鄧育林 魏 征 葛 雄

(武漢理工大學交通學院 武漢 430063)

0 引 言

震害調查表明，梁體與橋臺背墻間的碰撞是橋梁典型震害表現，碰撞易引起橋臺多種破壞，包括臺身傾斜、臺后土體失效、臺背墻斷裂以及橋臺樁基破壞等[1].且由于橋臺的失效與破壞，主梁還可能因為過大的地震位移而發(fā)生落梁[2-3].為了解碰撞對橋梁結構抗震性能的影響，國內外學者進行了大量研究，Bi等[4]研究了模塊化伸縮縫(MEJ)在橋臺和橋面板之間避免碰撞所需的最小總間隙；鄧育林等[5]采用非線性時程法對地震作用下大跨度橋梁伸縮縫處碰撞效應進行了研究；王軍文等[6]采用三維精細化計算模型分析了地震作用下斜度、摩擦對斜交簡支梁橋縱向碰撞響應的影響；陳彥江等[7]對簡支梁橋碰撞效應的影響因素進行了動力非線性時程反應分析；Rezaei等[8]采用概率地震評估方法，研究了碰撞對四種不同高度不平順混凝土箱梁橋抗震性能的影響；Shi等[9]對比分析了橋梁橋臺碰撞常用的間隙單元法和非光滑動力學法；何雄君等[10]對地震作用下大跨高墩鋼-混結合梁斜拉橋主、引橋梁體之間的碰撞效應進行了分析.

盡管目前對橋梁的碰撞效應進行了一些研究，但對于梁體與臺背墻間碰撞研究還不多見，對地震下橋臺碰撞失效機理還缺乏了解.為此，文中以一座三跨簡支空心板梁橋為例，建立考慮橋臺-土相互作用的多跨簡支板梁橋碰撞分析模型，分析地震作用下梁體與臺背墻間碰撞對橋梁結構的影響以及橋臺碰撞失效機理，研究成果可為完善該類橋梁抗震設計提供參考.

1 工程背景與有限元模型

以一典型三跨簡支梁橋為例，橋梁整體布置見圖1，其跨徑布置為3 m×20 m，為先簡支后橋面連續(xù)結構，橋寬11.75 m；上部結構主梁采用標準跨徑20 m的預應力混凝土空心板梁，梁高0.75 m，橫橋向由2片邊梁和8片中梁并排組成，混凝土強度等級為C50；下部結構為雙柱式橋墩、鉆孔灌注樁，樁接帽梁式橋臺；橋墩蓋梁處設置普通板式橡膠支座，橋臺臺帽處設置四氟滑板橡膠支座連接.

圖1 三跨簡支梁橋概況(單位:m)

采用開放式地震模擬軟件OpenSees建立全橋結構動力分析模型，上部結構、蓋梁、臺背墻采用彈性梁單元(elastic beam column element)模擬；墩柱、樁基用采纖維梁單元模擬，其中，混凝土的應力-應變本構關系采用Concrete01材料，鋼筋的本構關系采用Steel02材料；板式橡膠支座和四氟滑板支座采用理想彈塑性單元模擬，采用雙線性模型模擬支座與上部結構之間的滑移效應，根據JTG/T B02-01—2008《公路橋梁抗震設計細則》[11]，橋臺四氟滑板支座動摩阻系數為0.02，橋墩板式橡膠支座摩阻系數為0.2；采用線性接觸單元模擬梁體與橋臺的碰撞作用，碰撞剛度K=2.0×106kN/m，伸縮縫初始間隙為d0=6 cm，分析假定橋臺背墻不破壞.

采用基于Duncan雙曲線模型模擬橋臺與臺后填土的力-位移關系；采用非線性p-y曲線法建立橋臺樁基-土動力相互作用計算模型，其中，非線性p-y彈簧模擬樁周土水平相互作用，非線性t-z彈簧模擬樁側土豎向摩擦作用，非線性Q-z彈簧模擬樁端土豎向支撐作用.橋梁結構的有限元模型見圖2.

圖2 橋梁有限元模型圖

2 地震動輸入

在進行橋梁結構非線性時程地震反應分析時，從美國太平洋地震工程研究中心的強震數據庫(PEER)選取20條場地類別接近的實測地震加速度時程(見表1)，并將每條地震波的峰值加速度(PGA)調整為0.2g.

3 碰撞對結構地震反應的影響

在建立的有限元模型的基礎上，分別考慮以下工況：工況I，不考慮梁體與臺背間的碰撞效應，不激活碰撞單元；工況II，考慮梁體與臺背間的碰撞效應，激活碰撞單元，初始間隙d0=6 cm.針對工況I和工況II分析模型，在縱橋向分別輸入表1所選20條地震波進行非線性時程分析.

表1 所選地震波

3.1 梁體-臺背墻碰撞力

圖3為工況II模型在20條地震波作用下，上部結構梁體與0號臺背墻碰撞力峰值分布.圖4為No.1，No.6，No.15地震波作用下對應的碰撞力時程曲線.由圖3～4可知，在所選20條地震動作用下梁體與臺背墻均發(fā)生了碰撞，且產生較大的碰撞力；從碰撞力時程曲線上可以看出，在地震發(fā)生過程中梁體與臺背墻將發(fā)生多次碰撞.

圖3 上部結構-橋臺碰撞力最大值(工況II)

圖4 上部結構-橋臺碰撞力時程曲線(工況II)

3.2 主梁位移

圖5為在20條地震波作用下，兩種工況計算得到的主梁最大位移(絕對值)比較；圖6為在No.1，No.6，No.15地震波作用下，兩種工況計算得到的主梁縱向位移時程曲線比較.

圖5 主梁位移最大值

圖6 主梁位移時程曲線

由圖5～6可知:考慮上部結構與臺背墻的碰撞作用后，由于臺背墻對梁體的約束作用，主梁在橋臺處不能縱向自由滑動，主梁位移有所下降.臺背墻可起到對梁體的限位作用，避免落梁震害的發(fā)生，但這是以橋臺受到較大的撞擊力為代價的，撞擊產生的巨大撞擊力，對橋臺抗震性能不利，臺背墻和樁基都有可能發(fā)生破壞.

3.3 臺背墻底部地震力

圖7～8為在20條地震波作用下，工況II計算得到的0號橋臺背墻底部產生的彎矩與剪力峰值分布；而工況I，即不考慮碰撞時，臺背墻底部地震力很小，其結果未示出.圖9為在No.1，No.6，No.15地震波作用下，工況II計算得到的0號臺背墻底部的彎矩與剪力時程曲線.

圖7 橋臺背墻底部彎矩最大值(工況II)

圖8 橋臺背墻底部剪力最大值(工況II)

圖9 橋臺背墻底部彎矩、剪力時程曲線(工況II)

由圖7～9和圖4可知，上部結構梁體與臺背墻一旦發(fā)生碰撞，臺背墻底部將產生很大地震力；且臺背墻底部的剪力、彎矩時程曲線與碰撞力的時程曲線形狀一致，其峰值數量與峰值時間也基本相同.在地震作用下，橋臺背墻是直接承受梁體撞擊力的構件，撞擊使得臺背墻底部產生較大內力，而臺背墻底部相對薄弱，這正是歷次地震中臺背墻破壞較為普遍的原因.

3.4 臺后填土變形

圖10為在選取的20條地震波作用下，兩個工況計算得到的0號臺背墻頂部縱向位移最大值比較；圖11為在No.1，No.6，No.15地震波作用下，兩個工況計算得到的0號臺背墻頂部縱向位移時程曲線比較圖；圖12為在No.1，No.6，No.15地震波加載下，工況I、工況II計算所得0號橋臺背墻后填土被動土壓力-位移滯回曲線對比圖.

圖10 橋臺背墻頂部位移最大值

圖11 臺背墻頂部位移時程曲線

圖12 橋臺背墻后填土的被動土壓力-位移滯回曲線

由圖10～12可知，不考慮碰撞時，臺背墻縱向位移、臺后填土的變形與被動土壓力均很小，臺后土體基本處在線彈性狀態(tài)；而如果上部結構梁體與臺背墻發(fā)生碰撞，巨大的撞擊力沖擊臺背墻，使得臺背墻縱向變形增大，并通過臺背墻縱向變形將碰撞力一部分傳遞到臺后填土，使得臺后填土塑性變形明顯增大，臺后填土被動土壓力-變形滯回曲線非線性特征明顯增強.因此，過大的撞擊力有可能導致臺后土失效，引起橋臺傾斜，而且撞擊力還將會通過臺背傳遞給樁基礎，引起樁基礎的震害.

3.5 橋臺樁基地震力

對于橋墩墩柱與樁基，由于板式橡膠支座的隔振效果，無論碰撞是否發(fā)生，其地震力與變形都不大，篇幅所限，本文不作討論.以下主要分析碰撞作用對橋臺樁基地震力的影響.

圖13為在20條地震波作用下，工況II與工況I模型計算所得0號橋臺樁基最大地震彎矩、剪力和軸力的比值.由圖13可知，碰撞使得橋臺樁基彎矩增大了5.1～16.5倍，剪力增大了2.8～10.5倍，軸力增大了1.2～1.8倍；碰撞發(fā)生后，撞擊力通過臺背墻傳遞給樁基，導致橋臺樁基內力顯著增大.

圖13 工況II橋臺樁基彎矩、剪力、軸力最大值與工況I的比值

圖14為在No.1地震波作用下0號橋臺樁基的彎矩和剪力包絡圖；圖15為在No.1地震波作用下，0號橋臺樁基地震彎矩最大截面處(樁頂下2.0 m)的彎矩時程曲線；圖16為在No.1地震波作用下，0號橋臺樁基地震剪力最大截面處(樁頂)的剪力時程曲線.由時程圖可見，橋臺樁基彎矩和剪力時程結果與圖4a)的梁體-橋臺碰撞力時程結果具有較高的一致性，在碰撞時刻，橋臺樁基的地震內力出現峰值，且地震力響應要遠大于無碰撞時刻響應.

圖14 樁基彎矩、剪力包絡圖(No.1地震波)

圖15 樁基深度-2 m截面彎矩時程(No.1地震波)

圖16 樁頂截面剪力時程(No.1地震波)

4 結 論

1) 地震作用下，不考慮梁體-橋臺碰撞時，主梁的縱向位移、殘余位移相對較大，橋臺樁基地震彎矩、剪力、軸力等很小，臺后填土的被動土壓力、位移也較小.

2) 地震作用下梁體與臺背墻的碰撞作用會有效減小主梁位移和殘余位移，即臺背墻可起到對梁體的限位作用，但是以橋臺受到較大的撞擊力為代價.

3) 地震作用下橋臺背墻是直接承受梁體撞擊力的構件，梁體撞擊使得臺背墻底部地震彎矩和剪力顯著增大，易引起臺背墻屈服或剪壞.

4) 地震作用下如果上部結構梁體與臺背墻發(fā)生碰撞，產生巨大的撞擊力，并通過臺背墻縱向變形將一部分碰撞力傳遞到臺后填土，使得臺后填土塑性變形明顯增大，引起臺后填土失效、橋臺傾斜.

5) 地震作用下梁體對臺背墻的撞擊力還可傳遞到橋臺基礎，使得橋臺樁基地震彎矩和剪力顯著增大，易引起橋臺樁基損傷.