高烈度震區某獨塔斜拉橋抗震性能優化

孫麗明

（同濟大學建筑設計研究院（集團）有限公司，上海市200092）

0 引 言

斜拉橋因其跨越能力大、剛度好、經濟指標優、施工方便，成為大跨徑橋梁中被廣泛采用的橋梁結構形式之一。塔梁墩固接的獨塔斜拉橋作為斜拉橋中的一種特例，因其整體性好，可采用轉體施工、懸臂施工等施工方法，近年來在上跨鐵路的橋梁中越來越多地被采用。而該橋型由于采用了塔梁墩固接，在地震荷載作用下，主塔及主墩承擔了大部分的水平地震荷載，是抗震不利的一種橋型。在高烈度地震區，主橋的抗震設計成為關鍵課題，對方案的成立與否、經濟指標的優劣等起到控制性作用。

國內諸多學者曾對斜拉橋抗震做過研究，其中有一大部分是研究橋梁結構體系及研究采用抗震支座、阻尼器等的橋梁減隔震設計，還有一部分是研究橋梁延性設計的。本文主塔、主墩采用延性設計，同時考慮采用減隔震支座、阻尼器等裝置來減小主墩的地震力，將地震力分攤到邊墩及輔助墩，從而實現主橋抗震優化設計。

1 工程概況

該項目位于山西省大同市平城街西延跨鐵路節點，是溝通大同市西面鐵路東西兩側的重要交通走廊（見圖1）。平城街西延工程規劃為機動車專用城市主干路，規劃紅線寬50m，設計時速50km/h。道路呈東西走向，西起武州西一路，往東依次跨越武州路、規劃路、鐵路編組站（寬約340m）、西環路、云中路，止于魏都大道以西約150m。主線道路樁號范圍K-1+999.545~K1+715.791，全長約1 716 m。其中橋梁總長1 282m，標準寬度24m，雙向六車道。

圖1 主橋橋位示意圖

平城街主線上跨鐵路編組站，共計跨越15股鐵路線，下方鐵路為重要的運煤線路及鐵路編組作業線路，重要性非常高，因此鐵路部門僅允許使用轉體施工方案。最終，跨鐵路主橋采用（41+50+163）m中央索面混合梁斜拉橋，跨越鐵路上方采用鋼箱梁，鐵路外側則采用混凝土梁以平衡重量、降低造價。

由于梁底距離地面約20m，為了保證轉體施工過程的安全，該橋采用了最可靠的塔梁墩固接體系，在承臺頂設置臨時轉盤，最后封鉸的方案。該橋橋位處地震基本烈度8度，屬于高烈度區，地震荷載大。因此主橋的抗震設計成為該橋的關鍵及控制設計的因素之一。

橋址處地質剖面顯示①~②層為雜填土及素填土，③層以下為粉質黏土與粗砂間隔分布；場地20m深度內不存在飽和砂土及粉土，擬建場地為非液化場地；勘探深度范圍內未見地下水；地類別為Ⅱ類，擬建場地屬于對抗震一般地段。

據《城市橋梁抗震設計規范》（CJJ166—2011）[1]，該橋為甲類橋梁，抗震設防標準如下：E1地震作用（50 a超越概率10%）下結構不發生損傷，保持彈性狀態；E2地震作用（50 a超越概率2%）下，主塔和樁基礎可發生局部輕微損傷，不需修復或經簡單修復可繼續使用，邊墩、輔助墩可進入塑性，滿足位移變形要求但不倒塌，樁基處于彈性狀態。

該工程地震安全性評價報告給出的場地地震動參數如下：規準化動力放大系數β=2.5，阻尼比為0.05時曲線衰減指數γ=0.9；E1地震下地表水平峰加速度Amax=0.22g，Tg=0.55 s；E2地震下Amax=0.42g，Tg=0.80 s。

實際計算分別采用安評報告給出的E1、E2地震下各7組地震動加速度時程波進行時程分析計算，取結果的平均值。圖2分別列舉了E1、E2下的一組時程波。

圖2 地震水平加速度時程波

2 主橋結構介紹

主橋跨徑組合為（41+50+163）m，梁高3m，標準寬度26.5m，雙向六車道，中央3m為橋塔和拉索布置區（見圖3）。

圖3 主橋標準橫斷面（單位：m）

主塔全高約86.9m，橋面以上高64m，塔梁墩全固接體系，邊跨設置一個輔助墩，輔助墩及邊墩頂采用摩擦擺球型減隔震支座。該橋采用7平行鋼絲斜拉索，斜拉索為中央索面呈扇形布置，全橋共有斜拉索48根。索面中心在主塔上的橫向間距為1.0m，順橋向標準索距12m（中跨）、6m（邊跨）。

圖4為橋梁立面布置及橋塔構造。橋塔順橋向為鉆石形、橋面以上橋塔橫橋向為一字形，置于3m中分帶中，橋面以下墩身橫橋向為箱形。塔柱自塔底至塔頂依次為2.8m嵌入承臺塔柱、11.07m鋼-混結合段和75.03mQ345qE鋼塔柱，下塔柱鋼-混結合段的混凝土標號為C50（微膨脹）。

鋼塔柱劃分為T0～T9共10個節段，其中T5～T8節段為斜拉索錨固區段，T9為塔冠區域，T0為鋼-混結合段，T1為塔梁固結段。根據主塔各區段受力情況，采用變壁厚設計，板厚分為20mm、40mm、50mm三種規格。塔壁變厚時保持塔壁內側對齊。其中T1～T3節段主塔壁厚50mm，T4節段壁厚為過渡區，由40mm過渡到50mm，T5～T8節段壁厚40mm（見圖5）。

3 初始模型及自振特性分析

該橋采用有限元程序midas Civil軟件建立空間有限元模型進行計算分析。主梁、主塔、橋墩和樁基均采用空間梁單元模擬，斜拉索采用桁架單元模擬，樁基礎采用“m”法土彈簧模擬。采用非線性時程方法分析，在滑動支座的滑動方向采用非線性單元模擬，考慮支座的摩擦耗能作用。

擦擺減隔震支座動力非線性設計參數見表1。

成橋狀態有限元模型圖式如圖6所示。

圖4 跨徑布置及橋塔

圖5 鋼塔典型斷面（單位：mm）

表1 摩擦擺減隔震支座參數

圖6 結構空間動力計算模型

結構動力特性分析中的特征方程求解采用Ritz向量法，階數取300階，分析結果表明六個方向上質量參與系數均超過95%。表2列出主橋結構的主要動力特性（已將引橋振動控制的模態剔除）。圖7給出該橋結構的典型振型圖。

表2 結構動力特性分析結果

圖7 結構典型振型圖

由主橋結構的動力特性分析可知，該主橋結構體系前幾階振型以主塔扭轉、主塔側彎及主梁豎彎為主。經計算，由于主梁繞主塔的扭轉效應，初始模型KP15墩處E2橫向地震作用+豎向地震作用工況下最大橫向位移0.55m，橫向位移較大；同時扭轉效應使得主墩的地震響應較大，為了降低主塔用鋼量，獲得更優的經濟指標，考慮通過采用加大支座屈服力及屈后剛度、增設阻尼器或增加限位擋塊等措施限制橫向位移，將橫向地震力分攤到邊墩及輔助墩。

4 計算分析及優化結果對比

本節對結構的抗震性能進行優化，考慮到E2橫向地震控制，邊墩處梁端位移、各墩底的剪力及彎矩大小是最具代表性的指標，反映了各墩處的地響應大小，因此本節以這部位的內力值為依據，研究不同體系的內力響應變化。橋梁其余部位的響應與此變化規律一致。

4.1 支座類型與阻尼器設置對地震響應的影響

下面將分析鉛芯橡膠支座方案、普通支座+阻尼器方案、摩擦擺支座+阻尼器方案、摩擦擺支座+限位擋塊方案，并與摩擦擺支座方案對比。

鉛芯橡膠支座方案（簡稱鉛芯方案）相對于原方案僅把摩擦擺隔震支座改為鉛芯橡膠支座，鉛芯橡膠支座參數見表3。

表3 鉛芯減隔震支座參數

普通支座+阻尼器方案（簡稱普+阻方案）相對于原方案在輔墩和兩過渡墩處墩梁間增設一個黏滯阻尼器[2]，速度指數0.3，阻尼系數1 500 kN/（m/s）0.3，摩擦擺支座改為普通支座，考慮支座的摩阻力，摩擦系數取0.05。

摩擦擺支座+阻尼器方案（簡稱摩+阻方案）相對于原方案在KP15墩處墩梁間增設一個黏滯阻尼器，速度指數0.3，阻尼系數1 500 kN/（m/s）0.3。

摩擦擺支座+限位擋塊方案（簡稱摩+限方案）相對于原方案在過渡墩處墩梁間增設橫向限位擋塊，擋塊上貼橡膠墊塊。在模型中設置GAP單元，初始間隙取0.4m，彈性剛度取3×106kN/m。

E2縱向地震作用下，由于主墩固接縱向剛度大，主墩限制了橋梁的縱向位移變形，承擔了絕大多數的縱向地震力，使得不同阻尼器或支座方案下縱向位移變化較小。

圖8 E2 橫向地震作用下邊墩、輔墩處主梁橫向位移比較

E2橫向地震作用下由于主墩兩側的主梁存在跨度不對稱、結構質量不一致、重心到橋墩的距離也不同，導致橫向地震作用下，除了塔梁整體的橫向位移外，主梁還會繞主墩扭轉，163m鋼梁跨的KP15邊墩位移尤為明顯，在不設置阻尼器或限位擋塊時位移達到了55 cm，超出了摩擦擺支座的最大允許位移。由圖8可見，鉛芯、普+阻、摩+阻、摩+限方案均能降低E2地震橫向作用時KP12、KP15邊墩以及KP13輔墩的橫向位移，普+阻及鉛芯方案的限制效果最佳。

從主橋下部結構地震力響應來看，摩+限方案由于橫向地震位移超限后，將受到橫向限位擋塊的限制，使得邊墩承受過大的橫向力，KP15墩處剪力和彎矩分別增大到約4.5倍和10倍，KP12墩處剪力和彎矩分別增大到約2.4倍和2倍，而主墩處的地震響應并未明顯減低。可見摩+限方案不是經濟可行的方案，因此以下不再對該方案進行對比。

由圖9、圖10可知，其余三個方案均能降低主墩的地震響應，增加邊墩的地震響應，通過減隔震支座及阻尼器的幫助，將主墩所受的橫向地震響應分擔給邊墩。在邊墩地震響應增加不多的情況下，能有效降低地震響應。

圖9 E2 橫向地震作用下關鍵部位彎矩響應對比

綜合位移響應與內力響應來看，E2橫向地震作用下，普+阻方案能降低20%的中墩內力，增加

圖10 E2 橫向地震作用下關鍵部位剪力響應對比

10%~20%的邊墩內力，邊墩最大橫向位移能控制到35 cm，但會增加輔助墩的內力響應；鉛芯方案也能降低中墩地震內力響應，但會較多地增加邊墩內力響應，對位移的限制作用較明顯；摩+阻方案對KP12邊墩內力增加不多，能有效降低輔助墩與中墩內力響應，會增加KP15邊墩內力。

4.2 阻尼器參數對地震響應的影響

以上三個方案均能降低位移響應，但KP15墩的位移仍然在0.3m以上，考慮到鉛芯支座對位移的限制作用明顯、加阻尼器對降低內力響應效果明顯，因此考慮采用鉛芯支座+阻尼器的方案來進一步優化結構的地震響應。

下面分析6種參數模型（見表4）。

表4 鉛芯減隔震支座參數

經計算分析，橡膠的剪切剛度對地震響應影響很小，因此以下僅討論不同阻尼器參數對地震響應的影響（見圖11）。

由表5的E2地震作用下阻尼器的最大阻尼力可以看出，阻尼系數越大，速度指數越大（小于1時的非線性阻尼器[3]），阻尼力越大，阻尼效果越強，阻尼系數對阻尼力的影響更明顯。

圖11 最終阻尼器布置平面

表5 支座最大阻尼力（E2）

由圖12可知，阻尼器對地震下主墩、邊墩、輔助墩的地震內力響應產生了重新分配的作用，阻尼力越強的方案，邊墩響應增加越多，主墩內力響應降低越多；阻尼系數的影響尤為明顯，C=3 000，α=0.3方案邊墩的響應增大了80%以上，中墩響應降低了35%；改變速度指數對內力響應重新分配的調節作用相對較小。

考慮將過渡墩橫向位移控制在0.3m并控制過渡墩內力增加幅度，建議支座和阻尼器的參數分別設為G=1.0GPa，KP12墩處阻尼器C=1 200 kN/（m/s）0.5，速度指數α=0.5，KP15墩處阻尼器C=2000kN/（m/s）0.3，速度指數α=0.3，該方案為最終的優化方案。由圖12可知，該方案的地震響應調節作用較為合理，邊墩內力響應增加約40%，中墩內力響應降低約30%。

圖12 E2 橫向地震作用下關鍵部位剪力響應對比

從地震位移響應來看，阻尼力越大的方案，地震橫向位移越小，C=3 000，α=0.3方案的地震位移最小，KP15墩處的橫向位移減小到0.26m；最終優化方案的最大地震橫向位移為0.3m，可見該方案實現了地震內力調節與位移控制的平衡，為比較優的方案。位移對比結果見表6。

表6 E2 橫向地震作用下主梁橫向位移對比

5 優化后的抗震體系結構驗算

為了便于論述，將橋塔控制性截面分為上塔柱下端、中塔柱上端、中塔柱下端、下塔柱上端及下塔柱下端五個控制性截面，位置示意如圖13~圖18所示。

圖13 E2 橫向地震作用下優化前后橋塔彎矩對比（單位：105 kN·m）

圖14 E2 橫向地震作用下優化前后橋塔剪力對比（單位：103 kN）

圖15 E2 縱向地震作用下優化前后橋塔彎矩對比（單位：105 kN·m）

圖16 E2 縱向地震作用下優化前后橋塔剪力對比（單位：103 kN）

圖17 E2 橫向地震作用下優化前后KP15 墩彎矩對比（單位：103 kN·m）

圖18 E2 橫向地震作用下優化前后KP15 墩剪力對比（單位：103 kN）

由圖13、圖14可見，E2橫向地震作用下，優化后體系比優化前體系的橋塔峰值內力降低約30%。

由圖15、圖16可見，E2縱向地震作用下優化前后，橋塔內力變化不大。橋塔順橋向為超靜定的框架結構，剛度大，設置橫橋向阻尼器對縱向地震作用下的橋塔地震響應影響很小，縱向地震作用下，主墩承受了主要地震力。

由圖17、圖18可見，E2橫向地震作用下優化前后，KP15邊墩峰值彎矩增大了約10%，峰值剪力增大了約25%。

由以上結果可知，通過合理地設置阻尼器，在邊墩地震響應增加不多的條件下，顯著降低了中墩的地震響應，同時使得邊墩處的主梁橫向地震位移得到了控制。

6 結 語

該橋處于8度地震區，地震安評報告給出的地震荷載無論是加速度峰值還是特征周期，都要比橋梁抗震規范所給的荷載參數大得多，加上該橋塔梁墩固接的抗震不利體系，使得抗震設計成為該橋設計的控制性因素之一。本文對主橋的抗震性能進行了研究，經計算發現，E2橫向+豎向地震作用組合控制該橋設計，主梁繞主塔的扭轉效應明顯，導致主梁橫向位移大、主塔地震響應大。因此本文通過研究支座類型、阻尼器設置及其參數對主橋地震響應的影響，力求控制地震作用下梁端的橫向位移，在E2橫向地震作用下通過阻尼器及減隔震支座的作用，讓邊墩與輔助墩分擔更多的地震力，從而減小主塔主墩的地震響應，進而實現主橋的抗震優化設計，獲得更佳的經濟指標。

本文主要結論如下：

（1）與僅設置摩擦擺支座相比，換成鉛芯橡膠支座能有效降低主橋的地震位移，改變鉛芯橡膠支座的剪切剛度對地震響應影響較小。

（2）研究阻尼器參數對主橋地震響應影響表明，阻尼系數與速度指數越大，產生的最大阻尼力越大，但它們對阻尼器發揮阻尼作用的貢獻不同，阻尼系數的改變對阻尼作用影響大，速度指數對阻尼作用影響相對較小。

（3）對于不等跨的斜拉橋，邊墩地震位移響應相差較大時，宜根據位移的大小在各個邊墩處設置不同的阻尼器參數，從而實現較均勻地降低各處的位移值、較均勻地將地震力分攤給各墩。

（4）塔梁墩固接的獨塔斜拉橋，通過合理設置支座及阻尼器，可以使邊墩分擔更多的地震力，降低主墩的地震響應，控制梁端的橫向地震位移。