魏俊杰，鄔曉光，盧偉,3，鄢穩(wěn)定，胡科堅(jiān)

(1.武漢大學(xué)土木建筑工程學(xué)院，湖北 武漢，430072；2.長(zhǎng)安大學(xué) 公路學(xué)院，陜西 西安，710054；3.華設(shè)設(shè)計(jì)集團(tuán)股份有限公司，江蘇 南京，210001)

三跨高低墩剛構(gòu)-連續(xù)組合梁橋在溫度變化和混凝土收縮徐變等常規(guī)條件下具有良好的受力特性，但其剛構(gòu)墩在地震作用下極易發(fā)生屈服破壞，伸縮縫處碰撞效應(yīng)也會(huì)明顯加劇，使引橋梁體墩梁相對(duì)位移過大，發(fā)生落梁的風(fēng)險(xiǎn)增大，需要采取合適的減震措施來優(yōu)化橋臺(tái)-引橋-剛構(gòu)連續(xù)梁橋結(jié)構(gòu)體系的受力情況[1]。

三跨剛構(gòu)-連續(xù)梁橋結(jié)構(gòu)形式特殊，由剛構(gòu)墩和活動(dòng)墩組成，目前針對(duì)剛構(gòu)-連續(xù)組合梁橋的研究較少且主要集中在抗震設(shè)計(jì)和動(dòng)力性能分析等方面[2]。宋曉東等[3]分析了某多跨不對(duì)稱預(yù)應(yīng)力混凝土剛構(gòu)-連續(xù)梁組合結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)合理性。魏鑫等[4]以羊記溝左線大橋?yàn)檠芯繉?duì)象分析了不同地震波輸入方向和分析方法對(duì)剛構(gòu)-連續(xù)梁橋地震響應(yīng)的影響。亓興軍等[5]通過建立一座斜交四跨剛構(gòu)-連續(xù)梁橋精細(xì)化有限元模型模擬橋梁動(dòng)態(tài)倒塌破壞特性，并分析了主梁的不規(guī)則位移和梁端的碰撞現(xiàn)象。劉俊[6]分析了液體黏滯阻尼器、Lock-up 裝置、雙曲面球型減隔震支座、阻尼器以及減震榫對(duì)長(zhǎng)聯(lián)多跨剛構(gòu)連續(xù)梁橋的減震效果。楊孟剛等[7-8]分析了橫向地震激勵(lì)下高速鐵路連續(xù)梁橋和簡(jiǎn)支梁橋與橫向擋塊的碰撞效應(yīng)。李小珍等[9]發(fā)現(xiàn)行波效應(yīng)對(duì)主跨徑大于80 m的剛構(gòu)-連續(xù)梁橋有較大影響。揭志羽等[10]探討了橋墩剛度、橋墩高度、墩梁固結(jié)方式、曲率半徑對(duì)大跨高墩小半徑剛構(gòu)-連續(xù)梁橋地震響應(yīng)的影響。綜上可知，現(xiàn)有研究對(duì)于考慮碰撞效應(yīng)的橋臺(tái)-引橋-剛構(gòu)連續(xù)組合梁橋結(jié)構(gòu)體系減震設(shè)計(jì)的參考價(jià)值有限。

鑒于此，本文以西寶高速改擴(kuò)建工程中某橋臺(tái)-引橋-剛構(gòu)連續(xù)組合梁橋結(jié)構(gòu)體系為研究對(duì)象，分別在橋臺(tái)和橋墩布置減震裝置，對(duì)比分析各減震方案在普通地震波和近斷層脈沖型地震波作用下的減震效果，并提出針對(duì)橋臺(tái)-引橋-剛構(gòu)連續(xù)組合梁橋結(jié)構(gòu)體系的減震設(shè)計(jì)建議，以期為同類型橋梁結(jié)構(gòu)體系減震設(shè)計(jì)提供參考。

1 工程概況

預(yù)應(yīng)力混凝土剛構(gòu)-連續(xù)組合梁橋結(jié)構(gòu)體系的跨徑布置如圖1所示。下部主墩為單薄壁空心墩，分割墩為雙柱式墩，引橋上部結(jié)構(gòu)為預(yù)應(yīng)力混凝土箱梁，由5 片預(yù)制小箱梁通過橫向聯(lián)系拼接而成，下部為柱式墩，樁基礎(chǔ)；兩側(cè)橋臺(tái)均為肋板式橋臺(tái)，樁基礎(chǔ)。主橋箱梁采用C55混凝土，引橋箱梁采用C50 混凝土，橋面鋪裝和主橋墩身采用C40 混凝土，其余橋梁混凝土結(jié)構(gòu)采用C30 混凝土。從左往右的墩臺(tái)編號(hào)依次為0號(hào)臺(tái)、1號(hào)墩、2號(hào)墩、3號(hào)墩、4號(hào)墩、5號(hào)墩、6號(hào)墩、7號(hào)墩、8號(hào)墩和9 號(hào)臺(tái)，1～8 號(hào)墩墩高依次為5.50，6.00，10.50，54.95，10.05，6.00，6.00和5.50 m。其中3號(hào)和6號(hào)分隔墩處設(shè)置240型伸縮裝置，0號(hào)和9號(hào)橋臺(tái)處設(shè)置80 型伸縮裝置。引橋在橋臺(tái)、過渡墩處共設(shè)置10 個(gè)滑板式橡膠支座，引橋中間墩各設(shè)置10 個(gè)板式橡膠支座，主橋在過渡墩處各設(shè)置2個(gè)單向活動(dòng)盆式支座，3 號(hào)活動(dòng)墩采用3 個(gè)單向活動(dòng)盆式支座。墩臺(tái)樁基均采用摩擦樁，橋臺(tái)持力層為老黃土，其余樁基持力層為老黃土、粉質(zhì)黏土、圓礫、細(xì)沙和卵石。車輛荷載等級(jí)按公路Ⅰ級(jí)進(jìn)行設(shè)計(jì)。主橋跨越?jīng)_溝，溝底較窄且無常規(guī)水流，溝底表層土為新黃土。

圖1 橋梁總體布置圖Fig.1 General layout of bridge

2 有限元建模和邊界條件模擬

采用CSIBridge 建立全橋結(jié)構(gòu)體系的彈塑性動(dòng)力分析計(jì)算模型，主梁和橋墩采用梁?jiǎn)卧?，承臺(tái)和兩側(cè)橋臺(tái)采用厚殼單元，采用纖維鉸和P-M2-M3鉸分別模擬引橋橋墩和主橋墩可能出現(xiàn)的非線性行為，無約束混凝土和約束混凝土的材料特性基于Mander 模型[11]獲得，二期鋪裝采用線荷載和面荷載，樁土相互作用采用分層土彈簧進(jìn)行模擬，土層水平向抗力系數(shù)的比例系數(shù)m按照規(guī)范[12]的建議取值，有限元模型見圖2。

圖2 橋臺(tái)-引橋-剛構(gòu)連續(xù)梁橋結(jié)構(gòu)體系彈塑性動(dòng)力分析模型Fig.2 Elastoplastic dynamic analysis model of abutment approach bridge rigid frame continuous girder bridge structure system

按照“公路橋梁抗震設(shè)計(jì)規(guī)范”中的建議，板式橡膠支座、滑板式橡膠支座和盆式橡膠支座均采用理想彈塑性滯回曲線模擬，伸縮縫處接觸非線性采用組合Kelvin 碰撞單元模擬，碰撞單元?jiǎng)偠热≥^短主梁軸向剛度的0.5 倍[13]。設(shè)KL為Kelvin碰撞單元?jiǎng)偠龋珼amp和Gap單元?jiǎng)偠菿D和KG均取1 000倍KL，保證Damp單元為近似純阻尼單元、縫閉合時(shí)KG剛度足夠大且近似剛性，以達(dá)到計(jì)算收斂和等效模擬Kelvin 碰撞單元的目的。Kelvin碰撞單元及接觸力關(guān)系如圖3所示。伸縮縫處碰撞力-位移關(guān)系式如下：式中：Δ為伸縮縫初始間隙，根據(jù)設(shè)計(jì)文件取主引橋間距為0.19 m，引橋與橋臺(tái)間距為0.06 m；u1和u2分別為地震作用下伸縮縫處相鄰梁體的位移；c為碰撞單元阻尼；v為相對(duì)碰撞速度；F為碰撞力。

圖3 Kelvin碰撞單元及接觸力關(guān)系Fig.3 Kelvin collision element and contact force relationship

橋臺(tái)與臺(tái)后填土的接觸關(guān)系采用Duncan-Chang 非線性本構(gòu)關(guān)系定義的Multilinear Elastic Link 單元進(jìn)行模擬[14]，非線性本構(gòu)關(guān)系式和計(jì)算結(jié)果分別如式(2)和圖4所示。

圖4 橋臺(tái)與背土相互作用縱向彈簧模型Fig.4 Longitudinal spring model of interaction between abutment and back soil

式中：p為土體作用于臺(tái)背的土壓力；u為臺(tái)背后土體的水平位移；Pult是作用于臺(tái)背的被動(dòng)土壓力；K為初始剛度；Rf為經(jīng)驗(yàn)系數(shù)，本文取0.8。根據(jù)工程實(shí)際和“公路橋梁抗震設(shè)計(jì)規(guī)范”，計(jì)算初始剛度K和被動(dòng)土壓力Pult。

3 減隔震裝置模擬

根據(jù)摩擦鐘擺原理，雙曲面球型摩擦擺支座在小震下可依靠上部自重產(chǎn)生的靜摩擦力保持結(jié)構(gòu)穩(wěn)定，大震下則通過剪斷銷釘擺動(dòng)隔震[15]，其力-位移關(guān)系如圖5所示。圖5 中，W為豎向自重荷載；R為滑動(dòng)球面與轉(zhuǎn)動(dòng)球面之間球心距；D為設(shè)計(jì)位移；ν為支座滑動(dòng)水平速度；H為滑動(dòng)球面與轉(zhuǎn)動(dòng)球面的球心距；μ為滑動(dòng)球面的摩擦因數(shù)；F為支座水平力；Fp為屈服強(qiáng)度；Kb為屈后剛度；Ky為屈前剛度；X為支座水平向位移；Xy為屈服位移。本文采用CSiBridge中Friction Isolation單元進(jìn)行模擬。研究表明球心距R對(duì)結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)影響較小，摩擦因數(shù)μ的影響明顯。本文根據(jù)工程實(shí)際情況選擇摩擦因數(shù)μ=0.06，球心距R=0.5 m[8]。

圖5 雙曲面球型減隔震支座力-位移關(guān)系Fig.5 Force-displacement relationship of hyperboloid spherical seismic isolation bearing

黏滯阻尼器的力學(xué)特性可由下式表征：

式中：Fd為阻尼力；C為阻尼系數(shù)，一般取值范圍為1 000～8 000 kN·s·m-1；v為墩梁間相對(duì)速度；sgn 為符號(hào)函數(shù)；α為速度阻尼指數(shù)，橋梁抗震工程中的常用取值范圍0.2～0.5。研究表明：剛構(gòu)墩底彎矩隨阻尼系數(shù)C增大而減小，隨阻尼指數(shù)α減小而減小，但是阻尼系數(shù)過大時(shí)阻尼器出力多，導(dǎo)致阻尼器的安裝錨固較困難，阻尼指數(shù)過小則阻尼器加工困難。本文根據(jù)工程實(shí)際取阻尼系數(shù)C=4 000 kN·m2·s-2，速度阻尼指數(shù)α=0.3[16]。在CSiBridge 中，采用基于Maxwell 模型的damper 屬性單元進(jìn)行模擬。

拉索減震支座由常規(guī)活動(dòng)盆式橡膠支座和拉索組成。在拉索自由行程范圍內(nèi)，不會(huì)影響梁體因溫度和收縮徐變而產(chǎn)生的變形，但在地震作用下，梁體較大變形會(huì)受到拉索的限制，同時(shí)使各橋墩協(xié)同抗震。支座力學(xué)特性按照?qǐng)D6所示荷載-位移曲線進(jìn)行模擬。圖6中，K1為活動(dòng)盆式橡膠支座彈性剛度；Fs為滑動(dòng)摩擦力，F(xiàn)s=μFN，F(xiàn)N為豎向承載力；U0為拉索自由行程內(nèi)允許的水平位移；K1為盆式支座屈前剛度；K2為拉索水平剛度。本文根據(jù)工程實(shí)際，拉索自由行程水平位移取為±10 cm，拉索提供的最大容許位移為±15 cm[17]。在5號(hào)墩設(shè)置3個(gè)拉索減震支座，每個(gè)支座共有10根拉索，每根拉索在地震作用下能承受的拉力為6 00 kN。在CSiBridge中盆式橡膠支座和拉索分別采用Plastic-Wen 連接單元和Multi-linear 連接單元模擬，而后再將兩者進(jìn)行并聯(lián)模擬拉索減隔震支座。

圖6 拉索支座計(jì)算模型Fig.6 Calculation model of cable

采用等效雙線性恢復(fù)力模型模擬高阻尼橡膠支座的滯回特性。在CSiBridge 中采用Rubber Isolator 非線性連接單元來模擬。選擇HDR(I)-d370×177-G1.0 型支座，水平屈服力為49 kN，初始水平剛度為6.62 kN/mm，屈后剛度為1.02 kN/mm。

4 橋墩截面分析

利用CSiBridge Section Designer 程序進(jìn)行橋墩截面分析，定義材料本構(gòu)關(guān)系并對(duì)各截面進(jìn)行纖維單元?jiǎng)澐?，輸入各橋墩在恒載下的軸力，通過迭代計(jì)算得到各截面的彎矩曲率曲線和等效雙折線模型。表1所示為等效雙折線模型中的特征參數(shù)。3 號(hào)墩墩截面配筋圖及其彎矩-曲率曲線分別如圖7 和圖8所示。空心薄壁矩形截面長(zhǎng)×寬為840 cm×400 cm，縱橋向壁厚為70 cm，橫橋向壁厚為90 cm。3 號(hào)和6 號(hào)過渡墩是直徑為200 cm 的圓形截面，其余橋墩是直徑為130 cm的圓形截面。按照“公路橋梁抗震設(shè)計(jì)規(guī)范”中的公式計(jì)算各橋墩墩頂縱橋向允許位移，計(jì)算結(jié)果如表1所示。

圖 8 4號(hào)墩截面M-?曲線Fig.8 M-? curve of pier No.4 section

表1 橋墩墩底截面特征參數(shù)Table 1 Section characteristic parameters value of pier bottom section

圖7 3號(hào)墩配筋截面Fig.7 Section of reinforcement for pier No.3

5 普通地震波作用下減震分析

在大跨度剛構(gòu)-連續(xù)組合梁橋中各橋墩因約束不同，其內(nèi)力分布不均，柔性剛構(gòu)制動(dòng)墩因具有較大內(nèi)力和位移，導(dǎo)致伸縮縫碰撞力顯著增大。因此，減小剛構(gòu)墩內(nèi)力、變形和合理分配各橋墩水平地震力是剛構(gòu)-連續(xù)組合梁橋減震設(shè)計(jì)的關(guān)鍵。本文由于兩主橋墩墩高相差較大，Lock-up速度鎖定裝置的使用受到限制，故采用黏滯阻尼器和減震支座進(jìn)行減震措施研究[2]。本文通過在5 號(hào)墩、引橋墩和橋臺(tái)布置不同減震裝置來分析不同減震方案對(duì)橋臺(tái)-引橋-剛構(gòu)連續(xù)梁橋結(jié)構(gòu)體系減震效果的影響，具體減震方案如表2所示。

表2 普通地震波作用下減震設(shè)計(jì)工況Table 2 Design conditions of shock absorption under ordinary seismic waves

橋址處防烈度設(shè)為9度，場(chǎng)地類別為Ⅲ類，從PEER Ground Motion Database 強(qiáng)震數(shù)據(jù)庫中選擇場(chǎng)地條件相近的3 條地震波，取其平均值進(jìn)行分析。利用SeismoMatch程序，以設(shè)計(jì)反應(yīng)譜為目標(biāo)對(duì)所選地震波進(jìn)行調(diào)幅，得到與目標(biāo)反應(yīng)譜匹配的加速度時(shí)程。選取的3條地震波參數(shù)及其調(diào)幅信息分別如表3和圖9所示。本文采用縱橋向一致激勵(lì)非線性時(shí)程分析各方案的減震效果。

表3 選取的普通地震波資料Table 3 Selected ordinary seismic wave data

圖9 設(shè)計(jì)反應(yīng)譜與天然波反應(yīng)譜匹配圖Fig.9 Matching diagram of designed reaction spectrum and natural wave reaction spectrum

5.1 橋墩內(nèi)力與變形分析

橋梁結(jié)構(gòu)在不同減震方案下的墩頂位移和墩底彎矩分別如表4和表5所示。為量化說明各減隔震方案對(duì)結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)的影響，本節(jié)定義變化幅度i=(imax-imin)/imin，其中imax為最大響應(yīng)值，imin為最小響應(yīng)值。各減隔震工況的共同趨勢(shì)如下：引橋墩頂位移增大，過渡墩頂位移和剛構(gòu)墩頂位移減小，5號(hào)墩頂位移基本不變，達(dá)到了預(yù)期減隔震效果，但各方案減震效率存在差異。

表4 普通地震波作用下各橋墩墩頂位移Table 4 Displacement of pier top of each pier under ordinary seismic wave m

表5 普通地震波作用下各橋墩墩底彎矩Table 5 Bending moment at the bottom of each pier under ordinary seismic wave kN·m

方案2～4的減震方案分別是在5號(hào)墩設(shè)置雙曲面球型摩擦擺支座、拉索減震支座和黏滯阻尼器。4 號(hào)剛構(gòu)墩墩頂位移從方案1 時(shí)的0.21 m 分別減小至方案2～4 時(shí)的0.11，0.20 和0.16 m，變化幅度分別為-47.6%，-4.8%和-23.8%；墩底彎矩從方案1時(shí)的307 902 kN·m 分別減小至方案2～4 時(shí)的188 338，28 9759 和258 020 kN·m，彎矩變化幅度分別為-38.8%，-5.9%和-16.2%。5號(hào)墩底彎矩由方案1 時(shí)的62 809 kN·m 分別增加至方案2～4 時(shí)的183 310，125 113 和81 856 kN·m。與方案1 相比，左右引橋墩墩頂位移和墩底彎矩在方案2～4中均呈現(xiàn)增大趨勢(shì)，最大變化幅度分別為133.3%和15.8%；除方案3 中的7 號(hào)墩外，其余引橋墩墩頂位移均已超過墩頂允許位移，但各橋墩墩底彎矩均未達(dá)到開始屈服彎矩。與方案1 相比，方案2～4中3 號(hào)過渡墩墩頂位移和墩底彎矩均呈減小趨勢(shì)，最大變化幅度分別為-54.6%和-21.0%；6 號(hào)過渡墩墩頂位移和墩底彎矩分別呈減小和略微增大趨勢(shì)，最大變化幅度分別為-50.0%和6.1%，過渡墩的墩頂位移和墩底彎矩均在安全值以內(nèi)。通過分析主橋4號(hào)和5號(hào)橋墩的墩頂位移和墩底彎矩變化可以發(fā)現(xiàn)：使用單一減隔震裝置進(jìn)行減震分析時(shí)，方案2中雙曲面球型摩擦擺支座具有更好的減震效果，但引橋墩墩頂位移超過允許范圍。

方案5 和方案6 分別是在方案2 和方案3 的基礎(chǔ)上再添加黏滯阻尼器進(jìn)行組合減震。4號(hào)剛構(gòu)墩墩頂位移由方案1時(shí)的0.21 m分別減小至方案5和方案6時(shí)的0.09和0.15 m，位移變化幅度為-57.1%和-28.6%；墩底彎矩由方案1 時(shí)的307 902 kN·m分別減小至方案5 和方案6 時(shí)的173 701 kN·m 和235 965 kN·m，彎矩變化幅度為-43.6%和-23.4%。5號(hào)墩底彎矩由方案1時(shí)的62 809 kN·m分別增大至方案5和方案6時(shí)的185 394 kN·m和104 051 kN·m，彎矩變化幅度為195.2%和65.7%。因此，采用方案5和方案6的組合減震方案可使剛構(gòu)頂位移和墩底彎矩相對(duì)于采用單一減震方案時(shí)進(jìn)一步減小，而5 號(hào)墩底彎矩并未顯著增大且遠(yuǎn)小于屈服極限；但引橋墩頂位移相比方案2 和方案3 時(shí)進(jìn)一步增大，超出墩頂允許位移。

方案7～9是在方案5基礎(chǔ)上將橋臺(tái)處支座分別更換為高阻尼橡膠支座+阻尼器、雙曲面球型摩擦擺支座和拉索減震支座的橋臺(tái)橋墩聯(lián)合減震方案。各減震方案左右引橋位移見圖10。將圖10以及表4和表5 中方案7～9 的結(jié)果與方案5 的結(jié)果進(jìn)行對(duì)比可以發(fā)現(xiàn)：僅在橋臺(tái)處安裝黏滯阻尼器時(shí)，左右引橋位移、引橋墩頂位移和各橋墩墩底彎矩均呈現(xiàn)明顯減小趨勢(shì)，且各引橋墩頂位移均未超過允許值，而在橋臺(tái)處設(shè)置雙曲面球型減震支座和拉索減震支座對(duì)各橋墩內(nèi)力和變形均未產(chǎn)生有利影響。

圖10 各減震方案左右引橋位移Fig.10 Left and right approach bridge displacements of various shock absorption schemes

5.2 伸縮縫碰撞效應(yīng)分析

圖11所示為9 種方案中各伸縮縫處碰撞力峰值，由圖11 可以發(fā)現(xiàn)：各減隔震方案對(duì)于主引橋間伸縮縫B-C和C-D處碰撞效應(yīng)的抑制作用明顯，B-C縫在采取減隔震措施后均未發(fā)生碰撞，C-D縫處僅在工況3、工況4 和工況6 中發(fā)生碰撞，碰撞力峰值和碰撞次數(shù)最小變化幅度分別為-19.8%和-50%。但是，橋臺(tái)處A-B和D-E伸縮縫的碰撞效應(yīng)反而呈現(xiàn)增大趨勢(shì)，僅方案7中的伸縮縫碰撞力和碰撞次數(shù)顯著減小，起到了抑制碰撞的效果。因此，各減震方案均能減小主引橋間碰撞效應(yīng)，但只有方案7才能減小橋臺(tái)處伸縮縫碰撞效應(yīng)。

圖11 各減震方案伸縮縫處碰撞效應(yīng)Fig.11 Collision effect at expansion joints of various damping schemes

因此，在普通地震波作用下既能使各橋墩內(nèi)力合理分配且小于墩底截面屈服極限，同時(shí)還能使各伸縮縫處碰撞效應(yīng)減小的減隔震方案為方案7，即在5 號(hào)墩頂布置雙曲面球型摩擦擺支座和黏滯阻尼器，同時(shí)在左右橋臺(tái)布置黏滯阻尼器。

6 近斷層脈沖型地震波作用下減震分析

研究表明[18-19]，減隔震結(jié)構(gòu)在近斷層脈沖型地震波作用下的響應(yīng)與普通地震波作用下的結(jié)構(gòu)響應(yīng)有明顯區(qū)別。下面分析在普通地震波作用下行之有效的減震方案是否在近斷層脈沖地震波作用下同樣具有較好的減震效果。同時(shí)，根據(jù)分析結(jié)果對(duì)減隔裝置參數(shù)進(jìn)行調(diào)整和優(yōu)化。

通過計(jì)算分析發(fā)現(xiàn)在脈沖型地震波作用下，剛構(gòu)墩會(huì)發(fā)生顯著塑性變形，同時(shí)左右橋臺(tái)樁基也會(huì)發(fā)生屈服破壞。因此，在左右橋臺(tái)處布置滑板式橡膠支座，引橋墩頂布置高阻尼橡膠支座，使引橋墩承擔(dān)更多水平地震力。其他橋墩處的減震方案布置與近斷層普通地震波作用下的減震方案布置一致(見表2中方案1～6)。選擇Chi-Chi地震中的3 條近斷層脈沖型地震波進(jìn)行縱橋向一致激勵(lì)，地震波參數(shù)如表6所示。

表6 近斷層脈沖型地震波參數(shù)Table 6 Parameters of near-fault pulsed seismic waves

6.1 橋墩內(nèi)力與變形分析

近斷層脈沖型地震波作用下橋梁結(jié)構(gòu)在不同減震方案下的墩頂位移和墩底彎矩分別如表7和表8所示。方案1 未采取減隔震措施，以方案1 中結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)值為參考，分析長(zhǎng)周期地震動(dòng)作用下各減隔震方案的減隔震效果。

從表7和表8可以看出：在近斷層脈沖型地震波作用下，左右橋臺(tái)位移在各減震方案下顯著減小，均在0.1 m范圍內(nèi)，最大變化幅度分別為-76%和-77%；各引橋墩頂位移增大且超出允許值；墩底彎矩增大且大于開始屈服彎矩，但小于等效屈服彎矩和極限屈服彎矩；各減震方案對(duì)于主橋墩的減隔震效果并不理想，方案3 和方案6 中，4 號(hào)和5 號(hào)墩底彎矩均超過屈服極限。方案2 和方案5中，雖然4號(hào)墩底彎矩減小，但5號(hào)墩底彎矩超過屈服極限；方案4中，4號(hào)墩底彎矩超過屈服極限。因此，在普通地震波作用下有效的5種減震方案在近斷層脈沖型地震波作用下對(duì)于主橋墩的減震效果均未能達(dá)到預(yù)期，需要對(duì)現(xiàn)有減震方案中的減震裝置參數(shù)進(jìn)行優(yōu)化。

表7 近斷層脈沖地震波作用下各橋墩墩頂位移Table 7 The pier top displacement of each pier under near-fault pulse seismic wave m

表8 近斷層脈沖地震波作用下各橋墩墩底彎矩Table 8 The bending moments at the bottom of each pier under near-fault pulse seismic waves kN·m

6.2 減震裝置參數(shù)優(yōu)化

經(jīng)綜合分析可知，雙曲面球型摩擦擺支座無論在普通地震波作用下還是在近斷層脈沖型地震波作用下均具有較好的減震效果。因此，本文僅以雙曲面球型摩擦擺支座為例進(jìn)行參數(shù)優(yōu)化，球心距R根據(jù)工程實(shí)際取0.5，1.0，2.0 和4.0 m；摩擦因數(shù)取0.02，0.04，0.06，0.08，0.10，0.12，0.14和0.16，將其兩兩組合進(jìn)行參數(shù)分析，結(jié)果如圖12所示。

圖12 不同支座參數(shù)時(shí)的主橋墩底彎矩Fig.12 Bending moment at the bottom of main bridge pier with different support parameters

圖12(a)中，4號(hào)墩底彎矩隨摩擦因數(shù)μ的增大而減小，隨雙曲面球型摩擦擺支座球心距R的增大而增大，4 號(hào)墩底等效屈服彎矩為306 111 kN·m。由圖12(b)可以看出，5號(hào)墩底彎矩隨摩擦因數(shù)μ的增大呈先減小后增大趨勢(shì)，在μ=0.12 時(shí)5 號(hào)墩底彎矩最小(R=4.0 m 時(shí)除外)；同時(shí)，墩底彎矩隨球心距R的增大呈減小趨勢(shì)。當(dāng)雙曲面球型摩擦擺支座球心距R=4.0 m，摩擦因數(shù)μ=0.10時(shí)，5號(hào)墩墩底彎矩最小。但為了使主橋墩墩底彎矩均達(dá)到最優(yōu)受力狀態(tài)，本文建議采用球心距R=2.0 m、摩擦因數(shù)μ=0.10的支座，此時(shí)，成本較低，且4號(hào)和5號(hào)墩均能達(dá)到較好的受力狀態(tài)。

7 結(jié)論

1)在普通地震波作用下，不同減震方案均能使各橋墩內(nèi)力達(dá)到預(yù)期的減震效果。采用單一減震裝置時(shí)，在5 號(hào)墩采取雙曲面球型減震支座最佳，采取減震支座加黏滯阻尼器的組合減震方案的減震效果比采用單一減震支座方案的減震效果更好，但進(jìn)一步增大了引橋墩頂位移。

2)各減震方案均能減小主引橋間碰撞效應(yīng)，但橋臺(tái)處伸縮縫碰撞效應(yīng)僅在橋臺(tái)處設(shè)置黏滯阻尼器后顯著減小，因此，采用方案7中的橋墩和橋臺(tái)聯(lián)合減震方案才能使橋梁結(jié)構(gòu)體系的內(nèi)力和碰撞效應(yīng)均得到有效控制，同時(shí)也使各引橋墩頂位移小于允許值。

3)在普通地震波作用下有效的減震方案在近斷層脈沖型地震波作用下均不能達(dá)到預(yù)期減震效果。但是，對(duì)減震裝置參數(shù)進(jìn)行適當(dāng)優(yōu)化后仍然可以減小主橋墩內(nèi)力和位移，達(dá)到預(yù)期減震效果。