超高墩斜拉橋地震反應分析及抗震措施研究

鄧祖龍

（中國鐵建股份有限公司華中區(qū)域總部，南京 211899）

1 引言

我國西部地區(qū)地形地貌多變， 橋梁不可避免要跨越山區(qū)峽谷，斜拉橋作為一種大跨度橋式結構，在200～700 m 跨度范圍具有較強的競爭優(yōu)勢。 山區(qū)斜拉橋具有塔高和墩高的特點，如法國米約高架橋[1]最高橋墩245 m、我國湖南赤石大橋[2]最大墩高178 m。 由于山區(qū)地形起伏較大，橋跨也呈現(xiàn)出橋墩和橋塔高度和剛度差異。 目前，我國學者對高墩斜拉橋地震反應分析進行了大量研究。李立峰等[3]對高墩多塔斜拉橋縱向約束體系進行了研究，結果表明固結和彈性-固結體系為比較合理的縱向約束體系；李龍[4]研究了高墩斜拉橋地震反應，重點分析了橋塔構造對結構抗震的影響。 然而不同構造形式的斜拉橋受力特點不盡相同，超高墩斜拉橋自振周期較長，高階陣型對結構抗震性能產生較大影響，抗震設計更為復雜，同時高低墩差異會對結構抗震性能帶來不利影響。 因此，進一步研究超高墩斜拉橋的抗震性能具有重要意義。

本文以山區(qū)某超高墩雙塔斜拉橋為研究背景， 建立全橋動力有限元模型， 研究高墩斜拉橋在兩種設防水準下的抗震性能，并根據結構動力響應對墩、塔及樁基截面進行驗算，提出適用于該橋型的合理有效的抗震措施， 為今后同類橋梁的抗震設計提供參考。

2 工程背景

該山區(qū)超高墩雙塔斜拉橋橋跨布置如圖1a 所示，主橋采用200 m+400 m+200 m 組合梁斜拉橋， 主梁由外設挑臂鋼箱梁+混凝土橋面板組成鋼箱組合截面，鋼箱梁梁高3.22 m、寬7 m，混凝土橋面板厚28 cm，橋面寬31.5 m，雙向6 車道，橋面布置如圖1b 所示。 橋塔采用縱橋向人字形索塔，小里程側塔墩高76 m，下塔柱94.6 m，橋面以上塔高109.4 m；大里程側塔墩高86 m，下塔柱98.6 m，橋面以上塔高109.4 m，截面為內八角形箱形截面，外設圓倒角，橋塔構造如圖1c 所示。 斜拉索采用1860 鋼絞線拉索，最大規(guī)格為OVM250-85，最小規(guī)格為OVM250-34。 基礎采用30 根樁徑3.0 m 的鉆孔樁。 橋梁結構體系為塔梁固結體系。

圖1 橋梁總體布置及結構構造(單位：cm)

3 地震反應分析

3.1 動力模型

主橋橋址處于Ⅱ類場地，基本地震動峰值加速度為0.05g，地震動加速度反應譜特征周期為0.45 s，地震基本烈度為Ⅵ度。以阻尼比為3%時50 年10%（設計地震作用）和50 年2%（罕遇地震作用）的加速度反應譜為目標譜，擬合不同設計水準下的3條人工地震波，規(guī)范譜和地震動加速度譜如圖2 所示。

圖2 地震動加速度譜（阻尼比3%）

全橋有限元動力分析模型如圖3 所示， 采用六彈簧模型模擬各群樁基礎的影響。 橋梁結構體系為塔梁固結體系，在進行動力特性分析和設計地震分析時，邊墩支座縱向自由滑動、橫向一側固定；罕遇地震分析時，考慮邊墩橫向固定支座剪壞。

3.2 結構動力特性

結構動力分析結果見表1。 結果表明，主橋一階振型為主梁縱飄帶動橋塔縱向彎曲振動，自振周期4.980 s；二階陣型為主梁帶動橋塔對稱橫彎， 周期為4.950 s， 與一階陣型較為接近，地震發(fā)生時第一、二階陣型的貢獻均較大；第三階陣型為主梁及橋塔橫向反對稱振動。

表1 主橋結構動力特性

橋梁結構的基本周期為4.980 s， 而設計反應譜的最長周期為6 s，已包含了所需的長周期成分。

3.3 地震反應分析

按照兩階段設防，分別輸入設計地震作用（50 年內超越概率為10%）和罕遇地震作用（50 年內超越概率為2%）的場地加速度反應譜，對結構進行反應譜分析，取前800 階振型，按CQC 方法進行組合。地震輸入采用兩種方式：（1）縱向＋豎向；（2）橫向＋豎向。 豎向地震作用均取相應水平地震動的2/3，方向組合采用SRSS 方法。

3.3.1 結構位移響應

在設計地震及罕遇地震作用沿“縱橋向+ 豎向”和“橫橋向+ 豎向”方向輸入下，主橋關鍵節(jié)點位移見表2。 設計地震橫向輸入時，過渡墩P4、P7 處的支座設有橫向固定支座，最大橫向剪力分別為1 820.22 kN、2 785.37 kN； 罕遇地震作用下，邊墩橫向固定支座剪斷，梁端橫向最大位移為366 mm。

表2 主橋關鍵節(jié)點的位移最不利響應

3.3.2 內力響應及截面抗震驗算

在設計地震及罕遇地震作用沿“縱橋向+ 豎向”和“橫橋向+豎向”方向輸入下，分別得到主橋各橋墩和索塔控制截面內力反應。 建立纖維單元模型，根據在恒載和地震作用下的軸力組合對主橋各橋墩、 橋塔的最不利控制截面進行M-φ 分析，得出各控制截面的初始屈服彎矩和等效屈服彎矩，進行結構的抗震性能驗算。

在設計地震橫橋向+ 豎向輸入下結構響應控制設計，該工況下橋塔及橋墩各關鍵截面驗算結果見表3。 結果表明，設計地震作用下，控制截面地震彎矩小于其初始屈服彎矩，截面保持為彈性工作狀態(tài)，滿足預期要求，同時能夠發(fā)現(xiàn)矮墩墩底截面相較于邊墩P4 更為不利。

表3 設計地震作用下墩塔各關鍵截面抗震驗算結果(橫向+豎向輸入)

3.4 抗震措施研究

本橋設計采用了順橋向人字形橋塔、塔梁固結體系，提高了結構的整體剛度。 通過抗震分析，在罕遇地震下，邊墩橫向固定支座剪斷，梁端橫向最大位移為366 mm。 為保證橋梁結構的安全性，宜在邊墩設置橫向限位或阻尼裝置[5]，主要抗震措施如下。

3.4.1 設置抗震擋塊

擋塊是一種最常見的橫向限位裝置。眾多學者[6]分析了擋塊對斜拉橋地震響應的影響，研究表明，通過設置擋塊可以阻擋主梁發(fā)生過大的橫向變形，降低落梁風險，有助于震后修復。 適當增加擋塊強度可以提高限位能力，減小墩頂殘余變形。

3.4.2 設置E 型鋼阻尼器

E 型鋼阻尼器不僅有減震耗能功能而且可以同時兼作橫向擋塊。在墩頂設置橫向E 型鋼阻尼器，在罕遇設計地震中支座橫向剪斷，E 型鋼阻尼器發(fā)揮作用，圖4 為本橋罕遇地震下主梁橫向位移時程曲線，最大變形14 cm。該體系下，主橋所有墩柱、橋塔和基礎驗算截面地震彎矩小于其等效屈服彎矩，截面基本保持為彈性工作狀態(tài)，滿足預期性能目標要求。

圖4 主梁橫向位移時程曲線

4 結論及建議

1）動力分析結果表明，主橋一階振型為主梁縱飄帶動橋塔縱向彎曲振動，自振周期4.980 s；二階陣型為主梁帶動橋塔對稱橫彎，周期為4.950 s，與一階陣型較為接近，地震發(fā)生時第一、二階陣型的貢獻均較大，設計也應考慮高階陣型對結構地震響應的影響。

2）設計地震作用下，主橋所有墩柱、橋塔截面、樁基地震彎矩小于其初始屈服彎矩，截面保持為彈性工作狀態(tài)；罕遇地震作用下控制截面地震彎矩小于其等效屈服彎矩， 截面基本保持為彈性工作狀態(tài)，滿足預期性能目標要求。

3）針對罕遇地震下主梁橫向變形大問題，提出了設置抗震擋塊或E 型鋼阻尼器兩種抗震措施，在低烈度地區(qū)，兩種限位措施均可，混凝土擋塊設計成本低，在抗震設計中應用較為廣泛。 但對于高烈度地區(qū)橋梁，為滿足功能要求，需提高抗震擋塊的強度， 擋塊強度的提高可能會增大橋墩的地震內力響應，對結構抗震產生不利影響。