高烈度區軟弱場地獨塔斜拉橋合理約束體系研究

胡 進

(中鐵二院工程集團有限責任公司 成都 610036)

獨塔斜拉橋因其具有較大的跨越能力和良好的景觀效果得到了廣泛運用。據統計，90%以上的獨塔斜拉橋采用塔、墩、梁固結體系[1]。固結體系有利于提高獨塔斜拉橋的整體剛度、減小主梁豎向變形、減小橋塔順橋向水平位移，對于結構的靜力性能大有裨益[2]。但對于抗震控制的獨塔斜拉橋采用固結體系往往需要增大截面尺寸和配筋才能滿足抗震要求，不經濟且不合理，不宜作為首選方案。

某獨塔斜拉橋位于高烈度區軟弱場地，不僅基本地震動峰值加速度大，而且特征周期長，更多振型反應譜值落于反應譜函數平臺段，地震響應強烈，抗震控制結構設計。本文以該橋為背景，擬通過建立全橋抗震模型，分析高烈度軟弱場地的地震響應，得出縱、橫向合理的抗震約束邊界。在此基礎上，針對靜力、動力不同的邊界需求提出約束體系方案，并給出支座閾值的設計思路及計算公式。

1 工程概況、軟弱場地地震特性

廣州某市政橋梁為預應力混凝土雙索面獨塔斜拉橋，橋跨布置為135 m+135 m，橋型見圖1，主梁采用雙邊箱梁，斷面見圖2，梁高2.7 m，橋寬28.5 m，標準梁段長6 m，橋塔采用H形索塔，總高度為84 m，塔柱為鋼筋混凝土結構，塔柱橫梁為預應力混凝土結構。全橋共設20對斜拉索，主梁上索距為6 m，橋塔上索距為1.8 m。主塔及過渡墩均采用群樁基礎。

圖1 某獨塔斜拉橋橋型圖(單位：m)

圖2 主梁斷面圖(單位：cm)

該橋位于河口三角洲地帶，軟土深厚，場地軟弱，特征周期長，其值為0.8 s。橋位處抗震烈度高，基本地震動峰值加速度0.153g。

根據軟弱場地特征周期長的特點，由JTG/T 2231-01-2020《公路橋梁抗震設計規范》[3]第5.2條可知，反應譜函數(見式1)下降段譜值與特征周期Tg成正比，同加速度峰值情況下長周期場地結構地震響應比短周期場地強烈，同峰值加速度長短周期反應譜曲線對比見圖3。如某場地峰值加速度為0.15g，特征周期為0.8 s，其下降段等同于峰值加速度0.3g、特征周期為0.4 s的場地，詳見圖4。可見長特征周期場地的結構地震響應強烈，因此該類場地應重點關注結構的抗震設計。

圖3 同峰值加速度長短周期反應譜曲線對比

圖4 同反應譜下降段曲線對比

反應譜函數

式中：T為周期，s；T0為反應譜直線上升段最大周期，取0.1 s；Tg為特征周期，s；Smax為設計加速度反應譜最大值，g。

2 地震動輸入

運用時程分析法進行地震響應分析時采用了地震安評報告提供的3條100年4% 超越概率的加速度時程曲線，該水準峰值加速度為0.214g。圖5為其中1條典型的加速度時程曲線，圖6為3條時程曲線對應的反應譜。地震方向組合分別考慮順橋向+豎向地震輸入和橫橋向+豎向地震輸入。

圖5 加速度時程曲線

圖6 加速度反應譜曲線

3 有限元模型建立

采用midas Civil 建立全橋抗震模型見圖7。主梁、主塔、橋墩、樁基采用梁單元模擬，斜拉索采用桁架單元模擬，采用恩斯特修正考慮拉索的垂度效應。樁土作用采用m法計算土彈簧模擬，m值根據軟土特性按規范取較小值。不考慮承臺底淤泥深度內土的約束，此范圍樁基不施加土彈簧；黏滯阻尼器采用Maxwell模型模擬，活動球鋼支座按照CJJ 166-2011《城市橋梁抗震設計規范》[4]第6.2.6條規定采用雙線性滯回曲線模擬，阻尼采用瑞利阻尼。

圖7 抗震計算模型

4 地震狀況獨塔斜拉橋合理約束體系

一般情況，結構的縱向地震響應主要由縱向地震波引起，橫向地震響應主要由橫橋向地震波引起[5-6]。因此可在縱橫向分別設置多種工況進行分析以探討各自方向合理的約束體系。

4.1 縱橋向不同約束體系地震響應分析

縱向地震分析共設置4種工況。工況1：塔墩梁采用固結體系；工況2：塔梁間設置固定鉸接；工況3：塔墩梁采用半漂浮體系(塔梁間僅有豎向支撐)；工況4：在工況3基礎上塔梁間增設縱向阻尼器。全橋共6個支座，其位置分布見圖8。各工況縱向約束見表1，計算結果見表2。

圖8 支座位置圖(單位：m)

表1 各墩縱橋向約束表

表2 縱橋向不同約束方式下內力和位移對比表

由表2可知，半漂浮體系因縱向除拉索外無任何約束，塔底彎矩、梁端、塔頂縱向位移均最大，梁端位移達到了0.924 m，對梁縫寬度需求大，伸縮縫安裝困難，不推薦此方案。固定鉸接方案因塔梁處支座的縱向剪切力為49 885 kN，遠大于支座產品抗剪能力，該方案不可行。固結方案梁端位移和塔頂縱向位移最小，但因本文4.2節橫橋向采用固結后主梁將承受很大的橫向彎矩，因此不推薦此方案。黏滯阻尼器方案通過阻尼器消能減震可有效降低塔底彎矩，同時梁端位移適中，還可通過阻尼器參數調整來靈活地兼顧梁端位移及塔底彎矩的雙控目標，因此在縱橋向推薦此方案。

4.2 橫橋向不同約束體系地震響應分析

橫向地震分析共設置6種工況，各工況約束見表3。因獨塔斜拉橋在橫向地震時主梁的橫向彎矩很大，因此將主梁的橫向彎矩也作為對比項，各工況計算結果見表4。

拓展項目評審內涵。發揮專業技術審核作用，從政策制度依據是否充分、技術方案是否合理、建設內容是否合規等方面入手，對于重復申報、不符合政策的項目，終止評審并向資金管理處（科）室提出取消項目或者不予安排財政資金的意見建議。

表3 各墩橫橋向約束表

表4 各工況各橋墩內力、位移、支座剪力對比表

由表4可知，工況1(所有支座無橫向約束)主梁主塔的橫向地震力最小，但由于主梁橫橋向僅靠拉索提供過柔的支撐使得地震下主梁的橫向位移最大，達到了1.769 m，這表明主梁與邊墩蓋梁擋塊以及主梁與塔臂內側需留足夠寬的距離以避免相撞。工況2與工況4約束相似，主梁在主塔處橫向固結(或固定)，橫向地震作用下主梁呈現大懸臂梁受力狀態，主塔位置處主梁的橫向彎矩最大，約2 000 000 kN·m。工況3～5支座水平剪切力分別為25 608，51 833，52 249 kN,支座剪切力過大，此三方案不可行。工況6為邊墩、主塔處均設置阻尼器的方案，結果表明，阻尼器能夠有效降低結構的地震力，同時可以降低梁端位移。

4.3 抗震合理約束體系

通過縱橫向不同工況的對比分析可知，該橋宜采用塔梁分離的半漂浮體系，同時縱橫向均設置黏滯阻尼器。地震狀況合理約束體系見圖9。

圖9 地震狀況合理約束體系(單位：m)

5 靜力狀況合理約束體系

由上文可知，地震作用時結構宜處于半漂浮狀態，同時縱橫向阻尼器發揮消能減震作用。但這種僅有豎向支撐縱橫向無約束的邊界，對于靜力荷載將使主梁像蕩秋千一樣產生過大的位移，一方面影響行車舒適性，另一方面容易引起梁端伸縮裝置的破壞。經計算，縱向運營風作用下主梁產生0.09 m的縱向位移，汽車制動力作用下主梁將產生0.061 m的縱向位移，因此這種邊界不適合靜力需求。

對于獨塔斜拉橋，靜力作用時宜像2跨連續梁一樣設置支座的約束邊界，結構處于縱橫向均有約束的狀態，靜力合理約束體系見圖10。

圖10 靜力合理約束體系(單位：m)

6 兼顧靜動力需求的可變約束體系(限力熔斷支座設計)

為了兼顧靜動力的受力需要，結構邊界可采用可變的約束體系。本文采用限力熔斷支座來解決兩狀態的不同邊界需求。

限力熔斷支座是在滑動支座的基礎上增設限位擋塊，擋塊的水平承載能力作為支座的閾值，當水平力小于閾值時，支座處于固定狀態；當水平力大于閾值時，擋塊剪斷，支座處于滑動狀態。

限力熔斷支座閾值可按以下方法確定。

2)假定支座固定，求解E1地震作用下支座的水平力F2。

3)假定支座固定，求解靜力標準組合下支座的水平力F3。

4)按照式(2)確定閾值F的范圍。

K1×F3

(2)

式中：K1、K2為安全系數，分別取1.1,1.2。

對于本橋，兼顧靜動力受力合理的約束體系為限力熔斷支座+黏滯阻尼器方案，支座閾值設為3 500 kN，該方案約束體系見圖11。

圖11 熔斷支座+黏滯阻尼器約束體系(單位：m)

7 結論

1)河口三角洲地區軟土分布深厚，反應譜特征周期長，結構地震響應強烈，獨塔斜拉橋宜采用半漂浮體系配合黏滯阻尼器的約束方案，可進行阻尼器的參數調整較好的兼顧受力與位移需求。

2)高烈度地區的橋梁可采用限力熔斷支座配合黏滯阻尼器方案解決靜力工況和地震工況不同受力狀態下的邊界需求。

3)塔墩梁固結的獨塔斜拉橋在橫向地震作用下主梁將承受很大橫向彎矩，因此主梁橫向地震響應及承載能力也應重點關注。