長聯大跨公鐵兩用橋減隔震設計研究與應用

楊喜文,任為東,雷昕弋,楊海洋

(中鐵工程設計咨詢集團有限公司,北京 100055)

引言

近年來，國內外強震頻發，由于橋梁工程遭到嚴重破壞，導致震區交通生命線中斷，從而給救災工作帶來巨大困難，造成了嚴重的次生災害[1]。我國汶川地震中鐵路橋梁出現了落梁和垮塌等嚴重震害[2-4]。

公鐵兩用橋同時承載著公路和鐵路交通，處于跨越大江大河等天塹的交通咽喉位置，是極其重要的生命線工程，抗震設防類別高。長聯大跨公鐵兩用連續梁橋與斜拉橋或懸索橋等本身具有長周期特點的橋梁相比，質量大，剛度大，抗震設計困難。

目前，橋梁結構常用的抗震體系主要有延性體系[5-6]和隔震體系[7-9]。基于性能的抗震設計思想，功能評估地震(多遇地震×重要性系數)作用下，通過強度設計實現正常使用狀態的性能目標；安全評估地震(罕遇地震)作用下允許結構發生彈塑性變形，通過位移設計和構件的強度能力保護設計，實現生命安全狀態或避免倒塌狀態。延性體系通常允許結構在墩柱上發生彎曲彈塑性變形，因此，要求墩柱為長柱，剪跨比≮2.5，且≯10；隔震體系允許結構彈塑性變形發生在墩-梁連接部位。因此，延性體系適用于墩高較大，剛度較小的結構；而隔震體系適用于墩高較小，沒有延性能力，剛度大的結構。

依托鄭濟鐵路黃河公鐵兩用橋的主橋(112+6×168+112) m連續鋼桁梁橋，研究長聯大跨公鐵兩用橋的抗震設計。

1 工程概況

鄭濟鐵路黃河公鐵兩用橋為雙層布置，上層為雙線6車道，下層為四線鐵路。其中，鄭濟鐵路為雙線，線間距5.0 m，無砟軌道，設計時速350 km；新鄭市域鐵路為雙線，線間距5.0 m，無砟軌道，設計時速160 km。

黃河特大橋公鐵合建段長12.18 km，主橋為(112+6×168+112) m變高三主桁連續鋼桁梁，立面布置如圖1所示。

圖1 鄭濟鐵路黃河公鐵兩用橋主橋立面布置(單位：m)

鋼桁梁跨中橫斷面如圖2所示，三片主桁間距為13.4 m，標準段桁高15.0 m，支點位置下加高15.0 m，總高為30 m。橋墩為三柱墩，墩柱橫向間距13.4 m，對應三片主桁的間距，墩柱為順橋向圓端形，順橋向長7.0 m，邊柱橫向寬5.0 m，中柱橫向寬6.0 m。交界墩378號和386號高度分別為24.0 m和32.0 m；中墩379號～382號高度比較接近，為10.5～13.5 m，其中382號墩為固定墩；其余中墩383號～385號稍高，為17.0～20.0 m。三墩柱采用整體式承臺，382號固定墩為36根φ2.0 m鉆孔灌注樁，其余中墩為32根φ2.0 m鉆孔灌注樁。

圖2 跨中斷面(單位：mm)

2 抗震設防標準和性能目標

根據GB 50111—2006《鐵路工程抗震設計規范》(2009年版)，跨越大江、大河，且技術復雜、修復困難的特殊結構橋梁屬于A類橋梁。根據地震安評結果，橋址為Ⅶ度，0.15g震區，設計地震地表水平加速度為151 gal，特征周期為0.5 s，多遇地震、設計地震和罕遇地震的加速度反應譜如圖3所示，連續鋼桁梁的阻尼比取3%，參照現行GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》對反應譜進行修正，阻尼修正系數為1.156。

圖3 地震加速度反應譜(阻尼比5%)

按照兩階段設計方法，地震水準1(功能評估地震)取1.5倍多遇地震，相應性能目標為正常使用狀態，即結構不損壞或輕微損壞，能夠保持正常使用功能，結構處于彈性工作階段；地震水準2(安全評估地震)取罕遇地震，相應性能目標為生命安全狀態，即可能損壞，經修復短期內可恢復使用功能，結構處于非彈性工作階段。

3 抗震體系和有限元模型

3.1 抗震體系和支座選型

因運行高速列車的需要，大跨公鐵兩用橋的剛度要求大，使得墩柱采用了較大的截面尺寸。中墩剪跨比均小于2.5，不滿足長柱要求，屬于矮墩橋梁，沒有延性能力，因此，從概念設計角度不采用延性抗震體系，而采用隔震體系。正常運營及地震水準1作用下，支座固定方向設置剪力銷，支座正常工作；地震水準2作用下，允許剪力銷剪斷，支座發揮隔震作用，地震位移較大的情況下可采用黏滯阻尼器等附加阻尼裝置控制地震位移。因中墩支座噸位近1.0×105kN，考慮到支座噸位和耐久性要求，減隔震支座采用摩擦擺式鋼支座，而不考慮橡膠類減隔震支座[10-11]。

3.2 有限元模型總體情況

鋼桁梁桿件、墩柱離散為梁單元，橋面板離散為板單元，采用6×6耦合彈簧考慮樁基礎的柔性[12]，樁基剛度計算按一般沖刷線考慮。有限元模型如圖4所示。

圖4 鄭濟鐵路黃河公鐵兩用橋主橋抗震分析計算模型

全橋支撐體系布置情況：各墩均設置摩擦擺支座，其中，382號墩在正常使用和地震水準1作用下為固定墩；因隔震狀態地震位移控制需要，378號～380號和384號～386號橋墩上設置了沿順橋向的黏滯阻尼器。

包含二期恒載，上部結構總質量為14萬t。

3.3 摩擦擺支座和黏滯阻尼器的力學模型

隔震狀態下，摩擦擺隔震支座的側向力F等于摩擦力與回復力之和[13-18]。

(1)

式中，μ為滑動球面的摩擦系數；W為上部結構的豎向荷載；D為支座水平位移；H為滑動球面與轉動球面之間的球心距。支座屈后剛度(支座克服摩擦力μW滑動后的剛度)為

(2)

黏滯阻尼器的力學模型可用下式表示[19-20]

F=CVα

(3)

式中，F為阻尼力；C為阻尼系數；V為阻尼器相對速度；α為速度指數，其值范圍在0.1～2.0，橋梁抗震實際工程中常用值一般在0.2～0.5范圍內。

3.4 摩擦擺支座和阻尼器參數確定

摩擦擺支座的主要設計參數包括隔震半徑H和摩擦系數μ。因滑板材料的摩擦系數與環境溫度、油脂狀態及磨耗等情況有關，并不十分穩定，其通常在0.02～0.05之間變化。因此，設計過程中對摩擦系數取包絡設計，即計算下部結構受力時采用0.05，計算支座位移時采用0.02。

隔震半徑通過參數分析確定，參數分析時取R=4，5，6 m。支座發揮隔震作用的情況下，采用罕遇地震荷載進行隔震半徑參數分析，結果如圖5所示。由分析結果可知，支座發揮隔震作用后，隔震半徑對基礎的地震反力影響不大，支座變形受隔震半徑影響較為明顯，但在上述隔震半徑參數情況下，支座變形能夠控制在0.25 m以內，考慮到支座噸位較大，選擇隔震半徑為6 m。

圖5 摩擦擺支座參數分析結果

黏滯阻尼器的設計參數主要為阻尼系數C和速度指數α。用于橋梁的黏滯阻尼器α通常取0.2～0.5之間，α越小，阻尼器的滯回曲線越飽滿，反應越敏感，但制造難度會增加。因此，α值通常取0.3或0.4，根據設計經驗取0.4。C值通過參數分析確定，參數分析時取C為3 000，4 500 kN/(m/s)0.4和6 000 kN/(m/s)0.4，阻尼器主要是配合摩擦擺支座控制梁體位移，因此分析過程中考慮支座已發揮隔震作用，分析方法與摩擦擺支座隔震半徑H的參數分析相同。分析結果如圖6所示。阻尼系數C對于基礎的地震反力影響不大，主要對墩梁相對位移和阻尼器的阻尼力影響顯著?？紤]到阻尼器連接件的設計難度，以及地震位移控制效果，阻尼系數C取3 000 kN/(m/s)0.4。

圖6 阻尼器參數分析結果

4 結構抗震分析

4.1 分析方法

地震水準1作用下，采用反應譜法計算結構的地震反應，確定支座剪力銷的剪斷力，采用容許應力法設計墩柱強度和樁基礎長度；地震水準2作用下，采用非線性時程分析方法計算結構的地震反應，確定支座的變形能力，采用極限狀態法設計墩柱和樁基的強度。

地震荷載分別沿順橋向和橫橋向輸入，非線性時程采用地震安評提供的人工加速度時程。

4.2 地震水準1的分析結果

地震水準1為功能評估地震，性能目標是正常使用狀態，結構保持彈性。除固定中墩在順橋向地震作用下為大偏心受壓外，橋墩均為小偏心受壓，地震分析和驗算結果不再贅述。

地震水準1作用下，支座固定方向要求保持固定狀態，因此，剪力銷的剪斷力應不小于地震作用下的支座剪力反應。剪斷力設計值在地震水準1支座剪力反應的基礎上向上取整，并考慮0～+25%的正誤差，剪斷力設計結果如表1所示，相應地震不小于1.5倍的多遇地震。在下部結構設計和驗算中考慮了剪斷力提高的影響。

表1 摩擦擺支座剪力銷剪斷力

4.3 地震水準2的分析結果

地震水準2為安全評估地震，相應性能目標為生命安全狀態，即可能損壞，經修復短期內能恢復使用功能，結構整體處于非彈性工作階段。隔震體系的彈塑性變形發生在墩-梁連接構件，摩擦擺支座和阻尼器在罕遇地震作用下的滯回曲線如圖7～圖9所示。

圖7 中桁支座滯回曲線

圖8 邊桁支座在橫向地震荷載作用下的滯回曲線

圖9 阻尼器滯回曲線

摩擦擺支座的回復力與壓力有關，邊桁支座在橫向地震荷載作用下支座的壓力大小存在變化，壓力增加時滯回曲線變的飽滿，位移減小，壓力減小時滯回曲線變的窄小，但位移增加；分析結果顯示，盡管壓力存在變化，本橋邊桁支座始終處于可靠的受壓狀態；中桁支座及地震荷載沿順橋向作用時邊桁支座壓力變化不明顯，因此，滯回曲線較為穩定規整。

罕遇地震作用下，結構主要分析結果如圖10、圖11所示，主要包括承臺底反力、支座變形和支座剪力。為對比采用隔震體系的減震效果，圖中給出了支座固定方向保持約束工況下的分析結果作為比較。

圖10 地震沿順橋向作用分析結果

圖11 地震沿橫橋向作用分析結果

由分析結果可知，采用隔震體系后，順橋向，固定墩基礎反力和支座剪力大幅減小，基礎水平反力減小約40%，彎矩減小約60%，支座剪力減小約85%，通過設置阻尼器可將墩梁相對位移控制在0.25 m左右；橫橋向，中墩基礎的反力和支座剪力同樣大幅減小，基礎水平力減少40%以上，彎矩減少53%以上，支座剪力減小90%以上，支座變形量可控制在0.20 m左右。因此，基礎設計不再由地震控制，設計難度和投資得到降低。

根據計算結果，支座地震位移反應約為0.25 m，考慮溫度變形和安全系數后，支座設計位移取±0.45 m。

5 結論

我國現行《鐵路工程抗震設計規范》2009年修訂過程中增加了“條件允許時，可采用隔震、耗能裝置，減小構筑物的地震反應”條款，但對于隔震設計方法還沒有詳細規定。以鄭濟鐵路黃河公鐵兩用橋的長聯大跨連續鋼桁梁為依托，針對長聯大跨鐵路橋梁下部結構剛度大，上部結構質量大的特點，研究了該類橋梁的減隔震設計方法，并進行了實踐應用。通過兩階段設計，由功能評估地震確定摩擦擺支座剪力銷的剪斷力，并進行下部結構的強度設計；由安全評估地震確定支座的變形能力，并驗算下部結構的強度，從而實現了基于性能的抗震設計，達到了地震水準1下正常使用和地震水準2下保證生命安全，震后功能可恢復的性能設計目標。