趙凌志

(西南交通大學橋梁工程系，四川成都 610031)

近年來，我國高速鐵路建設的勢頭正如火如荼，高速鐵路若需要跨越江河峽谷，橋梁結(jié)構(gòu)形式大量在其線路中采用[1]。而我國地震災害頻繁[2]，作為交通生命線系統(tǒng)中重要樞紐的橋梁，在地震中遭受到了較大的破壞。地震作用下高速鐵路的地震響應問題成為了研究的熱點[3]。而橋墩在地震中較易發(fā)生損傷[4]，其地震響應特性更應該得到重視。本文以一座高速鐵路預應力混凝土連續(xù)剛構(gòu)橋的最大懸臂體系為研究對象，分別建立了墩底固結(jié)模型和考慮樁土效應的模型，選取3條地震動記錄，研究樁土效應對的結(jié)構(gòu)自振周期的影響，以及不同地震動強度作用下樁土效應對橋墩墩底曲率和墩頂位移的影響，并得出了一些有意義的結(jié)論。

1 橋梁概況與有限元模型的建立

該高速鐵路橋為96 m+160 m+96 m的雙線預應力混凝土連續(xù)剛構(gòu)橋，梁體為單箱單室直腹板形式，采用C60混凝土，箱形截面頂板寬11.9 m，底板寬8.5 m，主墩頂處梁高10.5 m，跨中梁高4.5 m，墩頂?shù)娇缰辛焊甙磮A曲線變化。主墩采用截面形式為圓端形的雙壁墩，材料為C50混凝土，雙柱中心間距6.3 m，墩截面圓端直徑2.2 m，橫向總長11.4 m，在墩底3 m高度范圍內(nèi)采用變截面，從上到下線型變化，墩底的圓端直徑加寬到4.2 m，2號主墩墩高23 m，3號主墩墩高22 m。主墩基礎采用12φ2.5 m鉆孔樁，樁長11 m，樁基礎按行列式布置，承臺長15 m，寬21.9 m，高5 m，承臺和樁基礎均采用C35混凝土。橋梁采用懸灌施工方法，最大懸臂狀態(tài)時懸臂長度為79 m，以2號主墩為例，其懸臂體系見圖1。承臺底面以下0～4 m為人工填土，4～7 m為強風化凝灰熔巖，7～11 m為弱風化凝灰熔巖。場地類別為II類。

采用有限元軟件OpenSEES(開放的地震工程模擬系統(tǒng))進行在地震波作用下的非線性時程分析。主梁、承臺和樁基采用彈性梁柱單元(ElasticBeamColumn)，主墩采用非線性梁柱單元(NonlinearBeamColumn)?？紤]樁土相互作用所采用的方法為“m”法[1,5]，將樁周圍的土質(zhì)當作線彈性的土彈簧，樁側(cè)土的水平地基系數(shù)隨著入土深度按比例增加。通過“m”法可將一定土層厚度的剛度系數(shù)計算出來，然后在該土層中間對應的樁單元節(jié)點處施加該節(jié)點彈性支撐。在OpenSEES中可采用零長度單元(ZeroLength)來模擬該彈性支撐。

圖1 2號主墩最大懸臂體系(單位：m)

不考慮樁土效應的模型(固結(jié)模型)，墩底直接固結(jié)處理，不建立承臺和樁基?？紤]樁土效應的模型(樁土模型)，建立承臺和樁基，并在樁基對應的節(jié)點施加土彈簧。

2 樁土效應的影響

從太平洋地震工程研究中心(PEER)選擇與該橋址場地類型相近的遠場天然地震波記錄作為地震動輸入。選取的3條地震波記錄序列號(Record Sequence Number)為：1 157、1 762和3 831，分別記作EQ1、EQ2和EQ3。

2.1 自振周期

對兩種模型分別進行模態(tài)分析，提取前9階模態(tài)對應的結(jié)構(gòu)周期(表1)?？芍紤]樁土效應后，結(jié)構(gòu)自振周期變長，體系變?nèi)?，隨著階數(shù)的增加，兩者的差異逐漸變小。

表1 兩種模型前9階自振周期的對比 S

2.2 墩底曲率

由于雙壁墩墩底3 m范圍內(nèi)截面加大，最大曲率不發(fā)生在墩底，而發(fā)生在距墩底3 m高的截面處。以此截面為墩底曲率的研究截面，運用增量動力分析方法(IDA)把選取的3條波的峰值地面加速度(PGA)分別調(diào)到0.1 g、0.4 g、0.7 g、1.0 g和1.3 g，地震波沿順橋向加載，對兩種模型分別進行非線性時程分析，提取研究截面的最大曲率(圖2)。

(a)EQ1作用下墩底曲率最大值

(b)EQ2作用下墩底曲率最大值

(c)EQ3作用下墩底曲率最大值

由圖2可知，考慮樁土作用后，墩底截面的最大曲率會變小，但減小的幅度，與輸入地震波的頻譜特性及PGA的大小有關。EQ1作用下，PGA在0.1～1.3 g范圍內(nèi)，墩底截面基本處于彈性階段，墩底曲率最大值的減小幅度最小，兩種模型墩底曲率變化程度相當。EQ2作用下，對于固結(jié)模型，當PGA>0.4 g時，墩底塑性開始發(fā)展，且速度較快，墩底曲率增加較快；當PGA>1.0 g時塑性發(fā)展放緩；對于樁土模型，在PGA=1.0 g時墩底塑性才開始發(fā)展，可見樁土效應延遲了墩底塑性的發(fā)展；當PGA>1.0 g時，墩底曲率增加速度開始變快。EQ2作用下，樁土效應對墩底曲率的減小幅度為最大。EQ3作用下的情況類似EQ2，對于固結(jié)模型，當PGA在0.4 g左右時，墩底塑性開始發(fā)展；而樁土模型，PGA達到0.7 g左右時才能達到相同的墩底曲率。

2.3 墩頂位移

同樣用IDA方法進行非線性時程分析，提取墩頂順橋向位移的最大值(圖3)。

(a)EQ1作用下墩頂位移最大值

(b)EQ2作用下墩頂位移最大值

(c)EQ3作用下墩頂位移最大值

EQ1作用下，由墩底曲率結(jié)果分析可知，橋墩基本處在彈性階段，其墩頂位移基本隨PGA的增大按線性關系增大，在相同的地震動強度作用下，考慮樁土效應后，墩頂位移變大，且增幅已達200 %，墩頂位移對樁土效應較為敏感。

EQ2作用下，當PGA在0.1～0.7 g范圍內(nèi)，樁土模型的墩頂位移均大于固結(jié)模型的結(jié)果。對于固結(jié)模型，PGA>0.7 g時，墩底塑性發(fā)展較快，墩頂位移增長迅速。由于樁土效應延遲了墩底塑性的發(fā)展，在PGA=1.0 g時，考慮樁土效應后的墩頂位移并沒有比固結(jié)模型的大。當PGA>1.0 g時，固結(jié)模型的墩頂位移增長速度放緩，樁土模型的墩頂位移增長速度才開始變大，樁土模型的墩頂位移越來越接近固結(jié)模型，并有趕超的趨勢。

EQ3作用下的情況與EQ1類似。同一個模型在不同的地震波作用下，墩頂位移最大值的差異較大，說明其地震響應和輸入的地震波的頻譜特性密切相關。從以上分析可知，考慮樁土效應后，橋墩墩頂?shù)淖畲笪灰埔话闱闆r下比固結(jié)模型大，但墩頂位移值還與輸入地震波的頻譜特性及地震動強度有關，不排除在某種地震波作用下在地震動強度較大時考慮樁土效應后墩頂位移最大值會變小的情況。

3 結(jié)論

對一座高速鐵路預應力混凝土連續(xù)剛構(gòu)橋施工階段的最大懸臂狀態(tài)，運用IDA的方法，對考慮和不考慮樁土效應兩種模型進行了非線性時程分析，得出以下主要結(jié)論。

(1)考慮樁土效應后，結(jié)構(gòu)自振周期變長，體系變?nèi)幔S著模態(tài)階數(shù)增加，兩種模型的自振周期差異逐漸變小。

(2)樁土效應會延遲墩底塑性程度的發(fā)展?？紤]樁土作用后，墩底截面的最大曲率會變小，但減小的幅度，與輸入地震波的頻譜特性及地震動強度有關。

(3)考慮樁土效應后，橋墩墩頂?shù)淖畲笪灰埔话闱闆r下比固結(jié)模型的大，但墩頂位移值還與輸入地震波的頻譜特性及地震動強度有關，不排除在某種地震波作用下當?shù)卣饎訌姸容^大時考慮樁土效應后墩頂位移最大值會變小的情況。

綜上，對高速鐵路橋梁鋼筋混凝土橋墩進行彈塑性地震響應分析時需要考慮樁土效應的影響。