地震作用下高墩大跨矮塔斜拉橋動力特性分析

王 巖

（山西省交通規(guī)劃勘察設計院有限公司，山西 太原 030032）

地震在我國頻繁發(fā)生，破壞性地震對橋梁造成損毀，導致交通運輸線路中斷，使震后的緊急救援工作困難重重。經(jīng)濟的高速發(fā)展離不開便捷的交通，在實現(xiàn)交通現(xiàn)代化的進程中，橋梁工程逐漸向大跨徑方向發(fā)展。現(xiàn)有針對大跨徑橋梁抗震設計規(guī)范也只適用于主跨不超過150 m的梁橋及拱橋，超過適用范圍的大跨度橋梁的抗震設計則無規(guī)范可循。本文通過分析跨徑組合相同的連續(xù)剛構橋與矮塔斜拉橋的動力分析模型，單從動力分析結果方面比較兩者的抗震性能。同時在矮塔斜拉橋模型的基礎上，分離出索塔及斜拉索，探索索塔及斜拉索對矮塔斜拉橋在動力分析中對結構內(nèi)力的影響[1-3]。

1 動力分析模型

1.1 主跨220 m連續(xù)剛構橋

應用MIDAS有限元分析軟件建立主跨220 m連續(xù)剛構橋動力分析模型，跨徑組合為（116+4×220+116）m，全橋示意如圖1所示。

圖1 主跨220 m連續(xù)剛構橋全橋示意圖（單位：cm）

該橋上部結構采用單箱雙室，變高度，變截面的箱梁截面。梁體全長1 112 m，墩頂梁高14 m，跨中及邊跨端處梁高4.5 m。梁體等高段為2 m的跨中合攏段和8 m的邊跨現(xiàn)澆段，變高段為1.8次拋物線，拋物線方程f(x)=x1.8/1171.605+4.5 m；箱梁頂板寬33.5 m，底邊寬度從墩頂?shù)?.9 m漸變至跨中直線段17.3 m；頂板厚度28 cm，底板厚度由墩頂?shù)?50 cm漸變至32 cm；腹板厚度從墩頂至跨中由100 cm漸變至60 cm。

該橋下部結構橋墩截面采用單柱空心薄壁截面形式，為提高橋梁的穩(wěn)定性，在橋墩截面橫橋向增加寬度為60 cm，長200 cm的加勁肋；為更好比較抗震動力分析結果，本文橋墩高度都取120 m；橋墩截面寬度從墩頂?shù)?5.5 m×7 m漸變至墩底的13 m×10 m，漸變段為橋墩頂部的40 m長，下部采用等截面形式。

1.2 主跨220 m矮塔斜拉橋

主跨220 m矮塔斜拉橋的動力分析模型，跨徑組合為（116+4×220+116）m，全橋示意如圖2所示。

圖2 主跨220 m矮塔斜拉橋全橋示意圖（單位：cm）

該橋上部結構采用單箱三室，變高度，變截面的箱梁截面。梁體全長1 112 m，墩頂梁高7.5 m，跨中及邊跨端處梁高4 m。梁體等高段為114 m的跨中合攏段和63 m的邊跨現(xiàn)澆段，變高段為3次拋物線，拋物線方程f(x)=x3/700.0714+4 m；箱梁頂板寬36 m，底邊寬度從墩頂?shù)?5.5 m線性漸變至跨中直線段18.83 m；頂板厚度28 cm，底板厚度由墩頂?shù)?00 cm漸變至32 cm；腹板厚度從墩頂至跨中由60 cm漸變至50 cm。索塔高31 m，截面形式為矩形，尺寸由塔形的3.5 m×3 m漸變至塔底的5 m×3 m。下部結構形式及截面尺寸與主跨220 m連續(xù)剛構橋相同[4-5]。

1.3 主跨220 m矮塔斜拉橋（無索塔）

主跨220 m矮塔斜拉橋（無索塔）的上部及下部結構尺寸與主跨220 m矮塔斜拉橋完全相同。

圖3 主跨220 m矮塔斜拉橋（無索塔）全橋示意圖（單位：cm）

3個動力分析模型，主梁、橋墩索塔單元均采用空間梁單元，斜拉索單元采用空間桁架單元。主梁及索塔混凝土為C60，橋墩為C40，拉索采用1860鋼絞線，重力加速度為9.806 m/s2。邊界條件為主墩底部嵌固，采用自由度耦合的方式模擬墩與梁的連接，橋墩與主梁固結處有相同的位移，邊墩活動支座處將梁體沿橋橫向、豎向的線位移及繞順橋向扭轉角度自由度耦合[6]。

2 模型計算方法

該橋址場地土類型為Ⅲ類場地，設防烈度為7度，地震動峰值加速度大小為0.15g，地震動反應譜特征周期為0.55 s，設計基準期為100年。應用反應譜法進行動力特性分析，假定各支承處的地震動完全相同，不考慮樁基礎。

3 模型計算結果

3.1 自振特性分析

結構模態(tài)分析是動力分析的基礎和關鍵環(huán)節(jié)。在上述模型中，采用反應譜法計算成橋狀態(tài)動力特性，從模型中我們可以看出，3個模型的第一階振型為全橋橫飄，表明高墩大跨橫向水平抗推剛度較小。模型的第一模態(tài)地震周期見圖4。

圖4 第一模態(tài)地震周期

從圖4中可以看出，用反應譜法進行橋梁抗震分析，主跨220 m連續(xù)剛構橋模態(tài)1的地震周期比220 m矮塔斜拉橋（有索塔）大8.7%；而比較矮塔斜拉橋及矮塔斜拉橋（無索塔）模態(tài)1的地震周期，索塔對矮塔斜拉橋的影響較小，較無塔索狀態(tài)大3.3%，在矮塔斜拉橋動力分析中不作為主要考慮因素。

3.2 E1順橋向地震動力結果分析

連續(xù)結構體系在地震作用下，各主墩墩底的受力是抗震設計的關鍵控制因素。本文分析了3個模型各個橋墩墩底的受力情況，對比其彎矩大小（如圖5所示）。

圖5 E1順橋向墩底彎矩值

從圖5中可以看出，用反應譜法進行橋梁抗震分析，在E1順橋向作用下其對墩底的彎矩影響，220 m連續(xù)剛構橋相對220 m的矮塔斜拉橋平均大6.8%左右；而索塔及斜拉索對220 m矮塔斜拉橋貢獻約2.6%的彎矩值。

3.3 E1橫橋向地震動力分析

對墩底的彎矩大小如圖6所示。

從圖6中可以看出，用反應譜法進行橋梁抗震分析，在E1橫橋向作用下其對墩底的彎矩影響，220 m連續(xù)剛構橋相對220 m的矮塔斜拉橋平均大2.7%左右；而索塔及斜拉索對220m矮塔斜拉橋貢獻約0.9%的彎矩值。

圖6 E1橫橋向墩底彎矩值

3.4 E2順橋向地震動力分析

對墩底的彎矩大小如圖7所示。

從圖7中可以看出，用反應譜法進行橋梁抗震分析，在E2順橋向作用下其對墩底的彎矩影響，220 m連續(xù)剛構橋相對220 m的矮塔斜拉橋平均大6.8%左右；而索塔及斜拉索對220 m矮塔斜拉橋貢獻約2.6%的彎矩值。

圖7 E2順橋向墩底彎矩值

3.5 E2橫橋向地震動力分析

對墩底的彎矩大小如圖8所示。

從圖8我們可以看出，用反應譜法進行橋梁抗震分析，在E2橫橋向作用下其對墩底的彎矩影響，220 m連續(xù)剛構橋相對220m的矮塔斜拉橋平均大2.7%左右；而索塔及斜拉索對220 m矮塔斜拉橋貢獻約0.9%的彎矩值。

圖8 E2橫橋向墩底彎矩值

4 結論

a）從模型中我們可以看出，3個模型的第一階振型為全橋橫飄，表明高墩大跨橫向水平抗推剛度較小。

b）用反應譜法進行橋梁抗震分析，可以看出主跨220 m連續(xù)剛構橋模態(tài)1的地震周期比220 m矮塔斜拉橋要大8.7%；索塔及拉索對矮塔斜拉橋的影響較小，僅占3.3%，在矮塔斜拉橋動力分析中不作為主要考慮因素。

c）通過分析比較，我們可以看出主跨220 m的連續(xù)剛構橋比主跨220 m的矮塔斜拉橋的地震影響要大，反應譜分析內(nèi)力結果順橋向大6.8%，橫橋向大2.7%；索塔及斜拉索對矮塔斜拉橋的地震影響很小，其在順橋向貢獻2.6%，橫橋向貢獻0.9%的內(nèi)力值，在矮塔斜拉橋動力分析中不作為主要考慮因素。