摩擦擺支座隔震鐵路連續梁橋振動臺試驗研究

2021-07-22 09:49:52邵長江肖正豪漆啟明何俊明

振動與沖擊 2021年14期

邵長江，肖正豪，漆啟明，韋旺，何俊明

(1.西南交通大學土木工程學院橋梁系,成都 610031; 2.陸地交通地質災害防治技術國家工程實驗室,成都 610031)

近年來，我國在高速鐵路建設領域取得了蓬勃發展。為保證行車平順性、穩定性和節約土地等目的，中小跨度連續梁橋成為建成或在建線路中不可或缺的一部分[1]。然而，我國幅員遼闊，部分鐵路線路不可避免地需要穿越或毗鄰地震高烈度區，橋梁的抗震安全性成為亟待解決的關鍵問題[2]。

為盡可能減小強震下橋梁損傷，減隔震支座成為最經濟、實用、便捷的手段[3]。由于摩擦擺支座具有承載力高、位移大、耐久性強及自復位等優點[4]，使其在工程推廣應用方面擁有較大潛力也具有重要的研究意義。李冰等[5]建立了摩擦擺隔震橋梁系統的簡化模型，通過數值模擬驗證了該等效模型的合理性，并探討了地震波特性和摩擦因數對簡支梁橋隔震性能的影響規律。占玉林等[6]探討了FPB(friction pendulum bearing)的參數和抗剪銷栓等對大跨連續梁橋隔震性能的影響，并建議摩擦擺支座銷栓抗力不宜過高。楊華平等[7]以大跨鐵路鋼桁架連續梁橋為例對比了FPB、阻尼器、速度鎖定器等的減隔震效果，認為摩擦擺支座附加阻尼器的混合方案是同時減小橋墩內力響應和梁體位移的有益嘗試。劉正楠等[8]進一步研究了阻尼器和摩擦擺支座在大跨長聯減隔震體系梁橋中的聯合作用機理，指出阻尼器的參數選擇和布置是取得滿意減隔震效果的關鍵。張常勇等[9]采用有限元方法對三跨混凝土連續梁橋FPS(friction pendulum system)隔震前后結構的縱向地震能量反應進行了分析和對比，認為FPS隔震后支座耗散地震大部分能量從而降低了結構的耗能需求。

除理論和數值分析外，還有部分學者基于振動臺試驗研究和驗證摩擦擺支座的隔震性能。吳迪等[10]對典型32.5 m高鐵簡支梁橋進行振動臺試驗，結果表明摩擦擺支座可以有效耗能，減小橋梁地震響應。魏標等[11]研究了雙曲面摩擦擺支座在鐵路簡支梁橋中的地震響應，并驗證數值計算結果的準確性。Wen等[12]分別對單摩擦擺和三摩擦擺支座簡支梁橋進行了振動臺雙向加載試驗，指出忽略雙向加載效應會低估主梁的位移響應。Ponzo等[13]對雙曲面摩擦擺支座不同摩擦條件下的回復能力進行了振動臺測試，指出在強震下支座初始位移對支座最大位移沒有影響。

以上數值和試驗研究均表明摩擦擺支座具有良好的隔震效果，是鐵路橋梁減隔震設計的強有力手段，但已有研究大多借助數值方法，且著重于FPB耗能能力、橋墩的內力和位移響應，而已有的振動臺試驗對象主要為摩擦擺支座簡支梁橋，鑒于簡支梁橋和連續梁橋結構體系不同，簡支梁橋振動臺試驗成果不一定適用于連續梁的抗震設計。目前，關于摩擦擺支座隔震連續梁橋的動力響應和支座動力行為的研究相對較少。故此，以某(24+32+24)m箱型等截面鐵路連續梁橋為原型，按1/10比例設計制作連續梁橋模型，進行不同近場地震波激勵下的振動臺試驗，研究摩擦擺支座隔震連續梁橋地震響應，以期為地震高烈度區鐵路連續梁橋減隔震設計提供一定參考。

1 試驗概況

1.1 橋梁原型

圖1給出了原型橋梁的跨中、支承處主梁截面及橋墩截面尺寸示意圖。上部結構為高度3.1 m的箱型截面梁，梁頂部寬度為9.6 m，主梁總質量為2 013 t，二期恒載取180 kN/m。橋墩是實心截面單墩，邊墩尺寸為3.2 m×8.8 m，中墩尺寸為2.6 m×7.1 m，墩高均為20 m。原橋摩擦擺支座豎向設計承載力為10 000 kN，曲率半徑取4 m，邊跨采用球鋼支座，豎向設計承載力為2 500 kN。主梁采用C50混凝土，橋墩采用C40混凝土，縱筋和箍筋均采用HRB400型鋼筋。

圖1 原型橋主梁及橋墩截面(cm)

1.2 試驗模型

限于振動臺臺面尺寸(10 m×8 m)等設備條件，橋梁模型按1/10比例進行縮尺設計，即長度相似常數Sl為1/10。模型材料與原橋相同，故彈性模量相似常數SE和應變相似常數Sε均為1。為避免重力失真，需對縮尺后的模型進行配重，考慮到配重方案的可實施性，本次試驗加速度相似常數Sa取2，即配重后的等效密度為原材料密度的5倍。根據相似理論[14]，其余相似比常數如表1所示。

表1 模型相似常數

試驗模型主梁、橋墩尺寸及配筋示意圖，如圖2所示。論文著重研究連續梁橋在縱豎向地震下的減隔震響應，因此對模型主梁進行適當簡化。箱形空心截面等效為π型截面，支承簡化為實心矩形截面(0.33 m×0.96 m)。原型橋梁上部結構質量為3 309 t，根據質量相似比常數，縮尺后模型上部結構總質量(自質量+配重)為16.5 t。下部結構主要包括蓋梁、橋墩和承臺，根據長度相似比，邊墩(P1墩和P4墩，下同)和中墩(P2墩和P3墩，下同)尺寸分別為0.32 m×0.88 m和0.26 m×0.71 m，墩高為2 m，鑒于墩柱質量相對較小且為減隔震試驗，此處并未對墩身進行配重。綜合考慮模型、支座安裝、配重和動力特性等效，蓋梁設計為0.3 m×0.7 m×1.8 m的長方體，并在蓋梁兩側分別放置100 kg的配重塊。承臺尺寸為1.5 m×1.5 m×0.8 m，并預留若干孔道用于試驗模型與振動臺面的錨固。根據GB 50111—2006(2009)《鐵路工程抗震設計規范》[15]對墩柱進行配筋，具體配筋參數如表2所示。橋梁模型設計、施工、養護后安裝于振動臺面，如圖3所示。

圖2 橋梁模型設計(mm)

表2 模型設計參數

圖3 振動臺全橋模型試驗

1.3 支座設計及性能參數

參考相關設計規范[16-18]，并根據周期相似常數[19]進行支座設計。原型支座的周期可用式(1)表示

(1)

而周期相似常數ST可由Sl和Sa確定

(2)

由此模型支座的周期可由式(3)表示，進而得到模型支座的曲率半徑式(4)。

(3)

(4)

原型支座曲率半徑為4 m，根據上式計算得到模型支座曲率半徑為0.2 m，具體支座參數設計如表3所示。摩擦因數與原支座相同，支座設計地震位移為4.5 cm，支座水平剛度和水平承載力完全遵循相似理論，滿足減隔震試驗要求。固定支座限位塊的剪斷力為20 kN，由4個鑄鐵銷栓提供。連續梁橋模型支座布置、球鋼支座構造及摩擦擺支座構造，如圖4所示。

圖4 支座布置方案及支座模型

表3 支座設計參數

1.4 地震動輸入及測試方案

試驗在西南交通大學陸地交通地質災害防治技術國家工程實驗室進行，試驗設備為MTS三向六自由度大型模擬振動臺，臺面尺寸8 m×10 m，最大負荷160 t，額定水平位移±0.8 m，額定豎向位移±0.4 m，工作頻率0.1～50 Hz，滿足本次試驗要求。

本次試驗選取3組近場地震動進行縱豎向聯合輸入，分別為El-Centro、LOMAP_STG和PARK2004_SCN。鑒于摩擦擺支座限位裝置未剪斷前效果與普通支座相同，本文僅分析支座限位失效后的鐵路連續梁橋模型減隔震性能。首先3組地震波縱向均按PGA=0.3g水準考慮，原型橋對應VII度設計地震(PGA=0.15g)，豎向同比例調幅，以分析不同地震波對減隔震性能的影響。隨后，以PARK2004_SCN地震波為例分析橋梁在PGA=0.5g下的地震響應。根據周期相似系數進行調整的VII度設計地震下地震波加速度時程曲線及對應反應譜,如圖5所示。

圖5 試驗輸入地震波及反應譜(PGA=0.3g)

試驗測試所需傳感器主要包括位移、加速度、縱筋應變和混凝土應變。支座的水平位移和豎向位移是本文關注的重點，布置如圖6所示。縱筋應變計主要布置在加載方向，以承臺頂面為基準面，布置高度分別為-5 cm，5 cm，19 cm，33 cm，47 cm，89 cm，131 cm和173 cm，混凝土應變計布置在靠近墩底處。

注： Acc為加速度計； Dis為位移計； B為支座； C為蓋梁； G為主梁。

2 試驗結果分析

2.1 試驗現象

在摩擦擺支座銷栓剪斷形成隔震體系后(見圖7)，依次對橋梁模型施加PGA=0.3g的El-Centro、LOMAP和PARK2004三組實測縱豎向地震波，隨后施加PGA=0.5g的PARK2004地震波。加載過程中觀測到主梁與蓋梁發生明顯相對位移，梁體輕微抬升。震后發現墩身僅出現數條發絲狀裂縫且裂紋基本處于閉合狀態(見圖8)，橋墩整體仍處于彈性狀態，同時觀測到主梁整體回復至原位，說明摩擦擺支座既有效降低上部結構傳至橋墩的慣性力，又減小了震后殘余位移。

圖7 摩擦擺支座銷栓剪斷前后

圖8 墩身裂紋分布

2.2 結構位移響應

通過激光位移計分別測試主梁和蓋梁縱向位移，測試結果如圖9所示。從圖9中主梁縱向位移響應可以看出，VII設計地震下的El-Centro波、LOMAP_STG波和PARK2004_SCN波分別作用下的梁體相對位移分別為9.5 mm，3.6 mm和6.8 mm，說明結構對El-Centro地震波激勵最為敏感，對LOMAP地震波最不敏感，同圖5中對應縱向地震動反應譜變化趨勢一致。而對相同PGA不同地震波作用下各墩蓋梁縱向位移響應進行比較，發現中墩較邊墩蓋梁縱向位移響應大。當PGA=0.5g的PARK2004地震波作用下，中墩和邊墩蓋梁縱向最大位移分別達到6.5 mm和7.2 mm，與PGA=0.3g的相同地震波作用下蓋梁縱向位移進行比較，可以發現邊墩最大增幅為113.7%，而中墩最大增幅僅為43.5%，說明隨著PGA增大，邊墩縱向位移響應增加較為明顯，中墩增速較為緩慢。

圖9 主梁和蓋梁縱向位移響應

2.3 支座位移響應

圖10給出了各支座縱向和豎向的位移時程曲線。由圖10分析可知，在VII設計地震下的3組地震激勵下，El-Centro地震波的支座縱向位移響應最大，LOMAP地震波的支座縱向位移變化幅值最小，說明該結構對El-Centro地震波最為敏感，與圖5中縱向地震動反應譜變化趨勢對應。在設計地震作用下，中墩摩擦擺支座縱向位移幅值整體小于邊墩球鋼支座，隨著地震波PGA的增大，各支座縱向位移響應均有所增加，其中邊墩球鋼支座縱向位移平均增幅為45.0%，中墩摩擦擺支座為28.8%，其原因為邊墩支座所受軸力較中墩支座小，使得在相同摩擦因數下邊墩支座產生的摩擦力小于中墩支座，并且邊墩球鋼支座屈后剛度幾乎為零，而中墩摩擦擺支座在摩擦力和凹型弧面產生的水平分力共同作用下可以削弱支座位移響應。同時，從PGA=0.5g的PARK2004地震波激勵下支座豎向位移時程可以看出，中墩及邊墩支座最大豎向位移均達到1.1 mm，且邊墩豎向位移時程曲線與圖5中相應地震波形狀相近。由此說明，由于弧形摩擦面的存在，滑塊在弧形摩擦面上滑動進行隔震耗能時，梁體輕微抬升，并在豎向地震動作用下可能加劇梁體抬升程度，從而導致邊跨球鋼支座可能出現脫空的情況，進而使得梁體大部分質量由跨中支座和橋墩承受，加大跨中支座和橋墩的響應。

圖10 支座縱向和豎向位移響應

2.4 結構加速度響應

圖11中分別給出了El-Centro和PARK2004地震波激勵下橋墩及主梁的加速度響應。摩擦力和回復力的存在使得跨中蓋梁加速度響應明顯小于邊跨蓋梁；邊跨支座承受軸力較小，且加速度時程曲線同圖5中的臺面激勵時程曲線相近，說明邊墩接近于自由振動。主梁與蓋梁的相對PGA大小可以大致反映支座的隔震效果，可以采用隔震率R對其進行量化

圖11 結構加速度響應

(5)

由計算可知，摩擦擺支座在0.3g的El-Centro和PARK2004地震作用下的R為13.3%和20.1%，在0.5gPARK2004地震下的R為44.0%，說明隨著地震波PGA的增大，隔震體系的隔震率也隨之提高，隔震效果越明顯。

2.5 墩身縱筋應變響應

對墩身縱筋應變分析，可以進一步確定橋墩的受力情況。圖12給出了加載方向縱筋沿墩身的應變峰值包絡曲線，鑒于LOMAP地震波作用下結構響應較小，因此，僅討論中墩在El-Centro和PARK2004地震波激勵下的縱筋應變。中墩縱筋應變最大值主要在沿墩高33 cm范圍內，說明該區域為橋墩潛在塑性鉸區域；在PGA=0.5g的PARK2004地震波激勵下，中墩縱筋最大應變為786 με，該值遠小于鋼筋屈服應變。根據GB 50111—2006(2009)《鐵路工程抗震設計規范》對鋼筋混凝土橋墩屈服的定義，中墩截面最外側鋼筋并未屈服，橋墩整體未屈服，說明試驗減隔震系統能有效減小地震力的傳遞，降低橋墩內力響應。