剛構和連續梁結構體系下的矮墩槽箱組合梁橋抗震性能對比

李雅香

1.廣東揭惠鐵路有限責任公司 廣東 廣州 510000 2.廣東梅龍鐵路有限公司 廣東 廣州 510000

隨著我國基礎設施建設和城鎮化的大力發展，出現了很多橋梁上跨鐵路或重要公路的情況，此時橋梁轉體往往成為首選方案。而由于在某些情況下橋梁位于平曲線上且線位縱斷面標高受控制，需有效降低上跨結構的建筑高度。目前，常規橋梁的主梁截面大多為混凝土箱梁或鋼箱梁截面，其雖然整體性好，抗扭剛度大，但建筑高度一般在2m以上，梁高較大，很難滿足建筑高度受限的設計情況；同時，鋼結構的耐久性較差，后期維護次數多，維護費用高昂，導致其在上跨鐵路工程中往往很少采用。

在現有技術中，對于建筑高度受限的橋梁工程而言，其主梁結構大多采用槽型梁方案，該槽型梁方案具有橋梁建筑高度低、結構輕巧、造型優美、降噪效果好、斷面空間利用率高等特點。但是，由于槽型截面屬于開口端面，導致其抗扭剛度較弱，因而大多應用在跨徑不大且平面位于直線或者曲線半徑較大的線位，以簡支梁、連續梁或者斜拉橋的形式進行應用，導致主梁結構的跨度往往較小，很難滿足在大跨度環境下的應用，也很難滿足在水平轉體橋梁工程中的應用，存在明顯的局限性。

槽箱組合梁是將槽形梁與箱形梁組合得到的一種新型結構[1]。槽箱組合梁利用整體式箱形截面的自重增加不明顯而抗扭剛度顯著增加的優點，將無法滿足抗扭承載力的槽形梁段改為整體箱形截面，特別適用于橋梁平面位于小半徑曲線，且建筑高度受限的超靜定結構橋梁工程。關于槽型梁的研究較多[2-7]，而對于槽箱組合梁這一新型結構的研究極少，且未檢索到槽箱組合梁的抗震分析方面的論文和文獻。

揭惠跨梅汕高鐵特大橋2×72m轉體橋梁為預應力鋼筋混凝土槽箱組合梁，因建筑高度受限墩高僅6m，縱橋向高寬比1.7，橫橋向高寬比0.56，均小于2.5，是典型的矮墩。本文以該橋為研究背景，對T構和連續梁這兩種結構體系的矮墩槽箱組合梁橋抗震性能進行研究，可對同類型工程提供指導和借鑒作用。

1 工程概況

跨梅汕高鐵特大橋的橋址自揭陽站引出，跨越梅汕高鐵。主梁全長145.2m（含兩側梁端至邊支座中心距各0.6m），跨度為（72.6+72.6）m，橋面凈寬為7.0m，其中中墩50m范圍為單箱單室，中墩處箱高為10.5m，標準段箱高9.7m，箱寬9.0m，剩余95.2m均為槽形梁，梁高變化為4.5m～9.7m，梁高變化按圓弧，圓弧半徑為134234.615m，變化段長度為37m。邊跨等高段長度為10.6m，梁高為4.5m，邊支座處梁高為5.0m。主墩的墩高僅6m，墩底順橋向寬3.5m，墩頂擴寬至4.5m，墩底橫橋向寬10.8m，墩頂擴寬至11.8m，四角處均設置半徑0.5m圓倒角。橋梁平立面及典型斷面圖如圖1～3所示。

圖1 平立面圖

圖2 中墩斷面圖

圖3 邊墩斷面圖

橋址場地土上部多為中軟土、下部多為中硬土～堅硬土類型，場地類別為Ⅱ級場地，屬對建筑抗震一般地段。根據《中國地震動峰值加速度區劃圖》（GB18306-2015）及《中國地震動加速度反應譜特征周期區劃圖》（GB18306-2015）分析，跨梅汕高鐵特大橋場區內地震動峰值加速度為0.15g，基本地震動反應譜特征周期為0.4s。

本項目的結構特點：

（1）線位縱斷面受跨梅汕標高控制，建筑高度受限；

（2）橋梁位于曲線上，需承受較大的扭矩；

（3）上跨鐵路，不宜采用鋼結構橋梁。

經楊忠良[8]多方案比選后采用槽箱組合梁結構。

2 剛構和連續梁體系的特點

剛構體系的特點：采用墩梁固結，整體剛度大，且運營期無支座更換的維養問題，但當為矮墩時，由于矮墩變形能力差，在地震、溫度等作用下易引起開裂，因此矮墩一般不宜采用剛構體系。

連續梁體系的特點：采用支座，主梁彎矩不會傳給主墩，還可以通過采用減隔震支座顯著降低傳遞給橋墩的地震力，但整體剛度稍弱于剛構，支座屬于易損構件需進行維養，當采用橋梁轉體時需額外增設臨時固結。

橋梁結構的合理抗震體系一般有兩種：一種是延性抗震體系，另一種是減隔震體系。當采用剛構結構體系時，往往采用延性抗震體系，當采用連續梁體系時，往往采用減隔震體系。

對于槽箱組合梁，由于它往往應用在建筑高度受限的地方，該條件下橋墩高度也將受到限制，當上跨橋梁高度較高時以高墩形式出現，當上跨路基段時則以矮墩的形式出現。本橋上跨梅汕高鐵路基段，墩高僅6m，縱橋向高寬比1.7，橫橋向高寬比0.56，均小于2.5，是典型的矮墩。

3 剛構結構體系的抗震性能

剛構結構體系往往采用延性抗震體系，本橋的橋墩為矮墩，矮墩的破壞形態為剪切破壞，根據抗震理念，矮墩應能承受罕遇地震下的地震力，則延性構件為樁基。因此需對樁基的延性進行分析。

靜力的非線性分析是目前較為實用的簡化的彈塑性分析技術，是分析延性抗震體系常用的方法，采用專業軟件Midas/civil進行pushover分析。群樁基礎的最大彎矩一般出現在樁頂，因此取樁頂至第二個最大彎矩處的樁段為可能的塑性鉸區，同時增加橋墩為可能的塑性鉸區，以判斷橋墩和樁基破壞先后次序。彈塑性本構采用Mander本構。

通過計算得知，無論縱橋向還是橫橋向，樁基均先于橋墩進入屈服，且邊樁接近損壞，半數樁出現屈服，此時橋墩仍未出現塑性鉸。首次鋼筋屈服時的橋墩剪力為24913kN，首次砼屈服時的橋墩剪力為45493kN，而罕遇地震下橋墩剪力為78424kN，遠大于45493kN，即在罕遇地震下多數樁基損壞嚴重，不滿足抗震要求，且樁基屬于地下工程，若損壞嚴重不利于震后修復。因此本橋不適合采用剛構的結構體系。

4 連續梁結構體系的抗震性能

根據《鐵路工程抗震設計規范》(GB 50111-2006(2009年版))第7.4.1A條及條文說明，高烈度地震區有條件時可采用減隔震設計，采用減隔震設計的橋梁，應滿足正常使用功能的要求[9]。減隔震支座可以延長結構的自振周期，對降低結構的地震作用效果顯著，在國際上已得到廣泛應用，橋梁采用減隔震設計的適用條件包含墩高較矮的情況。本橋的橋墩為典型的矮墩，且位于0.15g的高烈度場區，滿足這個適用條件。

摩擦擺減隔震支座是目前鐵路橋梁中應用最多的減隔震裝置[10]，摩擦擺減隔震支座利用鐘擺原理實現減隔震功能，通過滑動界面摩擦消耗地震能量實現減震功能，通過球面擺動延長梁體運動周期實現隔震功能。支座依靠上、下兩個球面摩擦副實現支座正常的承載、位移及轉角功能，由剪力銷和限位板組成的限位裝置控制支座由正常狀態轉換為減隔震狀態。

摩擦擺支座的性能參數為：摩擦系數0.05，最大剪斷力8250kN，剪斷后地震容許位移150mm。當正常使用時，全橋總制動力為(250*4+85*(145.2-1.6*4))*10%=1280kN,遠小于支座最大剪斷力8250*2=16500kN，運營階段兩個減隔震支座的水平總剛度為11000*2=22000kN/cm，與矮墩得到的組合剛度顯然也滿足剛度要求，因此摩擦擺支座滿足正常使用要求。

4.1 地震波的選擇

減隔震橋梁的抗震分析宜采用非線性時程反應分析法。地震波的選擇應滿足頻譜特性、有效峰值和持續時間的要求。本橋基本周期約為2.14s，按往復運動10次，有效持續時間應大于21.4s，再考慮前后無效時長，地震波持續時間定為35s。選擇7條地震波，計算結果取平均值。7條地震波與罕遇地震反應譜的頻譜特性基本一致。

4.2 時程分析結果

雙曲面摩擦擺支座的外側限位裝置剪斷后的恢復力模型如圖4所示，輸入地震波進行時程分析，計算得出在罕遇地震下的摩擦擺支座的滯回曲線與恢復力模型基本相符，支座最大位移為13cm，小于支座容許位移15cm，也小于梁端伸縮縫寬20cm，滿足位移要求。每個支座受到的最大剪力為9000/2=4500kN，顯然外側限位裝置剪斷后，地震力顯著降低。承臺底的最大剪力為22500kN,最大彎矩為190000kN·m。

圖4 摩擦擺支座的恢復力模型

4.3 下部結構驗算

地 震 工 況 下 ， 墩 身 最 大 剪 應 力4/3*22500/37.58/1000=0.8MPa，墩身不會發生剪切破壞。

在承臺最大彎矩工況下的樁基內力均為壓軸力，最大軸力19664kN，最小軸力1374kN，最大剪力1871kN，位于樁頂，最大彎矩為5546kN·m，也是位于樁頂，由此可以看出，摩擦擺支座顯著減少了結構受到的地震力，避免樁基拉彎破壞。

經計算， 軸力1 3 7 4 k N 對應的抗彎承載力為7 6 5 2 k N·m>5 5 4 6 k N·m，斜截面受剪承載力=2550kN>1871kN，說明地震工況樁基受到的彎矩和剪力均在其承載力以內。

5 結語

本文以揭惠跨梅汕高鐵特大橋為工程背景，研究矮墩槽箱組合梁橋在剛構和連續梁結構體系下的抗震性能，具體方法為采用pushover進行剛構體系的延性分析，采用非線性時程進行連續梁體系的減隔震分析。經分析，矮墩槽箱組合梁橋與常規矮墩梁橋有相似的抗震受力特點，不適合采用剛構的結構體系，它將造成多數樁基損壞嚴重，適合采用連續梁結構體系，當烈度較高時宜采用減隔震體系，分析表明摩擦擺支座的使用顯著減少了結構受到的地震力，避免樁基拉彎破壞。本文的研究成果可對同類型工程提供指導和借鑒作用。