楊得旺

中鐵第四勘察設(shè)計院集團有限公司，武漢 430063

連續(xù)梁橋具有力學性能好、經(jīng)濟性優(yōu)、行車平順舒適等優(yōu)點，是高速鐵路主跨100～200 m 橋梁的優(yōu)選橋型。為避免大跨度梁橋設(shè)置鋼軌伸縮調(diào)節(jié)器，提出了鐵路橋梁彈性約束體系。該體系具有“高靜低動”的彈性連接特性，減小了溫度聯(lián)長度，延長了結(jié)構(gòu)自振周期，提高了結(jié)構(gòu)抗震性能。

高速鐵路大跨度連續(xù)梁橋多采用混凝土結(jié)構(gòu)，剛度大，質(zhì)量大，且常規(guī)連續(xù)約束體系單固定墩承擔縱向荷載，導致固定墩截面尺寸大，對結(jié)構(gòu)抗震極為不利。地震動力響應(yīng)與結(jié)構(gòu)體系強相關(guān)，相關(guān)學者開展了大量的減隔震體系研究。顧海龍等［1］研究了長聯(lián)大跨度連續(xù)梁橋摩擦擺支座+速度鎖定器的減隔震體系，并開展了支座力學性能試驗；陳杰［2］、種博肖［3］針對多主跨高速鐵路連續(xù)梁橋研究了雙曲面球型減隔震支座+黏滯阻尼器的減隔震體系；許延祺［4］針對主跨60 m公路連續(xù)梁研究了限位索+摩擦擺盆式支座的減隔震體系；邵長江等［5］針對超高墩大跨度鐵路連續(xù)鋼桁梁橋研究了通過設(shè)置黏滯阻尼器提升結(jié)構(gòu)縱向減震性能的方法；李曉波［6］分別對比研究了速度鎖定Lock?up 裝置、黏滯阻尼器和雙曲面球型支座的減隔震性能。

上述研究成果對連續(xù)梁橋抗震設(shè)計提供了技術(shù)支撐，尚無關(guān)于連續(xù)梁橋彈性約束體系抗震性能的研究。本文以一座高速鐵路大跨度鋼混連續(xù)梁橋為背景，對比分析彈性約束體系、連續(xù)約束體系橋梁的抗震性能，探究彈性約束體系對結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)的影響。

1 工程概況

1.1 橋式方案

在建高速鐵路大跨度鋼-混連續(xù)梁橋立面布置見圖1，主橋跨徑為（80+160+80）m，兩側(cè)引橋采用32 m標準跨混凝土簡支梁。該橋為雙線鐵路橋，線間距5.0 m，設(shè)計活載為ZK活載，設(shè)計速度350 km/h。主橋平面位于直線上，縱斷面位于+4.8‰、-5.6‰縱坡上。如按常規(guī)連續(xù)約束體系設(shè)計，溫度聯(lián)長240.8 m。根據(jù)橋上軌道受力要求，需設(shè)置鋼軌伸縮調(diào)節(jié)器。因此，為避免設(shè)置鋼軌伸縮調(diào)節(jié)器，減少運營期間養(yǎng)護維修工作量，以該橋為工程背景提出了連續(xù)梁橋彈性約束體系，并對比分析彈性約束體系和連續(xù)約束體系橋梁的抗震性能。

圖1 主橋立面布置（單位：cm）

1.2 結(jié)構(gòu)設(shè)計

主梁采用鋼混連續(xù)結(jié)構(gòu)，中跨72 m 長范圍采用鋼混組合梁，其余部分采用混凝土梁。主梁截面采用變高度單箱單室截面，中支點梁高11.0 m，邊跨和中跨直線段梁高6.2 m。主梁橫斷面見圖2。

圖2 主梁橫斷面（單位：cm）

橋墩采用圓端形實體墩，1#、4#邊墩尺寸為7.5 m（高）× 3.6 m（縱向長）× 8.6 m（橫向?qū)挘?#、3#邊墩尺寸為14.5 m（高）× 5.8 m（縱向長）× 9.8 m（橫向?qū)挘??；A(chǔ)采用鉆孔摩擦樁，2#、3#主墩采用16 根?2.0 m 鉆孔樁，1#、4#邊墩采用10根?1.25 m鉆孔樁。

1.3 約束體系及參數(shù)選取

1.3.1 連續(xù)約束體系

連續(xù)約束體系支座布置見圖3。每個橋墩橫向設(shè)兩個球型支座，支座間距6.0 m，邊墩支座設(shè)計豎向承載力10 MN，中墩支座設(shè)計豎向承載力80 MN。1#、4#邊墩以及3#中墩設(shè)一個縱向活動、一個多向活動球型鋼支座，2#中墩設(shè)一個固定、一個橫向活動球型鋼支座。

圖3 連續(xù)約束體系支座布置（單位：cm）

1.3.2 彈性約束體系

彈性約束體系最早在大跨度斜拉橋塔梁約束中提出，塔梁彈性約束需兼顧結(jié)構(gòu)靜動力受力性能，許多學者已開展了較廣泛的研究［7-10］。彈性約束裝置雖具有良好的減震性能，但其造價高、維護養(yǎng)修困難、構(gòu)造復(fù)雜，未在中小跨度橋梁中推廣應(yīng)用。彈性約束多功能支座集支承裝置、彈性約束裝置、縱向限位裝置于一體，具有“高靜低動”負剛度裝置的特性［11-12］，為連續(xù)梁橋提供了一種新型彈性約束體系。正常運營狀態(tài)下全橋支座最大靜摩阻力、彈性約束裝置使得結(jié)構(gòu)體系獲得高剛度以滿足行車要求；地震作用下縱向水平力克服了最大靜摩阻力，彈性約束多功能支座降低了體系剛度，延長了橋梁自振周期。

彈性約束體系支座布置見圖4。1#、4#邊墩支座布置與連續(xù)約束體系相同，設(shè)計豎向承載力10 MN。2#、3#中墩各設(shè)兩個彈性約束多功能支座，豎向設(shè)計承載力80 MN，水平設(shè)計承載力8 MN。

圖4 彈性約束體系支座布置（單位：cm）

1）彈性剛度中墩彈性約束多功能支座彈性剛度計算值k計算為

式中：μ0為支座摩擦因數(shù)，一般取0.03；P為支座豎向設(shè)計承載力；α為線膨脹系數(shù)；L為連續(xù)梁橋中跨跨度。

設(shè)計彈性剛度k不宜大于計算值的10%，且不小于40 kN/mm。

按照上述計算原則，該橋支座彈性剛度計算值為60 kN/mm。根據(jù)彈性約束裝置中碟簧組合形式，支座設(shè)計彈性剛度取60 kN/mm。

2）彈性位移中墩彈性約束多功能支座彈性位移計算值e計算為

式中：e0為溫度作用下支座處主梁位移；δ為位移富余量，一般取10～15 mm。

該橋按結(jié)構(gòu)整體升降溫 ±25 ℃考慮，彈性位移計算值為34～39 mm，故支座設(shè)計彈性位移取35 mm。

2 動力特性分析

采用MIDAS/Civil建立空間有限元模型，主橋兩側(cè)各建立1 孔32 m 標準跨簡支梁，主梁、墩柱采用梁單元模擬，樁基礎(chǔ)采用等效承臺底剛度模擬。

常規(guī)活動球型支座的摩擦效應(yīng)采用雙線性彈性連接模擬，力學模型見圖5（a）。彈性約束多功能支座的摩擦效應(yīng)、彈性約束、縱向限位分別采用滯后非線性彈性支承、彈性連接、間隙單元模擬，力學模型見圖5（b）。其中，ab階段與常規(guī)活動球型支座類似，模擬支座啟動摩擦效應(yīng)；bc階段為彈性約束階段，約束剛度即為支座設(shè)計彈性剛度；cd階段為縱向限位階段，支座位移達到設(shè)計彈性位移，限位擋塊承擔縱向水平荷載。

圖5 支座力學模型

對于常規(guī)活動球型支座，初始剛度k0為

式中：fmax為活動支座臨界滑動摩擦力；μ為支座滑動摩擦因數(shù)，取0.03；R為支座反力；x0為支座水平屈服位移，取3 mm。

對于彈性約束多功能支座，不同階段剛度分別為

不同階段縱向水平承載力分別為

式中：f'max為多功能支座臨界滑動力；k為設(shè)計彈性剛度，取60 kN/mm；x1為設(shè)計彈性位移，取35 mm；F0為縱向水平設(shè)計承載力，取8 MN。

連續(xù)約束體系、彈性約束體系前三階動力特性見表1?？芍号c連續(xù)約束體系相比，彈性約束體系一階縱飄周期由1.286 s 延長至2.238 s，延長率74.0%；兩種約束體系橫向、豎向動力特性基本一致，即彈性約束體系僅影響縱向動力特性。

表1 兩種約束體系結(jié)構(gòu)動力特性

3 抗震性能分析

3.1 地震設(shè)計參數(shù)

根據(jù)該橋工程場地地震安全性研究報告，橋址地質(zhì)以黏性土、砂土為主，場地類別為Ⅱ類，地震烈度為Ⅵ度。工程場地地表處水平地震動參數(shù)見表2?？芍?，50 年超越概率10%（設(shè)計地震工況）、50 年超越概率2%（罕遇地震工況）下水平地震動峰值加速度分別為0.785、1.373 m/s2，地震反應(yīng)譜特征周期分別為0.45、0.50 s。

表2 工程場地地表處水平地震動參數(shù)

根據(jù)地震加速度反應(yīng)譜人工合成設(shè)計、罕遇地震加速度時程曲線，結(jié)構(gòu)阻尼比取0.05，地震動時間取40 s，時間步長取0.02 s。設(shè)計地震、罕遇地震工況各選取三組時程曲線，豎向地震加速度取水平加速度的65%，其中一組水平加速度時程曲線見圖6。

圖6 水平加速度時程曲線

3.2 橋墩縱向剪力響應(yīng)

地震作用下橋墩縱向剪力見圖7?？芍?，采用彈性約束體系后，2#墩設(shè)計、罕遇地震工況下橋墩縱向剪力減震率分別為61.26%、40.56%，而且各墩縱向剪力更均勻，顯著降低了連續(xù)約束體系固定墩地震響應(yīng)，因此，可以進一步優(yōu)化墩柱和基礎(chǔ)尺寸。

圖7 地震作用下橋墩縱向剪力

3.3 位移響應(yīng)

3.3.1 墩頂縱向位移

地震作用下墩頂縱向位移見圖8?？芍翰捎脧椥约s束體系后，2#墩設(shè)計、罕遇地震工況下墩頂位移分別減少52.2%、56.8%，3#墩罕遇地震工況下墩頂位移增加8.9%。與連續(xù)約束體系相比，彈性約束體系對1#、4#邊墩墩頂縱向位移基本無影響；2#墩與主梁連接由固定約束變?yōu)閺椥约s束，顯著降低了墩頂縱向位移；3#墩與主梁連接由活動約束變?yōu)閺椥约s束，因此墩頂縱向位移略有增加。

圖8 地震作用下墩頂縱向位移

3.3.2 支座縱向位移

地震作用下支座縱向位移見圖9?？芍?，對于連續(xù)約束體系，2#墩與主梁之間為固定約束，地震作用下支座無縱向位移；對于彈性約束體系，2#、3#墩與主梁之間為彈性約束，設(shè)計地震工況下支座位移小于設(shè)計彈性位移35 mm，罕遇地震工況下支座位移達到設(shè)計彈性位移35 mm，即設(shè)計地震工況下墩梁處于彈性約束狀態(tài)，罕遇地震工況下墩梁處于有限位移彈性約束狀態(tài)。

圖9 地震作用下支座縱向位移

3.3.3 梁端相對位移

彈性約束體系罕遇地震工況下1#、4#墩梁端相對位移最大值分別為63.5、53.2 mm；連續(xù)約束體系罕遇地震工況下1#墩、4#墩梁端相對位移最大值分別為-50.3、-52.2 mm，均小于1#、4#邊墩梁縫200 mm。

3.4 彈性約束多功能支座承載力檢算

彈性約束多功能支座縱向限位擋塊水平設(shè)計承載力為8 000 kN，彈性約束裝置水平承載力2 800 kN。設(shè)計、罕遇地震工況下彈性約束多功能支座水平承載力檢算結(jié)果見表3。可知：彈性約束裝置、縱向限位裝置均滿足承載力設(shè)計要求，且設(shè)計地震工況下縱向水平力均由彈性約束裝置承擔，罕遇地震工況下縱向水平力由縱向限位裝置、彈性約束裝置共同承擔。

表3 彈性約束多功能支座縱向水平承載力檢算結(jié)果 kN

3.5 墩頂縱向剛度對減震性能的影響

2#、3#墩墩頂縱向設(shè)計剛度分別為7 422、6 897 kN/cm，通過材料彈性模量依次調(diào)整2#墩、3#墩墩頂剛度至3 000 kN/cm。地震作用下2#墩縱向剪力減震率見圖10?？芍涸O(shè)計地震工況下，墩頂縱向剪力減震率隨剛度增加而增加，平均減震率為60%；罕遇地震工況下，墩頂縱向剪力減震率隨剛度增加而減小，平均減震率為43%。整體上看，不同墩頂縱向剛度對減震性能影響有限，減震率變化幅度在5%以內(nèi)。

圖10 地震作用下2#墩縱向剪力減震率

4 結(jié)論

1）彈性約束體系顯著延長了橋梁結(jié)構(gòu)自振周期，一階縱飄周期由1.286 s 延長至2.238 s，延長率74.0%。

2）彈性約束體系有效減小了橋墩縱向剪力和墩頂水平位移，設(shè)計、罕遇地震工況下縱向剪力減震率分別為61.26%、40.56%。

3）彈性約束體系橋梁設(shè)計地震工況下墩梁處于彈性約束狀態(tài)，罕遇地震工況下墩梁處于有限位移彈性約束狀態(tài)，縱向水平力由縱向限位裝置、彈性約束裝置共同承擔。

4）彈性約束體系能夠減小連續(xù)梁橋溫度聯(lián)長，同時具有“高靜低動”的彈性連接特性，顯著提升了結(jié)構(gòu)抗震性能。