大跨徑連續梁橋減隔震設計分析

■蔡隆文

（福建省交通規劃設計院有限公司，福州 350004）

大跨徑預應力混凝土連續梁橋跨徑大、 造價高，一旦發生結構性破壞，修復特別困難，在抗震設計中往往需針對大跨徑連續梁橋進行特殊設計。 抗震設計一般可分為延性設計和減隔震設計[1-2]；延性設計以橋墩塑性鉸進入塑性為代價，降低結構剛度從而起到耗能和減小地震能量輸入的作用；減隔震設計通過減隔震支座滑移起到延長自振周期、減小固定墩有效震動質量以達到保護結構的目的[3-6]。 相對于修復塑性鉸，更換減隔震支座更為容易，減隔震設計成為廣受歡迎的抗震設計方法。 對于橋墩較矮的大跨徑連續梁橋，需要設置支座提高結構適應變形的能力以減小結構次內力。 延性設計對于支座的水平抗剪強度要求過高，上部質量較大的大跨徑連續結構難以找到適合的盆式支座；減隔震設計通常采用鉛芯橡膠支座、高阻尼橡膠支座、摩擦擺式減隔震支座、黏滯阻尼器等[7]。 鉛芯橡膠支座和高阻尼橡膠支座通用型號最大承載能力不足20 MN，往往無法滿足大跨徑連續梁橋的承載力需求。 本文通過對比分析大跨徑連續梁橋分別采用抗震盆式支座和摩擦擺減隔震支座2 種情況下結構地震響應，得出結論可作為設計參考和依據。

1 工程概況

泉南高速公路一座跨徑（68+120+68）m 的大跨徑預應力混凝土連續箱梁橋，橋梁上跨高速主線，該橋位于地震基本烈度7 度區，設計地震動峰值加速度為0.15 g，場地地震動反應譜特征周期為0.45 s。橋梁寬度12.75 m，上部結構采用預應力混凝土連續箱梁，跨中和懸臂端梁高至主墩中心梁高變化值由2.9 m 按二次拋物線變化至7.1 m，箱梁設計為單箱單室，懸臂長3.125 m，梁底寬6.5 m，箱梁總重約9000 t。 下部主墩采用實心墩接承臺樁基礎，主墩截面3.5 m×6.5 m，邊墩截面2.2 m×6.5 m，主墩高度自左向右分別為9 m 和7 m，邊墩采用薄壁墩接承臺樁基礎，邊墩高度自左向右分別為25 m 和20 m。主墩配4 根2.5 m 直徑的樁基，邊墩配4 根1.8 m直徑的樁基。

2 模型建立

采用Midas Civil 橋梁分析軟件建立橋梁空間桿系模型，如圖1 所示，上部主梁、下部橋墩、承臺和樁基礎采用梁單元建立1∶1 模型模擬， 主梁與橋墩之間的支座采用具有非線性特性的一般連接進行模擬，橋墩與承臺、承臺與樁頂之間采用剛性連接進行固結，以地勘鉆孔資料為依據，采用“m”法考慮樁土相互作用，通過彈性支承進行模擬。

圖1 連續箱梁有限元模型效果圖

3 地震動輸入

設計加速度反應譜由場地類別、地震動加速度峰值、抗震重要性系數、阻尼比和場地地震動反應譜特征周期確定，如圖2 所示。 根據E1、E2 階段的設計加速度反應譜可各合成3 條對應的隨機人工時程地震波作為輸入時程波。

圖2 地震反應譜

4 支座模擬

邊界條件的正確模擬是影響分析結果可信程度的重要因素。 如圖3 所示，本次對于抗震盆式支座和摩擦擺減隔震支座采用雙折線模型進行模擬，考慮支座摩擦效應引起的初始剛度和屈服后剛度，支座參數詳見表1。 延性設計方案中主墩采用豎向承載力30 MN 的抗震盆式支座，邊墩采用4.5 MN 的抗震盆式支座； 減隔震設計方案中主墩采用豎向承載力30 MN 的摩擦擺減隔震支座，邊墩采用4.5 MN 的摩擦擺減隔震支座。根據墩高和縱橫坡合理設置固定支座和活動支座的位置，如圖4 所示。

表1 支座參數

圖3 支座力學模型

圖4 支座布置示意

5 結果分析

分別采用抗震盆式支座和摩擦擺式減隔震支座進行地震動時程分析。針對2 種支座在E1、E2 階段支座和橋墩的地震動響應結果進行分析，通過對比分析明確2 種支座對橋墩內力的影響從而為橋梁抗震設計提供參考。 表2 和表3 分別為減隔震支座限位銷剪斷前后的結構動力特性，由數據結果可知，限位銷剪斷前自振周期為1.22 s，限位銷剪斷后結構自振周期延長至2.40 s。 隨著結構自振周期的延長，對應反應譜曲線中的加速度峰值有顯著降低，見圖2 中A 點和B 點。

表2 橋梁結構動力特性（減隔震支座限位銷剪斷前）

表3 橋梁結構動力特性（減隔震支座限位銷剪斷后）

為判斷摩擦擺減隔震支座和抗震盆式支座能否適應地震動作用下的位移要求， 針對兩種支座E2 階段最不利滯回曲線結果進行分析。 計算結果表明，E2 階段減隔震支座最大水平剪力超過支座水平承載力，支座限位銷將被剪斷。 分析限位銷減斷后的支座響應結果，如圖5（a）、（b）所示的滯回曲線可知，主墩摩擦擺支座最大縱向位移和最大橫向位移分別為5.5 cm 和4.9 cm，對應最大縱向剪力和最大橫向剪力分別為1410 kN 和1582 kN， 支座位移均小于表1 所列位移限值，邊墩摩擦擺支座最大位移和受力也均在容許值范圍內，這說明限位銷剪斷后，減隔震支座能夠很好地適應地震動位移；如圖5（c）、（d）所示的滯回曲線可知，主墩抗震盆式支座最大縱向剪力和最大橫向剪力均達到支座水平力容許值6000 kN， 這說明抗震盆式支座將發生屈服。 若要進行延性設計需確保抗震盆式支座不屈服，經計算支座抗剪能力需達到20000 kN，這顯然是不經濟的，但為了延續延性設計抗震分析，以下計算均建立在抗震盆式支座水平承載力能滿足要求的前提下進行。 此外，為保障結構的安全性，需要在橋墩位置設計限位構造。

圖5 E2 階段主墩支座滯回曲線

由表4 可知， 在E1 地震工況下摩擦擺減隔震支座的橋墩地震響應結果均略大于抗震盆式支座，這是由于前者初始剛度較大所致；采用抗震盆式支座和摩擦擺減隔震支座橋墩內力和墩頂位移值趨于一致，這是由于結構和支座均處于彈性工作狀態，結構邊界條件相似。 因而，抗震分析中，普遍更關注E2工況的地震響應。

表4 E1 橋墩地震響應

由表5 可知，E2 地震工況下減隔震支座限位銷剪斷后縱橫向剪力和彎矩均勻分布于各墩，而抗震盆式支座固定墩（2# 主墩）順橋向的彎矩和剪力較為集中，其值明顯大于其他活動墩，主墩頂縱向位移值達到3.2 cm 是減隔震設計墩頂位移的4 倍。

表5 E2 橋墩地震響應

由結果對比可知，E2 地震工況下采用減隔震支座相比于采用抗震盆式支座，2# 主墩順橋向墩底彎矩減小67.8%，順橋向墩底剪力減小77.5%，順橋向墩頂位移減小78.6%。 1# 主墩的墩底順橋向彎矩、剪力和墩頂位移減小約60%。 0#邊墩順橋向墩底彎矩、剪力和墩頂位移減小約40%，3# 邊墩順橋向墩底彎矩、 剪力和墩頂位移減小約30%，1#、2#主墩和0#、3# 邊墩橫橋向墩底彎矩、剪力和橫橋向墩頂位移減小超過34%。減隔震支座在E2 工況下，支座限位銷被剪斷后，限位方向約束解除，對下部結構起到減隔震作用。

為判斷橋墩潛在塑性鉸是否屈服，由墩底截面的彎矩—曲率曲線（如圖6 所示），可得到各墩的等效屈服彎矩，數據見表6。 E2 地震工況下采用延性設計2# 墩的順橋向彎矩值為152896 kN·m， 超過其等效屈服彎矩136538.2 kN·m， 表明采用延性設計2#墩底將屈服并形成塑性鉸，從而起到耗能和延長自振周期的作用，進而需要針對2#墩進行延性抗震設計，驗證墩頂位移能否滿足容許位移要求，同時確保能力保護構件承載能力達到要求。 計算結果表明，2#墩延性設計墩頂位移能夠滿足要求， 并且采用延性設計和減隔震設計方案，橋梁樁基承載能力均滿足要求，限于篇幅不展開論述。

圖6 2# 主墩順橋向墩底截面彎矩-曲率曲線

表6 墩底截面等效屈服彎矩匯總

采用減隔震支座的地震動響應結果表明，各墩彎矩和剪力分布較為均衡，橋墩均處于彈性狀態且存在一定的安全儲備余量。 顯然采用延性設計震后修復塑性鉸的代價遠高于減隔震設計震后更換減隔震支座。 由于主墩剛度較大，為使其達到屈服，對抗震盆式支座的水平抗剪能力提出了較高的要求，其經濟性也是不可取的，并且盆式支座一旦發生破壞，結構的地震響應情況無法預測，對結構安全極為不利[8]。

6 結論

本文依托大跨徑連續箱梁的設計實例，對大跨徑預應力混凝土連續梁橋延性設計和減隔震設計2種設計思路進行對比分析，得到了以下結論：

（1）地震區大跨連續梁橋的減隔震設計能有效延長結構自振周期， 使各墩共同參與地震響應內力分配，減小下部結構地震力；（2）對于矮胖型主墩的大跨連續梁橋采用抗震盆式支座時，固定墩內力集中，墩頂位移較大，抗震盆式支座需要抵抗較大的水平力， 相比之下減隔震支座地震響應全過程力學性能明確，能有效彌補抗震盆式支座的短板；（3）減隔震設計相對于延性設計，固定墩順橋向內力減小65%以上，其余各墩的內力值也均有減小，橫橋向各墩內力減小30%以上。各墩均處于彈性工作狀態且均有一定的安全儲備，墩頂位移值均在合理范圍內；（4）當結構和支座處于彈性工作狀態時，采用抗震盆式支座和摩擦擺減隔震支座的結構地震動響應特性相近。