強震下流體阻尼器對矮塔斜拉橋的減震效果

李 峰

(西安市政設計研究院有限公司，陜西 西安 710068)

永定新河特大橋位于塘沽區，是塘漢快速路工程中規模最大的一座重點橋梁。其橋址場地地震基本烈度為8度、設計基本地震加速度值為0．20g，設計地震分組為第一組，場地土類型為中軟土、場地類別為Ⅲ類，屬抗震不利地段。該橋的主橋為矮塔斜拉橋，采用混凝土結構，自重較大，由強震產生的水平地震力十分不利，相關構件尤其是下部墩柱基礎很難承受。而該橋作為特大型橋梁，有必要確保其具備一定抗震能力。因而對主橋采用粘滯流體阻尼器的減震技術來降低地震力［1～3］。

本文對天津永定新河特大橋主橋的減震設計進行非線性時程有限元分析，檢驗該橋在地震作用下能否滿足預期的功能要求，從理論上對天津永定新河特大橋主橋的減震效果進行研究。

1 有限元模型

1．1 工程介紹

永定新河特大橋全橋由南側引橋、主橋及北側引橋三部分組成，總長1132．86 m，其中主橋橋型為三跨連續四索面矮塔斜拉橋，跨徑布置為85 m+145 m+85 m，主橋全長315 m，全寬為43．0 m(橋塔處44 m，邊塔各向外凸出0．5 m)。主橋的橋型和支座布置分別如圖1、2所示，支座為抗震盆式支座。主橋減震裝置為阻尼器，阻尼器的布置如圖3所示，半幅橋縱向阻尼器共8個(從左至右從上至下依次編號為1～8)，型號為粘滯阻尼器ZNQ1000×300，橫橋向阻尼器共5個(從左至右從上至下依次編號為1～5)，型號為粘滯阻尼器ZNQ1000×150，下行側阻尼器布置和上行側阻尼器布置關于橋梁中心線對稱。全橋共計六個主塔，順橋向兩排，橫橋向并列三個，阻尼器的設計參數如表1所示。

圖1 永定新河特大橋主橋橋型

圖2 支座布置(半幅)

圖3 阻尼器布置(半幅)

表1 阻尼器的設計參數

主塔采用豎直塔形式，塔高20 m，等截面矩形，順橋向尺寸為3．0 m、橫橋向尺寸為3．10 m(中塔)和2．5 m(邊塔)。主橋順橋向2排塔柱、橫橋向3排塔柱，邊主塔為單索面、中主塔為雙索面，各索面斜拉索均呈扇形布置。全橋共計四索面64根斜拉索(貫通橋塔)。順橋向近塔端斜拉索下吊點布置在距橋塔中心線15．0 m處，索距7．5 m，依次向橋端和橋梁中心方向排開;斜拉索上吊點錨固在橋塔上，沿橋塔中心線豎直間距為1．2 m。斜拉索采用49×φj15．2和55×φj15．2預應力鋼絞線(標準強度Rby=1860 MPa)。

1．2 有限元計算模型

采用有限元程序ANSYS對該大橋進行抗震計算，該主橋分為上行、下行雙幅，且上、下幅對稱，結構在中央分隔帶處斷開，但由于上、下幅橋的橋墩采用三柱式整體橋墩，所以需計算上、下行雙幅主橋。按照該橋梁實際設計中的各梁段塊件的劃分進行橋梁有限單元劃分，采用空間梁單元BEAM188模擬預應力混凝土連續梁橋的主梁、橋墩和索塔;二期恒載采用集中質量單元MASS21模擬;采用空間桿單元LINK10模擬斜拉索;用非線性單元COMBIN39來模擬滑移支座;由于地基土質較好，沒有考慮樁土對結構的彈性約束作用。橋梁結構有限元計算實體模型如圖4所示。

圖4 主橋有限元計算模型

采用空間桿單元LINK10模擬斜拉索，拉索的修正彈性模量由Ernst公式求得

式中:E為斜拉索材料的彈性模量;G為斜拉索(包括套索)的總重量;α為斜拉索水平方向傾角;H為索力在水平方向的分力;Eg為高強鋼絲的彈性模量;Ag為高強鋼絲總面積。

用非線性單元COMBIN39來模擬滑移支座，單元的起滑力為:

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式中:μ為摩擦系數;FN為橋梁自重作用下支座的反力。

應用魚骨式模型做全橋的抗震性能分析，考慮斜拉索位置對主梁及塔內力的影響，加入了一系列的剛臂。由于只進行抗震性能分析，活載和汽車動荷載不考慮［4～6］。在恒載作用下，通過降溫法來模擬索力:

式中:α為拉索材料的熱膨脹系數，本模型中α為1×10－5;E為拉索材料的彈性模量;A為拉索的面積;ΔT為降低溫度。

2 分析用地震波

在進行該橋梁的地震時程響應計算時，依據公路工程抗震設計規范規定，應采用多條地震波進行計算分析，為便于比較，現選用5條地震波進行分析，分別為四條與設計反應譜相容的天然波(Taft波、天津波、El Centro波和Kobe波)和一條由設計反應譜擬合的人工波。E1下這五條地震波的加速度峰值為0．102g，E2下的加速度峰值為 0．408g。

3 時程分析結果

3．1 E1地震作用下的計算結果

從圖2可以看出順橋向由一個單向滑動支座4和一個單向滑動支座5與墩固結，而橫橋向由兩個單向滑動支座1和兩個單向滑動支座5與墩固結。支座的水平抗力為豎向承載力的20%，其中支座1的水平承載力為250 kN，支座4的水平承載力為700 kN，支座5的水平承載力為1100 kN。只有當固定支座破壞后阻尼器才能充分發揮抗震性能，經過計算，支座1在0．28 s時的承載力達到了522 kN，超過了最大承載力250 kN，此時支座1破壞形成摩擦支座;順橋向支座4在0．32 s時的承載力為1260 kN，橫橋向支座4在0．24 s時的承載力為718 kN，支座5在0．30 s時的承載力為1650 kN，都超過了它們的最大承載力而破壞形成摩擦支座。由于固定支座在極短的時間內破壞掉而形成摩擦支座，因此為了簡化計算，建模時不考慮固結支座的作用，直接用摩擦支座取代固定支座［7～9］。因此修改模型，輸入上一節的五條地震波，分別計算橫橋向和順橋向的橋梁結構的地震響應。結果如表2～4所示。

表2 E1地震下順橋向最大位移響應

表3 E1地震下橫橋向最大位移響應

表4 E1地震下最大內力響應

3．2 E2地震作用下的計算結果

由上一節知道，固定支座在很短的時間內就破壞掉了，而E2地震作用遠比E1地震作用大，那么在E2地震作用下也不考慮固定支座的作用，直接用摩擦支座取代［10，11］。分析計算結果如表5～7所示。

表5 E2地震下順橋向最大位移響應

表6 E2地震下橫橋向最大位移響應

表7 E2地震下最大內力響應

3．3 結構安全性評估分析

要判斷在E2作用下結構是否會出現塑性鉸，因此首先要確定橋梁各控制截面的M-Φ曲線，采用條帶法求各截面的M-Φ曲線，基本步驟為:

(1)設定構件截面及所受軸力N、幾何參數、配筋參數、材料應力-應變曲線;

(2)設定εcm，由零開始，逐級上升，每次增加一適當的增量值;

(3)確定kh0，根據所設定εcm，假定中性軸的高度kh0，確定各混凝土條帶及鋼筋的應力，檢測是否滿足力的平衡方程式，逐次試算直至滿足kh0值;

(4)由彎矩平衡方程確定彎矩M;

(5)確定曲率Φ;

逐級增加εcm值并按步驟(3)～(5)計算相應的M、Φ，直至εcm達到混凝土極限壓應變εcu。由此，可確定一條M-Φ關系曲線。

各個截面的計算結果如表8所示，由于文章篇幅所限，僅將400×400順橋向的M-Φ曲線在圖5中給出。計算表明，在采用了減隔震裝置后，結構在E2地震作用下基本處于彈性狀態。

圖5 400×400順橋向M-Φ曲線

表8 橋墩底部的屈服彎矩設計值

4 結論

(1)在地震作用下，固定支座在極短的時間內發生剪切破壞而形成摩擦支座，減少了橋墩底部的彎矩，使阻尼器發揮了作用。

(2)在E2地震作用下，順橋向主梁最大位移0．49513 m(天津波)，并且是其他四條波的5～9倍，而且順橋向兩連續梁之間的相對最大位移也是出現在天津波作用時，達到了0．4846 m，因此擋塊會發生碰撞。

(3)由于采用了粘滯流體阻尼器耗散地震能量，通過圖5的M-Φ曲線可得到，在E2作用下各墩墩底除10號墩中柱有少量屈服外，其余各墩并沒有屈服而進入塑性。

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