(dāng)臺面輸入PGA達(dá)到0.4g后，主塔塔底鋼筋應(yīng)變曲線斜率出現(xiàn)變緩，這是由于下部主墩墩底截面開始進(jìn)入塑性，結(jié)構(gòu)發(fā)生初步損傷；當(dāng)臺面輸入PGA達(dá)到0.9g后，雖然臺面輸入PGA進(jìn)一步增大，但主塔塔底鋼筋應(yīng)變已基本不再增加，這是由于主墩墩底部位已形成塑性鉸，因此結(jié)構(gòu)內(nèi)力不再明顯增大。

圖14 不同測點(diǎn)最大應(yīng)變響應(yīng)隨臺面輸入PGA變化曲線Fig.14 Maximum strain of measuring points

4 結(jié) 論

本文以一座典型的多塔矮塔斜拉橋?yàn)檠芯繉ο螅鶕?jù)相似理論設(shè)計(jì)了縮尺比為1∶20的全橋振動臺試驗(yàn)?zāi)Ｐ?，開展了縱橋向破壞性試驗(yàn)，研究了矮塔斜拉橋的縱橋向地震損傷發(fā)展過程，主要研究結(jié)論如下：

(1) 隨著地震輸入PGA的增大，結(jié)構(gòu)一階周期和阻尼比總體呈增大趨勢，試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷卣饟p傷逐漸加劇。在場地人工波PGA為1.5g時(shí)，主墩墩底部位核心混凝土壓潰，縱筋嚴(yán)重屈曲，主墩墩頂部位混凝土大面積剝落，縱筋輕微屈曲，而主塔表面未出現(xiàn)明顯裂縫，基本無損傷。

(2) 當(dāng)場地人工波PGA<0.35g時(shí)，結(jié)構(gòu)為彈性，超出0.35g后，主墩墩底截面縱筋應(yīng)變最大值超過鋼筋屈服應(yīng)變，結(jié)構(gòu)進(jìn)入塑性階段。

(3) 對于相同的PGA，由于場地人工波的特征周期更長，長周期成分更豐富，激發(fā)的結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)均比El Centro波激發(fā)的結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)大。