高塔大跨PC斜拉橋抗震性能研究

楊相展

（創(chuàng)輝達設計股份有限公司，湖南 長沙 410004）

0 引言

隨著高速公路向山區(qū)，特別是向西部地區(qū)深溝大河這樣的自然地形不斷發(fā)展，橫跨其間的橋梁規(guī)模也逐漸增大。斜拉橋作為千米級以下最具競爭力的大跨橋梁，在近年得到的應用越來越多，橋梁跨度、高度不斷刷新世界紀錄[1]。作為重要的生命線工程，對于斜拉橋抗震性能的研究尤為重要。

朱曾輝[2]通過對巴東長江大橋（塔高212 m，雙塔雙索面PC斜拉橋）有限元模型的分析，發(fā)現(xiàn)高塔大跨漂浮體系斜拉橋的第1階縱飄頻率基本上由塔高決定，并基于分析結果，提出對高塔大跨斜拉橋縱向施加約束的建議，以便有效降低塔高對橋梁抗震的不利效應。李成等[3]以潤揚大橋北汊斜拉橋（塔高146.88 m，雙塔雙索面鋼箱梁斜拉橋）的實際工程為背景，采用Midas/Civil有限元軟件建立三維計算模型，進行動力特性分析，分別采用規(guī)范反應譜法和時程分析法對該橋進行地震反應分析，得出了主體結構重要截面在地震作用下的內(nèi)力和位移。戴小冬等[4]應用SAP2000軟件對常德沅江西大橋（塔高110 m，雙塔雙索面PC斜拉橋）建立有限元模型，采用非線性時程分析方法對該橋進行了研究。

當前國內(nèi)外學者就斜拉橋抗震性能進行了大量研究，但是對高塔大跨PC斜拉橋抗震研究還較少。本文以前人研究結論為基礎，以蘭海高速貴遵復線烏江特大橋為例，利用Midas/Civil有限元軟件建立三維計算模型，對高塔大跨PC斜拉橋進行抗震性能研究。

1 工程概況

烏江特大橋位于貴州省遵義市播州區(qū)尚稽鎮(zhèn)縣道002楠木渡大橋下游約450 m處，由北向南橫跨烏江。烏江特大橋主橋中心樁號為K38+920.00。該橋為雙塔雙索面PC斜拉橋，跨徑布置為（40+110+320+110+40）m，主橋長620 m，塔墩處設支座，縱向按半漂浮體系設計。

烏江特大橋橋型布置圖見圖1。該橋已于2018年1月正式通車，建成后的實景圖見圖2。

圖1 烏江特大橋橋型布置圖（單位：m）

圖2 烏江特大橋實景圖[5]

烏江特大橋主橋寬度：0.5 m（風嘴）+0.2 m（檢修道欄桿）+1.457 m（拉索錨固區(qū)）+0.393 m（防撞墻）+15.5 m(行車道)+1.5 m(防撞墻)+15.5 m（行車道）+0.393 m（防撞墻）+1.457 m（拉索錨固區(qū)）+0.2 m（檢修道欄桿）+0.5 m（風嘴）=37.6 m。

烏江特大橋橋梁橫斷面圖見圖3。

圖3 烏江特大橋橋梁橫斷面圖（單位：m）

烏江特大橋索塔采用“H”型索塔，由上塔柱、中塔柱、下塔柱、上橫梁及下橫梁組成。遵義側承臺以上高度為143.1 m，貴陽側承臺以上高度為197.1 m。索塔錨固區(qū)采用混凝土齒板錨固形式，塔柱截面中采用環(huán)向預應力體系。

2 計算模型

本文利用Midas/Civil有限元軟件建立三維計算模型，全橋共分為1 198個節(jié)點、974個單元，其中梁單元774個，桁架單元200個。結構有限元模型見圖4。

圖4 結構有限元模型示意

烏江特大橋主橋支座采用球型鋼支座，索塔處采用豎向QZ15000SX雙向滑動支座，橫橋向采用KFQZ 8000SX雙向滑動支座作為側向限位支座；輔助墩頂設置QZ15000SX雙向滑動支座；過渡墩頂設置豎向QZ10000SX雙向滑動支座，橫橋向采用KFQZ 2000SX雙向滑動支座作為側向限位支座。主梁在不同位置的約束條件（計算模型邊界條件）見表1。表中DX、DY、DZ分別表示順橋向、橫橋向和豎向的平動自由度；RX、RY、RZ分別表示繞順橋向、橫橋向和豎向的轉動自由度；數(shù)字1表示約束，0表示自由。

表1 計算模型邊界條件

3 動力特性分析

梁自振特性分析是研究橋梁振動問題的基礎，為了計算地震作用下的結構動力響應，必須首先計算橋梁結構的自振特性。根據(jù)建立的動力計算模型，進行了結構自振特性分析。

成橋狀態(tài)結構自振頻率及振型見表2。

將表2結果與文獻[2～4]中的結果相比，可以發(fā)現(xiàn)兩者差異不大：對于半漂浮體系斜拉橋，其1階振型均為縱飄，且均為長周期，本橋周期為9.25 s；同時主梁1階對稱豎彎出現(xiàn)得較早（振型圖見圖5），而1階對稱橫彎出現(xiàn)得較晚，在第16階（振型圖見圖6），原因主要是本橋采用了PC箱梁，橋梁橫向剛度較大，使得橫橋型自振頻率較高。

表2 成橋狀態(tài)結構自振頻率及振型

圖5 主梁1階對稱豎彎，f=0.393 Hz

圖6 主梁1階對稱橫彎，f=1.207 Hz

4 地震反應分析

4.1 反應譜參數(shù)

根據(jù)《蘭海高速貴遵復線烏江特大橋工程場地地震安全性評價報告》，E1地震動峰值加速度值為0.053g，E2地震動峰值加速度為0.107g，地震動反應譜特征周期為0.35 s，對應地震基本烈度為Ⅵ度。水平設計加速度反應譜S[6]見圖7。

圖7 水平設計加速度反應譜

單獨考慮順橋向X或橫橋向Y與豎向Z的地震作用，取下述各分量的地震最不利組合作為設計地震作用：順橋向+0.5豎向（工況一）或橫橋向+0.5豎向（工況二）。豎向設計加速度反應譜可以由水平設計加速度反應譜乘以譜比函數(shù)0.65確定。地震荷載組合采用SRSS法。

4.2 計算結果

在順橋向+0.5豎向（工況一）和橫橋向+0.5豎向（工況二）地震動組合作用下，反應譜分析的橋塔塔頂最大水平位移、恒載和地震荷載組合下的橋塔塔底彎矩值、恒載和地震荷載組合下的橋塔塔頂和塔底應力值見表3、表4、表5。

表3 橋塔塔頂最大水平位移表 單位：cm

表4 恒載和地震荷載組合下橋塔塔底彎矩值 單位：kN·m

表5 恒載和地震荷載組合下橋塔塔頂、塔底應力值 單位：MP a

由表3可知，在縱橫向地震作用下，塔頂位移均較小，滿足《公路橋梁抗震設計規(guī)范》（JTG/T 2231-01—2020）要求。

由表4可知，由于5號橋墩底部50 m范圍內(nèi)為雙肢矩形薄壁結構，剛度較大，在橫向地震力的作用下，橫梁與塔柱交界處產(chǎn)生了較大的彎矩，從橋塔應力圖中也可得到同樣的結果。對E2（工況一）作用下的4、5號橋塔底緣進行了強度驗算，見表6。由表6可知，E2作用下橋塔承載力儲備較大，滿足要求。

表6 E2（工況一）作用下塔底強度驗算

由表5可知，在恒載和縱向地震組合作用下，橋塔頂緣最小壓應力為-1.43 MPa，未出現(xiàn)拉應力；橋塔底緣最大壓應力為-12.23 MPa，未出現(xiàn)拉應力，橋塔頂?shù)拙墤鶟M足《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范》（JTG 3362－2018）要求。在恒載和橫向地震組合作用下，橋塔頂緣最大壓應力為-11.71 MPa，拉應力最大值為1.10 MPa，出現(xiàn)在下橫梁與塔柱交界處，此處剛性較大，設計時進行了精心配筋以有效抵抗拉應力；橋塔底緣最大壓應力為-11.32 MPa，未出現(xiàn)拉應力，橋塔頂?shù)拙墤鶟M足《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規(guī)范》（JTG 3362－2018）要求。

5 結語

利用Midas/Civil有限元軟件建立了烏江特大橋的三維模型，按照規(guī)范要求采用反應譜法分析了順橋向+0.5豎向和橫橋向+0.5豎向地震動組合作用下橋塔的內(nèi)力和位移，計算結果表明該橋各項指標均滿足規(guī)范要求。目前本橋已經(jīng)于2018年1月正式通車，運行良好，可為同類橋梁的抗震設計提供參考。