高速鐵路連續(xù)梁橋抗震性能分析★

劉培玲 萬(wàn)曉慧 朱賢勇 賀 建

(重慶文理學(xué)院，重慶 402160)

1 工程概況

某高鐵連續(xù)梁橋上部結(jié)構(gòu)形式為(60+100+60)m預(yù)應(yīng)力混凝土連續(xù)箱梁，下部結(jié)構(gòu)為流線型實(shí)體圓端形橋墩，鉆孔灌注樁基礎(chǔ)。主梁邊墩處梁高4.85 m，中間墩處7.85 m，中間采用二次拋物線線型漸變。主梁采用C50混凝土，橋墩采用C35混凝土，承臺(tái)及樁身采用C30混凝土。

2 有限元模型的建立與自振特性分析

2.1 有限元模型的建立

根據(jù)設(shè)計(jì)圖紙，采用SAP2000建立空間有限元計(jì)算模型，其中主梁、橋墩、承臺(tái)及樁基礎(chǔ)均以空間梁?jiǎn)卧M，支座連接用線性Link單元模擬，主梁與墩身采用主從約束方式實(shí)現(xiàn)，在固定墩處約束縱橋向、橫橋向及豎向3個(gè)平動(dòng)自由度及繞縱橋向及豎向的轉(zhuǎn)動(dòng)自由度，對(duì)非固定墩，約束橫橋向及豎向2個(gè)平動(dòng)自由度及繞縱橋向、豎向的轉(zhuǎn)動(dòng)自由度。其中2號(hào)墩為固定墩，其余均為非固定墩。墩底處采用Takeda滯回模型模擬塑性鉸，塑性鉸長(zhǎng)度計(jì)算方法見文獻(xiàn)[1]。為了考慮樁—土—結(jié)構(gòu)動(dòng)力相互作用，用等代土彈簧單元反映樁的剛度和土層的恢復(fù)力性質(zhì)，土彈簧的剛度按文獻(xiàn)[2]中規(guī)定的m法進(jìn)行計(jì)算。全橋有限元計(jì)算模型如圖1所示。

2.2 結(jié)構(gòu)自振特性分析

模態(tài)分析是結(jié)構(gòu)動(dòng)力特性分析的基礎(chǔ)，反應(yīng)譜組合的振型階數(shù)可根據(jù)振型質(zhì)量累計(jì)參與系數(shù)確定。一般規(guī)定，參與組合的振型數(shù)應(yīng)使振型質(zhì)量累計(jì)參與系數(shù)在計(jì)算方向上應(yīng)大于90%。根據(jù)建立的有限元模型進(jìn)行模態(tài)分析，前30階振型在順橋向和橫橋向的質(zhì)量累計(jì)參與系數(shù)均超過(guò)90%，故反應(yīng)譜分析的振型組合采用前30階振型。自振特性前10階計(jì)算結(jié)果如表1所示。

由表1可以看出，該橋1階振型為順橋向振動(dòng)且固定墩縱彎，說(shuō)明順橋向的剛度小于橫橋向，縱向地震荷載作用下固定墩受力最大，是抗震設(shè)計(jì)的控制點(diǎn)。

3 多遇地震抗震分析

3.1 反應(yīng)譜曲線

在多遇地震作用下橋梁需處于彈性工作狀態(tài)，滿足“小震不壞”的抗震設(shè)防目標(biāo)。本文采用GB 50111—2006鐵路工程抗震設(shè)計(jì)規(guī)范推薦的反應(yīng)譜曲線(如圖2所示)進(jìn)行抗震分析與強(qiáng)度驗(yàn)算。本設(shè)計(jì)場(chǎng)地條件為Ⅱ類，場(chǎng)地地震動(dòng)峰值加速度為0.167g，抗震設(shè)防烈度為8度，水平地震影響系數(shù)最大值為0.08，阻尼比為0.05，場(chǎng)地特征周期為0.47 s。

表1 前10階自振特性

3.2 反應(yīng)譜分析結(jié)果

假定所有的振型都是相互獨(dú)立的，不考慮各振型間的相互耦合，反應(yīng)譜的振型組合采用SRSS法?？紤]無(wú)車和有車兩種計(jì)算方式，在無(wú)車工況下，采用(恒載+地震力)的組合，在有車工況下，順橋向采用(恒載+地震力)的組合，橫橋向采用(恒載+地震力+活載×50%)的組合，結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)如表2，表3所示。

表2 無(wú)車工況下地震響應(yīng)

表3 有車工況下地震響應(yīng)

由表2，表3可以看出，順橋向2號(hào)制動(dòng)墩地震響應(yīng)最大，橫橋向兩個(gè)中墩的地震響應(yīng)較邊墩大，因此在橋梁結(jié)構(gòu)驗(yàn)算時(shí)，選擇內(nèi)力最大處進(jìn)行抗震驗(yàn)算。多遇地震作用時(shí)結(jié)構(gòu)要求處于彈性階段，按TB 10002.3—2005鐵路橋涵鋼筋混凝土和預(yù)應(yīng)力混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范進(jìn)行強(qiáng)度檢算，見表4。

表4 多遇地震強(qiáng)度驗(yàn)算 MPa

驗(yàn)算結(jié)果滿足GB 50111—2006鐵路工程抗震設(shè)計(jì)規(guī)范要求，說(shuō)明本橋在其場(chǎng)地地震動(dòng)反應(yīng)譜作用下能較好地保持彈性，具有一定的強(qiáng)度和剛度滿足正常使用極限狀態(tài)的要求。

4 罕遇地震抗震分析

在罕遇地震作用下橋梁需滿足“大震不倒”的抗震設(shè)防目標(biāo)，GB 50111—2006鐵路工程抗震設(shè)計(jì)規(guī)范采取控制非線性位移延性比的措施來(lái)實(shí)現(xiàn)破壞控制。橋墩的彈塑性變形計(jì)算見圖3，極限位移表示為：

Δu=Δy+Δp

(1)

式中：Δy——屈服位移；

Δp——塑性位移。

屈服位移表示為：

(2)

式中：φy——墩底截面屈服曲率；

L——橋墩計(jì)算高度。

μu=Δu/Δy<[μu]

(3)

式中：μu——非線性位移延性比；

[μu]——允許位移延性比，取值為4.8；

Δu——橋墩的非線性響應(yīng)最大位移；

Δy——橋墩的屈服位移。

非線性時(shí)程分析:

選取Kocaeli，土耳其(1999/08/17),Imperial Valley,美國(guó)(1979/10/15),Whittier Narrows,美國(guó)(1987/10/04)3條Ⅱ類場(chǎng)地實(shí)際記錄地震波作為時(shí)程分析的地震輸入，并將3次彈塑性時(shí)程分析所得結(jié)果的平均值作為地震時(shí)程分析的最終結(jié)果，以此來(lái)平均化由于地震波的不確定性所造成的誤差。墩頂最大位移響應(yīng)見表5。

表5 墩頂最大位移響應(yīng) m

由表5可知，制動(dòng)墩(2號(hào)墩)的墩頂位移最大，故驗(yàn)算應(yīng)該以2號(hào)墩頂最大位移進(jìn)行驗(yàn)算。

驗(yàn)算結(jié)果不滿足GB 50111—2006鐵路工程抗震設(shè)計(jì)規(guī)范要求，本橋的延性儲(chǔ)備不足。因?yàn)樵摌驑蚨张浣盥?、配箍率不足，以固定墩為例，其全截面配筋?.48%，小于規(guī)范0.5%的要求；順橋向、橫橋向的體積配箍率分別為0.03%，0.05%遠(yuǎn)遠(yuǎn)小于規(guī)范0.3%的要求，故橋墩的延性受限。應(yīng)對(duì)橋墩的配筋進(jìn)行優(yōu)化設(shè)計(jì)，以達(dá)到延性抗震設(shè)計(jì)的目的，見表6。

表6 罕遇地震變形驗(yàn)算

5 結(jié)語(yǔ)

本文對(duì)高速鐵路預(yù)應(yīng)力連續(xù)梁橋進(jìn)行了地震反應(yīng)分析，得出如下結(jié)論：

1)該橋順橋向的剛度小于橫橋向，故順橋向地震響應(yīng)較大。

2)本文中制動(dòng)墩是抗震設(shè)計(jì)的控制點(diǎn)，在多遇地震作用下，制動(dòng)墩強(qiáng)度驗(yàn)算滿足規(guī)范要求。

3)該橋的配筋率、配箍率不足，導(dǎo)致橋墩的延性儲(chǔ)備不足，在罕遇地震作用下變形不滿足規(guī)范要求。應(yīng)對(duì)橋墩的配筋進(jìn)行優(yōu)化設(shè)計(jì)，以達(dá)到延性抗震設(shè)計(jì)的目的，見表6。