李 峰

(西安市政設(shè)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(qū)，是塘漢快速路工程中規(guī)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(shè)計基本地震加速度值為0．20g，設(shè)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(jié)構(gòu)，自重較大，由強震產(chǎn)生的水平地震力十分不利，相關(guān)構(gòu)件尤其是下部墩柱基礎(chǔ)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(shù)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(shè)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(yù)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(cè)引橋、主橋及北側(cè)引橋三部分組成，總長1132．86 m，其中主橋橋型為三跨連續(xù)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(cè)阻尼器布置和上行側(cè)阻尼器布置關(guān)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(shè)計參數(shù)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(shè)計參數(shù)

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(yù)應(yīng)力鋼絞線(標(biāo)準(zhǔn)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(jié)構(gòu)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(shè)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(yù)應(yīng)力混凝土連續(xù)梁橋的主梁、橋墩和索塔;二期恒載采用集中質(zhì)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(zhì)較好，沒有考慮樁土對結(jié)構(gòu)的彈性約束作用。橋梁結(jié)構(gòu)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(shù);FN為橋梁自重作用下支座的反力。

應(yīng)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(nèi)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(shù)，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(yīng)計算時，依據(jù)公路工程抗震設(shè)計規(guī)范規(guī)定，應(yīng)采用多條地震波進行計算分析，為便于比較，現(xiàn)選用5條地震波進行分析，分別為四條與設(shè)計反應(yīng)譜相容的天然波(Taft波、天津波、El Centro波和Kobe波)和一條由設(shè)計反應(yīng)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(jié)果

3．1 E1地震作用下的計算結(jié)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(jié)，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(jié)。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(dāng)固定支座破壞后阻尼器才能充分發(fā)揮抗震性能，經(jīng)過計算，支座1在0．28 s時的承載力達(dá)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(nèi)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(jié)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(jié)的五條地震波，分別計算橫橋向和順橋向的橋梁結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)。結(jié)果如表2～4所示。

表2 E1地震下順橋向最大位移響應(yīng)

表3 E1地震下橫橋向最大位移響應(yīng)

表4 E1地震下最大內(nèi)力響應(yīng)

3．2 E2地震作用下的計算結(jié)果

由上一節(jié)知道，固定支座在很短的時間內(nèi)就破壞掉了，而E2地震作用遠(yuǎn)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(jié)果如表5～7所示。

表5 E2地震下順橋向最大位移響應(yīng)

表6 E2地震下橫橋向最大位移響應(yīng)

表7 E2地震下最大內(nèi)力響應(yīng)

3．3 結(jié)構(gòu)安全性評估分析

要判斷在E2作用下結(jié)構(gòu)是否會出現(xiàn)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(shè)定構(gòu)件截面及所受軸力N、幾何參數(shù)、配筋參數(shù)、材料應(yīng)力-應(yīng)變曲線;

(2)設(shè)定εcm，由零開始，逐級上升，每次增加一適當(dāng)?shù)脑隽恐?

(3)確定kh0，根據(jù)所設(shè)定εcm，假定中性軸的高度kh0，確定各混凝土條帶及鋼筋的應(yīng)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(yīng)的M、Φ，直至εcm達(dá)到混凝土極限壓應(yīng)變εcu。由此，可確定一條M-Φ關(guān)系曲線。

各個截面的計算結(jié)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(jié)構(gòu)在E2地震作用下基本處于彈性狀態(tài)。

圖5 400×400順橋向M-Φ曲線

表8 橋墩底部的屈服彎矩設(shè)計值

4 結(jié)論

(1)在地震作用下，固定支座在極短的時間內(nèi)發(fā)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(fā)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(xù)梁之間的相對最大位移也是出現(xiàn)在天津波作用時，達(dá)到了0．4846 m，因此擋塊會發(fā)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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