摩擦擺球型減隔震支座在城市橋梁抗震設計中的應用

姚 磊

（新疆生產建設兵團勘測規劃設計研究院，新疆 烏魯木齊 830002）

1 工程背景

烏魯木齊市西山隧道工程引橋段采用高架橋形式，沿烏市開發區經17路修建，起點位于緯18路與緯19路之間，終點跨緯21路后與路基相接，橋梁自北向南依次跨越緯19路、緯20路和緯21路。擬建引橋全長1071m（其中，擋土墻段里程樁號為0＋050～0＋380；橋梁段里程樁號為0＋380～1＋071），縱坡3.28%，設計行車速度60km／h；該引橋多采用空心板梁，但有兩座連續箱梁，分別是20m＋3×30m＋20m、32m＋35m＋32m連續梁，兩座橋采用常規抗震方式，墩柱、樁基均無法滿足設計要求。

根據《中國地震動峰值加速度區劃圖》（GB 18306—2001），并結合《建筑抗震設計規范》（GB 50011—2010），場地地震基本烈度為8度，地震動峰值加速度0.20g，設計地震分組為第二組；特征周期值為0.40s。

對于高震區混凝土連續梁來說，目前采用減隔震產品降低地震響應的減隔震設計方法為該橋抗震設計的最佳選擇，在我國《鐵路工程抗震設計規范》條文說明的7.5.6節已有部分說明，在我國新頒布的《公路橋梁抗震設計細則》中的第10章有詳細說明，同時國內已竣工的橋梁中也有很多橋梁采用減隔震設計。

2 減隔震支座背景

ZXQZ—J摩擦擺球型支座利用鐘擺周期來改變結構件周期從而避免強烈的地震力作用，同時利用摩擦副的摩擦吸收地震能量，使得橋梁在強震下的地震響應值較小。

圖1為單擺的示意圖與隔震原理圖，橋梁結構安裝隔震支座后其自振周期T由半徑R決定，即：

式中：K——剛度，kN/m；

W——結構自重，kN。

圖1 單擺運動模型

3 抗震設計試驗目的及內容

本次分析首先進行常規抗震設計下墩柱受力驗算，根據計算結果分析是否需要減隔震設計，再進一步進行減隔震計算，得出減隔震支座參數。

具體的做法是選用合適的地震波（E2：0.2g，Tg＝0.4s）進行時程分析。

在常規支座工況下，結構模型按普通盆式支座計算，支座采用普通連接單元模擬；通過計算得出墩頂剪力作為支座的限位力。

在減隔震工況下，結構模型采用摩擦擺支座模型，計算摩擦擺的地震作用下的滯回位移，得出支座設計位移量。

4 地震波（時程荷載）分析

在進行抗震分析之前，首先根據《公路橋梁抗震設計細則》的要求，按照本項目地震動參數人工合成三條地震波，如圖2所示。

圖2 人工合成地震波

5 結構分析模型

為計算連續梁的地震響應，首先要建立它的數值模型。為具有系統性，在這里只是簡單描述模型的建立過程。

兩座連續梁跨度分別為32m＋35m＋32m、20m＋3×30m＋20m。梁體截面如圖3所示，35m跨的截面高為2m，30m跨截面高為1.8m。其中，腹板和底板隨軸線方向變化。

圖3 箱梁橫斷面圖

在此，取第一座橋進行建模。在分析中，箱型梁體被劃分為30個梁單元不等，橋墩劃分為10個梁單元。主梁采用beam單元，截面采用其變截面。在計算中，根據實際梁及墩建模，并將二期恒載作為質量附屬于節點上；在建立質量矩陣時直接把這些荷載轉化成質量。在地震響應分析中，樁基剛度按照承臺底固結處理，理論固結計算結果會比實際大一些，為保守算法，計算模型見圖4。

圖4 連續梁橋的有限元模型

6 時程分析算法

在分析中，采用了時程分析方法。時程分析方法是對運動方程進行逐步數值積分的方法，根據規范要求，對于關鍵的橋梁需要使用這種方法。橋梁地震響應的控制動力方程如下：

動力分析模型質量的模擬方法是集中質量矩陣。動力分析模型阻尼的模擬方法是質量和剛度因子法（一般稱瑞利阻尼），如式（2）所示，式中α和β可由特征向量分析產生的頻率和模態阻尼確定。

式中，[M]是結構的質量矩陣；[K]是結構的剛度矩陣；α為質量因子；β為剛度因子。

式中，ξ為阻尼比；ωi與ωj分別為第i和第j模態的自振頻率。

確定瑞利阻尼的原則是：選擇用于確定常數的兩階自振頻率，要覆蓋結構分析中感興趣的頻段；《公路橋梁抗震設計細則》（JTG／T B02—01—2008）中也明確規定應選取第一模態和另一對分析貢獻量較大的振型。分別取第一模態和第九模態下的自振頻率來計算質量與剛度因子，即wi=w1和wj=w9。

7 32m＋35m＋32m連續梁抗震分析結果

7.1 抗震工況分析

該工況下，橋梁結構采用傳統支座（如盆式支座、球型支座），該橋分別設置固定型、單向型和雙向活動型支座。

7.1.1 縱向地震線性時程分析

該工況下，地震加速度峰值PGA＝0.2g，橋梁縱向地震力僅有固定墩承擔，其余墩僅承擔自身慣性力，因此固定墩的受力是最大，計算結果詳見表1和圖5。

表1 縱向地震各墩受力情況

圖5 縱向地震作用下各墩的剪力包絡圖

從表1可以看出，固定墩在地震作用下的受力非常大，其最大值為4083kN，意味著在地震作用下，固定墩的墩低彎矩已經超出墩身容許值，同樣墩頂的位移也大大超出設計值。

7.1.2 橫向地震線性時程分析

橫向地震與縱向地震的主要區別在于，橫向地震時粱體的慣性力由多個墩子共同分擔，因此固定墩受力較縱向地震有所降低，計算結果詳見表2和圖6。

表2 橫向地震各墩受力情況

圖6 橫向地震作用下各墩的剪力包絡圖

7.2 減隔震支座地震工況

7.2.1 豎向靜力非線性分析

由于ZXQZ—J摩擦擺球型支座的摩擦力基于豎向力，所以需要進行靜力分析得出各個ZXQZ—J摩擦擺球型支座的豎向荷載，豎向荷載包括自重及二期恒載，同時考慮結構非線性對豎向力的影響，如圖7所示。

圖7 靜力非線性分析結果

7.2.2 縱向地震非線性時程分析

本項計算采用非線性時程分析法，具體算法如第6節所述。

本工況下，將支座設置成摩擦擺非線性連接，模擬隔震支座的特性。

減隔震工況與抗震工況的最大區別是，減隔震工況下粱體的慣性力與各個墩子分擔，而不是由固定墩獨自承擔。

計算結果詳見圖8和圖9。

圖8 縱向地震力作用下中墩ZXQZ—J支座地震作用下滯回曲線

圖9 縱向地震力作用下邊墩ZXQZ—J支座地震作用下滯回曲線

從圖8和圖9可以看出，支座位移是一致的，表示地震時梁體為近似剛體運動。

由計算可知，縱向地震摩擦擺支座需要的位移量為120mm。

從圖8還可以看出，地震波2下支座縱向位移較大，最大位移達120mm，但是水平力很小，最大只有440kN。

7.2.3 橫向地震非線性時程分析

圖10為橫向地震工況下，中墩摩擦擺支座的滯回曲線。從圖10可以看出支座橫向位移較大，其中地震波2最大位移達110mm，但是水平力很小，最大只有420kN。

圖10 橫向地震力作用下中墩ZXQZ—J支座地震作用下滯回曲線

圖11為橫向地震工況下邊墩摩擦擺支座的滯回曲線?？梢姡叾罩ё灰婆c中墩是一致的，但是水平力更小，最大反力還不到200kN。

由計算可知，橫向地震摩擦擺支座需要的位移量為110mm。

8 結論

本文根據《公路橋梁抗震設計細則》（JTG/T B02—01—2008）的要求建立有限元模型，然后分別計算橋梁傳統抗震和減隔震工況地震響應，得到以下結論：

圖11 橫向地震力作用下邊墩ZXQZ—J支座地震作用下滯回曲線

a）兩座橋采用傳統抗震固定墩的墩身受力過大，無法滿足設計要求；

b）采用ZXQZ—J摩擦擺球型支座，可大大減小橋墩的最大彎矩及墩底的剪力，墩頂水平力和墩底彎矩受力很小，減隔震效果理想；增設限位裝置后，限位力為支座噸位的10%，可以滿足汽車制動力和溫度等常規荷載；

c）ZXQZ—J摩擦擺球型支座利用球面提供回復力，可以使橋梁在地震后能自動復位；

d）ZXQZ—J摩擦擺球型支座價格約為同噸位盆式支座的1.2～1.5倍，遠小于產生相同效果的阻尼器的價格。