雅葉高速康定過境段超高烈度區(qū)橋梁抗震設計

趙智，文麗娜

（四川省公路規(guī)劃勘察設計研究院有限公司，四川 成都 610000）

0 引言

雅安至葉城國家高速公路康定過境段是《國家公路網(wǎng)規(guī)劃（2013 年—2030 年）》G4218 聯(lián)絡線“雅安—葉城”高速公路的組成部分，是《四川省高速公路網(wǎng)規(guī)劃（2014—2030 年）》成都經(jīng)康定至西藏高速公路的組成部分，是內(nèi)地與藏區(qū)互聯(lián)互通的快速大通道。項目起于康定市升航村，對接雅康高速，從康定北側穿越跑馬山過境康定市，止于康定市榆林村。

根據(jù)場地地震安全性評價和地震危險性概率分析計算，康定過境段屬地震基本烈度超Ⅸ度區(qū)，為四川省內(nèi)最高地震烈度區(qū)，該段地震動峰值加速度高達0.647～0.715g。在目前國內(nèi)高速公路建設中較為罕見，同類型工程實踐經(jīng)驗匱乏。鑒于本項目罕遇地震的特點，橋型結構設計主體思路為以結構抗震安全為主線，再盡量考慮方便施工、降低工程規(guī)模。本文主要從橋梁上下部結構選型、延性抗震和減隔震比選、抗震細部優(yōu)化措施確定等方面闡述超高地震烈度區(qū)橋梁抗震研究的過程和結論，對類似工程項目有一定借鑒作用。

1 抗震總體設計

康定過境段路線起于康定城東升航接雅康高速、設康定互通接G318線，設跑馬山1 號隧道（長8780 m）至康定市救災防災應急中心，設跑馬山2 號隧道（長7 395 m）至康定榆林駟馬橋村，路線止于榆林新城，設康定榆林互通接G318 線。路線長度18.044 km。全線絕大數(shù)段落以隧道形式通過，主線僅設置一座跑馬山大橋跨越?jīng)_溝，橋梁主要集中在起、終點兩個互通內(nèi)，分別為康定互通與康定榆林互通。康定互通內(nèi)設置A～I9 條匝道及G318 改線；康定榆林互通內(nèi)設置A、B、C、D 共4 條匝道及連接線。兩座互通受瓦斯河、G318 和折多河等因素控制，互通主線及匝道多采用橋梁的方式。橋梁情況見表1。

表1 橋梁情況簡述

根據(jù)全線橋梁分布情況，選擇升航特大橋、康定互通I 匝道橋、跑馬山大橋、折多河大橋4 座橋梁進行分析計算。

1.1 設防標準

橋址區(qū)地震動峰值加速度值為0.647～0.715g，結合汶川地震的震害經(jīng)驗，抗震設計總體原則是“因地制宜、減輕重量、分類設計、多道設防”[1]。在上述原則指導下，確定主梁形式、不同高度的橋墩和基礎形式，并依據(jù)橋墩高度不同，確定抗震方案。

根據(jù)《公路橋梁抗震設計規(guī)范》，本項目橋梁均為B 類橋，采用兩階段設計、兩水準設防（E1、E2）。

1.2 地震動參數(shù)

工程場地周圍大于150 km 的區(qū)域，包括巴顏喀拉山地震帶、龍門山地震帶、鮮水河—滇東地震帶和長江中游地震帶共4 個地震帶，包括13 個地震構造區(qū)，共232 個不同震級上限的潛在震源區(qū)。本項目地震動參數(shù)見表2。

表2 康定過境段工程場地抗震設計地震動參數(shù)

2 混凝土橋梁抗震初步研究

項目起、終點康定互通和康定榆林互通區(qū)內(nèi)橋梁多為高墩（墩高≥30 m）、變寬、彎坡斜等異型橋梁，為便于研究，代表性的選擇跑馬山大橋進行常規(guī)混凝土T 梁方案的抗震分析，具體方案如下：

全橋共設置2聯(lián)，2×（5×25）m 預制混凝土T梁，最大橋高28.7 m，下部結構選用圓柱形墩。通過有限元軟件進行非線性動力時程分析。跑馬山大橋計算模型如圖1 所示。

圖1 跑馬山大橋計算模型

為研究不同截面尺寸的下部結構受力特性，考慮4 種不同的墩柱-樁基截面并合理搭配減隔震支座，主要墩柱參數(shù)見表3。

表3 墩柱/ 樁基截面尺寸 單位：cm

采用時程分析方法分別計算縱向+豎向、橫向+豎向兩個方向的地震作用，每一方向計算3 條波。根據(jù)地震響應計算結果初步配置了鋼筋，并采用XTRACT 軟件計算橋墩和樁基控制截面的M-Φ 曲線[2]。根據(jù)經(jīng)濟性原則，調整配筋，使墩、樁的能力（在額定軸力下承擔彎矩的能力）與需求（橋墩、樁基彎矩響應）之比大致為1。根據(jù)規(guī)范要求，減隔震橋梁的能力是有限塑性，即在地震作用下截面可以首次屈服，但不能整體屈服。

計算表明，配筋的控制截面包括墩柱底部截面和樁基最大彎矩截面。需要注意的是，由于蓋梁的剛度較大，橫向地震下墩柱頂端也可能出現(xiàn)塑性鉸，故在橫向地震作用下也考慮了墩柱頂部截面的受力狀態(tài)，如圖2 所示。

圖2 塑性鉸可能出現(xiàn)位置（需驗算的截面位置）

根據(jù)時程分析結果得到截面的最不利軸力-彎矩，并以此受力狀態(tài)進行截面配筋，認為墩柱的頂截面和底截面配筋形式相同。4 種不同樁柱尺寸下，絕大部分墩柱由墩底控制配筋率，橫橋向和縱橋向均有出現(xiàn)，隨樁柱尺寸增加沒有規(guī)律可循，少部分墩柱由橫向墩頂控制配筋；樁頂彎矩均由縱橋向控制，見表4。由于墩柱和樁基彎矩過大，截面主筋采用了高抗震性能的HRB500E 鋼筋。

表4 不同樁柱尺寸彎矩表

表4 中數(shù)據(jù)說明，加大橋墩的直徑，雖然增加了墩柱的截面承載力，但同時也增大了橋梁的剛度，降低了橋梁的自振周期，橋墩控制彎矩也在逐漸增大，絕對用鋼量不斷上升，截面面積配筋率下降的不明顯。當全橋最高3、4 號墩采用常規(guī)1.6～1.8 m 樁柱時，墩柱配筋率為4.061%，樁基配筋率為4.412%，均超過了4%，無法配筋；將樁柱尺寸加大到2.2～2.5 m時，墩柱配筋率為2.214%，樁基配筋率為2.609%，樁基配筋率依然較大，且結構尺寸也過大，如圖3 所示。

圖3 樁柱配筋率圖

由以上計算可知，超高烈度區(qū)橋梁采用常規(guī)混凝土上下部結構橋梁墩柱和樁基的配筋率過大，采用大尺寸樁柱（2.2～2.5 m）造成的下部樁柱重量的增加與配筋率降低幅度不成比例，極為不經(jīng)濟。

同理，對升航特大橋及終點折多河大橋進行混凝土方案的計算分析可知，升航特大橋橋墩最大彎矩高達76 533.19 kN·m，最大彎矩配筋率為3.7%；升航特大橋橋墩最大彎矩高達54 739.1 kN·m，最大彎矩配筋率為4.085%，超過規(guī)范要求的4%，無法配筋，不能滿足抗震要求。

3 橋梁上部結構形式抗震優(yōu)化研究

根據(jù)上述對4 座橋的混凝土梁及柱式墩臺試算，在超Ⅸ度高烈度地震區(qū)，由抗震控制設計，采用受力明確、施工簡單、后期便于維護的常規(guī)結構橋梁已不能滿足項目需求。鑒于此，考慮從減輕橋梁上下部結構的總體思路來滿足抗震需求。

3.1 上部結構

3.1.1 鋼梁比選

設計考慮上部結構采用鋼結構以降低結構地震響應。從結構抗震、耐久、經(jīng)濟的角度出發(fā)，擬定抗震性能較好的純鋼箱梁、鋼箱疊合梁結構進行上部方案比選。純鋼箱梁具有上部結構重量輕、結構整體性較好、抗震性能最好的優(yōu)勢，但橋面頂板為鋼板，與瀝青的結合能力較弱，對瀝青鋪裝的施工技術要求高，橋面鋪裝使用壽命較短、耐久性差等。經(jīng)過綜合比選，上部推薦采用鋼混組合梁橋方案，鋼混組合梁典型斷面如圖4 所示。

圖4 鋼混組合梁典型斷面

3.1.2 鋼混組合梁抗震設計

對于跑馬山大橋、折多河大橋、升航特大橋鋼混組合梁進行主梁單位長度重量（含二期恒載）和E2地震作用下的橋墩墩底彎矩與混凝土梁進行對比（見表5、表6）。結果表明：對于橋面寬度為12.6 m的鋼混組合梁單位長度重量為142 kN/m，簡支T 梁單位長度重量為208 kN/m，鋼混組合梁的單位長度主梁重量為混凝土T 梁的70%；與混凝土現(xiàn)澆箱梁相比，鋼混組合梁單位長度主梁重量僅為混凝土現(xiàn)澆箱梁的0.43～0.56。當采用減隔震方案時，連續(xù)鋼混組合梁的墩底彎矩明顯小于混凝土T 梁。鋼混組合梁在小半徑曲線橋（如康定互通I 匝道橋）也有良好的表現(xiàn)，下部結構配筋率與直線橋基本持平。計算對比分析表明，采用鋼混組合梁可明顯降低上部結構自重，減小下部結構的地震作用。

表5 跑馬山大橋主梁重量及橋墩最大彎矩比較表

表6 折多河大橋主梁重量及橋墩最大彎矩比較表

3.2 下部結構

通過前期初步研究發(fā)現(xiàn)，下部橋墩自重過大是導致橋墩配筋率超標的主要原因之一。鋼結構橋墩是一個重要的選項，它將可以大大降低下部結構自重，但由于鋼墩存在造價高、施工工藝復雜、后期養(yǎng)護困難等實際工程問題，大規(guī)模運用的案例較少，本次設計下部結構選型時盡量避免，主要從優(yōu)化混凝土墩下部細部構造的角度出發(fā)開展工作。主要改善細則如下：

（1）將圓柱墩改為矩形墩，并對斷面進行挖空，如圖5 所示，挖空后矩形空心墩重量較實心墩可以降低約30%～45%。相同重量下，圓形截面的抗彎慣矩小，不利于承擔水平地震作用，實心矩形墩具有較大的抗彎能力，但自重較大；將實心矩形墩挖空為空心后，可以同時達到增大抗彎能力和減小自重的目的。

圖5 墩柱結構示意圖

（2）將上部結構矩形蓋梁調整為T 形蓋梁，如圖6 所示，蓋梁自重可降低約25%。通過對升航特大橋高墩的計算，結果表明：減小上部蓋梁自重，可有效降低橋墩墩底的彎矩，最多可降低約30%。

圖6 蓋梁結構示意圖

（3）沿墩高方向，將矩形墩剛度很大的橫系梁調整為每隔10～15 m 設置一道截面尺寸很小的橫系板，如圖7 所示，在地震力作用下作為耗能構件，以增強橋墩的耗能能力[3]。

圖7 系梁結構示意圖

3.2.1 墩型比選

當采用鋼混組合梁上部結構時，分析計算跑馬山大橋矩形空心墩和柱式墩控制彎矩，見表7。

表7 跑馬山大橋控制彎矩對比表 單位：kN·m

計算表明，橋墩自重對地震響應影響較大，1.6～1.8 m 柱式墩的墩底最大彎矩約為1.8 m×1.8 m 空心矩形墩的1.1～1.6 倍。因此，在本設計中宜采用自重較小的橋墩形式。為了加大橋墩的剛度，全線橋墩統(tǒng)一采用方形墩，個別高墩進行縱向放坡。根據(jù)典型橋梁的抗震計算，得到不同的橋墩高度及梁體跨徑采用不同的空心矩形墩尺寸可滿足抗震需求。

3.2.2 基礎比選

當采用鋼混組合梁上部結構時，分析計算折多河大橋下部基礎采用矮墩單樁+高墩群樁和單樁基礎兩種形式。

計算結果表明，當墩高小于20 m時，采用單樁時彎矩約為20 000 kN·m，采用2.2 m 樁徑配筋率可控制在2%左右，但對于高墩采用單樁時彎矩近40 000 kN·m，即使采用2.2 m 的樁徑，配筋率也將超過4%。因此，對于高度20 m 以上的高墩推薦采用群樁。

3.2.3 下部減隔震設計與延性設計比選

在超高烈度地震區(qū)減隔震設計是減小下部結構地震響應重要方法，但減隔的效果有賴于結構的自振頻率。康定互通內(nèi)的升航特大橋橋墩高度為本項目最高，最大墩高為41 m，主線橋和匝道橋內(nèi)大部分橋墩墩高都大于30 m。因此選擇升航特大橋為計算模型，在計算中，針對不同的墩高比較減隔震方案和延性抗震方案（見表8）。

表8 減隔震與延性抗震彎矩對比表 單位：kN·m

結果表明，墩高小于30 m 的橋梁由于結構自振頻率高，采用減隔震方案可有效減小下部結構地震響應。而對于30 m 以上墩高，采用減隔震設計減小的結構地震響應有限，效果不明顯，若結構自振頻率接近與地震動的卓越頻段或一聯(lián)內(nèi)各墩-支座的串聯(lián)剛度相匹配時，甚至可能出現(xiàn)結構響應大于延性設計的情況。且規(guī)范要求，采用減隔震設計后，自振周期宜延長至不采用減隔震設計的2 倍及以上。計算表明，30 m 以上墩高時，延性設計自振周期約1.8 s，減隔震自振周期約1.2 s，不符合規(guī)范對減隔震設計的要求。根據(jù)分析結果可知，在本項目高度超過30 m的橋墩宜按延性設計，墩高小于30 m 的橋墩宜進行減隔震設計。

4 抗震驗算

通過有限元分析軟件建立全橋空間動力分析模型，模型能正確反映橋梁上部結構、下部結構、支座和地基的剛度、質量分布及阻尼特性，從而保證E1和E2 地震作用下引起的慣性力和主要振型得到反映。通過模型可知全橋多階的主要振型及模態(tài)。

4.1 E1 地震作用

按照兩水準抗震設防要求，在E1 地震作用下，橋梁總體在彈性工作狀態(tài)基本無損傷。根據(jù)能力保護設計原則，橋墩潛在塑性鉸區(qū)是強度薄弱部位，故在E1 地震作用下，只要驗算橋墩潛在塑性鉸區(qū)的抗彎強度。

E1 地震作用下計算動力響應時，考慮沿順橋向+豎向和橫橋向+豎向兩個方向的地震組合，每個方向均計算3 條地震動時程的響應，結果取3 條時程的最大值。通過全橋模型來讀取墩柱分別在自重下和時程荷載工況下的內(nèi)力，組合出地震作用下最不利的荷載情況，來獲得在地震作用下結構的動力響應和安全性能。對于減隔震設計方案，能力需求比由E2 地震作用控制，E1 地震作用均能滿足規(guī)范與正常使用的要求；對于采用延性設計的橋墩，經(jīng)計算可得到在E1 地震作用下最不利墩柱能力需求情況。

計算表明，在E1 地震響應下，配筋量為2%時，橋墩橫向墩頂、縱橫向墩底能力需求比均在2.1 以上，表明橋墩均處于彈性階段，沒有發(fā)生屈服，滿足規(guī)范要求。

4.2 E2 地震作用

根據(jù)前述減隔震與延性設計方案比選，在E2 地震作用下，對于墩高大于30 m 的橋墩采用延性設計橋墩主要涉及到升航特大橋9～15 號墩與康定互通I匝道橋4～9 號墩，其余橋墩均按照減隔震方案進行E2 地震作用下的驗算。

4.2.1 延性設計塑性鉸變形能力驗算

升航特大橋9～15 號墩與康定互通I 匝道橋4～9號墩在E2 地震作用下采用延性設計，變形需求根據(jù)Midas 時程分析得出，考慮塑性系數(shù)R。墩柱縱向變形能力按照規(guī)范推薦的公式計算，橫向變形能力在ABAQUS 中建立模型，采用Pushover 分析，當承載力下降至峰值承載力90%或混凝土壓應變達到0.004時，認為橋墩達到極限變形能力。

通過計算，在E2 地震響應下，在墩柱縱向配筋量為2%左右時，升航特大橋橋墩縱橫向變形分別發(fā)生在9 號墩和12 號墩，分別為0.388 m 和0.253 m，和I 匝道橋橋墩縱橫向變形分別發(fā)生在8 號墩和7號墩，分別為0.315 m 和0.322 m，均在極限變形能力范圍內(nèi)，故塑性鉸區(qū)縱、橫向變形能力滿足規(guī)范要求。

4.2.2 減隔震設計墩柱能力驗算

升航特大橋16～17 號墩與康定互通I 匝道橋1～3 號墩E2 地震作用下采用減隔震設計，對與減隔震設計的橋墩要求只能出現(xiàn)有限塑性，即要去橋墩只能出現(xiàn)首次屈服，不能全截面屈服（見表9）。

表9 E2 作用下墩柱能力驗算

4.2.3 樁基能力保護構件驗算

樁基作為能力保護構件，應保證其破壞發(fā)生在延性構件及橋墩之后。對于能力值采用樁基彎矩最大值處的軸力，采用截面彎矩—曲率分析得出結果（見表10）。

表10 E2 作用下樁基能力驗算

由表10 可知，樁基作為能力保護構件，其承載力滿足規(guī)范要求。

4.3 墩柱、樁基截面配筋率對比

跑馬山大橋采用1.8 m 矩形空心墩+1.8 m 樁基與原1.6～1.8 m 圓柱式墩進行計算對比，截面配筋依然采用高抗震性能的HRB500E 鋼筋，如圖8 所示。

圖8 樁柱基配筋率圖

跑馬山大橋下部墩柱從1.6 m 圓柱墩優(yōu)化為1.8 m矩形空心墩后，截面面積配筋率大大下降，由原最大4.061%降低到1.818%；與此相對的樁基配筋率下降幅度更大，由6.16%下降至1.918%，也控制到2%以下，可采用雙層配置主筋來滿足結構配筋最小鋼筋間距的需求。結果表明，在0.699g 的超高地震烈度下，通過上部減重、下部優(yōu)化細節(jié)構造的方式可滿足“結構尺寸合理，抗震性能優(yōu)越”的要求。

5 結語

對于動峰值加速度高達0.647～0.715g 的超Ⅸ度區(qū)，通過對康定過境段4 座橋梁的相互比選論證，采用時程分析法，選取不同的上部結構材料（混凝土梁、鋼混組合梁）、不同的下部橋墩形式（圓柱墩、小矩形方墩）以及不同墩高的下部結構抗震設計方法（延性、減隔震設計），對超高烈度區(qū)中小跨徑橋梁地震反應進行了有限元數(shù)值分析，可得到以下結論：

（1）非規(guī)則中小跨徑橋梁采用常規(guī)中小跨徑混凝土梁+柱式墩結構抗震設計困難，不能滿足結構抗震需求；采用鋼結構梁可明顯降低上部結構自重，減小下部結構的地震作用；下部樁柱采用斷后總伸長、強屈比和超強比有更高要求，能顯著提高樁柱的抗震性能；

（2）常規(guī)圓樁柱墩隨著尺寸增大帶來的重量增加與配筋率降低幅度不成正比，僅采用增大尺寸很難滿足抗震要求，且極不經(jīng)濟；

（3）采用挖空的小矩形墩較圓柱墩截面效率更高，在同等面積情況下，從超高烈度區(qū)抗震性能來看，推薦選用小矩形墩；

（4）在超高烈度區(qū)，高墩蓋梁對于墩底彎矩的貢獻會大大增加，應特別重視蓋梁的減重設計；重視高墩系梁設計，輕型化蓋梁先期破壞作為耗能構件，能增強橋墩的耗能能力；

（5）當墩高較小時，橋梁結構自振頻率高，采用減隔震方案可有效減小下部結構地震響應。但于對于30 m 以上的高墩，采用減隔震設計減小的結構地震響應有限，效果不明顯，甚至可能出現(xiàn)結構響應大于延性設計的情況，減隔震設計不能滿足自振周期大于延性設計2 倍的規(guī)范要求，此時宜采用延性設計。