徐鹽新洋港斜拉橋地震響應及減震分析

黃庭森

(中鐵第五勘察設計院集團有限公司, 北京 102600)

現代斜拉橋起步于20世紀30年代，其跨越能力大、造型美觀、施工方便，逐步在世界范圍內獲得了較大的發展。國內鐵路斜拉橋起步較晚但發展迅速，21世紀以來先后設計和建造了武漢天心洲長江大橋(主跨504 m)、韓家沱長江大橋(主跨432 m)、滬通長江大橋(主跨1 092 m)等40余座鐵路和公鐵兩用斜拉橋。由于斜拉橋結構復雜，且大跨斜拉橋一般都是鐵路全線的控制性工程，一旦在地震中遭到破壞，其損傷修復困難，將會造成巨大的經濟損失和社會影響。因此，對于大跨度鐵路斜拉橋的抗震性能及減隔震技術的研究顯得尤為重要。國內學者對大跨度鐵路斜拉橋的地震響應進行了相關研究[1-4]，從地震響應角度表明大跨公鐵兩用斜拉橋宜采用半漂+阻尼體系，并應綜合考慮地震及列車制動作用選取阻尼器參數。但針對高速鐵路大跨度鋼桁梁斜拉橋，在基于地震響應及經濟成本下的體系比選、不同減震措施比選、粘滯阻尼器參數分析等方面的研究相對較少。本文以徐鹽鐵路主跨312 m的新洋港斜拉橋為背景，采用非線性時程分析方法，對不同地震烈度下半漂浮體系、支承體系結構的地震響應，摩擦擺支座與粘滯阻尼器的減震效果，粘滯阻尼器參數對抗震性能的影響等方面進行了研究分析，根據研究成果確定了新洋港斜拉橋合理、經濟的抗震設計方案。

1 主橋設計

徐鹽新洋港斜拉橋采用(72+96+312+96+72)m雙塔雙索面鋼桁斜拉橋，全長650.6 m(含梁縫)。主梁采用雙主桁、三角形桁式的鋼桁結構，節間距12 m，桁高14 m，兩主桁中心距15 m；橋塔采用花瓶狀結構，塔高129 m，主塔每側設12對拉索；主橋邊墩和輔助墩均采用拱形雙柱式門式墩。主橋橋面布置見圖1。

圖1 橋式布置(單位：m)

2 兩種體系地震響應分析

半漂浮體系為塔墩固結，塔梁分離，塔處主梁設豎向支座，其他墩上的支座均不約束縱向位移的結構體系。采用半漂浮體系時，主塔及基礎的內力響應較小，但梁端位移響應較大，結構縱向位移通常不能滿足設計要求，一般需采取相關減震措施來限制結構縱向位移。

支承體系為塔墩固結，塔梁分離，對于雙塔三跨結構，在其中一個塔處支座設置縱向位移約束，其他墩上的支座均不約束縱向位移。采用支承體系時，梁端位移響應較小，但支座縱向水平力、橋塔及基礎的內力響應較大，導致支座需特殊設計，基礎規模增大。

2.1 動力分析模型

基于MIDAS有限元程序，采用非線性時程分析方法，對半漂浮體系、支承體系結構進行了地震響應分析。弦桿、腹桿及縱橫梁均采用梁單元模擬，橋面板采用板單元模擬，拉索采用索單元模擬。全橋離散為3 638個節點，96個索單元、5 492個梁單元、2 160個板單元、6個支承單元。半漂浮體系模型，其邊墩、輔助墩及塔梁間均設豎向、橫向約束，縱向活動。支承系模型，在1031號主塔塔梁處設置固定支座，其余邊墩、輔助墩及塔梁間均設豎向、橫向約束，縱向活動。

2.2 兩種體系的地震響應分析

根據 《徐宿淮鹽鐵路工程場地地震安全性評價報告》提供的地震動參數，本文選取峰值加速度分別為0.020g(多遇地震)、0.052g、0.100g、0.156g(設計地震)、0.250g(罕遇地震)的5條地震波作為計算模型地震作用(0.020g、0.100g地震波是基于0.156g地震波按峰值加速度比例縮放)，0.052g、0.156g、0.250g地震波時程曲線如圖2所示。2種體系在不同峰值加速度的地震動激勵下，橋塔塔底彎矩、梁端縱向位移結果見表1和圖3～圖4所示。

圖2 地震波時程曲線

表1 兩種體系在不同地震波PGA下的結構響應

圖3 塔底縱向彎矩(單位：kN·m)

由表1、圖3～圖4可以看出，各級地震作用下，支承體系塔底彎矩較半漂浮體系最大增大約46%，半漂浮體系梁端縱向位移較支承體系最大增大約360%；半漂浮體系有效降低了塔底彎矩，但梁部地震位移響應較大。

2.3 體系比選

圖4 梁端縱向位移(單位：m)

從地震響應分析可以看出，半漂浮體系和支承體系各有利弊：半漂浮體系塔底彎矩較小，但需要設置縱向阻尼器約束地震作用下梁部縱向位移，同時需設置大位移梁端伸縮裝置；支承體系地震位移響應較小，但較大的支座水平力和塔底彎矩將導致支座特殊設計、基礎規模增大。

按照本橋孔跨布置，兩種體系主橋兩端均需設置軌溫調節器；在滿足使用功能基礎上，從經濟性出發，對比兩種體系因地震響應引起的工程增加數量及費用(見表2)。由于本橋位于軟土地區，設置減隔震裝置及大位移梁端伸縮裝置的費用遠低于增加基礎規模的費用(支承體系合計成本為半漂浮體系的1.3倍左右)，因此本橋采用半漂浮體系是較為經濟合理的。

表2 兩種體系經濟性對比

3 減隔震裝置比選

摩擦擺支座周期一般為橋梁固有周期的兩倍時，能達到較好的減隔震效果[5]，同時為了避免摩擦擺支座難以復位，故其周期范圍為2～6 s。而本橋一階主梁縱飄的自振周期為4.7 s，因此摩擦擺支座并不能在本橋發揮其最佳減震效果。摩擦擺減隔震支座力學模型可簡化為雙線性模型，考慮本橋支座噸位(1 750 t)，選取摩擦擺支座參數如下：支座豎向彈性剛度為1.75×107kN·m-1，滑動前剛度為3.5×105kN·m-1，摩擦系數取0.05，摩擦系數變化參數為25 s·m-1，摩擦面曲率半徑為4 m。

粘滯阻尼器力學模型有線性模型、Maxwell模型、Kelvin模型和Wiechert模型[6-7]。本文采用Maxwell模型，其阻尼力：

F=CVα

(1)

式中：C為阻尼系數；V為運動速度；α為阻尼指數。

選取阻尼系數C=4 000 kN·(m·s-1)α，阻尼指數α=0.5。采用峰值加速度分別為0.020g、0.052g、0.100g、0.156g、0.250g的5條地震波作為激勵沿縱橋向輸入，分析橋塔塔底彎矩、梁端節點縱向位移的減震效率(各指標響應值/半漂浮體系結果)，值越大則減震效果越好。不同減震措施在不同地震波激勵下各指標的響應情況見表3，各指標的減震率對比見圖5。

表3 兩種減震措施在不同地震波下的結構響應

由表3可以看到，各級地震作用下，粘滯阻尼器方案塔底彎矩、梁端縱向位移最大值均比摩擦擺隔震支座方案小，其中在PGA=0.156g(本橋設計地震)的地震作用下，粘滯阻尼器方案梁端最大縱向位移為0.179 m，摩擦擺支座方案梁端最大縱向位移為0.459 m。由圖5可知，粘滯阻尼器對塔底彎矩及梁端位移的減震率基本在40%以上，而摩擦擺支座減震率僅在10%左右。

圖5 塔底縱向彎矩/梁端縱向位移減震率

綜上，各級地震作用下，摩擦擺支座減震效率低、梁端位移控制效果差，仍需設置較大位移的梁端伸縮裝置，因此本橋減震措施首選為粘滯阻尼器方案。

4 阻尼器參數分析

本節選取不同的阻尼指數與阻尼系數，研究兩參數對結構地震響應的影響。阻尼系數分別取2 000、3 000、4 000、5 000、6 000、8 000、10 000、12 000、14 000 kN·(m·s-1)α，阻尼指數分別取0.2、0.4、0.5、0.6、0.8，共45種情況，塔底彎矩、梁端縱向位移隨阻尼指數、阻尼系數的變化規律見圖6～圖7。

圖6 塔底彎矩變化

圖7 梁端縱向位移變化

由圖6～圖7可得：①塔底彎矩隨著阻尼系數的增加，總的趨勢是先減小后增大，阻尼指數越小，塔底彎矩變化拐點對應的阻尼系數越小。②梁端縱向位移隨著阻尼系數的增大而減小，隨著阻尼指數的增大而增大。③單純從減震效果來看，粘滯阻尼器阻尼指數應選α=0.4，阻尼系數應選內力變化拐點所對應值C=8 000 kN·(m·s-1)α。

5 結束語

(1)本文對支承體系和半漂浮體系的橋塔基礎及減震措施成本進行了對比，由于本橋位于軟土地區，設置減隔震裝置及大位移梁端伸縮裝置的費用遠低于增加基礎規模的費用，因此本橋選擇半漂浮體系。

(2)粘滯阻尼器對塔底彎矩及梁端位移的減震效果顯著：各級地震作用下，其減震率均在40%以上；而摩擦擺支座對各指標的減震率在10%左右，減震效果并不明顯。故本橋選擇粘滯阻尼器作為減震措施。

(3)雖然梁端縱向位移隨著阻尼系數的增大而不斷減小，但當阻尼系數大于8 000 kN·(m·s-1)α時，曲線趨于平緩。其次，阻尼系數應選擇為塔底彎矩曲線最低點所對應的值，因此從計算結果來看，本橋阻尼系數應選為C=8 000 kN·(m·s-1)α，阻尼指數為α=0.4。但綜合目前廠家所能制造的阻尼器噸位及經濟成本考慮，本橋建議粘滯阻尼器參數為C=4 000 kN·(m·s-1)α，阻尼指數α=0.2。

針對本橋橋址所在地屬于高烈度地震區且為軟土工程地質等特點，通過經濟性比選，本橋結構體系為半漂浮體系，并設置縱向粘滯阻尼器對主梁縱向位移進行控制。