設置摩擦擺支座的大跨徑寬幅連續鋼箱梁橋抗震性能研究

摘"要：為研究摩擦擺支座對大跨徑寬幅連續梁橋的減隔震作用，以跨徑布置為（40+2×60+45）m的寬幅連續鋼箱梁橋為例，建立三維空間有限元模型，考慮樁土相互作用和相鄰跨影響，運用非線性時程分析方法對比E2水準地震作用下常規支座與摩擦擺支座橋梁的動力響應.結果表明，設置摩擦擺支座后，橋梁下部結構的最不利內力響應明顯下降，抗震性能得到顯著提升；相比常規支座方案，摩擦擺支座方案在強震下的梁端位移相對較大，應留出足夠的變形空間或聯合使用限位裝置.

關鍵詞：鋼箱梁橋；摩擦擺支座；減隔震設計；非線性時程分析

中圖分類號：U442.55;U448.215

文獻標志碼：A

0"引"言

連續鋼箱梁橋具有質量輕，承載能力強，結構新穎、外形簡潔美觀，在建設周期內碳排放量低，施工周期短等優點，是大跨徑橋梁的有力競爭橋型之一，近年來得到了廣泛的應用^［1-6］.

大跨度連續鋼箱梁橋主要是由鋼材建造而成，相比混凝土連續梁橋，連續鋼箱梁橋上部結構質量輕，跨越能力好，適用于地震多發地區.因此，研究適用于高烈度地區的連續鋼箱梁橋減隔震方案，進一步提升此類橋型的抗震性能，具有十分重要的意義.

常用的減隔震裝置包括鉛芯橡膠支座^［7］、高阻尼橡膠支座^［8］和摩擦擺式支座等.其中，摩擦擺支座因其優良的承載能力和自我復位性能獲得廣泛關注.科研人員對大跨混凝土連續梁橋^［9］、斜拉橋^［10］和拱橋^［11］等橋型對摩擦擺裝置的減隔震性能和應用進行了較為系統深入的研究，這些研究多集中于自身重量及剛度大的混凝土橋梁.關于上部結構較輕的鋼結構橋梁對設置摩擦擺支座的減隔震效果也有部分研究，如楊華平等^［12］對大跨鐵路鋼桁連續梁橋的減震研究，黎璟等^［13］對鋼結構鐵路斜拉橋的減震優化研究.但目前針對上部結構較輕，主墩尺寸與剛度較小的大跨度鋼箱梁橋設置摩擦擺裝置的研究及工程案例依然較少，研究分析摩擦擺支座在強震區大跨度鋼箱連續梁橋上的減震效果，具有較強的理論及工程實踐意義.

本研究以全長205 m，跨徑布置為（40+2×60+45）m的G228公路紅旗港大橋為工程背景，采用三維有限元結構分析軟件MIDAS CIVIL建立有限元模型，應用滯后系統模擬摩擦擺支座滯回特性，分別計算了設置常規支座和設置摩擦擺支座對橋梁的相對位移、支座位移和橋墩內力的影響，研究結論可為大跨度鋼箱連續梁橋抗震設計提供參考.

1"工程概況

G228公路紅旗港主橋為主跨（40+2×60+45）m鋼箱連續梁，兩側橋位采用簡支變連續小箱梁，橋跨布置如圖1所示.主跨橋面全寬45 m，設計為2非機動車道+6車行道.橋梁的主梁設計為單箱12室的鋼結構連續梁，中主梁高度為2.25～4.42 m，在7.5 m范圍內以直線段變化.設置在主墩支點處的主梁橫截面如圖2所示，梁寬為45 m，中支點梁高4.42 m，邊支點梁高為4 m，并以2%的坡度值線性變化.引橋為混凝土結構單箱單室小箱梁，梁高1.6 m.橋墩采用C40混凝土，主墩采用雙柱分離式實心墩，承臺厚2.5 m，下接直徑1 m鋼管樁群樁基礎.

2"摩擦擺支座及結構動力分析模型

2.1"摩擦擺支座

因摩擦擺的高穩定性、自復位性及對地震動激勵頻率不敏感等特性，自1985 年第一個摩擦擺裝置研發以來^［14］，眾多學者投入到此類隔震系統的研究中，制作出如變曲率摩擦擺、三重摩擦擺和溝槽式摩擦擺等多種新型摩擦擺隔震系統，但目前廣泛應用，較為成熟可靠的還是摩擦單擺支座.為減輕墩柱由于結構的水平變形而引起的重力附加效應即P-Δ效應，橋梁上通常選用滑動面向下的摩擦擺支座，其結構如圖3所示^［12］.

2.2"結構動力分析模型

采用非線性結構分析軟件MIDAS CIVIL建立了包含主橋及左右各一聯引橋的有限元分析模型，如圖4 所示.計算模型中主橋上部結構、墩柱、承臺和樁基等下部結構均采用空間梁單元進行模擬，通過在樁基礎相應位置處設置縱、橫橋向土彈簧的方法，來模擬樁土相互作用的影響，彈簧剛度根據土層的比例系數m值^［15］進行計算.并按規范要求，主橋兩側各考慮一聯引橋作為動力邊界條件.整個模型共4 804個單元.

紅旗港主橋常規支座布置方案為1號主墩左側布置縱向活動支座，右側布置雙向活動支座；2號主墩左側布置雙向固定支座，右側布置橫向活動支座；3號主墩左側布置縱向活動支座，右側布置雙向活動支座；0號交界墩左側布置縱向活動支座，右側布置雙向活動支座；4號交界墩左側布置縱向活動支座，右側布置雙向活動支座.

摩擦擺支座方案在1號和3號主墩布置FPS20000型摩擦擺支座，2號主墩布置FPS15000型摩擦擺支座，0號和4號交界墩布置FPS4000型摩擦擺支座.

兩端引橋則采用J4Q520×520鉛芯橡膠支座和四氟板式橡膠支座.在計算結構動力特性時，模型中各項支座的參數特性均采用等效剛度來計算；進行非線性時程分析時，連接件力學性能均采用實際非線性本構模型來模擬.其中，引橋鉛芯橡膠支座采用MIDAS CIVIL自帶鉛芯橡膠支座本構模擬，E2地震下摩擦擺支座采用滯后系統模擬.其力學模型可簡化為如圖5所示的雙線性滯回模型.

圖中，橫坐標d表示摩擦擺支座的位移;縱坐標f表示摩擦擺支座的受力值;K_i為初始剛度，K_i=μW/D_y，D_y為屈服位移;K_fps為摩擦擺支座的擺動剛度，K_fps=W/R，W為支座承受的豎向荷載;μ為滑動摩擦系數;R為摩擦擺支座曲率半徑，取值為8 m.

設置的摩擦擺支座的力學參數見表1.

3"結構抗震性能研究

3.1"反應譜及地震時程分析

本研究相關工程為位于7度區的B類橋梁，場地類型為Ⅳ類，反應譜特征周期為0.4 s.水平向設計基本地震動加速度峰值為0.1 g.依據公路橋梁抗震規范^［16］，反應譜形式為，

S=S_max（6T+0.4）Tlt;0.1s

S_max0.1s≤Tlt;T_g

S_max（T_gT）T_g≤T

（1）

S_max=2.5C_iC_sC_dA（2）

式中，A為水平向設計基本地震動加速度峰值；C_i為抗震重要性系數，E2地震時按規范取為1.7；C_s為場地系數；C_d為阻尼調整系數，按規范取為1.

研究采用三角級數方法合成并擬合7條與目標反應譜差值在5%以內的人工地震波用于分析.7條人工波的調幅峰值加速度均為2.334 m/s².各人工地震動加速度時程波間相關系數均小于0.1.人工波加速度時程示意圖如圖6所示.

采用非線性時程分析方法，計算分析設置常規支座結構及摩擦擺支座情況下結構的地震響應，計算結果取7條人工波的平均值.

3.2"主墩分析結果

7條人工波E2地震下設置常規支座與摩擦擺支座的連續鋼箱梁橋主墩墩底最不利內力響應均值如圖7～圖14所示.

由圖7～圖10可知，在E2橫向地震作用下，3座主墩左側墩底最不利剪力在摩擦擺支座方案中最大為601.9 "kN，在常規支座方案中最大為695.61 kN；最不利彎矩在摩擦擺支座方案中最大為4 385.37 kN·m，在常規支座方案中最大為3 988.78 kN·m，2種方案的最不利內力響應相差不大.在E2縱向地震作用下，摩擦擺支座方案中橋梁的2號主墩左側墩底的最不利剪力和最不利彎矩遠遠小于常規支座方案.最不利剪力從常規支座的9 808.62 kN下降到了587.55 kN，降低94%，最不利彎矩則是從92 393.32 kN·m下降到了4 304.72 kN·m，降低95.3%.且1、2和3號主墩左墩底地震受力趨于均衡.

由圖11～圖14可知，在E2橫向地震的作用下，摩擦擺支座方案中3座主墩右墩底的最不利剪力和最不利彎矩響應均顯著小于常規支座方案，特別是2號主墩右墩底的最不利剪力從7 109.5 kN下降到601.09 kN，降低91.5%，最不利彎矩從67 285.37 kN·m下降到4 385.37 kN·m，降低935%.在E2縱向地震的作用下，摩擦擺支座方案中2號主墩右墩底的內力相比常規支座方案大為減少，最不利剪力從9 821.01 kN下降到587.05 kN，降低94%，最不利彎矩從92 389.8 kN·m下降到4 311.17 kN·m，降低95.3%.且1、2和3號主墩左墩底地震受力趨于均衡.

由上述結論可知，在橫縱向的地震激勵下，摩擦擺支座方案中，主墩墩底地震作用響應值與常規支座相比顯著降低，這是因為設置磨擦擺支座后，橋梁結構振動周期延長，同時因磨擦耗能效應消耗了大量地震輸入能量.

3.3"梁端相對位移及支座位移

在7條人工波E2地震作用下，計算出主引橋梁端的最大相對位移，見表2.

由表2數據計算得知，常規支座方案梁端最大縱向相對位移均值為170.6 mm，摩擦擺支座方案的梁端最大縱向位移均值為198.5 mm，相比于常規支座方案增大16.4%.常規支座方案梁端最大縱向相對位移最大值為233.7 mm，摩擦擺支座方案的梁端最大縱向位移最大值為268.7 mm，增大15.0%.

7條人工波E2橫向地震作用下，主墩設置的6個摩擦擺支座的最大位移見表3.

由表3可知，6個摩擦擺支座中的最大位移為3號主墩底左側的228.796 mm，最小位移為1號主墩底右側的223.468 mm.

4"結"論

本研究以跨徑布置為（40+2×60+45）m的大跨徑連續鋼箱梁橋為工程背景，分別計算分析了設置常規支座和摩擦擺支座時結構在E2地震影響下的地震響應，得到了以下結論：

1）通過合理設置摩擦擺支座，能夠大幅削弱傳遞到梁橋下部的地震能量，橋梁主墩墩底在橫向和縱向地震作用中最不利剪力和彎矩值最高降低90%以上，結構體系的抗震能力明顯得到提高.

2）在E2縱向地震的激勵下，常規支座的剪力響應最高為2號主墩底左側的9 808.62 kN，對支座本身水平抗剪能力及支座與橋梁上下部間的連接構造抗剪能力要求較高.故常規支座所能承受的地震最不利剪力響應往往難以達到要求.摩擦擺支座的剪力響應則最高為3號主墩底右側的413.34 kN，將支座及支座與橋梁上下部間的連接構造抗剪需求降低了90%以上，增強了橋梁的安全性.

3）摩擦擺支座方案中，E2縱向地震引起的最大梁端相對位移均值為198.5 mm，相比常規支座方案高出16.4%;最大梁端相對位移最大值為268.7 cm，相比常規支座高出15.0%；E2橫向地震作用下引起的摩擦擺支座的最大支座位移值為228.796 mm，對支座的位移性能需求較大.

綜上所述，通過合理設置摩擦擺支座，能夠顯著降低地震對鋼箱連續梁橋主橋橋墩內力的影響，整個橋梁結構的抗震能力得到明顯提升，同時在E2地震作用下梁端相對位移也較大，故在使用的過程中應注意留出足夠的變形空間、聯合使用限位或防撞裝置來阻止位移可能造成的破壞.

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（實習編輯：羅"媛）

Research on Seismic Performance of Long Span Wide-Width

Continuous Steel Box Girder Bridge by Using Friction Pendulum Bearing

CUI Shuyan¹，YU Ruifeng¹，CHEN Xiaoping¹，HUAG Jun²，YANG Huaping¹

（1.School of Architecture and Civil Engineering，Chengdu University，Chengdu 610106，China;

2.Sichuan Communication Surveying amp; Design Institute Co.，Ltd.，Chengdu 610017，China）

Abstract：

To study the seismic isolation of friction pendulum bearings on long span and wide width continuous beam bridges，a wide-width continuous steel box girder bridge with span arrangement of （40+2×60+45） m is taken as an example.The three-dimensional finite element model is established，which considers the interaction between piles and soil and the influence of adjacent spans.Nonlinear time history analysis method is used to compare the dynamic response of bridges with conventional bearings and friction pendulum bearings under E2 level seismic motion.The results show that the most unfavorable internal force response of the bridge substructure is significantly reduced after the installation of friction pendulum bearings，and the seismic performance significantly improves.Compared with the conventional bearing schemes，the friction pendulum bearing scheme has a relatively large displacement at the beam ends under strong earthquakes.Therefore，sufficient deformation space should be left.Also limit devices should be used together with friction pendulum bearing.

Key words：

steel box girder bridge;friction pendulum bearing;seismic isolation design;nonlinear time history analysis