不同结构形式相邻桥联地震响应分析

杨红磊

（天津市地下铁道集团有限公司，天津300011）

在山谷丘陵地带，桥梁需要跨越较宽的山谷和河流，连续刚构桥因在施工工艺、结构受力等方面的诸多优点，成为首选桥型[1]。当地势起伏较大时，高墩大跨连续刚构桥常通过较矮的连续梁桥与桥台相连；但高墩大跨连续梁桥的动力特性与较矮的连续梁桥存在巨大差异，导致地震作用下相邻桥联的振动幅值、相位完全不同[2]。汶川地震中，庙子坪特大桥的主桥（大跨连续刚构）与引桥（连续梁桥）连接处出现了严重震损[3]，连续刚构主桥两侧的过渡墩及主梁支座、抗震挡块完全破坏。杨万理等[4]对庙子坪特大桥的震害进行了分析研究，认为过渡墩处的普通盆式橡胶支座对主梁变形的约束效果较差，导致墩梁相对位移过大；连续刚构主桥箱梁和横向抗震挡块的间距过小，无法充分利用支座的耗能作用。

针对不同相邻桥联自振频率差异较大的情况，李建中[5]研究了过渡墩自振频率对墩梁相对位移的影响，得到不同限位装置对墩梁位移控制的效果；黄小国[6]分析了不同相邻桥联周期比的连续梁桥多种限位装置对墩梁相对位移的影响，认为相邻两联桥梁自振周期相差越大，越依赖限位装置控制桥梁的墩梁相对变形；Kim J M[7]和DesRoches R[8]对跨中设铰的连续刚构桥进行了地震响应分析，认为连梁装置有助于控制不同周期比的相邻桥联相对位移。上述研究中的相邻桥联结构形式相同、自振模态相似，仅需考察周期比的影响。当相邻桥联结构形式不同时，即使自振频率相同，自振模态的不同也会导致过渡墩两侧的地震响应不协调；但目前针对不同结构形式相邻桥联地震响应的研究较少。

本文对高墩大跨连续刚构桥和连续梁桥相邻的情况展开研究，在Midas有限元分析软件中建立桥梁结构的数值模型，分析了两个桥联的地震响应。

1 桥梁整体模型

1.1 工程概况

我国西北地区某桥梁主桥为连续刚构桥，引桥为连续梁桥，孔跨布置为70 m+120 m+70 m（连续刚构）+3×50 m（连续小箱梁）。连续刚构桥上部结构为预应力混凝土现浇变截面连续刚构箱梁；下部结构桥台为U 形，桥墩为双肢薄壁墩，桩基础直径2 m；在0#桥台、3#过渡墩及6#边墩处分别设置80 型伸缩缝。连续刚构桥采用盆式橡胶支座GPZ3.5SX；连续梁桥过渡墩处采用四氟滑板式支座GYZF4400X84，其他桥墩采用板式橡胶支座GYZ400X84。见图1和图2。

图1 桥型布置

图2 桥墩立面

桥梁场地类型Ⅱ类，8度地震设防；除表面有薄层种植土外，其余为粉土角砾土、凝灰岩。角砾土推荐承载力基本容许值为300 kPa；凝灰岩灰紫色，岩芯呈碎块状，节理较发育，推荐承载力基本容许值为1 500 kPa。

1.2 地震波参数

JTG/T 2231-01—2020《公路桥梁抗震设计规范》规定，非线性时程分析采用基于设计加速度反应谱人工合成的3条地震波，选取3条时程波对应的最大值。E2设防标准，加速度峰值0.39g。地震波输入方式：顺桥向（横桥向）地震波时程波+70%相应顺桥向（横桥向）地震波时程波。见图3和图4。

图3 时程波对应的反应谱与JTG/T 2231-01—2020规定反应谱吻合

图4 加速度时程波TH-1曲线

1.3 支座分线性模拟

板式橡胶支座直接放置于墩顶上，地震过程中板式橡胶支座与主梁会发生相对位移，出现滑动。此时，板式橡胶支座也会延长桥梁振动周期，达到减隔震的目的。板式橡胶支座采用和四氟滑板式支座一样的双线性弹塑性弹簧单元来模拟其动力滞回曲线。见图5。

图5 支座恢复力模型

式中：ud为滑动摩擦系数；R为支座所承担的上部结构重力。

式中：Gd为橡胶支座的动剪切模量，一般取1 200 kN/m2；Ar为橡胶支座的剪切面积，m2；∑t为 橡胶层的总厚度，m。

根据JT/T 663—2006《公路桥梁板式橡胶支座规格系列》，普通板式橡胶支座摩擦系数ud为0.2，四氟滑板式支座摩擦系数ud为0.02。

式中：ud一般取0.02。

式中：Xy为盆式支座屈服位移，一般取0.002～0.005 m。

1.4 伸缩缝模拟

为了模拟相邻两联桥由于非一致振动可能发生在伸缩缝位置处的碰撞效应，采用线性弹簧模型，忽略碰撞过程中的能量损失。见图6。

图6 伸缩缝碰撞模型

相邻两联桥在伸缩缝处的碰撞力可表示为

式中：k为伸缩缝接触单元弹簧刚度；d0为初始间隙；d为弹簧的变形值，压缩为正值。

直梁间的碰撞刚度选取为短梁的抗压刚度。

1.5 桩土相互作用

采用m法计算土弹簧刚度，模拟桩周土体对桩基的作用，只在连续刚构桥模拟桩土的相互作用。引桥需要改变墩长来获得两联桥的周期比值，桥墩底直接嵌固处理。

1.6 桥梁动力分析模型

主梁、盖梁、桥墩及桩基均用弹性梁单元模拟。需要强调的是，大量的震害表明，当连续刚构桥墩完全屈服出现塑性铰时，不但有较大的水平永久位移；而且由于混凝土的破坏，在竖向上也会有明显的永久变形，使得主梁各支点出现明显的不均匀变形，给震后加固带来较大的困难。故本模型中认为桥墩处于弹性阶段，混凝土结构的阻尼比取为0.05，在进行非线性时程分析时采用瑞利阻尼。把结构自重和二期荷载作用下的结构内力和变形作为非线性地震时程荷载分析的初始条件。见图7。

图7 桥梁非线性动力分析模型

2 结果分析

用T1X、T1Y分别表示模型中主桥长周期联首次纵漂、横移自振周期；用T2X、T2Y分别表示模型中引桥短周期联首次纵漂、横移自振周期；用TX、TY分别表示模型中过渡墩首次纵漂、横移自振周期。通过调整短周期联的墩高，得到不同的相邻两联周期比。

随着T2X/T1X的增大，相邻两联桥的各自墩梁相对位移都在减少，大致呈线性关系；同时，长周期联的顺桥向墩梁相对位移大致是短周期联纵桥向墩梁相对位移的2倍。见图8。

图8 过渡墩处顺桥向墩梁相对位移

周期比0.3~0.4 段内，长短周期联过渡墩处的墩梁横桥向相对位移不随着T2Y/T1Y的变化而变化。同时，长周期联墩梁横桥向相对位移是短周期联墩梁横桥向相对位移的8倍以上。见图9。

图9 过渡墩处横桥向墩梁相对位移

主桥连续刚构桥边跨过渡墩处的墩梁横桥向相对位移明显大于顺桥向。见图10。

边跨主梁所受的横桥向约束十分有限，而主梁受到主墩的强大约束以及相邻跨主梁的碰撞约束，主梁横弯振型的频率较低，在地震中极易被激发，边跨的摆尾现象是边跨主梁横弯振型被激发的必然结果；此外边跨主墩的位移将导致其产生刚体平动，同时还附加有边跨自身的横弯振动，因此表现出明显的摆尾现象。

3 结论

由于相邻桥梁的动力特性差异巨大，相邻桥联在地震作用下的变形幅值、相位存在巨大差异，地震作用下高墩大跨连续刚构桥主桥变形幅值远远超过引桥，相邻桥联的主梁有可能出现撞击，过渡墩上支座也可能出现严重破坏，过渡墩处动力调谐设计应成为桥梁抗震设计必须考虑的因素。

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