吳鳳民

(湖南省懷化市農(nóng)村公路建設(shè)辦公室， 湖南 懷化 418000)

0 引言

近年來，隨著國內(nèi)橋梁建設(shè)的飛速發(fā)展，跨河跨海大橋日益增多，橋梁跨徑也逐漸增大。斜拉橋以其梁體尺寸小、跨越能力大、受橋下凈空限制小等優(yōu)勢，成為了橋梁設(shè)計比選時的首選橋型之一。斜拉橋發(fā)展至今，已出現(xiàn)了多種結(jié)構(gòu)體系，不同結(jié)構(gòu)體系之間動力特性差異較大，對于地震響應也表現(xiàn)出不同的特點[1]。獨塔斜拉橋最常見的體系為剛構(gòu)體系與漂浮體系，為探究這2種體系下獨塔斜拉橋的地震響應差異，本文以某獨塔斜拉橋為研究對象，采用反應譜法進行了計算分析，相關(guān)研究結(jié)果可供獨塔斜拉橋抗震設(shè)計時參考。

1 工程概況

湖南某斜拉橋主橋設(shè)計為獨塔雙索面預應力混凝土箱梁結(jié)構(gòu)，全長359 m，其中主跨196 m、邊跨為(101+62)m=163 m。斜拉索呈扇形布置，主塔兩側(cè)各設(shè)26對。斜拉索在主梁上的基本索距為7.5 m，邊跨尾索區(qū)為5 m，塔上索距為2.5 m。主塔結(jié)構(gòu)形式為鉆石型，邊跨設(shè)一個輔助墩。主梁為預應力混凝土結(jié)構(gòu)，截面形式為單箱3室箱形截面。其總體布置見圖1。

圖1 獨塔斜拉橋立面布置(單位： cm)

該橋主塔由塔柱與下橫梁組成，總高130.586 m，采用C50混凝土。主梁橫斷面全寬為29.5 m，主梁梁高3 m，采用C55混凝土，主梁橫斷面見圖2。

圖2 主梁橫斷面(單位： cm)

2 有限元模型的建立

使用Midas/Civil建立該橋剛構(gòu)體系(模型A)與漂浮體系(模型B)有限元模型，全橋采用空間梁單元建模，模型共402個節(jié)點、295個單元。主梁采用脊梁模式建立，與斜拉索之間采用剛性連接；主塔單元盡可能細分以避免影響其堆聚質(zhì)量的分布、振型的形狀和地震力的分布；拉索采用桁架單元，不考慮垂度效應；主塔塔底采用固結(jié)約束，輔助墩與橋臺采用一般連接，約束Dy、Dz。由于剛構(gòu)體系與其主要差別為主塔與主梁的連接方式，漂浮體系主梁縱向未進行約束，剛構(gòu)體系則為塔墩梁固結(jié)，因此，此處僅示出漂浮體系(模型B)有限元模型(見圖3)。

圖3 獨塔斜拉橋漂浮體系有限元模型示意

3 反應譜法參數(shù)選取

根據(jù)《公路橋梁抗震設(shè)計細則》(JTC/T B02-01—2008)中5.2.1與5.2.4要求，結(jié)合設(shè)計文件與橋址處的地理環(huán)境，確定該橋抗震設(shè)防烈度為7度，結(jié)構(gòu)阻尼比為0.02，阻尼調(diào)整系數(shù)Cd為1.32，水平向設(shè)計加速度反應譜中特征周期Tg為0.35 s，場地類型為Ⅱ類，場地系數(shù)Cs為1.0，抗震重要性系數(shù)取1.7。

綜上所述，該橋水平向設(shè)計加速度反應譜中的各種系數(shù)取值見表1。

表1 水平設(shè)計加速度反應譜系數(shù)取值表TgCiCsCdA0.351.71.01.320.05 g

由表1可求得Smax=0.252 45 g。水平設(shè)計加速度反應譜見圖4。

圖4 水平設(shè)計加速度反應譜

根據(jù)《公路橋梁抗震設(shè)計細則》(JTC/T B02-01—2008)與該橋的設(shè)計文件可知，本橋樁基處于基巖上，因此豎向/水平向譜比函數(shù)R取0.65，豎向設(shè)計加速度反應譜見圖5。

圖5 豎向設(shè)計加速度反應譜

對于結(jié)構(gòu)振型的二次組合，相較于SRSS法，CQC法可考慮振型之間的相互影響[2]，因此，該橋結(jié)構(gòu)的各階振型采用CQC法進行組合。該橋主跨196 m，根據(jù)抗震規(guī)范的規(guī)定，在計算地震作用時除了考慮橫橋向與縱橋向地震作用以外，還需考慮豎向地震作用[3-6]，因此，該橋計算以下2種工況，并采用SRSS法對地震作用方向進行組合：① 工況1：縱橋向+豎橋向；② 工況2：橫橋向+豎橋向。

4 反應譜法計算結(jié)果

對于獨塔斜拉橋，其主梁地震響應峰值一般產(chǎn)生于跨中或端部位置；主塔地震響應峰值一般產(chǎn)生于塔頂、塔底或塔梁連接處[7]，因此選取該獨塔斜拉橋關(guān)鍵截面，具體位置如圖6、圖7所示。

圖6 主塔關(guān)鍵截面位置示意

圖7 主梁關(guān)鍵截面位置示意

4.1 位移計算結(jié)果

在縱向+豎向地震動組合作用下，兩模型主塔下部3-1#截面至6-2#截面位移較小，最大值為模型B的縱向位移9.57 mm。模型B主塔中上部與主梁各關(guān)鍵截面均有較大位移，最大值為156.37 mm，最小值為86.92 mm。模型A對應截面位移明顯較小，最大值為28.02 mm，最小值為15.30 mm?？紤]因該橋主塔上部發(fā)生縱向位移后，漂浮體系塔梁之間未進行約束，導致主梁發(fā)生縱向擺動，并反作用于主塔；而剛構(gòu)體系塔梁固結(jié)，使得主梁難以自由擺動，由于主梁位移受限制使得主塔的位移也有所限制，所以，模型B的主塔中上部與主梁各關(guān)鍵截面縱向位移明顯大于模型A。在橫向+豎向地震動組合作用下，兩模型主塔下部以及主梁除中跨跨中位置外的各向位移均較小，最大值為模型B橫向位移11.70 mm。而模型B主塔中上部與主梁跨中截面處橫向位移略大于模型A，模型B最大值為主塔中橫梁橫向位移45.58 mm，最小值為主梁橫向位移38.06 mm，模型A相應截面最大值為36.01 mm，最小值為18.94 mm。

圖8、圖9為工況1與工況2縱向位移對比圖。模型A與模型B在地震作用下，由于組合了豎向震動，該橋的主梁跨中截面均產(chǎn)生了較大的豎向位移，模型B最大值為58.02 mm，模型A最大值為39.84 mm，所以，在抗震設(shè)計時應該重視主梁中跨跨中截面的受力破壞。

圖8 工況1縱向位移對比圖

圖9 工況2橫向位移對比圖

通過2種工況的對比可發(fā)現(xiàn)，采用剛構(gòu)體系可以更好地約束結(jié)構(gòu)三向位移，該橋設(shè)計時也應特別注意主塔中上部截面縱向抗劈裂能力與橫向抗彎能力。

4.2 內(nèi)力分析

模型A與模型B在縱向+豎向地震動組合作用下，除軸力外，模型A與模型B主塔彎矩、剪力均顯著大于主梁，且內(nèi)力峰值均位于主塔底部，模型A 主塔底部軸力為9 538.24 kN，縱橋向彎矩為278 833.48 kN，縱橋向剪力為12 312.31 kN；模型B主塔底部軸力為9 223.57 kN，縱橋向彎矩為226 180.82 kN，縱橋向剪力為4 507.16 kN，說明主要受力部位為主塔，設(shè)計時應注意增強主塔底部截面的抗力。圖10～圖15為工況1與工況2的軸力、剪力、彎矩對比圖。

圖10 工況1軸力Fx對比圖

圖11 工況1剪力Qz對比圖

圖12 工況1彎矩My對比圖

圖13 工況2軸力Fx對比圖

圖14 工況2剪力Qy對比圖

圖15 工況2彎矩Mz對比圖

在橫向+豎向地震動組合作用下，模型A與模型B橫橋向內(nèi)力明顯大于工況1，而縱橋向內(nèi)力明顯小于工況1，說明縱向或橫向的內(nèi)力主要由該方向的地震作用引起，縱、橫向之間的內(nèi)力耦合程度小。兩模型內(nèi)力峰值處于主塔底部與主梁中跨跨中位置，模型A橫橋向軸力為16 327.70 kN，橫橋向彎矩為229 416.51 kN·m，橫橋向剪力為8431.61 kN。模型B橫橋向軸力為13 066.95 kN，橫橋向彎矩為176 146.78 kN·m，橫橋向剪力為6035.51 kN，設(shè)計時也應注意增強主梁中跨跨中位置截面的抗力。由于縱橋向地震作用對該橋縱橋向內(nèi)力效應影響明顯大于橫橋向，橫橋向地震作用對該橋橫橋向內(nèi)力效應影響明顯大于縱橋向，故工況1僅示出縱橋向內(nèi)力結(jié)果，工況2僅示出橫橋向內(nèi)力結(jié)果。

5 結(jié)論

以某獨塔斜拉橋為例，基于反應譜法，通過橫向+豎向與縱向+豎向兩種地震動組合對比分析了該橋2種不同結(jié)構(gòu)體系的地震響應，計算結(jié)果表明：

1) 若采用漂浮體系，由于主塔中上部截面縱向位移與橫向位移較大，設(shè)計時應特別注意縱向抗劈裂能力與橫向抗彎能力，而采用剛構(gòu)體系可以更好地約束結(jié)構(gòu)三向位移。但不論采用何種體系，由于豎向地震作用的影響，設(shè)計時均不可忽略主梁中跨跨中截面的剪切破壞。

2) 由內(nèi)力對比可知，該橋在地震作用下主要受力部位為主塔與主梁中跨跨中截面，且內(nèi)力峰值均出現(xiàn)在主塔底部，因此，設(shè)計時應注意增強主塔底部與主梁中跨跨中截面的抗力。該橋橫橋向內(nèi)力響應普遍大于縱橋向，應注意加強整體的橫向剛度。

3) 該橋采用剛構(gòu)體系位移明顯小于漂浮體系，整體內(nèi)力稍大于漂浮體系，經(jīng)綜合對比可得，對于抗震設(shè)計，該橋更適于采用剛構(gòu)體系。