川藏鐵路高烈度地震區(qū)簡支梁橋摩擦擺支座減隔震性能研究

王 良 易 磊 周 春 梁 旭 李海波

(洛陽雙瑞特種裝備有限公司武漢分公司 武漢 430084)

隨著國內外對高烈度地震區(qū)連續(xù)梁橋減隔震理論的研究逐漸深入，在對摩擦擺支座工作性能進行多方面研究的基礎上，研究內容由單純從力學角度分析轉變?yōu)榈湫凸こ贪咐袦p隔震設備對橋梁地震響應的研究[1-2]，針對高速鐵路與簡支梁橋梁的抗震措施提出了數(shù)值分析的方法和比選[3-5]，采用非線性時程分析法對鐵路多跨簡支梁橋設計地震至罕遇地震作用下關鍵構件動力響應和關鍵截面抗震性能進行研究[6-7]，利用有限元模型，研究雙曲面球型減隔震支座減少橋墩地震損傷的效果，并對數(shù)值仿真結果進行振動臺試驗驗證[8]。

簡支梁橋是中國高速鐵路的常見橋型，川藏鐵路貫穿地域廣闊、沿線地質條件復雜，跨越甘孜爐霍地震帶與雅魯藏布江地震帶，地震設防烈度均為VIII度以上。因此，針對川藏鐵路高烈度地震區(qū)簡支梁橋的減隔震性能進行研究具有十分重要的作用。減隔震技術在橋梁結構中的應用方式包括地基隔震、基礎隔震及上部結構隔震等。本文以川藏鐵路昌都至林芝段噶朗村G318立交左線特大橋和尼洋河特大橋為研究對象，建立midas有限元模型，結合抗震設防要求選取摩擦擺支座減隔震方案作為橋梁上部結構隔震方案，選定設計參數(shù)，并對減隔震效果進行了罕遇地震作用下結構響應幅值比較，驗證摩擦擺支座減隔震方案的有效性。通過對摩擦擺支座的工況進行分析，提出摩擦擺支座結構、材料和設計計算關鍵步驟，按照歐洲標準《anti-seismic devices(EN15129：2018)》進行水平滯回性能試驗的峰值速度計算，為評價摩擦擺支座性能提供依據(jù)和參考。

1 工程概況和有限元模型

1.1 工程概況

川藏鐵路昌都至林芝段線路以橫跨方式通過波密縣帕隆藏布河谷區(qū)和G318國道，噶朗村G318立交左線特大橋橋址中心里程CK1093+637，起止里程CK1093+163.45-CK1094+110.55，孔跨樣式為14×32 m+3×24 m+1×48 m簡支梁，全長947.1 m。尼洋河特大橋位于西藏自治區(qū)林芝市巴宜區(qū)的尼洋河上，橋梁起訖里程為DK1255+748.88-DK1260+095.13，左線孔跨式樣為(24×32m)簡支梁+2(32×32 m)簡支梁+35×48 m簡支梁+60 m+100 m+60 m連續(xù)梁+17×32 m簡支梁，右線孔跨式樣為1×32 m簡支梁+2×24 m簡支梁+22×32 m簡支梁，橋長4 346.25 m。

根據(jù)工程地質勘察報告，昌都至林芝段噶朗村G318立交左線特大橋場地類別為II類，橋址區(qū)基本地震動峰值加速度為0.30g，地震基本烈度VIII度，地震動加速度反應譜特征周期0.45 s。尼洋河特大橋場地類型為中軟土，場地類別為III類，橋址區(qū)基本地震動峰值加速度為0.30g，地震基本烈度VIII度，地震動加速度反應譜特征周期為0.65 s。

1.2 有限元模型

在川藏線噶朗村G318立交左線特大橋和尼洋河特大橋中選取典型的簡支箱梁橋。橋梁及橋墩具體情況為：噶朗村G318立交左線特大橋設計活載為中-活載，橋墩號P2，梁型為32 m簡支箱梁，墩高11.5 m，為實心墩；尼洋河特大橋設計活載為中-活載，橋墩號P50，梁型為32 m簡支箱梁，墩高11.5 m，為實心墩。簡支箱梁采用通橋(2014)2232/2231。

依據(jù)GB 50111-2006 《鐵路工程抗震設計規(guī)范》(2009年版)第7.2.1條“簡支梁橋墩抗震分析，一般情況下可采用單墩力學模型計算，梁部應只計質量影響。”在川藏鐵路簡支梁橋抗震分析時采用單墩力學模型，橋墩采用梁單元模擬，采用“m值”法考慮樁土相互作用，單墩有限元模型見圖1。

圖1 典型橋墩

1.3 地震動輸入和地震波選擇

用時程法分析該橋在多遇地震、設防地震及罕遇地震作用下的結構響應。地震動輸入分為縱向、橫向水平地震作用，不考慮豎向地震作用。地震動輸入分為實測地震動和人工波2種類型[9-10]，綜合考慮各方面因素，結合橋址所在場地地震安全性評估報告提供的地震動相關參數(shù)，選擇輸入的地震波采用3條人工擬合地震波，并分別沿縱橋向和橫橋向輸入到橋梁有限元模型中進行動力響應時程分析，分析結果取3條波中的最大值，罕遇地震作用下地震波時程曲線見圖2。

2 減隔震設計及其效果對比

在近場地震動作用下，鐵路簡支梁橋的主要受力形式為橋墩截面同時承受縱橋向、橫橋向雙向彎矩和軸力作用，隨著地震動強度的增強，橋墩截面的荷載隨之增強，當超過臨界值時橋墩截面將發(fā)生破壞。對于川藏鐵路梁橋，選取典型的簡支箱梁橋墩進行分析，確定摩擦擺支座的設計參數(shù)，對比簡支梁橋在采用摩擦擺支座和普通鋼支座后的地震響應。采用midas Civil大型有限元軟件建立簡支梁橋整體抗震計算單墩模型，采用時程分析法分析橋墩在多遇地震、設防地震作用下結構的地震響應。

2.1 不使用減隔震方案時的地震響應

當橋梁不使用減隔震方案時，以普通球型支座作為橋梁支座。支座用彈性連接單元模擬，采用時程分析方法，分別沿縱橋向和橫橋向輸入多遇地震、設防地震及罕遇地震作用下的地震波，結構地震響應幅值取3條地震波的最大值，結構關鍵截面動力響應幅值見表1。

表1 地震作用下結構響應幅值

由表1可見，墩底剪力和彎矩值過大，對于結構整體受力不利，并且罕遇地震時的墩底剪力和彎矩值比多遇地震、設防地震時多出1倍甚至1個數(shù)量級，導致橋墩設計難以兼顧經(jīng)濟性和安全性。

2.2 使用減隔震方案時的地震響應

摩擦擺支座的減隔震作用主要體現(xiàn)在消耗地震能量和對梁體位移的控制兩方面。當使用摩擦擺支座作為橋梁減隔震方案時，通過支座預設的曲面滑動面調整原有結構體系的自振周期，使其遠離地震的地面運動卓越周期，減小橋梁結構因地震力產(chǎn)生的放大效應，將地震能量轉化為摩擦內能和梁體抬升的勢能，從而顯著降低結構地震響應，有效保護橋墩和地面樁基，同時具有位移控制能力和自恢復能力，大震后僅需要進行復位和限位修復，維護成本低。

摩擦擺支座力學模型可表示為線彈性彈簧和摩擦阻尼器的結合，摩擦擺支座的載荷-位移曲線見圖3。

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W-支座豎向載荷；μ-摩擦系數(shù)；D-減隔震位移；R-隔震半徑；Kp-初始剛度為支座屈服位移2.5 mm時的剛度；Kc-屈后剛度，Kc=W/R；Ke-等效剛度，Ke=W/R+μW/D。圖3 摩擦擺支座載荷-位移曲線

摩擦擺支座恢復力可按式(1)計算。

(1)

由式(1)可知，摩擦擺支座需要且能夠精確設計，通過迭代計算與比選，確定摩擦擺支座參數(shù)取值見表2，摩擦擺支座的等效剛度、等效阻尼比、等效周期等性能設計值從而由此確定。

表2 摩擦擺支座設計參數(shù)

采用摩擦擺支座后，當?shù)卣鹚搅Τ^摩擦擺支座限位水平力時，支座上的限位裝置剪斷，支座縱橋向、橫橋向的自由度限制解除，橋梁上部梁體以預設的地震周期保持一致地擺動，地震作用力在各墩上進行較為均勻地有效分配，摩擦擺支座發(fā)揮減隔震效果。利用非線性時程分析方法，分別沿縱橋向和橫橋向輸入設防地震和罕遇地震作用下的地震波，結構地震響應取3條人工波的最大值。結構關鍵截面動力響應幅值見表3。摩擦擺支座在地震作用下的滯回曲線見圖4、圖5。

表3 地震作用下結構響應幅值

圖4 噶朗村G318立交左線特大橋設防地震滯回曲線

圖5 尼洋河特大橋設防地震滯回曲線

墩頂位移和墩底彎矩是減隔震性能的重要指標。可以看出，在設防地震和罕遇地震時，使用摩擦擺支座減隔震方案，墩底剪力和彎矩在1個數(shù)量級，且比不使用減隔震方案時顯著降低，摩擦擺支座滯回曲線飽滿，重復度好，說明摩擦擺支座在地震中減震耗能效果好，性能穩(wěn)定。

由于摩擦擺支座減隔震起始力的設定，多遇地震和設防地震作用下摩擦擺支座相當于普通鋼支座，對橋梁上部梁體進行限位。罕遇地震時，一旦地震水平力達到摩擦擺支座減隔震起始力，摩擦擺支座水平限位裝置剪斷，發(fā)揮位移控制效果，設防地震和罕遇地震作用下墩梁相對位移見表4。

表4 地震作用下墩梁相對位移

由表4可見，墩梁位移被控制在摩擦擺支座設計減隔震位移之內，沒有出現(xiàn)脫位現(xiàn)象。進一步地，由于摩擦擺支座的凹球面結構特點，在地震結束之后，梁部結構可自復位，殘余位移較小，對保護橋梁上部結構有利。

2.3 減隔震效果對比

由于采用摩擦擺支座減隔震方案時，多遇地震和設防地震下為“硬抗”模式，與普通球型支座相同，而只有在罕遇地震作用下發(fā)揮減隔震作用，故取縱橋向、橫橋向罕遇地震作用下墩底剪力和彎矩作為指標進行比較，定義結構減震率為普通鋼支座下的結構響應與摩擦擺支座下結構響應之差與普通鋼支座下結構響應的百分比。設防地震和罕遇地震作用下采用摩擦擺支座后墩底內力減震率見表5。

表5 地震作用下摩擦擺支座減震率 %

通過比較表5中數(shù)據(jù)，得出以下結論。

1) 對于墩高11.5 m的簡支箱梁橋，采用摩擦擺支座的減震效果顯著。其中噶朗村G318立交左線特大橋在設防地震作用下墩底剪力的減震率達到80%，墩底彎矩的減震率達到81%；罕遇地震作用下墩底剪力的減震率達到82%，墩底彎矩的減震率達到83%；尼洋河特大橋在設防地震作用下墩底剪力的減震率達到76%，墩底彎矩的減震率達到79%；罕遇地震作用下墩底剪力的減震率達到77%，墩底彎矩的減震率達到79%。

2) 設防地震作用下墩高11.5 m簡支箱梁橋采用摩擦擺支座后支座位移有所增大，其中噶朗村G318立交左線特大橋支座在設防地震作用下縱橋向最大位移131 mm，橫橋向最大位移95 mm，罕遇地震作用下縱橋向最大位移295 mm，橫橋向最大位移206 mm；尼洋河特大橋在設防地震作用下支座縱橋向最大位移139 mm，橫橋向最大位移106 mm；罕遇地震作用下縱橋向最大位移296 mm，橫橋向最大位移286 mm，均在摩擦擺預設的地震位移范圍之內。

綜上可知，使用摩擦擺支座進行減隔震設計是合適的。

3 摩擦擺支座應用

3.1 摩擦擺支座工況分析

摩擦擺支座應用在橋梁上時，在豎向荷載作用下，曲面壓應力均勻分布，平面尺寸與設計位移相關，利用單擺機理延長了橋梁的自振周期，從而降低結構動力響應，并通過橋梁上部結構自重提供所需的自復位能力，幫助橋梁上部結構回到初始位置。

摩擦擺支座在橋梁正常運營狀態(tài)或發(fā)生小于預期的地震作用情況下，其功能與普通鋼支座一致，可滿足橋梁的正常運行，當發(fā)生大于預期的地震時，其限位裝置被剪斷，通過高性能摩擦副，實現(xiàn)摩擦耗能；通過曲面實現(xiàn)動能到勢能的轉化，并提供回復力，使結構震后自復位；設置限位裝置實現(xiàn)抗中震、隔大震的功能。圖6為摩擦擺支座(固定型)結構圖。

1-上支座板;2-改性超高分子量聚乙烯滑板;3-球冠襯板;4-改性高分子量達克綸(HSM);5-下支座板;6-錨栓;7-限位裝置;8-球面不銹鋼滑板。圖6 摩擦擺支座結構圖

3.2 摩擦擺支座材料及設計計算

根據(jù)標準TB/T 3320-2013 《鐵路橋梁球型支座》和Q/CR 756.2-2020 《鐵路橋梁支座第2部分：球型支座》要求，結合川藏鐵路工程性能需求，摩擦擺支座所用主要材料見表6。

表6 摩擦擺支座主要材料

摩擦擺支座設計計算主要包括耐磨板壓應力計算、滑動面水平位移計算和轉動力矩設計計算，參照標準TB/T 3320-2013 《鐵路橋梁球型支座》和Q/CR 756.2-2020 《鐵路橋梁支座第2部分：球型支座》進行。

耐磨板設計壓應力為載荷與耐磨板投影面積之比，按照式(2)計算。

(2)

式中：W為豎向設計承載力；d為耐磨板在水平面的投影面直徑；σ為耐磨板抗壓強度容許值。

對于滑動面水平位移，采用定性分析，可以使用反應譜法確定，但鑒于摩擦擺式支座的非線性特征，實際水平位移量需要經(jīng)過非線性分析來驗算。

轉動力矩是檢驗在一定彎矩下支座的旋轉能力，支座工作時隨橋梁下?lián)系劝l(fā)生轉動，按照式(3)計算。

M=μWRc<[M]

(3)

式中：μ為摩擦面摩擦系數(shù)；W為豎向設計承載力；Rc為球冠襯板的球面半徑；[M]為彎矩允許值。

3.3 摩擦擺支座水平滯回性能試驗

在地震發(fā)生時，摩擦擺支座的動態(tài)滑移性能關系到橋梁安全。為模擬支座實際地震工況，參照歐洲標準EN15129：2018 《antiseismic devices》，在支座設計載荷下進行水平滯回性能試驗，峰值速度按公式(4)計算。

VED=2π·f0·dx

(4)

式中：VED為峰值速度；f0為隔震頻率；dx為設計隔震位移。

計算得到摩擦擺支座水平滯回峰值速度為767 mm/s。

4 結語

針對川藏鐵路高烈度地震區(qū)簡支梁橋的抗震設防需求，建立噶朗村G318立交左線特大橋和尼洋河特大橋典型簡支箱梁橋有限元分析模型，制定了摩擦擺支座減隔震方案，并開展仿真計算和減隔震效果分析，進一步地，對摩擦擺支座進行了工作狀態(tài)分析和設計計算，主要結論如下。

1) 不使用減隔震方案，簡支梁橋墩底剪力和彎矩值過大，對于結構整體受力不利，并且罕遇地震時的墩底剪力和彎矩值比多遇地震、設防地震時多出1倍甚至1個數(shù)量級，導致橋墩難以兼顧經(jīng)濟型和安全性，設計困難。

2) 使用摩擦擺支座減隔震方案，罕遇地震作用下，墩底剪力和彎矩值下降，減隔震作用和位移控制作用顯著，整體減隔震效果好。

3) 分析了摩擦擺支座在橋梁中的工況，提出設計計算關鍵步驟及水平滯回性能試驗峰值速度，為橋梁支座的設計提供依據(jù)和參考。

4) 對于不同跨徑的同類簡支梁橋梁、或者其他類型的橋梁，在選用摩擦擺支座時，應根據(jù)實際工程減隔震設計要求，進行摩擦系數(shù)、隔震半徑、減隔震位移等參數(shù)的選取，以提高減隔震適用性。