大跨鐵路橋梁金屬限位減震裝置設計與力學性能

董 俊, 曾永平, 陳克堅, 宋隨弟, 龐 林, 鄒貽軍, 張云泰

(1.中鐵二院工程集團有限責任公司, 成都 610031; 2. 成都濟通路橋科技有限公司, 成都 610031;3.中南大學 土木工程學院, 長沙 410083)

近年來，隨著西南山區鐵路網的快速崛起，西南山區涌現出大量的鐵路線，如成貴高鐵、西成高鐵、成蘭鐵路、鄭萬高鐵、渝昆高鐵、川藏鐵路、大瑞鐵路、玉磨鐵路等等，由于西南山區特殊復雜的地理環境，使得上述鐵路線需要跨越地質構造復雜、高山峽谷、溝壑縱橫且板塊活動強烈的地區. 而中承式鋼管混凝土拱橋具有剛度大、承載能力強、跨越能力大以及與地形協調等諸多優勢，故這類橋型已成為西南山區鐵路橋梁主要結構形式之一. 對于大跨度中承式鐵路拱橋，若采用半漂浮體系，則列車荷載作用下將導致梁端位移過大，直接影響行車安全，且地震作用下主梁位移難以控制，通常采用粘滯阻尼器對拱橋進行減震耗能，文獻[1-2]針對中承式拱橋研究了粘滯阻尼器對大橋抗震性能的影響，但阻尼器往往造價高. 如采用完全約束體系，則整個結構將產生很大的溫度次內力，且完全約束體系對橋梁的抗震性能也極為不利[3]. 因此為控制大橋在列車牽引、制動力作用下發生過大位移，保證行車安全，同時減少大橋溫度次內力影響、提高橋梁結構減震耗能能力，迫切需要研究一種經濟適用的新型限位減震金屬阻尼器裝置.

在文獻[4-5]提出金屬阻尼器后，金屬阻尼器作為耗能元件或者限位裝置，能較好地為結構提供附加阻尼和剛度，而因其構造簡單、耗能性能優越、更換方便，近年來在土木工程中得到廣泛應用，各國學者也研發了多種形式的金屬阻尼裝置. 文獻[6]研究開發了X形加勁鋼阻尼器，并通過試驗研究表明其具有良好的耗能效果；文獻[7]通過擬靜力試驗比較研究了X形、三角形加勁鋼板阻尼器的力學性能和疲勞性能，并建立了合理的理論計算模型；文獻[8]等設計研發了蜂窩形鋼板阻尼器，文獻[9]等設計了槽形鋼板阻尼器，這兩種阻尼器僅開孔形式不同，工作性能與耗能原理相似；文獻[10]提出了E型鋼阻尼器，并通過振動臺試驗驗證了其具有良好的滯回性能. 中國于2008年在南京江心洲大橋上應用了多套E型鋼阻尼器，這也是國內首次在橋梁中應用金屬阻尼器[11]. 隨后文獻[12]研發了一種雙圓錐金屬阻尼器，文獻[13]研究了單懸臂減震榫的合理結構形式；文獻[14]推導了減震榫的力學性能理論計算公式，并通過試驗驗證了減震榫可有效提供結構剛度和阻尼. 文獻[15]提出了一種緩沖型防落梁鋼圈限位耗能裝置，并對裝置構造參數進行了敏感性分析. 然而，上述學者研究的金屬阻尼裝置往往尺寸小，且主要是應用在房屋建筑結構及常規簡支梁橋上，而對西部常見大跨鐵路中承式拱橋這類大跨橋梁的減震限位金屬阻尼裝置研究較少.

因此，為了研究適用于大跨鐵路橋梁的金屬限位減震裝置，本文以鄭萬高鐵某372 m中承式拱橋為工程背景，建立了大跨度橋梁金屬限位減震裝置設計方法，研發了大橋金屬限位減震裝置設計軟件，給出了工程背景橋限位減震裝置的具體設計參數，建立了3種連接構造形式的裝置實體分析模型，對裝置自身的力學性能進行了綜合評估，而后對比分析了各種連接構造方案的應力分布情況，比選出最優方案，通過有限元計算結果驗證了本文所提設計方法的正確性. 最后開展了全橋模型的時程分析，驗證了金屬限位減震裝置對大橋的減震效果，以期為該類大跨鐵路橋梁的抗震設計提供依據.

1 金屬限位減震耗能裝置設計理論

經綜合比選擬采用金屬高延性軟鋼阻尼器作為大跨度鐵路橋梁限位減震裝置(以下簡稱限位減震裝置)，其結構形式采用典型的懸臂梁結構形式，下面將結合彈塑性力學、材料力學、結構力學等理論建立該限位減震裝置的計算分析理論.

1.1 裝置結構形狀參數計算方法

為滿足設計需求，使限位減震裝置在各方向上限位和減震性能相同，結合文獻[14,16]研究成果，選取圓形作為大跨度鐵路橋梁限位減震裝置的截面形式.

為了使裝置在地震作用下具有良好的延性變形能力，滯回曲線飽滿，耗能能力更強，本文采用了等強度梁設計原則設計裝置截面尺寸參數，采用該原則設計的裝置可使大部分截面同時進入屈服狀態，最大程度增加延性變形能力. 但采用等強度梁設計時，存在裝置頂端截面直徑為零的問題，因此為解決該問題，在裝置頂端區域截面直徑按線性變換設計，稱該區域為過渡段. 裝置主體桿件構造如圖1所示. 圖中H1為渡段長度，H為裝置高度；do為過渡和等強段交接截面直徑.

圖1 限位減震裝置主體結構形式

按照等強度梁設計原則可知，裝置各截面同時發生屈服，則裝置頂端在水平荷載F作用下，各截面外側同時達到最大應力，各截面最大彎曲應力為

(1)

式中σmax(x)為邊緣最大應力，d(x)為直徑.

按等強度梁設計原則，則裝置各截面直徑變化函數可由式(1)求解得到，即

(2)

運用式(2)可求解限位減震裝置的構造參數.

1.2 裝置彈性力學性能參數計算方法

本文設計的橋梁金屬限位減震裝置為懸臂梁受力模式，裝置在頂部水平力F作用下，其變形及內力分布如圖2所示，圖中w為裝置頂部水平位移，M為裝置截面彎矩.

當裝置處于彈性狀態時，由結構力學計算理論，可求解出裝置在F作用下頂端水平位移為

(a)變形示意圖 (b)彎矩圖

(3)

式中：Mo(x)、M(x)分別為單位荷載、水平力F作用下，距裝置頂端x處截面承受的彎矩值，即Mo(x)=x、M(x)=Fx；E為彈性模量；I(x)為截面慣性矩，因采用圓形截面，故I(x)=d(x)4/64. 將1.1節得到的裝置結構形狀參數即式(2)代入式(3)，求解積分函數可得

(4)

故金屬限位減震裝置的彈性剛度為

(5)

假設鋼材屈服應力為σs，裝置所能承受的極限彈性水平力為Fe. 當裝置處于彈性狀態時，各截面外側應力相等，取x=H1處截面為研究對象，將σs、do代入式(1)便可反算彈性極限水平力Fe，即

(6)

則裝置的彈性極限位移為

(7)

1.3 金屬限位減震裝置力-位移本構關系計算方法

為計算金屬限位減震裝置力-位移本構骨架曲線. 根據結構力學、材料力學、彈塑性力學計算理論，結合裝置的實際情況，對裝置的力學計算模式作如下假設：1)各截面服從平截面假定；2)僅考慮純彎狀態；3)材料各向同性.

當水平力F超過Fe時，裝置截面部分范圍會進入彈塑性狀態，此時截面應力分布情況如圖3所示. 圖中截面高度為d，塑性段高度為A，彈性段高度為B，由彈塑性理論可知，裝置的水平變形w的計算公式[17]為

(8)

式中：M(x)為x位置處的截面彎矩；I(x)為x位置處的截面慣性矩；E為彈性模量；Mu為極限彎矩，So為半截面對中性軸的靜矩.

圖3 截面應力分布圖

運用數值分析法求解上述微分方程組，即可計算得到任意水平力F對應的裝置彈塑性變形.

上述方法計算過程繁瑣，不便于工程應用，考慮到實際應用中更關注整個裝置的力-頂部位移的本構關系曲線. 故本文提出一種簡化計算方法，過程如下.

1)已知金屬限位裝置高H，將裝置在高度方向上劃分n個小節段(見圖4)，單個節段長度為t，單個節段純彎變形如圖5所示.

圖4 裝置力學性能計算模式

Fig.4 Mechanical property computing mode of the device

圖5 單個節段變形圖

2)假設第i個節段中所有截面直徑、曲率相同，第i個節段截面直徑為di，在金屬限位裝置頂部施加水平力F，可得到第i個節段截面彎矩Mi，以及截面邊緣應變εi，則根據平截面假定，可得到第i個節段截面曲率φi，即

(9)

3)利用高等數學中對面積的曲面積分計算方法近似求解積分方程w=?φi(x)dx，可得到裝置頂部位移為

(10)

由式(10)分析可知，求解w的關鍵就是求解各截面的應變εi，由材料力學可知，截面彈性應變為

ε=Md/(2EI)，

(11)

截面塑性應變為

ε=dεs/(d-2A).

(12)

式中εs為屈服應變，d為直徑.

利用上述簡化算法，便可計算出任意等截面、變截面的金屬限位裝置的彈塑性位移.

1.4 建立大跨橋梁金屬限位減震裝置設計方法

基于1.1～1.3節的計算理論，本文提出了大跨度橋梁限位減震耗能裝置設計方法，方法基本分析步驟如圖6所示.

圖6 限位減震裝置簡化設計方法流程

Fig.6 Simplified design method flow of bridge limit damping device

運用上述設計方法，可設計出適用于不同類型大跨鐵路橋梁的金屬限位減震裝置，但在設計過程中需考慮不同類型大跨橋梁自身特點和實際應用需求(如正常運營階段對橋梁位移或力控制需求、地震作用下的減震耗能需求等)，有針對性地設計該裝置，并按本文所提設計流程便可得到裝置合理的力學、構造參數.

基于第1節裝置的力學計算理論和圖6的設計方法流程，并結合文獻[18-20]，應用MATLAB軟件GUI技術，編制大跨度橋梁金屬限位減震裝置的設計軟件，軟件界面示意圖如圖7所示. 通過輸入“設計參數”欄中相關參數便可計算出裝置的相關力學參數，同時該軟件還可根據規范自動對裝置上、下連接鋼板尺寸、螺栓數量進行設計.

圖7 軟件操作界面

2 金屬限位減震裝置連接構造設計

在水平荷載作用下，限位減震裝置底部錨固螺栓需要承受較大的抗拔力和水平剪力，因此除了對裝置主體桿件進行設計驗算，還需要重點對裝置底部的連接構造進行設計驗算. 一般將其與橋墩頂面(或者拱肋橫梁、橋塔橫梁頂面)的預埋件進行剛性連接，故本文提出了3種連接構造方案，如圖8所示. 方案1采用階梯形矩形鋼板形式焊接連接，方案2采用整體鍛造圓形鋼板連接形式，方案3采用整體鍛造矩形鋼板連接形式. 下文將采用有限元法對3種方案進行計算分析，研究3種方案的可行性.

對于限位減震裝置頂部連接構造，其將錨固在鋼主梁底面，主要功能是實現裝置與鋼主梁的連接，保證鋼主梁只傳遞水平力到限位裝置頂部，因限位減震裝置自身高度較高，施工誤差極有可能導致上、下部連接構造中心線不能完全對中，因此本文提出了一種可調式頂板連接組件，如圖9所示，通過設計的可調式頂板連接組件，可以實現橋上所有金屬限位減震裝置同步工作，解決上、下連接構造安裝對中問題.

圖8 裝置底部連接構造方案示意圖

Fig.8 Schematic diagram of connection structural schemes at the bottom of the device

圖9 裝置頂部連接構造方案示意圖

Fig.9 Schematic diagram of connection structural scheme at the top of the device

3 工程實例

3.1 工程概況及有限元模擬

本文以鄭萬高鐵某典型大跨度中承式混凝土平行拱橋為工程背景，主橋橋跨為30 m+296 m+30 m，采用半漂浮體系，橋上線路為雙線，全橋共計16對吊桿，主拱基礎采用豎樁+斜樁，采用ZK荷載形式，溫度荷載整體升降溫按照30 ℃計算；主梁采用鋼混結合梁，箱型斷面形式，梁高2.5 m；橫梁與縱梁等高，支座處橫梁為箱型斷面，主梁鋼梁采用Q345qD、Q345qE鋼材，主梁橋面板采用C50混凝土，橋址處地震烈度為8度0.2g，全橋布置如圖10所示.

利用Midas/Civil建立全橋模型，采用梁單元模擬主梁、拱肋鋼管，采用板單元模擬混凝土橋面，拱肋外包混凝土采用板單元模擬，考慮自重、二期恒載及列車荷載等，樁基礎采用6個彈簧單元進行等效模擬[21]，全橋模型如圖11所示.

圖10 全橋布置示意圖(cm)

圖11 全橋模型示意圖

3.2 大跨拱橋限位減震裝置設計原則

本文工程背景為大跨度鐵路中承式鋼管混凝土拱橋，全橋采用半漂浮體系，縱向約束較弱，為保證高速列車行車的舒適性與安全性，擬設計限位減震耗能裝置. 在綜合考慮軌道變形、行車平順性、橋梁結構受力合理性等因素前提下，明確了限位減震裝置的設計目標：1)裝置能夠保在證列車牽引力或制動力作用下，大橋梁端位移不超過5 mm；2)裝置水平剛度設計合理，因裝置約束作用產生的溫度次內力和溫度變形不影響結構安全和行車安全；3)在正常運營荷載作用下，裝置保持彈性狀態，不出現塑性，裝置具有良好的減震耗能能力.

通過大橋的列車型號為CRH380AL，列車編組長度403 m，最大牽引力520 kN，最大制動力為455 kN.

3.3 確定金屬限位減震裝置基本設計參數

由3.2節車輛信息可知，高速列車過橋時在橋上引起的最大牽引力、制動力為460 kN，按5 mm控制梁端位移，則限位減震裝置的水平總的彈性剛度需要92 kN/mm，考慮裝置制造誤差、施工偏差、材料特性誤差等因素，預留25%的富余量來設計裝置的水平彈性剛度為110.4 kN/mm，根據大橋拱肋橫梁空間分布情況，在大橋每個拱肋橫梁上設計布置了8個限位減震裝置，全橋共布置16個，單個裝置水平彈性剛度為7.2 kN/mm，金屬限位減震裝置在單個拱肋橫梁上立面和平面布置形式分別如圖12、13所示. 將該彈性剛度模擬到全橋模型中，利用Midas軟件分析各運營工況下裝置的內力和變形情況，計算結果見表1. 各運營工況下大橋主體結構的受力和變形驗算結果均滿足規范要求，由于篇幅有限，這里不再詳細給出.

表1 各種最不利工況下裝置內力、變形計算結果

圖12 單個拱肋橫梁上金屬限位減震裝置立面布置

Fig.12 Elevation distribution of metal limit damping device in the arch rib beam

圖13 單個拱肋橫梁上金屬限位減震裝置平面布置

Fig.13 Plane distribution of metal limit damping device in the arch rib beam

由表1分析可知：1)列車牽引制動力作用下，大橋梁端位移為4.7 mm，這說明限位裝置剛度按7.2 kN/mm設計可以控制梁端位移，滿足設計要求. 2)大橋正常運營狀態各種最不利工況下裝置最大水平力為240 kN，為保證裝置在運營期間處于彈性狀態，故將裝置的彈性極限荷載設計為240 kN，即Fe=240 kN.

此外，根據設計圖紙可知拱肋橫梁頂面與主梁底面凈空為3 m，經綜合考慮后，本橋裝置總高度設計為H=2.5 m，過渡段長度取H1=416 mm.

3.4 金屬限位減震裝置形狀參數與力學性能參數計算

根據3.3節確定的裝置基本設計參數(彈性剛度ke=7.2 kN/mm、設計彈性極限荷載Fe=240 kN，高度H=2.5 m，過渡段高度H1=0.416 m)，運用第1節提出的設計方法與研發的設計軟件，可依次計算出裝置交接截面直徑、彈性極限位移、裝置截面直徑變化函數以及力-位移本構曲線，裝置各截面直徑變化函數為

單個金屬限位減震裝置的力學參數計算結果為彈性極限荷載為287.4 kN，彈性極限位移為39.9 mm，屈服荷載為470.4 kN， 屈服位移為66.03 mm，彈性剛度為7.17 kN·mm-1，屈服后剛度為0.062 kN·mm-1，極限荷載為482.8 kN，極限位移為264.1 mm. 裝置的力-位移曲線如圖14所示.

3.5 裝置實體分析計算及底部連接構造方案對比分析

為分析本文設計的金屬限位減震裝置的力學性能，同時驗證本文所提設計計算方法的正確性，采用有限元法對其進行力學性能分析. 具體設計參數如下：裝置總高H=2 500 mm，過渡段高度H1=416 mm，裝置底部直徑d=284 mm，裝置過渡段交界面直徑do=156 mm，裝置底部矩形鋼板尺寸為780 mm×780 mm，裝置底部圓形鋼板直徑為780 mm，底部鋼板采用M42高強螺栓，強度等級為8.8級，裝置主體桿件鋼材選用Q345b，但需經過特殊處理以增大延性變形能力.

圖14 裝置的力-位移曲線

采用彈塑性有限元分析軟件Abaqus建立金屬限位減震裝置的有限元模型，裝置采用C3D8R實體單元模擬，鋼材屈服強度根據拉伸試驗結果取為320 MPa，材料彈性模量為2.06105MPa，泊松比為0.3. 分析時考慮材料非線性和幾何非線性[22]，有限元模型網格劃分具體如圖15所示. 在分析裝置力學性能時，裝置頂部最大水平力按照理論計算的極限水平力480 kN進行施加，并以此荷載作為連接構造的檢算荷載.

(a)方案I (b)方案2 (c)方案3

Fig.15 Solid finite element model of metal limit damping device under three connection structural schemes

3.5.1 主體桿件應力分析

以方案3作為研究對象，分析主體桿件的應力分布情況，圖16分別給出了方案3中金屬限位減震裝置主體桿件在240、287、480 kN時對應的主應力分布. 由圖16分析可知：當F=240 kN時，主體桿件的最大主應力小于320 MPa，鋼材未屈服，處于彈性狀態，這表明在運營荷載工況下裝置滿足設計要求；當F=287 kN時(理論計算彈性極限荷載)，主體桿件的最大主拉應力321 MPa，最大主壓應力341 MPa，略大于鋼材屈服強度320 MPa，此時裝置處于剛剛進入彈塑性狀態，這與本文所提方法計算的彈性極限荷載吻合；當F=480 kN，裝置的最大主拉應力為367.9 MPa，最大主壓應力為369.9 MPa，此時裝置已經進入彈塑性狀態，材料屈服，發生延性變形.

圖16 主體桿件主拉主壓應力分布

Fig.16 Distribution of main tensile and compressive stress of tenon

此外，由截面應力分布圖可知，裝置延高度方向各截面幾乎同時進入屈服狀態，這說明大橋裝置的設計已達到了等強度設計原則的要求. 其他兩種方案與方案3計算結果類似.

3.5.2 連接構造應力分析

圖17給出了方案1對應的連接構造應力云圖，由圖分析可知：方案1焊縫處應力較大，當水平力達到極限荷載F=480 kN時，主體桿件焊縫處的最大主拉應力達到了621 MPa，鋼板焊縫最大主拉應力達到了678 MPa，其遠大于焊縫容許應力，這表明方案1的連接構造不能滿足正常使用的要求.

圖17 方案1連接構造應力云圖(MPa)

Fig.17 Stress cloud chart of connection structural scheme 1 (MPa)

圖18給出了方案2對應的連接構造應力云圖. 由主體桿件底部Miss應力圖分析可知，主體桿件應力分布比較均勻，在最大水平荷載F=480 kN作用下，最大Miss應力320 MPa，主要集中在桿件上，底部過渡段應力分布變化均勻. 由底部鋼板第一主應力分析可知，最大主拉應力為282 MPa，小于鋼板材料的屈服應力，最大主壓應力為504 MPa，但主要集中在螺栓孔附件小范圍內，屬于應力集中現象. 此外在對螺栓進行抗拉檢算時，結果表明需采用M52的螺栓型號才能滿足檢算要求. 綜上所述，方案2連接構造形式滿足設計要求，但螺栓直徑需采用M52以上.

圖18 方案2連接構造應力云圖(MPa)

Fig.18 Stress cloud chart of connection structural scheme 2 (MPa)

圖19給出了方案3對應的連接構造應力云圖. 由圖19(a)分析可知，主體桿件底部應力分布均勻，無應力集中現象，最大水平荷載F=480 kN，最大主拉應力為376 MPa，最大主壓應力為369 MPa，主體桿件進入彈塑性狀態；由圖19(b)分析可知，底部鋼板最大主拉應力為274 MPa，最大主壓應力370 MPa，但主要集中在螺栓孔附件小范圍內，屬于應力集中現象. 此外對螺栓進行強度檢算結果表明，采用M42的螺栓可滿足規范設計要求.

圖19 方案3連接構造應力云圖(MPa)

Fig.19 Stress cloud chart of connection structural scheme 3(MPa)

綜合分析表明：連接構造方案3各構件應力滿足設計要求，本文推薦采用方案3作為大跨度中承式拱橋限位減震裝置的連接構造方案，限位減震裝置的加工制造實物照片如圖20所示.

圖20 金屬限位減震裝置加工制造實物照片

3.5.3 變形分析

圖21給出了水平荷載作用下裝置的變形云圖. 當水平荷載F=480 kN時，裝置的頂部最大位移達到172.9 mm.

為了驗證本文所提力-位移本構關系骨架曲線計算方法的正確性，將有限元模型計算結果與理論計算結果繪制于同一幅圖中，如圖22所示.

由圖22分析可知，兩種方法計算結果誤差較小，計算結果較為吻合，這也驗證了本文所提方法的正確性，可滿足工程應用的精度要求.

(a)F=287 kN (b)F=480 kN

圖22 理論計算與有限元模型結果對比分析圖

Fig.22 Comparison and analysis diagram of theoretical calculation and finite element model result

3.6金屬限位減震裝置對大橋抗震性能影響分析

地震波輸入按照地震安評報告提供的9條地震動進行時程分析(多遇、設計、罕遇地震各3條)，考慮縱向地震動輸入，本文將重點研究設計、罕遇地震作用下限位減震裝置對大橋抗震性能的影響.

圖23給出了罕遇地震動作用下采用支座、支座+限位減震金屬阻尼器工況下梁端位移、拱腳下弦桿應力時程曲線. 由圖分析可知，相較于無限位減震裝置的橋梁，限位減震裝置可顯著降低拱橋的梁端位移，以罕遇地震為例，無限位減震裝置工況下橋梁梁端位移為354 mm，采用設計的限位減震裝置后，梁端位移下降到263 mm，位移減小了25.7%. 此外由應力時程曲線可知，兩種工況下，拱肋下弦桿應力差異較小，有限位減震裝置下應力為111.5 MPa，無裝置工況下應力為108.2 MPa，這表明限位減震裝置在不增加主拱圈應力前提下，可有效限制主梁位移.

(a)梁端位移時程(罕遇地震1)

(b)拱腳下弦桿組合應力時程(罕遇地震1)

Fig.23 Time history comparison curves under two cases (with or without device)

表2給出了設計、罕遇地震作用下梁端位移、拱圈弦桿應力、拱肋橫梁彎矩及其減震率結果. 圖24給出了兩條罕遇地震波作用下限位減震裝置的滯回耗能曲線. 分析可知，本文設計的限位減震裝置，可使主梁梁端位移在設計、罕遇地震下減震率達20%左右，而主拱圈弦桿應力與橫梁內力均無明顯增加. 這充分表明限位減震裝置較好地耗散了地震能量，可以有效地降低大橋主梁位移，起到了限位作用，對大跨度鐵路橋梁適應性良好.

表2 有、無限位減震耗能裝置對應大橋變形內力結果

(a)罕遇地震1

(b)罕遇地震3

4 結 論

1)詳細推導了大跨鐵路橋梁金屬限位減震裝置彈性、彈塑性力學計算公式，建立了大跨度橋梁金屬限位減震裝置的簡化設計方法，并采用有限元法對本文方法進行了驗證，結果表明：本文設計方法正確，算法計算精度高、速度快，適應工程實際應用的要求.

2)運用本文提出的設計方法，設計了鄭萬高鐵某大跨度中承式拱橋的金屬限位減震裝置，利用有限元法對該裝置力學性能及其對大橋的抗震性能進行了分析，結果表明：裝置能很好地限制梁端位移，滿足高鐵對行車舒適性和安全性的要求，在地震下裝置可有效耗散地震能量，降低大跨橋梁梁端位移約20%，減震效果明顯. 該裝置也可應用于其他大跨橋梁結構.

3)提出了3種金屬限位減震裝置連接構造措施，通過有限元實體模型計算，對比分析了3種構造措施的適應性，分析結果表明：方案3應力分布均勻，整體性能較好，可作為裝置連接構造的最優設計方案.