跨座式單軌軌道梁橋抗震性能研究

周 騰

(中鐵工程設計咨詢集團有限公司,北京 100055)

1 概述

跨座式單軌具有環保、噪聲低、爬坡能力強、適用性強等特點,近年來在國內發展迅速[1]。按照結構類型,跨座式單軌軌道梁橋可分為連續剛構和簡支梁體系[2],兩種體系各有優缺點。簡支梁體系受力明確、施工方便,日本、韓國和重慶軌道交通2 號線、3 號線均采用簡支梁體系[3]。連續剛構體系接縫少、舒適性好,巴西圣保羅和我國在建蕪湖軌道交通1 號線、2 號線一期均采用連續剛構體系[4]。

地震作為一種常見自然災害,對橋梁工程安全影響較大,而跨座式單軌中高架區間占比較大[5],保證地震作用下軌道梁橋的安全顯得尤為重要,故有必要對跨座式單軌軌道梁橋的抗震性能進行深入研究。

目前,已有部分學者對軌道交通抗震性能進行研究,其中,洪沁燁以柳州軌道交通高架車站為例,采用反應譜法和彈塑性時程分析方法研究高架車站的抗震性能[6];王光裕等采用MIDAS CIVIL 軟件建立全橋模型,對6 度區“橋建合一”獨柱長懸臂高架車站結構進行多遇和罕遇地震分析[7];劉國超以重慶市跨座式單軌40.5 m 簡支鋼軌道梁為研究對象,采用反應譜法和時程分析法分析鋼軌道梁的應力和位移響應[8];劉恒源提出列車-軌道-連續剛構橋空間動力模型,通過動態時程分析方法分析地震作用下橋梁動力響應[9]。綜上所述,目前對于軌道交通抗震性能研究以車站為主,對單軌軌道梁橋的抗震性能研究相對較少。

蕪湖跨座式單軌采用連續剛構體系,以常用墩高和跨度的連續剛構軌道梁橋為例,分析7 度和8 度地震烈度下連續剛構軌道梁橋的抗震性能,為今后類似結構形式軌道梁橋設計提供參考。

2 工程概況

2.1 計算對象

蕪湖軌道交通高架區間以連續剛構為主、簡支梁為輔,其中連續剛構以10～15 m 墩高范圍、30 m 標準跨應用較多,以1 聯3×30 m、墩高15 m、4.6 m 線間距、直線連續剛構軌道梁橋為例進行抗震計算。連續剛構軌道梁橋結構形式如圖1、圖2 所示。

圖1 連續剛構軌道梁橋立面布置(單位:cm)

圖2 連續剛構橋墩結構

2.2 設計參數

連續剛構墩柱采用帶倒角矩形截面,蓋梁采用花瓣形截面,軌道梁采用變高矩形截面,樁基均采用2 根φ1.25 m 灌注樁,橋墩參數見表1。

表1 橋墩尺寸參數 m

2.3 地質概況

根據巖土工程勘察報告,蕪湖軌道交通1 號線和2 號線一期沿線地層變化較大,主要由填筑土、粉質黏土、粉砂和不同風化程度的巖層組成。

根據地震安評報告,蕪湖軌道交通1 號線和2 號線一期抗震設防烈度為6 度,設計水平地震基本加速度為0.05g。如按設防烈度6 度考慮,將導致地震工況對軌道梁橋的影響不明顯,故以7 度和8 度抗震設防烈度為例進行抗震分析。

3 抗震計算方法與設防目標

3.1 抗震設防目標

根據GB50458—2008《跨座式單軌交通設計規范》[10],地震作用應按照GB50111—2006《鐵路工程抗震設計規范》的規定計算[11]。按照多遇地震、設計地震和罕遇地震進行三水準抗震設計,根據結構重要性分為A、B、C、D 四個設防類別。GB/T 51234—2017《城市軌道交通橋梁設計規范》要求[12],橋梁抗震設防類別不低于B 類。故按照B 類橋梁進行抗震計算,抗震設防目標如表2 所示。

表2 抗震設防目標

3.2 地震參數與計算方法

(1)多遇地震

按照GB50111—2006《鐵路工程抗震設計規范》中7 度和8 度設防烈度反應譜進行多遇地震抗震分析,計算不同地震烈度下的橋墩內力和應力。本次抗震計算場地類型為Ⅲ類,特征周期為0.55 s,阻尼比為0.05,結構重要性系數為1.5。不同地震烈度下反應譜曲線如圖3～圖5 所示。

圖3 7 度區0.1g 反應譜曲線

圖4 7 度區0.15g 反應譜曲線

圖5 8 度區0.2g 反應譜曲線

3.2.2 罕遇地震

以8 度(0.2g)地震工況為例進行罕遇地震計算分析,利用軟件生成3 條加速度地震波,按非線性時程分析方法進行計算,驗算結構延性變形能力[13]。地震波如圖6～圖8 所示。

圖6 地震波1

圖7 地震波2

圖8 地震波3

3.3 計算模型

多遇地震計算利用MIDAS-CIVIL 建立3 聯3×30 m 模型;罕遇地震計算利用SAP2000 建立三聯3×30 m 模型,均采用梁單元模擬,其中第一聯和第二聯為邊界條件。荷載包括:①結構自重;②活載,即單軌車輛軸重,其中橫向計入50%活載引起的地震力。承臺底采用6×6 耦合彈簧模擬樁基柔度,彈簧剛度由地基比例系數法計算得到。

4 地震結果分析

4.1 動力特性

特征值分析采用多重Ritz 向量法,選取前60 階振型,滿足振型參與質量大于90%的要求。前四階主要為縱向和橫向振型,且縱向振型比較靠前,各振型形狀如圖9～圖12 所示。

圖9 第1 階振型(T=1.281 s)

圖10 第2 階振型(T=1.205 s)

圖11 第3 階振型(T=1.078 s)

圖12 第4 階振型(T=1.058 s)

4.2 多遇地震分析

多遇地震作用下,采用規范反應譜計算墩柱縱橫向內力,并進行強度驗算。縱橋向需驗算墩頂和墩底應力,橫橋向驗算墩底應力。根據靜力計算結果,中墩共布置88 根φ25 mm 的HRB400 鋼筋,邊墩共布置74 根φ28 mm 的HRB400 鋼筋。根據內力計算結果,采用“secchk”軟件對橋墩強度進行驗算,驗算結果如表3 所示。

表3 多遇地震驗算 MPa

由計算結果可知,多遇地震作用下,地震烈度7 度(0.1g、0.15g)縱橋向和橫橋向中墩和邊墩強度均滿足要求,即地震工況不控制墩柱配筋;8 度(0.2g)多遇地震作用下,邊墩和中墩縱橋向強度滿足要求,中墩橫橋向強度不滿足要求,需加強鋼筋布置。

4.3 罕遇地震分析

罕遇地震計算時,順橋向在墩頂和墩底設置塑性鉸,橫橋向在墩底設置塑性鉸[14],基礎和墩柱抗剪按照能力保護原則進行設計[15]。塑性鉸區域的彎矩-轉角滯回曲線如圖13～圖18 所示。

圖13 縱橋向邊墩墩頂彎矩-轉角滯回曲線

圖14 縱橋向邊墩墩底彎矩-轉角滯回曲線

圖15 縱橋向中墩墩頂彎矩-轉角滯回曲線

圖16 縱橋向中墩墩底彎矩-轉角滯回曲線

圖17 橫橋向邊墩墩底彎矩-轉角滯回曲線

圖18 橫橋向中墩墩底彎矩-轉角滯回曲線

根據塑性鉸滯回曲線,罕遇地震作用下,縱橋向中墩和邊墩墩頂發生明顯的塑性變形,墩底基本處于彈性狀態;橫橋向中墩和邊墩墩底發生明顯的塑性變形。塑性鉸區域發生塑性變形,參照GB50909—2014《城市軌道交通結構抗震設計規范》進行墩柱變形能力驗算,計算結果如表4 所示。

表4 轉角變形驗算

經驗算,縱向罕遇地震作用下,邊墩墩頂、邊墩墩底和中墩墩頂均進入塑性,且轉角變形滿足要求,中墩墩底尚未屈服但處于臨界狀態;橫向罕遇地震作用下,邊墩墩底和中墩墩底均進入塑性且轉角變形滿足要求。

5 結論

以常規墩高、跨度連續剛構軌道梁橋為例,計算分析其在多遇和罕遇地震作用下的抗震性能,主要結論如下。

(1)7 度震區及以下,地震工況一般不控制結構設計;8 度震區情況下,連續剛構中墩橫橋向較為不利,抗震設計過程中需著重考慮,可通過優化截面尺寸或者加強鋼筋來滿足抗震需求。

(2)8 度罕遇地震作用下,橋墩基本均進入塑性狀態,轉角變形滿足規范要求,結構體系延性能力良好。