李明鵬

(重慶萬橋交通科技發(fā)展有限公司， 重慶 401336)

在列車制動力、牽引力及地震荷載下，斜拉橋主梁梁端會發(fā)生不同程度的位移，由于鐵路列車要求運行平穩(wěn)、乘坐舒適，就需減小這些荷載作用下的梁端位移，因此，需根據(jù)列車制動力、牽引力及地震荷載下主梁梁端位移，選擇合理的支承體系[1-2]。

鐵路斜拉橋在邊墩、輔助墩及橋塔處一般設(shè)置豎向支承，在端支點及中支點處設(shè)置橫向抗風(fēng)支座及限位構(gòu)件以抵抗橫向地震作用。塔梁縱向連接方式分為[3]：1) 塔梁固定鉸支承體系；2) 半漂浮體系；3) 塔梁不對稱約束體系；4) 阻尼減震體系；5) 塔梁彈性約束體系。在地震力及列車制動力作用下，為確保塔底的內(nèi)力及梁端位移均保持較小，鐵路斜拉橋縱向支承體系通常選擇塔梁不對稱約束體系、塔梁彈性約束體系及阻尼減震體系。

在鐵路斜拉橋抗震中，縱向支承體系存在轉(zhuǎn)換，即在多遇地震及設(shè)計地震下，列車制動力成為主導(dǎo)因素。因此，為減小列車制動力下的梁端位移，通常選擇縱向剛度大的塔梁不對稱約束體系及塔梁彈性約束體系。在罕遇地震下，地震力成為主導(dǎo)因素，此時需要發(fā)揮抗震阻尼器的作用，因此需從塔梁不對稱約束體系及彈性約束體系轉(zhuǎn)換為阻尼減震體系[4-5]。本文基于明月峽長江大橋工程，采用Midas Civil軟件模擬了四線鐵路斜拉橋在罕遇地震下縱向支承體系的轉(zhuǎn)換過程。

1 工程概況

明月峽長江大橋位于長江上游重慶市南岸區(qū)廣陽鎮(zhèn)玉泉村，是重慶東環(huán)線及達渝城際鐵路控制性工程。大橋全長877.5 m，主橋為425 m鋼桁梁高低塔斜拉橋，跨度布置為(62.5+125+425+175+75) m，兩主塔采用不等高塔，珞璜南側(cè)2#主塔、磨心坡側(cè)3#主塔總高度分別為188.5 m、203.5 m。主梁為鋼桁梁，其中上層為雙線達渝城際鐵路，下層為東環(huán)線雙線鐵路，大橋總體布置如圖1所示。

大橋主梁采用兩主桁直桁結(jié)構(gòu)，雙塔雙索面。2#主塔設(shè)縱向活動支座，3#主塔設(shè)固定支座，輔助墩及橋臺設(shè)縱向活動支座。同時兩塔各設(shè)4個抗震用粘滯阻尼器，最大出力3 500 kN，主梁約束體系布置如圖2所示。

單位：cm

圖2 主梁約束體系布置

2 罕遇地震抗震設(shè)計及驗算

根據(jù)橋梁所處的地理位置，參照中國地震動參數(shù)區(qū)劃圖，大橋抗震設(shè)防烈度為Ⅵ度，基本地震動峰值加速度0.05g，場地特征周期0.35 s。依據(jù)GB 50111—2006《鐵路工程抗震設(shè)計規(guī)范》，大橋?qū)儆诩夹g(shù)復(fù)雜、修復(fù)困難的特殊結(jié)構(gòu)橋梁，抗震設(shè)防類別為A類，宜進行單獨抗震設(shè)計。

按照鐵路工程三階段水準(zhǔn)抗震設(shè)計，罕遇地震采用50年超越概率2%對應(yīng)的烈度，換算成重現(xiàn)期為2 475年[6]。目前最常用的抗震計算方法為反應(yīng)譜法和時程分析法，為充分考慮結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下的非線性及多自由度振動的影響，罕遇地震分析采用地震安全性評價報告中提供的Ⅱ類場地人工合成地震動時程[7-9]。人工時程地震波時間步長0.02 s，水平方向加速度峰值為134.9 cm/s2，罕遇地震下3條人工時程曲線如圖3～圖5所示。

圖3 罕遇地震人工時程波1

圖4 罕遇地震人工時程波2

圖5 罕遇地震人工時程波3

罕遇地震下主塔、輔助墩及邊墩承受很大的彎矩和剪力，塔墩都已進入塑性，延性抗震設(shè)計已不能滿足抗震需求，需考慮減隔震設(shè)計[10]。大橋在兩主塔與主梁連接處各設(shè)4個抗震用粘滯阻尼器，最大出力3 500 kN，當(dāng)粘滯阻尼器發(fā)揮作用時，需使主梁在縱向自由活動。由圖2主梁約束體系可知，主梁在3#主塔處主梁縱向被固定，因此進行罕遇地震下分析需模擬主梁在3#主塔處從固定約束轉(zhuǎn)為自由活動狀態(tài)，即主梁經(jīng)歷了從塔梁不對稱約束體系到阻尼減震體系的轉(zhuǎn)換。

3 支承體系轉(zhuǎn)換模擬

3.1 建模

采用Midas Civil建立全橋有限元桿系模型，如圖6所示。在地震作用下，結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)很大程度上取決于橋梁的質(zhì)量及剛度，為此，斜拉索模擬使用設(shè)計索力，將所有恒載轉(zhuǎn)化為質(zhì)量。主塔的4個支座編號順序，依次為1#、2#、3#、4#(縱向從珞璜南側(cè)到磨心坡側(cè)，橫向從左到右)。4個支座均采用承載力高、抗震性能好的球鋼支座，其中1#為縱向活動支座、2#為多向活動支座、3#為固定支座，4#為橫向活動支座。各種球鋼支座的三向承載力如表1所示，其中3#、4#球鋼支座縱向能承受16 000 kN的剪斷力。

圖6 全橋有限元模型

表1 各種球鋼支座的三向承載力數(shù)值 kN

3.2 體系轉(zhuǎn)換模擬

為獲取罕遇地震工況下主梁支承體系經(jīng)歷從塔梁不對稱約束體系到阻尼抗震體系的轉(zhuǎn)換，通過求取3#、4#球鋼支座在罕遇地震下的受力，判定罕遇地震作用下銷釘剪斷的時刻。為此，大里程主塔固定支座邊界條件使用“一般連接/彈簧”模型進行模擬，彈簧剛度取大值[11]。修改邊界條件后，整橋模型導(dǎo)入罕遇地震下人工時程數(shù)據(jù)，從一般連接內(nèi)力時程文本數(shù)據(jù)可得：球鋼支座的縱橋向水平剪斷力在地震作用的第8 s達到16 000 kN，此時約束縱橋向的銷釘被剪斷，之后主梁在地震作用下開始自由活動，主梁帶動粘滯阻尼器活塞不斷來回運動產(chǎn)生阻尼力。

確定主梁縱向支承體系轉(zhuǎn)換的時刻后，將銷釘剪斷時刻的初始內(nèi)力狀態(tài)作為前次荷載工況，在 8 s～45 s罕遇地震時程荷載工況設(shè)置中勾選“接續(xù)前次”，并在前述工況基礎(chǔ)上累加位移、速度及加速度，得到后續(xù)的分析結(jié)果[12-13]。修改模型邊界條件并添加粘滯阻尼器，對粘滯阻尼器的速度指數(shù)及阻尼系數(shù)進行參數(shù)敏感性分析后，確定阻尼器參數(shù)：速度指數(shù)0.4、阻尼系數(shù)3 500 kN/(m/s)α、最大出力 3 000 kN、阻尼器最大行程500 mm。粘滯阻尼器在有限元中采用“一般連接/Maxwell模型”模擬，非線性特性值取值設(shè)置如圖7所示。

圖7 粘滯阻尼器Maxwell模型參數(shù)設(shè)置

3.3 結(jié)果分析

由于大橋主塔、輔助墩及邊墩均屬不可修復(fù)構(gòu)件，在罕遇地震作用下要求保持彈性狀態(tài)，即不進入塑性。為驗證罕遇地震下主塔是否處于彈性狀態(tài)，須先求取主塔塔底截面的彎矩-曲率曲線，后對比罕遇地震下主塔的塔底彎矩和彎矩-曲率曲線中的初始屈服彎矩，再判斷主塔是否處于彈性狀態(tài)[14-15]。罕遇地震下2#、3#主塔塔底截面彎矩-曲率曲線如圖8、圖9所示。

銷釘剪斷后主梁在橋梁縱向自由活動，粘滯阻尼器耗能減震。在減隔震體系下，獲取2#、3#主塔在罕遇地震下的塔底彎矩時程數(shù)據(jù)，如表2所示，并與主塔屈服彎矩進行對比，如圖10、圖11所示。

圖8 2#主塔塔底彎矩-曲率曲線

圖9 3#主塔塔底彎矩-曲率曲線

圖10 罕遇地震下2#主塔塔底彎矩

圖11 罕遇地震下3#主塔塔底彎矩

表2 罕遇地震下有無阻尼器主塔塔底彎矩 ×105 kN·m

分析表2可知，在主塔塔底設(shè)置阻尼器后，2#、3#主塔塔底彎矩顯著小于屈服彎矩，可判斷在減隔震體系下，主塔處于彈性狀態(tài)；而無阻尼器工況下，2#、3#主塔塔底彎矩超出屈服彎矩，可判斷主塔處于塑性，因此在阻尼抗震體系下結(jié)構(gòu)滿足抗震設(shè)計要求。

4 結(jié)論

1) 鐵路斜拉橋為減小由列車制動力及牽引力引起的梁端位移，塔梁縱向通常選用剛度較大的不對稱約束體系及彈性約束體系，而在地震荷載下通常選用阻尼抗震體系，通過阻尼器耗能減震。

2) 基于明月峽長江大橋，模擬了罕遇地震下鐵路斜拉橋從塔梁不對稱約束體系到阻尼抗震體系的轉(zhuǎn)變過程。通過Midas Civil模型計算得到罕遇地震下主塔支座銷釘剪斷時間為8 s，并以銷釘剪斷瞬間作為該工況下結(jié)構(gòu)的初始內(nèi)力，在該初始內(nèi)力下進行體系轉(zhuǎn)換后的地震效應(yīng)及減隔震分析。

3) 支承體系轉(zhuǎn)換后，通過時程分析得出大橋2#、3#主塔塔底彎矩時程數(shù)據(jù)，并與主塔屈服彎矩對比，結(jié)果表明在阻尼抗震體系下主塔處于彈性工作狀態(tài)，主塔滿足罕遇地震下抗震要求。