罕遇地震下铁路斜拉桥约束体系转换模拟

李明鹏

(重庆万桥交通科技发展有限公司， 重庆 401336)

在列车制动力、牵引力及地震荷载下，斜拉桥主梁梁端会发生不同程度的位移，由于铁路列车要求运行平稳、乘坐舒适，就需减小这些荷载作用下的梁端位移，因此，需根据列车制动力、牵引力及地震荷载下主梁梁端位移，选择合理的支承体系[1-2]。

铁路斜拉桥在边墩、辅助墩及桥塔处一般设置竖向支承，在端支点及中支点处设置横向抗风支座及限位构件以抵抗横向地震作用。塔梁纵向连接方式分为[3]：1) 塔梁固定铰支承体系；2) 半漂浮体系；3) 塔梁不对称约束体系；4) 阻尼减震体系；5) 塔梁弹性约束体系。在地震力及列车制动力作用下，为确保塔底的内力及梁端位移均保持较小，铁路斜拉桥纵向支承体系通常选择塔梁不对称约束体系、塔梁弹性约束体系及阻尼减震体系。

在铁路斜拉桥抗震中，纵向支承体系存在转换，即在多遇地震及设计地震下，列车制动力成为主导因素。因此，为减小列车制动力下的梁端位移，通常选择纵向刚度大的塔梁不对称约束体系及塔梁弹性约束体系。在罕遇地震下，地震力成为主导因素，此时需要发挥抗震阻尼器的作用，因此需从塔梁不对称约束体系及弹性约束体系转换为阻尼减震体系[4-5]。本文基于明月峡长江大桥工程，采用Midas Civil软件模拟了四线铁路斜拉桥在罕遇地震下纵向支承体系的转换过程。

1 工程概况

明月峡长江大桥位于长江上游重庆市南岸区广阳镇玉泉村，是重庆东环线及达渝城际铁路控制性工程。大桥全长877.5 m，主桥为425 m钢桁梁高低塔斜拉桥，跨度布置为(62.5+125+425+175+75) m，两主塔采用不等高塔，珞璜南侧2#主塔、磨心坡侧3#主塔总高度分别为188.5 m、203.5 m。主梁为钢桁梁，其中上层为双线达渝城际铁路，下层为东环线双线铁路，大桥总体布置如图1所示。

大桥主梁采用两主桁直桁结构，双塔双索面。2#主塔设纵向活动支座，3#主塔设固定支座，辅助墩及桥台设纵向活动支座。同时两塔各设4个抗震用粘滞阻尼器，最大出力3 500 kN，主梁约束体系布置如图2所示。

单位：cm

图2 主梁约束体系布置

2 罕遇地震抗震设计及验算

根据桥梁所处的地理位置，参照中国地震动参数区划图，大桥抗震设防烈度为Ⅵ度，基本地震动峰值加速度0.05g，场地特征周期0.35 s。依据GB 50111—2006《铁路工程抗震设计规范》，大桥属于技术复杂、修复困难的特殊结构桥梁，抗震设防类别为A类，宜进行单独抗震设计。

按照铁路工程三阶段水准抗震设计，罕遇地震采用50年超越概率2%对应的烈度，换算成重现期为2 475年[6]。目前最常用的抗震计算方法为反应谱法和时程分析法，为充分考虑结构在罕遇地震作用下的非线性及多自由度振动的影响，罕遇地震分析采用地震安全性评价报告中提供的Ⅱ类场地人工合成地震动时程[7-9]。人工时程地震波时间步长0.02 s，水平方向加速度峰值为134.9 cm/s2，罕遇地震下3条人工时程曲线如图3～图5所示。

图3 罕遇地震人工时程波1

图4 罕遇地震人工时程波2

图5 罕遇地震人工时程波3

罕遇地震下主塔、辅助墩及边墩承受很大的弯矩和剪力，塔墩都已进入塑性，延性抗震设计已不能满足抗震需求，需考虑减隔震设计[10]。大桥在两主塔与主梁连接处各设4个抗震用粘滞阻尼器，最大出力3 500 kN，当粘滞阻尼器发挥作用时，需使主梁在纵向自由活动。由图2主梁约束体系可知，主梁在3#主塔处主梁纵向被固定，因此进行罕遇地震下分析需模拟主梁在3#主塔处从固定约束转为自由活动状态，即主梁经历了从塔梁不对称约束体系到阻尼减震体系的转换。

3 支承体系转换模拟

3.1 建模

采用Midas Civil建立全桥有限元杆系模型，如图6所示。在地震作用下，结构的地震反应很大程度上取决于桥梁的质量及刚度，为此，斜拉索模拟使用设计索力，将所有恒载转化为质量。主塔的4个支座编号顺序，依次为1#、2#、3#、4#(纵向从珞璜南侧到磨心坡侧，横向从左到右)。4个支座均采用承载力高、抗震性能好的球钢支座，其中1#为纵向活动支座、2#为多向活动支座、3#为固定支座，4#为横向活动支座。各种球钢支座的三向承载力如表1所示，其中3#、4#球钢支座纵向能承受16 000 kN的剪断力。

图6 全桥有限元模型

表1 各种球钢支座的三向承载力数值 kN

3.2 体系转换模拟

为获取罕遇地震工况下主梁支承体系经历从塔梁不对称约束体系到阻尼抗震体系的转换，通过求取3#、4#球钢支座在罕遇地震下的受力，判定罕遇地震作用下销钉剪断的时刻。为此，大里程主塔固定支座边界条件使用“一般连接/弹簧”模型进行模拟，弹簧刚度取大值[11]。修改边界条件后，整桥模型导入罕遇地震下人工时程数据，从一般连接内力时程文本数据可得：球钢支座的纵桥向水平剪断力在地震作用的第8 s达到16 000 kN，此时约束纵桥向的销钉被剪断，之后主梁在地震作用下开始自由活动，主梁带动粘滞阻尼器活塞不断来回运动产生阻尼力。

确定主梁纵向支承体系转换的时刻后，将销钉剪断时刻的初始内力状态作为前次荷载工况，在 8 s～45 s罕遇地震时程荷载工况设置中勾选“接续前次”，并在前述工况基础上累加位移、速度及加速度，得到后续的分析结果[12-13]。修改模型边界条件并添加粘滞阻尼器，对粘滞阻尼器的速度指数及阻尼系数进行参数敏感性分析后，确定阻尼器参数：速度指数0.4、阻尼系数3 500 kN/(m/s)α、最大出力 3 000 kN、阻尼器最大行程500 mm。粘滞阻尼器在有限元中采用“一般连接/Maxwell模型”模拟，非线性特性值取值设置如图7所示。

图7 粘滞阻尼器Maxwell模型参数设置

3.3 结果分析

由于大桥主塔、辅助墩及边墩均属不可修复构件，在罕遇地震作用下要求保持弹性状态，即不进入塑性。为验证罕遇地震下主塔是否处于弹性状态，须先求取主塔塔底截面的弯矩-曲率曲线，后对比罕遇地震下主塔的塔底弯矩和弯矩-曲率曲线中的初始屈服弯矩，再判断主塔是否处于弹性状态[14-15]。罕遇地震下2#、3#主塔塔底截面弯矩-曲率曲线如图8、图9所示。

销钉剪断后主梁在桥梁纵向自由活动，粘滞阻尼器耗能减震。在减隔震体系下，获取2#、3#主塔在罕遇地震下的塔底弯矩时程数据，如表2所示，并与主塔屈服弯矩进行对比，如图10、图11所示。

图8 2#主塔塔底弯矩-曲率曲线

图9 3#主塔塔底弯矩-曲率曲线

图10 罕遇地震下2#主塔塔底弯矩

图11 罕遇地震下3#主塔塔底弯矩

表2 罕遇地震下有无阻尼器主塔塔底弯矩 ×105 kN·m

分析表2可知，在主塔塔底设置阻尼器后，2#、3#主塔塔底弯矩显著小于屈服弯矩，可判断在减隔震体系下，主塔处于弹性状态；而无阻尼器工况下，2#、3#主塔塔底弯矩超出屈服弯矩，可判断主塔处于塑性，因此在阻尼抗震体系下结构满足抗震设计要求。

4 结论

1) 铁路斜拉桥为减小由列车制动力及牵引力引起的梁端位移，塔梁纵向通常选用刚度较大的不对称约束体系及弹性约束体系，而在地震荷载下通常选用阻尼抗震体系，通过阻尼器耗能减震。

2) 基于明月峡长江大桥，模拟了罕遇地震下铁路斜拉桥从塔梁不对称约束体系到阻尼抗震体系的转变过程。通过Midas Civil模型计算得到罕遇地震下主塔支座销钉剪断时间为8 s，并以销钉剪断瞬间作为该工况下结构的初始内力，在该初始内力下进行体系转换后的地震效应及减隔震分析。

3) 支承体系转换后，通过时程分析得出大桥2#、3#主塔塔底弯矩时程数据，并与主塔屈服弯矩对比，结果表明在阻尼抗震体系下主塔处于弹性工作状态，主塔满足罕遇地震下抗震要求。