强震下流体阻尼器对矮塔斜拉桥的减震效果

李 峰

(西安市政设计研究院有限公司，陕西 西安 710068)

永定新河特大桥位于塘沽区，是塘汉快速路工程中规模最大的一座重点桥梁。其桥址场地地震基本烈度为8度、设计基本地震加速度值为0．20g，设计地震分组为第一组，场地土类型为中软土、场地类别为Ⅲ类，属抗震不利地段。该桥的主桥为矮塔斜拉桥，采用混凝土结构，自重较大，由强震产生的水平地震力十分不利，相关构件尤其是下部墩柱基础很难承受。而该桥作为特大型桥梁，有必要确保其具备一定抗震能力。因而对主桥采用粘滞流体阻尼器的减震技术来降低地震力［1～3］。

本文对天津永定新河特大桥主桥的减震设计进行非线性时程有限元分析，检验该桥在地震作用下能否满足预期的功能要求，从理论上对天津永定新河特大桥主桥的减震效果进行研究。

1 有限元模型

1．1 工程介绍

永定新河特大桥全桥由南侧引桥、主桥及北侧引桥三部分组成，总长1132．86 m，其中主桥桥型为三跨连续四索面矮塔斜拉桥，跨径布置为85 m+145 m+85 m，主桥全长315 m，全宽为43．0 m(桥塔处44 m，边塔各向外凸出0．5 m)。主桥的桥型和支座布置分别如图1、2所示，支座为抗震盆式支座。主桥减震装置为阻尼器，阻尼器的布置如图3所示，半幅桥纵向阻尼器共8个(从左至右从上至下依次编号为1～8)，型号为粘滞阻尼器ZNQ1000×300，横桥向阻尼器共5个(从左至右从上至下依次编号为1～5)，型号为粘滞阻尼器ZNQ1000×150，下行侧阻尼器布置和上行侧阻尼器布置关于桥梁中心线对称。全桥共计六个主塔，顺桥向两排，横桥向并列三个，阻尼器的设计参数如表1所示。

图1 永定新河特大桥主桥桥型

图2 支座布置(半幅)

图3 阻尼器布置(半幅)

表1 阻尼器的设计参数

主塔采用竖直塔形式，塔高20 m，等截面矩形，顺桥向尺寸为3．0 m、横桥向尺寸为3．10 m(中塔)和2．5 m(边塔)。主桥顺桥向2排塔柱、横桥向3排塔柱，边主塔为单索面、中主塔为双索面，各索面斜拉索均呈扇形布置。全桥共计四索面64根斜拉索(贯通桥塔)。顺桥向近塔端斜拉索下吊点布置在距桥塔中心线15．0 m处，索距7．5 m，依次向桥端和桥梁中心方向排开;斜拉索上吊点锚固在桥塔上，沿桥塔中心线竖直间距为1．2 m。斜拉索采用49×φj15．2和55×φj15．2预应力钢绞线(标准强度Rby=1860 MPa)。

1．2 有限元计算模型

采用有限元程序ANSYS对该大桥进行抗震计算，该主桥分为上行、下行双幅，且上、下幅对称，结构在中央分隔带处断开，但由于上、下幅桥的桥墩采用三柱式整体桥墩，所以需计算上、下行双幅主桥。按照该桥梁实际设计中的各梁段块件的划分进行桥梁有限单元划分，采用空间梁单元BEAM188模拟预应力混凝土连续梁桥的主梁、桥墩和索塔;二期恒载采用集中质量单元MASS21模拟;采用空间杆单元LINK10模拟斜拉索;用非线性单元COMBIN39来模拟滑移支座;由于地基土质较好，没有考虑桩土对结构的弹性约束作用。桥梁结构有限元计算实体模型如图4所示。

图4 主桥有限元计算模型

采用空间杆单元LINK10模拟斜拉索，拉索的修正弹性模量由Ernst公式求得

式中:E为斜拉索材料的弹性模量;G为斜拉索(包括套索)的总重量;α为斜拉索水平方向倾角;H为索力在水平方向的分力;Eg为高强钢丝的弹性模量;Ag为高强钢丝总面积。

用非线性单元COMBIN39来模拟滑移支座，单元的起滑力为:

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式中:μ为摩擦系数;FN为桥梁自重作用下支座的反力。

应用鱼骨式模型做全桥的抗震性能分析，考虑斜拉索位置对主梁及塔内力的影响，加入了一系列的刚臂。由于只进行抗震性能分析，活载和汽车动荷载不考虑［4～6］。在恒载作用下，通过降温法来模拟索力:

式中:α为拉索材料的热膨胀系数，本模型中α为1×10－5;E为拉索材料的弹性模量;A为拉索的面积;ΔT为降低温度。

2 分析用地震波

在进行该桥梁的地震时程响应计算时，依据公路工程抗震设计规范规定，应采用多条地震波进行计算分析，为便于比较，现选用5条地震波进行分析，分别为四条与设计反应谱相容的天然波(Taft波、天津波、El Centro波和Kobe波)和一条由设计反应谱拟合的人工波。E1下这五条地震波的加速度峰值为0．102g，E2下的加速度峰值为 0．408g。

3 时程分析结果

3．1 E1地震作用下的计算结果

从图2可以看出顺桥向由一个单向滑动支座4和一个单向滑动支座5与墩固结，而横桥向由两个单向滑动支座1和两个单向滑动支座5与墩固结。支座的水平抗力为竖向承载力的20%，其中支座1的水平承载力为250 kN，支座4的水平承载力为700 kN，支座5的水平承载力为1100 kN。只有当固定支座破坏后阻尼器才能充分发挥抗震性能，经过计算，支座1在0．28 s时的承载力达到了522 kN，超过了最大承载力250 kN，此时支座1破坏形成摩擦支座;顺桥向支座4在0．32 s时的承载力为1260 kN，横桥向支座4在0．24 s时的承载力为718 kN，支座5在0．30 s时的承载力为1650 kN，都超过了它们的最大承载力而破坏形成摩擦支座。由于固定支座在极短的时间内破坏掉而形成摩擦支座，因此为了简化计算，建模时不考虑固结支座的作用，直接用摩擦支座取代固定支座［7～9］。因此修改模型，输入上一节的五条地震波，分别计算横桥向和顺桥向的桥梁结构的地震响应。结果如表2～4所示。

表2 E1地震下顺桥向最大位移响应

表3 E1地震下横桥向最大位移响应

表4 E1地震下最大内力响应

3．2 E2地震作用下的计算结果

由上一节知道，固定支座在很短的时间内就破坏掉了，而E2地震作用远比E1地震作用大，那么在E2地震作用下也不考虑固定支座的作用，直接用摩擦支座取代［10，11］。分析计算结果如表5～7所示。

表5 E2地震下顺桥向最大位移响应

表6 E2地震下横桥向最大位移响应

表7 E2地震下最大内力响应

3．3 结构安全性评估分析

要判断在E2作用下结构是否会出现塑性铰，因此首先要确定桥梁各控制截面的M-Φ曲线，采用条带法求各截面的M-Φ曲线，基本步骤为:

(1)设定构件截面及所受轴力N、几何参数、配筋参数、材料应力-应变曲线;

(2)设定εcm，由零开始，逐级上升，每次增加一适当的增量值;

(3)确定kh0，根据所设定εcm，假定中性轴的高度kh0，确定各混凝土条带及钢筋的应力，检测是否满足力的平衡方程式，逐次试算直至满足kh0值;

(4)由弯矩平衡方程确定弯矩M;

(5)确定曲率Φ;

逐级增加εcm值并按步骤(3)～(5)计算相应的M、Φ，直至εcm达到混凝土极限压应变εcu。由此，可确定一条M-Φ关系曲线。

各个截面的计算结果如表8所示，由于文章篇幅所限，仅将400×400顺桥向的M-Φ曲线在图5中给出。计算表明，在采用了减隔震装置后，结构在E2地震作用下基本处于弹性状态。

图5 400×400顺桥向M-Φ曲线

表8 桥墩底部的屈服弯矩设计值

4 结论

(1)在地震作用下，固定支座在极短的时间内发生剪切破坏而形成摩擦支座，减少了桥墩底部的弯矩，使阻尼器发挥了作用。

(2)在E2地震作用下，顺桥向主梁最大位移0．49513 m(天津波)，并且是其他四条波的5～9倍，而且顺桥向两连续梁之间的相对最大位移也是出现在天津波作用时，达到了0．4846 m，因此挡块会发生碰撞。

(3)由于采用了粘滞流体阻尼器耗散地震能量，通过图5的M-Φ曲线可得到，在E2作用下各墩墩底除10号墩中柱有少量屈服外，其余各墩并没有屈服而进入塑性。

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