罕遇地震下薄壁带肋箱型钢桥墩抗震性能试验

袁辉辉，唐艺航，吴庆雄，陈宝春

(福州大学土木工程学院， 福建福州350108)



罕遇地震下薄壁带肋箱型钢桥墩抗震性能试验

袁辉辉，唐艺航，吴庆雄，陈宝春

(福州大学土木工程学院， 福建福州350108)

为研究薄壁带肋箱型截面钢桥墩在罕遇地震作用下的非线性抗震性能，通过MTS伺服加载系统进行了3根试件的拟动力试验。试验采用了日本阪神地震中不同场地类型下的地震动时程(JMA波、JRT波、PKB波)，得到了不同工况下试件的位移时程曲线、荷载—位移滞回曲线和累积滞回耗能时程曲线。试验结果表明：对于文中所采用的薄壁带肋方型截面钢桥墩试件，罕遇地震作用下3个试件的塑性铰位置均出现在底部，且均未出现剪切破坏现象；3根试件所对应的地震波输入工况中，JMA波作用下试件的损伤程度和位移响应均为三者中最小，PKB波作用下试件的损伤程度和位移响应最大，JRT波作用下试件的累积滞回耗能最大；试件的最大位移响应与输入地震波的峰值加速度大小并非绝对相关，还与地震波的输入能量、反应谱的特征周期等其他特征有关。

钢桥墩；薄壁箱型截面；抗震性能；拟动力试验；罕遇地震；地震波特性

0　引　言

现阶段，国内外大多数的桥梁普遍采用钢筋混凝土桥墩。但由于混凝土本身的脆性，当外围箍筋的约束不够充分，此类桥墩在强震作用下容易发生严重的弯曲破坏和剪切破坏，甚至引起桥梁的倒塌，给震后的抢险救援工作带来困难，造成巨大损失[1-5]。而采用薄壁带肋截面的钢桥墩因自重轻、施工方便、截面刚度大等优点得到了国内外专家学者的广泛关注和应用[6-13]。可以预见，在方兴未艾的中国城市化进程中，特别是抗震设防等级高的城市桥梁建设中，此类构件将得到更广泛应用。目前，对此类薄壁带肋钢桥墩抗震性能的试验研究多采用拟静力加载方式[13]，通常是在试件屈服前采用荷载控制并分级加载，在试件屈服后采用屈服位移的倍数为级差进行控制加载[14]，但实际地震作用具有随机性，采用逐级反复加载方式的拟静力试验方法与之相比存在明显区别；同时，此类构件在强震作用下的非线性动力特性的研究还不够充分，震害资料匾乏，致使抗震设计经验不足。因此，研究强震作用下薄壁带肋箱型钢桥墩的抗震性能具有重要的工程参考价值。为此，本研究制作了3根缩尺比例为1∶4的薄壁带肋箱型钢桥墩试件，通过输入日本阪神地震3种场地类型下的地震动时程JMA波、JRT波和PKB波进行单向拟动力试验研究，通过观察试件破坏过程，得到不同工况下试件的位移时程曲线、荷载—位移滞回曲线和累积滞回耗能时程曲线，以探索不同地震动特性对结构非线性动力响应的影响规律，并对各桥墩进行抗震性能评价。

1　试验设计

1.1试件设计

本研究采用与文献[13]中拟静力试验研究相同的几何尺寸和材料特性，按照与原型结构1∶4的比例制作了3根薄壁带肋方型截面钢桥墩模型，用于模拟地震作用下的反应。桥墩试件如图1所示，所有试件均采用SM490钢材制作，设计屈服强度为325 MPa。试件的有效长度为2 400 mm，方型截面边长为450 mm，竖向加劲肋与横向加劲肋的宽度均为55 mm，钢材厚度为6 mm。试件底部横向加劲肋的竖向间距为225 mm，桥墩高度900 mm以上时间距变为450 mm。各试件的轴压比n均取为0.15，采用材料设计值计算得到试件上部恒定竖向荷载P=648 kN。根据日本道路桥抗震设计规范(JRT-V-2012)[6]，桥墩箱型截面通用宽厚比RR和通用长细比λ分别表示为：

(1)

(2)

式中，h为试件的有效长度(mm)；b为方型截面边长(mm)；t为钢板的厚度(mm)；r为截面的回转半径(mm)；σy为钢材的设计屈服强度(MPa)；Es为钢的弹性模量(MPa)；ν为钢材的泊松比；kR=4ns2，为屈曲系数，ns为方型截面各边被竖向加劲肋划分的片数，本文采用的试件ns=3。由式(1)、式(2)分别求得RR=0.52，λ=0.34。

1.2加载方案

拟动力试验的加载装置示意图见图2，水平荷载和竖向荷载均由MTS电液伺服作动器施加。水平荷载采用位移控制。试件顶部的横向荷载和位移可通过MTS系统自动采集。同时，还需要在试件底部可能出现塑性铰的区域，沿方型截面环向均匀布置8个应变片，沿桥墩纵向布置6个应变片。

图1桥墩试件

Fig.1Test specimens

图2实际加载情况

Fig.2Photo of actual loading test

本研究的原型结构为独柱式桥墩，可简化为单质点受力模型。根据拟静力试验结果[13]，试件的初始弹性刚度为15.5 kN/mm，试件的竖向轴力为648 kN，根据1∶4的缩尺比例可知各试件原型结构的周期为0.82 s。选用1995年阪神大地震中在3种不同场地类型(Ⅰ类坚硬、Ⅱ类普通、Ⅲ类柔软)上记录得到的JMA、JRT、PKB波作为输入地震波，其加速度时程见图3(a)～3(c)，各地震波的持时时间为30s，其绝对加速度反应谱与JRT-V-2012[6]中规定的Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ类场地设计反应谱的对比见图4(a)～4(c)。输入地震波与JRT-V-2012设计反应谱的基本参数如表1所示。

(a) JMA波加速度时程

(b) JRT波加速度时程

(c) PKB波加速度时程

(a) JMA波的绝对加速度反应谱

(b) JRT波的绝对加速度反应谱

(c) PKB波的绝对加速度反应谱

试件名称输入地震波名称对应地基种类水平峰值加速度PGA/gal特征周期Tg/s设计反应谱最大值Sad,max/gal实际反应谱最大值Sac,max/galS1JMAⅠ类8120.3～0.720002072S2JRTⅡ类6730.4～1.217501996S3PKBⅢ类5570.5～1.515001550

2　结果分析与讨论

我国现行的桥梁抗震设计规范[15-16]对E2罕遇地震作用下的桥梁结构采用延性抗震设计方法，通过抗震设计和验算，确保结构的延性能力大于需求；通过引入能力保护设计原则，确保塑性铰只在结构选定的位置出现，且不出现剪切破坏等破坏模式。本文接下来将就E2罕遇地震作用下各试件的抗震性能展开讨论。其中，罕遇地震工况加载结束后各试件的破坏形态、各试件的位移时程曲线、荷载—位移滞回曲线、累积滞回耗能时程曲线分别如图5～图8所示，图中的位移和荷载分别采用拟静力试验[13]得到的屈服位移δy0=15.00 mm和屈服荷载Hy0=233.00 kN进行归一化处理。

2.1损伤情况

罕遇地震工况加载结束后各试件的破坏形态如图5所示。可见，对于薄壁带肋箱型钢桥墩试件S1、S2及S3来说，各试件在达到屈服荷载后，首先在试件底部加载方向上的钢板出现了微小的局部屈曲变形，随着加载的往复逐渐扩展到腹板，屈曲变形不断扩展，当试件达到最大位移，竖向加劲肋间的钢板出现了凹凸起伏的屈曲变形。相比试件S1，试件S2与试件S3底部钢板的局部屈曲变形更为显著。由于底部塑性变形区域的存在，试验加载结束后可发现试件顶部的残余变形十分明显，尤其以试件S3最为明显。从3个试件的破坏模式来看，试件S1、S2、S3的塑性铰位置均出现在底部，且均未出现剪切破坏现象，说明薄壁带肋箱型钢桥墩试件的设计遵循了能力保护设计原则。

(a) 试件S1

2.2位移时程曲线

(a) 试件S1

(b) 试件S2

(c) 试件S3

图6为罕遇地震工况下各试件的位移时程曲线。图6中的点划线表示通过拟静力试验[9]得到的试件容许极限位移δua=2.95δy0，该容许极限位移取为骨架曲线上峰后荷载最大值降至95%峰值水平荷载时的位移[9]。从图6罕遇地震工况下的位移时程曲线可看出：对于JMA波作用下的试件S1，其在3 s左右达到屈服位移δy0，5.37 s达到正方向最大响应位移2.15δy0，紧接着在5.81 s负方向达到最大响应位移3.69δy0，此值是其容许极限位移2.95δy0的1.25倍，加载结束后试件震后的残留位移达到了1.43δy0；对于JRT波作用下的试件S2，2.6 s左右试件达到屈服位移δy0，3.33 s达到正方向最大响应位移2.35δy0，紧接着在3.83 s负方向达到响应位移3.64δy0，在经过几次大位移反复加载后，试件于8.43 s达到最大响应位移4.82δy0，此值是容许极限位移δua的1.63倍，试件震后的残留位移为2.01δy0；而对于试件S3，在PKB波作用下，试件在4.1 s前均处于弹性工作状态，试件屈服后于4.88 s达到正方向最大响应位移2.02δy0，紧接着在5.36 s负方向达到响应位移3.67δy0，在经过1次大位移循环加载后，试件就迅速地在6.49 s达到最大响应位移5.18δy0，此值是容许极限位移δua的1.76倍，试件震后的残留位移为2.86δy0。

2.3荷载—位移滞回曲线

罕遇地震工况下各试件的荷载—位移滞回曲线如图7所示。图7中的位移与荷载均已进行归一化处理。从图7可看出，试件S1、S2和S3在屈服之前均处于弹性阶段，滞回曲线基本呈线性变化，滞回环包围的面积较小，加载和卸载时的刚度无明显变化；而当试件屈服进入弹塑性阶段以后，加载与卸载时的刚度逐步降低，塑性变形不断增大，尤其是试件S2和S3，随着地震响应位移往复次数的增加，试件刚度降低的程度加快，滞回环的面积逐渐增大，达到最大荷载1.64Hy0后，试件进入劣化段，其强度明显降低，加载与卸载时的刚度进一步降低，随着往复荷载位移增加，柱肢底部塑性铰的转角不断增大，滞回环的面积增大，滞回环形状愈加饱满；加载后期，随着输入地震波的加速度振幅不断减小，各试件的滞回曲线基本呈线性变化，滞回环面积较小。

(a) 试件S1

(b) 试件S2

(c) 试件S3

2.4累积滞回耗能时程曲线

图8为罕遇地震工况下各试件在加载过程中的累积滞回耗能时程曲线。图中ΣE均采用单位耗能指标E0(Hy0·δy0/2=1 747.5 kN·mm)进行归一化处理，图中的点划线表示由拟静力试验[13]得到的容许耗能指标ΣEua=112.94E0，该指标定义为试件峰后荷载最大值降至85%峰值水平荷载时(判定试件破坏)的累积滞回耗能。从图8可看出，虽然输入地震波的持时均为30 s，但在10 s之前各试件就几乎完成了所有地震能量的输入。JMA波下试件S1的累积滞回耗能为22.6E0，其中60%左右的能量是在5.0～5.8 s的短时间段内快速输入，这间接解释了图6中试件S1的最大位移响应出现在5.8 s附近且在3个试件中为最小的原因；JRT波下试件S2的累积滞回耗能为42.9E0，虽然试件S2的累积滞回耗能最大，但其能量输入是在3.5～8.9 s的时间段内分段完成，其中3.5～4.3 s的时间段内输入了45%左右的能量，接着在6.0～8.9 s的时间段内完成剩余55%左右能量的输入；而PKB波下试件S3的累积滞回耗能为34.5E0，其中90%左右的能量是在5.0～8.5 s的短时间段内完成输入，这也间接解释了PKB波下试件S3的震时位移响应和震后残余位移最大的部分原因。

(a) 试件S1

(b) 试件S2

(c) 试件S3

2.5抗震性能评估

遵循我国桥梁抗震设计规范[15-16]中结构的延性能力需大于延性需求的原则，为定量地评估各试件的抗震性能，表2列出了各试件在罕遇地震作用下的最大响应位移δmax、残留位移δr、累积滞回耗能ΣE及其相应的能力评价指标。需要指出的是，由于国内现有桥梁抗震设计规范[15-16]并未规定罕遇地震作用下桥墩的震后容许残留变形量，因此表中的容许残留位移δra暂时按照日本道路桥抗震设计规范(JRT-V-2012)[6]的要求取为桥墩高度的1%，即δra=h/100=24 mm=1.60δy0。

对于试件S1来说，其墩顶最大位移为容许极限位移的1.25倍，说明其变形能力不足，无法满足罕遇地震下结构的抗震要求；震后残留位移是容许残留位移的0.89倍，说明结构损伤有限，经抢修可恢复使用，永久性修复后可恢复正常运营功能；累积滞回耗能的能需比为5.00，说明其耗能能力可保证其抵抗多次类似JMA波的强震作用。对于试件S2和试件S3来说，其墩顶最大位移分别为容许极限位移的1.63倍和1.76倍，说明其变形能力无法满足类似JRT波和PKB波的罕遇地震下结构的抗震要求；震后残留位移分别是容许残留位移的1.26倍和1.79倍，说明结构损伤严重，震后难以修复，不利于抗震救灾工作的展开；累积滞回耗能的能需比分别为2.63和3.27，说明其耗能能力可保证其抵抗余震或两三次类似JRT波和PKB波的强震作用。

虽然试件S1的输入地震波JMA波的峰值加速度为812 gal，设计加速度反应谱的最大值为2 000 gal，均为3条输入波中的最大值，但由于其特征周期为0.3～0.7 s，而试件原型结构的周期为0.82 s，另外，由“2.3节”荷载—位移滞回曲线可知在罕遇地震作用下结构的刚度会逐步降低，即结构的周期还会进一步增大，根据JMA波的绝对加速度反应谱，结构周期处于反应谱曲线的下降段，其地震作用效应进一步降低；对于试件S2的输入地震波JRT波，其峰值加速度和设计反应谱的最大值分别为673 gal和1 750 gal，相比JMA波分别小17%和13%，但其特征周期为0.4～1.2 s，在地震波加载过程前期，试件原型结构的周期处于反应谱峰值水平段，但当结构刚度继续降低时，结构周期进入反应谱曲线的下降段，地震作用效应减小；而试件S3的输入地震波PKB波的峰值加速度和设计反应谱的最大值分别为557 gal和1 550 gal，在3条波中为最小，相比JMA波分别减少32%和23%，而其特征周期在三者中最长，为0.5～1.5 s，在罕遇地震加载过程中，试件原型结构的周期均处于反应谱曲线的峰值水平段，地震作用效应十分明显，因此，在3个试件中，试件S3拥有最大的响应位移和残留位移。

表2　罕遇地震作用下试件抗震性能的评价Tab.2　Seismic performance evaluation of specimens for frequent earthquakes

3　结　论

本文通过3 根薄壁带肋方型截面钢桥墩在罕遇地震作用下的拟动力试验研究，得到以下结论：

①罕遇地震作用下，3个试件的塑性铰位置均出现在底部，且均未出现剪切破坏现象，说明薄壁带肋箱型钢桥墩试件的设计遵循了能力保护设计原则。

②对于本文所采用的薄壁带肋方型截面钢桥墩试件，在3个试件对应的输入地震波中，JMA波作用下试件的损伤程度和墩顶的位移响应均为三者中最小，PKB波作用下结构的损伤程度和位移响应最大，JRT波作用下结构的累积滞回耗能最大。

③对于本文所采用的薄壁带肋方型截面钢桥墩试件，结构的最大位移响应与输入地震波的峰值加速度大小并非绝对相关，还需要充分考虑地震波的输入能量、反应谱的特征周期等其他特征。

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(责任编辑唐汉民裴润梅)

Seismic performance test of steel bridge piers with thin-walled ribbed box section under rare earthquakes

YUAN Hui-hui, TANG Yi-hang, WU Qing-xiong, CHEN Bao-chun

(School of Civil Engineering, Fuzhou University, Fuzhou, 350108, China)

To investigate the nonlinear seismic performance of steel bridge piers with thin-wall ribbed box section under rare earthquakes, three specimens were produced and used in the pseudo-dynamic tests by using MTS servo loading system. JMA, JRT and PKB seismic waves under different site conditions from 1995 Hanshin Earthquake in Japan were adopted. In the tests, the displacement time history, load-displacement hysteretic curve, cumulative absorbed energy time history were obtained. The experimental results show that, for all three specimens, the plastic hinges were located at the base of the piers, and no shear failure occurred under rare earthquakes. The damage and displacement response of the specimen subjected to JMA wave were the smallest among the three, the specimen under PKB wave had the most serious damage and largest displacement response, and the specimen under JRT wave dissipated the most accumulated hysteretic energy. The maximum displacement response of structure and the peak ground acceleration of input seismic wave are not absolutely associated, but other characteristics of seismic wave, such as input energy and characteristic periods of response spectra, also need to be considered.

steel bridge pier; thin-wall ribbed box section; seismic performance; pseudo-dynamic test; rare earthquake; seismic characteristics

2016-02-18；

2016-05-23

国家自然科学基金资助项目(51508104)；福州大学科研启动基金(XRC-1417)

吴庆雄(1973—)，男，福建南靖人，福州大学研究员，博士；E-mail: wuqingx@fzu.edu.cn。

10.13624/j.cnki.issn.1001-7445.2016.1246

TU318.1

A

1001-7445(2016)04-1246-09

引文格式：袁辉辉，唐艺航，吴庆雄,等.罕遇地震下薄壁带肋箱型钢桥墩抗震性能试验[J].广西大学学报(自然科学版)，2016，41(4)：1246-1254.