汪振，張文學(xué)，陳士通,2，方蓉

(1.北京工業(yè)大學(xué) 建筑工程學(xué)院，北京 100124； 2.石家莊鐵道大學(xué) 河北省交通應(yīng)急保障工程技術(shù)研究中心，河北 石家莊 050043)

斜拉橋因其力學(xué)性能好且跨越能力強(qiáng)，在過(guò)去幾十年中得到快速發(fā)展?；谛熊嚢踩驼鸷笮迯?fù)等因素的考慮，規(guī)范[1-2]中要求其在E1地震作用下結(jié)構(gòu)應(yīng)保持在彈性范圍內(nèi)，而在E2地震作用下主塔等重要受力構(gòu)件產(chǎn)生的局部損傷也應(yīng)當(dāng)可修復(fù)。然而，1995年神戶地震[3]及1999年我國(guó)臺(tái)灣省集集鎮(zhèn)地震[4]中斜拉橋均觀測(cè)到明顯的震害，因而研究其在地震作用下的響應(yīng)特性及損傷模式有重要意義。

目前在實(shí)際工程中為改善斜拉橋抗震性能，通常采取減隔震設(shè)計(jì)。不同學(xué)者對(duì)大跨度橋梁中減隔震體系的應(yīng)用已展開(kāi)了深入的研究。Sharabash等[5]分析了一種使用形狀記憶合金(SMAs)的新型被動(dòng)減震裝置，研究表明其能改善斜拉橋的抗震性能；Soneji等[6]研究了在雙向地震作用下斜拉橋隔震的有效性與局限性。此外，還有學(xué)者對(duì)減隔震裝置的混合使用以及參數(shù)設(shè)置進(jìn)行了深入的研究[7-10]。以上研究主要通過(guò)對(duì)減隔震裝置的技術(shù)創(chuàng)新和優(yōu)化設(shè)計(jì)來(lái)控制橋梁的地震響應(yīng)，忽略了可以通過(guò)對(duì)斜拉橋主塔結(jié)構(gòu)形式的優(yōu)化設(shè)計(jì)提升主塔的抗震性能，以達(dá)到橋梁抗震設(shè)計(jì)的目標(biāo)要求。

低重心斜拉橋由于其重心高度非常低，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)動(dòng)力特性會(huì)有很大不同[11-12]。目前關(guān)于不同結(jié)構(gòu)體系低重心斜拉橋地震響應(yīng)特性和強(qiáng)震損傷模式的研究還相對(duì)較少。為此，本文以某雙塔半漂浮體系斜拉橋?yàn)楣こ瘫尘埃O(shè)計(jì)了3個(gè)不同的低重心斜拉橋試驗(yàn)?zāi)Ｐ?，通過(guò)模擬地震振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)，研究了不同結(jié)構(gòu)體系、不同形式橋塔模型的動(dòng)力特性和破壞模式。

1 振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮O(shè)計(jì)

本文選取某雙塔雙索面組合梁斜拉橋?yàn)檎駝?dòng)臺(tái)試驗(yàn)原型橋。主橋全長(zhǎng)為636.6 m，跨徑組合為32.9 m+115.4 m+340 m+115.4 m+32.9 m。該斜拉橋?yàn)榘肫◇w系，橋塔采用縱向1字形索塔，索塔高為119.629 m，塔柱采用空心箱型斷面，橋梁全寬36.6 m。主橋各塔均布置13對(duì)索及橫、豎向限位裝置。

在本次試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷脑O(shè)計(jì)中，由于試驗(yàn)設(shè)備中振動(dòng)臺(tái)臺(tái)面尺寸僅為3 m×3 m，為滿足全橋模型的長(zhǎng)度要求，采用鋼梁將振動(dòng)臺(tái)臺(tái)面加長(zhǎng)至5 m，并參照加長(zhǎng)后臺(tái)面尺寸設(shè)計(jì)了3個(gè)雙塔三跨低重心斜拉橋試驗(yàn)?zāi)Ｐ汀?個(gè)模型主塔材料均為鋼筋混凝土，主梁和輔助墩則采用鋼材模擬，斜拉索采用2 mm鋼絲模擬，并對(duì)原型橋斜拉索進(jìn)行并索處理以滿足索距要求[13]。

考慮到振動(dòng)臺(tái)尺寸及承載能力，試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷膸缀蜗嗨票葹?/75，加速度相似比為1。由于鋼主梁在試驗(yàn)過(guò)程中并不是重點(diǎn)研究對(duì)象，且受限于振動(dòng)臺(tái)尺寸，因此對(duì)其長(zhǎng)度適當(dāng)縮減，幾何相似比按1/120進(jìn)行設(shè)計(jì)，鋼主梁的彈性模量相似比為1。本次試驗(yàn)的跨徑組合為1.23 m+2.8 m+1.23 m，總長(zhǎng)度為5.26 m。表1為混凝土主塔的相似比設(shè)計(jì)。

表1 混凝土主塔相似比設(shè)計(jì)Table 1 Similarity relation design of concrete towers

本次試驗(yàn)?zāi)Ｐ蜑樾”壤s尺模型，不同于大比例振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)?zāi)Ｐ涂梢灾苯訁⒄諑缀蜗嗨葡禂?shù)縮尺的設(shè)計(jì)方法，小比例模型截面縮尺若嚴(yán)格按照幾何相似比，則模型加工困難。因此，選取主要而忽略次要相似系數(shù)，采用剛度等效原則，對(duì)主塔、主梁截面設(shè)計(jì)按抗彎剛度嚴(yán)格等效，并忽略抗扭剛度和抗壓剛度。

試驗(yàn)?zāi)Ｐ椭魉譃?種不同形式：縱向1字形主塔和塔底分叉的縱向人字形主塔。人字形主塔塔柱自上而下分為3個(gè)不同區(qū)段：上部直線段、分叉點(diǎn)處圓弧過(guò)渡段和底部斜腿段[14]，底部斜腿段的傾斜度為1/6。在相似比設(shè)計(jì)中，3個(gè)振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)?zāi)Ｐ筒捎孟嗤嗨脐P(guān)系進(jìn)行設(shè)計(jì)，并且在設(shè)計(jì)中遵循材料用量一致的原則，即單個(gè)主塔的鋼筋和混凝土總用量相同。試驗(yàn)?zāi)Ｐ椭袉蝹€(gè)主塔鋼筋用量約為6.59 kg，混凝土澆筑量約為0.033 m3?？v向1字形主塔和縱向人字形主塔模型設(shè)計(jì)如圖1所示。模型配重采用實(shí)驗(yàn)室中標(biāo)準(zhǔn)鐵塊，并通過(guò)質(zhì)量相似系數(shù)得出模型質(zhì)量，與模型自重之差即為所需配重。模型主塔共配重280 kg，主梁配重320 kg。

圖1 試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮O(shè)計(jì)Fig.1 Design of test model

本次試驗(yàn)中的3個(gè)低重心斜拉橋模型均為雙塔三跨。模型1的A塔和B塔均采用原橋中的縱向1字形，其中A塔與主梁間采用固定支座連接，B塔與主梁間無(wú)縱向約束；模型2的A塔結(jié)構(gòu)形式為縱向人字形，B塔為原橋中的縱向1字形，其中A塔與主梁間采用固定支座連接，B塔與主梁間無(wú)縱向約束；模型3的A塔和B塔均采用原橋中的縱向1字形，塔梁間無(wú)縱向約束。全橋試驗(yàn)?zāi)Ｐ腿鐖D2所示。

圖2 振動(dòng)臺(tái)全橋試驗(yàn)?zāi)Ｐ虵ig.2 Test model in shaking tables

選取3條實(shí)測(cè)地震波(分別為El Centro波、天津波、EMC_FAIRVIEW AVE波)和一條場(chǎng)地人工波沿縱橋向(如圖2所示)進(jìn)行地震激勵(lì)。將上述4條地震波的峰值加速度(PGA)統(tǒng)一調(diào)整為0.1g，并將臺(tái)面輸入的試驗(yàn)波周期壓縮為原始波的1/5。本次試驗(yàn)主要目的是探究低重心斜拉橋的地震響應(yīng)特性及在強(qiáng)震作用下的損傷模式，并不強(qiáng)求反推回原形橋結(jié)構(gòu)，因此地震波周期的壓縮并未嚴(yán)格按照相似比設(shè)計(jì)中的時(shí)間相似常數(shù)，以保證試驗(yàn)?zāi)Ｐ陀幸欢ǖ牡卣鸱磻?yīng)時(shí)間。臺(tái)面輸入地震波的加速度響應(yīng)譜如圖3所示?？梢钥闯觯珽l Centro波和天津波包含更多的低頻成分，會(huì)對(duì)長(zhǎng)周期結(jié)構(gòu)產(chǎn)生明顯的影響。相比之下，EMC波則包含較多的高頻成分。

圖3 臺(tái)面輸入地震波的加速度響應(yīng)譜Fig.3 Acceleration response spectrum of input earthquake waves

2 試驗(yàn)結(jié)果分析

2.1 低重心的判定

在實(shí)際工程中，為滿足溫度效應(yīng)的影響，固結(jié)體系斜拉橋通常只在一側(cè)橋塔中設(shè)置縱向固定支座。在本次試驗(yàn)中，對(duì)于模型1，僅在A塔處設(shè)置縱向固定支座與主梁連接。依據(jù)張文學(xué)等[11]提出的低重心斜拉橋判定方法，選取模型1和模型3中A塔塔底彎矩，若按漂浮體系設(shè)計(jì)的模型3塔底彎矩M3與按固定鉸接體系設(shè)計(jì)的模型1塔底彎矩M1的比值γ=M3/M1≥1，則判定試驗(yàn)?zāi)Ｐ头系椭匦奶卣鳌D4為PGA為0.1g時(shí)，模型1和模型3在場(chǎng)地人工波作用下的塔底彎矩對(duì)比?？梢钥闯?，模型1的塔底彎矩峰值明顯小于模型3，符合低重心的特征。

圖4 塔底彎矩對(duì)比Fig.4 Comparison of bending moment at tower bottom

2.2 試驗(yàn)現(xiàn)象描述

選取模型1和模型2對(duì)混凝土主塔的破壞模式進(jìn)行分析。本次試驗(yàn)在加載時(shí)臺(tái)面輸入PGA由0.1g遞增，4條地震波按相同PGA依次輸入(先后順序?yàn)镋l Centro波、天津波、EMC_FAIRVIEW AVE波和場(chǎng)地人工波)。當(dāng)PGA增大至1.1g后，僅采用一條地震波(天津波)加載至1.5g。

沿縱橋向輸入地震波時(shí)，隨著臺(tái)面輸入PGA逐級(jí)增大，2個(gè)模型A塔均產(chǎn)生破壞，而模型B塔均未有任何可以觀察到的裂縫出現(xiàn)。下文描述的破壞現(xiàn)象均為2個(gè)模型中A塔。PGA小于0.7g時(shí)，模型1中縱向1字形主塔和模型2中縱向人字形主塔均無(wú)可觀察到的裂縫。PGA增大至0.7g時(shí)，模型1主塔底部側(cè)面出現(xiàn)45°剪切斜裂縫，裂縫寬度在0.1 mm左右，裂縫長(zhǎng)度約為3 cm，同時(shí)A塔下橫梁固定支座位置處有斜裂縫出現(xiàn)，裂縫向塔梁連接處延伸。PGA增加至0.8g時(shí)，模型1中主塔下橫梁原有裂縫延展，在固定支座位置處有混凝土局部壓碎并剝落；模型2中人字形主塔下橫梁與塔柱連接處有裂縫出現(xiàn)，裂縫長(zhǎng)度在4 cm左右，人字形主塔底部斜腿段沒(méi)有出現(xiàn)可觀察到的裂縫。PGA增大至0.9g時(shí)，模型2中主塔下橫梁與塔柱連接處出現(xiàn)有部分混凝土剝落，并在固定支座底部沿45°斜向有新的裂縫產(chǎn)生。PGA達(dá)到1.1g時(shí)，模型1中塔底柱腳處有大塊混凝土的剝落，塔柱主筋外露。PGA增加至1.4g時(shí)，模型1中主塔下橫梁豎向支座處有大面積混凝土剝落，塔下橫梁鋼筋露出。此外，主塔底部有水平彎曲裂縫產(chǎn)生，下塔柱側(cè)面出現(xiàn)多條交叉斜裂縫，并同時(shí)伴隨豎向裂縫產(chǎn)生，由此判斷此時(shí)模型1中固定支座側(cè)的主塔已經(jīng)發(fā)生嚴(yán)重破壞；模型2中的人字形塔下橫梁支座位置處混凝土剝落導(dǎo)致配筋外露，根部與塔柱連接處有混凝土剝落，并形成塑性鉸，塔下橫梁發(fā)生嚴(yán)重破壞，此時(shí)人字形主塔塔柱底部分叉段與上部直線段并無(wú)任何可觀察裂縫，主塔塔柱無(wú)明顯破壞。模型1中縱向1字形主塔和模型2中縱向人字形主塔破壞情況見(jiàn)圖5。

圖5 模型主塔破壞情況Fig.5 Observed damage of main tower

2.3 動(dòng)力特性對(duì)比分析

動(dòng)力特性如自振頻率、阻尼比等是分析模型結(jié)構(gòu)在地震過(guò)程中損傷的重要參數(shù)，本次試驗(yàn)選用加速度峰值為0.05g，頻率范圍0.1～45 Hz的白噪聲信號(hào)激勵(lì)，對(duì)主塔頂部加速度時(shí)程信號(hào)進(jìn)行頻譜分析得到結(jié)構(gòu)自振頻率，模型1和模型2結(jié)構(gòu)自振頻率變化如圖6所示。

圖6 模型自振頻率對(duì)比Fig.6 Comparison of model natural frequency

模型1初始自振頻率為10.74 Hz，全部工況加載完成后的自振頻率為5.45 Hz，降低了49.26%；模型2初始自振頻率為13.09 Hz，全部工況加載完成后的自振頻率為8.34 Hz，降低了36.26%。與模型1相比，模型2結(jié)構(gòu)的初始自振頻率更大，表明結(jié)構(gòu)初始剛度更大；隨著地震波的逐級(jí)加載，2個(gè)模型的基頻都出現(xiàn)降低，這說(shuō)明2個(gè)模型在地震作用下結(jié)構(gòu)都產(chǎn)生損傷。與模型1相比，模型2結(jié)構(gòu)的基頻降低更少，且全部工況加載完成后其自振頻率也遠(yuǎn)大于模型1，表明模型2的人字形主塔震后破壞更小。

2.4 加速度響應(yīng)對(duì)比分析

選取El Centro波作用下模型1和模型2的A塔塔頂縱橋向(x向)加速度響應(yīng)進(jìn)行分析(如圖7)。由圖7(a)分析可知，PGA逐級(jí)加至0.3g后，模型1中A塔塔頂加速度放大系數(shù)呈明顯下降趨勢(shì)，并在PGA為0.6g時(shí)降至最小值，為1.837。從模型1結(jié)構(gòu)自振周期的變化角度分析，當(dāng)輸入PGA從0.1g增至0.6g過(guò)程中，模型1自振周期由0.093 s增加至0.142 s，其對(duì)應(yīng)圖3中El Centro波加速度響應(yīng)譜中的曲線為先增加至最大值后又減小，加速度放大系數(shù)的變化是由結(jié)構(gòu)損傷導(dǎo)致自振周期改變所引起。模型2中的加速度放大系數(shù)變化規(guī)律與其自振周期對(duì)應(yīng)的加速度響應(yīng)譜曲線規(guī)律一致。

圖7 模型塔頂加速度響應(yīng)對(duì)比(El Centro波)Fig.7 Comparison of the acceleration response at model tower top (El Centro wave)

由圖7(b)可以看出，2個(gè)模型中A塔塔頂加速度響應(yīng)峰值隨著輸入PGA的增大而增大。在PGA≤0.3g時(shí)，El Centro波作用下A塔塔頂加速度響應(yīng)峰值與輸入PGA呈線性關(guān)系，說(shuō)明此時(shí)橋塔仍處于彈性反應(yīng)階段，并未出現(xiàn)塑性破壞；在PGA>0.3g時(shí)，受混凝土主塔損傷的影響，模型塔頂加速度響應(yīng)峰值與輸入PGA呈現(xiàn)出明顯的非線性關(guān)系。2.5主塔位移響應(yīng)對(duì)比分析

選取El Centro波、天津波和場(chǎng)地人工波作用下模型1和2中A塔關(guān)鍵位置沿縱橋向(x向)的位移響應(yīng)分析(如圖8)。圖9為El Centro波作用下A塔塔頂位移時(shí)程曲線。分析圖8和圖9可知：

圖8 模型位移響應(yīng)峰值對(duì)比Fig.8 Comparison of peak displacement response of test model

1)模型2個(gè)關(guān)鍵位置處的位移響應(yīng)峰值均隨輸入PGA的逐級(jí)增大而遞增。在輸入PGA超出0.9g時(shí)，模型1中下塔柱頂?shù)奈灰祈憫?yīng)峰值增長(zhǎng)速率要明顯加快，結(jié)合模型1的試驗(yàn)破壞現(xiàn)象可知，這是由于輸入PGA超出0.9g后，模型1中縱向1字形主塔塔底開(kāi)裂嚴(yán)重，混凝土主塔剛度退化明顯；模型2中人字形主塔下塔柱頂在各工況地震波作用下均保持較小的位移響應(yīng)。在天津波輸入PGA為1.1g時(shí)，模型1中下塔柱頂位移響應(yīng)峰值為4.36 mm，對(duì)應(yīng)工況下模型2相同位置處的位移響應(yīng)峰值僅為0.42 mm，模型2位移響應(yīng)峰值僅為模型1的1/10。

2)模型1和模型2中塔頂位移響應(yīng)峰值在天津波作用下要大于El Centro波和場(chǎng)地人工波。在天津波輸入PGA為1.1g時(shí)，模型1中塔頂?shù)奈灰祈憫?yīng)峰值為10.34 mm，模型2中塔頂?shù)奈灰祈憫?yīng)峰值為5.68 mm，模型2的塔頂處位移響應(yīng)峰值僅為模型1的54.93%，表明與縱向1字形相比，縱向人字形能夠有效降低主塔在罕遇地震作用下的位移響應(yīng)。

3)由圖9分析可知，模型1和模型2在地震作用后其位移時(shí)程曲線仍然可以歸零，說(shuō)明主塔并未倒塌，也沒(méi)有殘余變形產(chǎn)生。結(jié)合試驗(yàn)現(xiàn)象的觀察，此時(shí)2個(gè)模型的主塔雖然均進(jìn)入塑性破壞狀態(tài)并且下橫梁損傷嚴(yán)重，但主塔在地震波加載后仍然能夠恢復(fù)原位。

圖9 模型塔頂位移響應(yīng)時(shí)程曲線對(duì)比(El Centro波PGA=1.1g)Fig.9 Comparison of displacement response time history curves of tower top (El Centro wave PGA=1.1g)

2.6 主塔鋼筋應(yīng)變響應(yīng)對(duì)比分析

選取模型1和模型2中A塔的2個(gè)關(guān)鍵位置處所測(cè)鋼筋應(yīng)變響應(yīng)分析。截面1位于A塔塔底，截面2位于A塔塔柱的下橫梁高度處，具體位置見(jiàn)圖1。圖10為臺(tái)面輸入PGA為0.7g時(shí)，在El Centro波、天津波和場(chǎng)地人工波作用下，2個(gè)模型的A主塔塔柱不同截面處鋼筋應(yīng)變響應(yīng)峰值對(duì)比。由圖10分析可知：

圖10 模型主塔鋼筋應(yīng)變響應(yīng)峰值對(duì)比(PGA=0.7g)Fig.10 Comparison of steel strain peak response at main tower (PGA=0.7g)

1)輸入PGA相同時(shí)，天津波作用下，模型1塔底應(yīng)變響應(yīng)峰值最大，最大值為1 658.38×10-6，而在El Centro波和場(chǎng)地人工波作用下，模型1塔底應(yīng)變響應(yīng)峰值相差不大，分別為1 088.29×10-6和972.93×10-6，這主要是由于天津波能量較大且主要富集在低頻范圍，故激起結(jié)構(gòu)沿縱橋向地震響應(yīng)較大。

2)對(duì)比模型1和模型2塔底鋼筋應(yīng)變響應(yīng)峰值可以看出，PGA相同時(shí)，在3條不同類型地震波的分別作用下，模型1塔底鋼筋應(yīng)變響應(yīng)峰值為模型2應(yīng)變響應(yīng)峰值的1.5～4.7倍；模型1和模型2在截面2處的鋼筋應(yīng)變響應(yīng)峰值差別不大。分析模型1和模型2主塔鋼筋應(yīng)變產(chǎn)生原因可知，模型1中主塔為縱向1字形，其鋼筋應(yīng)變由主塔受彎引起，應(yīng)變響應(yīng)峰值越大，說(shuō)明結(jié)構(gòu)在此處所受彎矩越大；模型2中的主塔為人字形，分叉點(diǎn)以上直線段以受彎為主，而分叉點(diǎn)以下斜腿段所受縱向彎矩較小，其塔底鋼筋應(yīng)變主要是由軸力引起。

3)綜上分析可知，模型1中縱向1字形主塔所受彎矩最大處位于塔底，模型2中人字形主塔彎矩最大值則出現(xiàn)在塔柱分叉點(diǎn)處，底部斜腿段受力以軸力為主。相對(duì)比于模型1中縱向1字形主塔，模型2中人字形主塔在地震動(dòng)作用下可以改善下塔柱的受力特性和抗震性能。

3 結(jié)論

1)在天津波PGA為0.7g時(shí)，模型1中縱向1字形主塔的下橫梁和塔柱底部出現(xiàn)可見(jiàn)裂縫；在天津波PGA為0.8g時(shí)，模型2人字形主塔的下橫梁處有可見(jiàn)裂縫產(chǎn)生；在PGA增至1.4g時(shí)，模型1主塔的下橫梁及下塔柱破壞嚴(yán)重，而模型2主塔塔柱無(wú)明顯破壞。

2)在強(qiáng)震作用下，模型2主塔下橫梁損傷嚴(yán)重，但通過(guò)下橫梁的損傷有效地保護(hù)了塔柱，避免了不可修復(fù)破壞模式的發(fā)生，提高了震后結(jié)構(gòu)的可修復(fù)性。

3)雙塔低重心斜拉橋在固定支座側(cè)采用空間結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)的人字形主塔，可有效控制主塔的縱向位移響應(yīng)，避免塔柱在強(qiáng)震下發(fā)生剪切破壞，是一種比較合理的低重心斜拉橋橋塔結(jié)構(gòu)形式。