高烈度區(qū)鐵路橋梁位移型和速度型阻尼器減震對比研究

龐 林， 劉力維， 董 俊， 曾永平

(中鐵二院工程集團有限責任公司， 成都 610031)

川藏鐵路擬建的雅拉河大橋橋址區(qū)位于康定市雅拉鄉(xiāng)，臨近雅拉河斷裂、鮮水河斷裂帶的幾個段落，其中雅拉河段、色拉哈段和磨西段的離逝時間已接近重復間隔， 未來存在發(fā)生特征地震的危險，工程場地地震危險性主要為近場大震。根據(jù)地震安評報告，該地區(qū)屬于9度地震區(qū)，二類場地，場地特征周期0.5 s，罕遇地震峰值加速度達0.918g，安評地震記錄包含顯著的速度脈沖效應，其PGV/PGA達2.5，應考慮近場地震影響，豎向地震動加速度峰值取水平地震動加速度峰值的1.0倍。

當前應用于橋梁結構的耗能減震裝置主要包括兩大類，以黏滯阻尼器、電渦流阻尼器[1-6]等為代表的速度型阻尼器和以軟鋼金屬減震卡榫、記憶合金阻尼器等[7-12]為代表的位移型阻尼器。橋梁用各類阻尼器如圖1所示。

圖1 橋梁用各類阻尼器

1 工程概況及動力分析模型

雅拉河大橋初步設計方案采用11×32 m+4×26 m結合梁簡支梁橋，其中1#～9#橋墩之間為雙線橋，9#～14#橋墩之間為雙線+單線橋。采用Engineer’s Studio(ES)建立彈塑性纖維截面模型模擬橋墩潛在塑性鉸區(qū)真實變形曲率關系，以及結構損傷后剛度退化、連接構造非線性對整體結構地震響應的影響。

雙線32 m跨結合梁自重約453 t，二期恒載雙線200 kN/m，單線100 kN/m，車輛荷載為ZKH荷載，曲線段設計車速120 km/h，曲率半徑800 m。橋墩、樁基礎混凝土采用C35，結合梁混凝土采用C50混凝土，鋼材Q420，縱筋HRB500。墩高15 m以上采用空心墩，15 m及以下采用實心墩。分析模型如圖2所示，安評地震動反應譜如圖3所示。

圖2 分析模型

圖3 安評報告輸入地震動加速度反應譜

2 減隔震措施方案初選

該橋址場地波罕遇地震最大加速度峰值為0.92g，PGV/PGA達2.5，具有顯著脈沖特性，連接構造位移難以控制。為此比選表1所述的兩種不同類型的阻尼器方案，包括速度型阻尼器和位移型阻尼器，并與摩擦擺支座形成組合減隔震體系。摩擦擺減隔震支座采用恢復力模型，初始剛度120 000 kN/m，屈后剛度為2 485 kN/m，初始屈服位移為2.61 mm。位移型阻尼器初始屈服位移取30 mm。

表1 減隔震設計方案

圖4 不同減震限位方案位移

罕遇地震不同減震限位方案連接構造位移(順橋向)如圖4所示，計算表明：

1)速度型1～3方案采用黏滯阻尼器，基準方案中每個支座布置一組縱橫向200 t阻尼器，連接構造最大位移為260 mm。經(jīng)優(yōu)化設計后的設計方案，每個雙線梁支座布置一組縱橫向100 t阻尼器，每個單線梁支座布置一組縱橫向50 t阻尼器，可將連接構造最大位移控制在300 mm以內(nèi)，最大位移為292 mm。

2)位移型1～4方案采用金屬阻尼器方案。其初始屈服力由62 t增加至80 t，再增加至120 t時，連接構造最大位移由543 mm降低至367 mm，再降低至291 mm。連接構造位移逐步被控制在設計300 mm位移限值內(nèi)。位移型4方案給出了將位移型阻尼器極限承載力由200 t增加至300 t時，最大位移可進一步減小至242 mm。

為此，選用速度型阻尼器方案3和位移型阻尼器方案3的力學性能參數(shù)，并基于罕遇地震下隔震橋梁保持基本彈性的設計原則，重新調(diào)整橋墩截面和配筯后進行綜合比選分析。速度型阻尼器分別按照黏滯阻尼器和電渦流阻尼器設計。位移型阻尼器按照董俊等[13]提出耗能防落梁設計。

3 減隔震方案綜合比選

3.1 橋墩抗震性能

對比不同減隔震方案墩底彎矩最大值如圖5所示，可以看出各方案墩底內(nèi)力基本接近，偏差約10%。為考慮橋墩動軸力的影響，將各方案共計12 050個軸力-彎矩橋墩內(nèi)力時程點與等效屈服P-M(軸力-彎矩)曲線繪制在圖6上。墩柱的承載力受弱軸控制，橋墩地震內(nèi)力時程點絕大多數(shù)落在等效屈服彎矩的屈服面內(nèi)與面上，僅有個別點落在屈服面之外。若再考慮一定的安全系數(shù)，以響應較大的實心墩(4#墩)以及空心墩(10#墩)為例，將4#墩縱筋配筋率自0.9%調(diào)整至1.3%，10#墩縱筋配筋率自1.8%調(diào)整至2.2%后，所有地震響應均包絡在等效屈服彎矩的屈服面內(nèi)。

圖5 墩底內(nèi)力比較

圖6 橋墩等效屈服彎矩驗算

3.2 樁基抗震性能

對比不同減隔震方案樁頂最大軸拉力，如圖7所示，可以看出各方案樁基內(nèi)力基本接近，偏差約15%左右。在3種減隔震方案中，個別邊緣位置的樁基地震響應超過了等效屈服彎矩屈服面，損傷模式為拉彎損傷。將部分超限的樁基配筋率由2.2%調(diào)增至3%后，重新驗算。如圖8所示，樁基的地震響應均在等效屈服彎矩的屈服面內(nèi)，滿足了罕遇地震基本彈性的性能要求。

圖7 樁頂軸向拉力比較

圖8 樁基等效屈服彎矩驗算

3.3 連接構造位移

罕遇地震作用下黏滯阻尼器、耗能防落梁和電渦流阻尼器方案最大連接構造最大位移均發(fā)生在順橋向，分別為318、382、312 mm。橫橋向位移較小，分別為282、268、232 mm，如圖9所示。

3.4 結合梁抗震性能

用罕遇地震工況下的彎矩1.35×105kN·m除以主力工況下的彎矩0.79×105kN·m，比值為1.71，用Q420工字鋼罕遇地震容許應力420 MPa除以主力作用容許應力250 MPa，比值為1.68，說明在近場地震分量較大的情況下(加速度峰值0.92g，與水平比值為1.0)，罕遇地震工況相較于主力工況可能更控制設計，但相差不大可按照主力進行初步設計。

圖9 墩梁連接構造位移

結合梁按基本彈性設計，分析表明跨中彎矩由一階豎彎控制。主梁一階豎彎周期為0.32 s，處于加速度反應譜平臺段，查詢安評人工波反應譜譜值，對應的動力放大系數(shù)為2.5左右。按反應譜法計算主梁自重與地震響應線性疊加的豎向加速度為3.3g(自重1g+動力2.5×0.92g)，不考慮水平地震對主梁彎矩的耦合，僅考慮豎向地震作用下，按照均布力計算的跨中彎矩為1.44×105kN·m，與有限元時程分析結果1.35×105kN·m，僅偏大6.73%。將扣除自重的動力時程結果與自重工況計算的罕遇跨中彎矩相比，繪制獲得的動力系數(shù)時程，如圖10所示，罕遇地震動的動力放系數(shù)最大為2.20，與理論分析相接近。

圖10 跨中彎矩動力系數(shù)時程

4 結論

以川藏鐵路雅拉河大橋為研究對象，比選采用不同類型阻尼器(速度型和位移型)的在近斷層高地震烈度區(qū)鐵路橋梁抗震設計中的適用性，研究表明：

1)雅拉河大橋雙(單)線采用100 t的速度型阻尼器或120 t的位移型阻尼器方案均能滿足川藏鐵路橋梁抗震設計關于“罕遇地震結構保持基本彈性的設計要求”，連接構造相對位移能夠控制在400 mm以內(nèi)。其中15 m以上橋墩采用空心墩，最大配筋率2.2%，15 m以下橋墩為實心墩，最大配筋率1.3%。樁基直徑1.5 m，最大配筋率3%。按照正常使用進行結合梁的初步設計基本可滿足罕遇地震工況的抗震需求，結合梁工字鋼最大應力402.4 MPa，混凝土最大應力17.7 MPa。

2)黏滯阻尼器耐久性問題較為突出，應用在環(huán)境復雜艱險、維護檢修困難的川藏線上存在一定問題；同參數(shù)的電渦流阻尼器的耗能限位效果整體與黏滯阻尼器相當，在功能上能夠代替黏滯阻尼器；耗能防落梁方案與電渦流阻尼器方案相比，經(jīng)濟性突出，參數(shù)設計靈活。除順橋向外電渦流阻尼器方案對連接構造位移控制的效果更為優(yōu)異，橫橋向連接構造位移的控制水平相當，樁基、墩和梁內(nèi)力控制基本一致。

綜合考慮減隔震性能與經(jīng)濟性，橫橋向采用耗能防落梁方案，順橋向采用電渦流阻尼器效果更佳。