鋪軌前后多跨簡支梁橋地震響應比較研究

馬寶利

中國鐵建十六局集團第五工程有限公司，河北唐山064000

我國高速鐵路廣泛采用無縫線路技術。在橋上鋪軌完成后，軌道為橋梁提供了一定程度的額外約束。同時，在溫度和列車作用下橋梁與軌道之間存在縱向相互作用，會顯著改變橋梁結構的受力和變形特征，影響軌道安全。

國內外學者探討了軌道結構對橋梁結構地震響應的影響。謝鎧澤等［1］揭示了地震動作用下大跨度橋梁及軌道結構的受力和變形特征，并探討了地震作用對橋上鋼軌伸縮調節器的影響。Toyooka等［2］基于振動臺試驗研究了考慮軌道結構的隔震橋梁地震響應特征。Evangelista等［3］采用反應譜法計算地震作用下4×96 m雙塔斜拉橋上鋼軌應力包絡。閆斌等［4］研究了地震作用下橋上縱連板式無砟軌道系統的地震響應特征，對比分析了非一致激勵下系統的動力性能。張永亮等［5］探討了在不同抗震體系條件下橋上板式無砟軌道系統縱向地震響應特點。馮玉林、國巍等［6-7］對比了近斷層地震動下多跨簡支梁橋結構破壞機理。

目前，關于鋪軌前后多跨簡支梁橋地震響應特性的研究鮮有涉及。本文以新福廈鐵路多跨簡支梁橋為研究對象，采用纖維梁單元模擬橋墩，非線性彈簧模擬活動支座摩阻力，非線性彈簧模擬線路縱向阻力，分別建立鋪軌前和鋪軌后的15×32 m多跨簡支梁橋動力仿真模型，研究軌道結構對多跨簡支梁橋動力性能和地震響應的影響規律。

1 仿真模型

1.1 鋪軌前多跨簡支梁橋動力模型

采用帶剛臂的梁單元模擬梁體，采用理想彈塑性模型模擬滑動支座摩阻力，其支座變形x與回復力F的關系見圖1。圖中，x0和F0分別為彈塑性交接點的支座變形和回復力。

圖1 滑動支座摩阻力

鋪軌前為施工未完成階段，因此不考慮二期恒載。采用纖維梁單元模擬橋墩，按照橋墩實際構造圖布置混凝土與鋼筋位置，建立有限元模型（圖2）得到彎矩-曲率曲線關系。

圖2 鋪軌前多跨簡支梁橋有限元模型

采用等效6個自由度方向的彈簧模擬樁土共同作用［8］。整體模型采用Rayleigh阻尼，阻尼比h為0.05，阻尼系數α和β與第1階頻率w1、第2階頻率w2的關系可表示為［9］

1.2 鋪軌后多跨簡支梁橋動力模型

鋪軌后，考慮成橋階段二期恒載130 kN/m，模型中采用質量單元模擬二期恒載。在梁體單元上每隔1～2 m設置豎向剛臂來模擬橋面高度。采用縱向非線性彈簧模擬線路縱向阻力r［10］。無載時r取值為

式中，x為梁軌相對位移，mm。

路基段鋼軌長度取100 m［11］，建立有限元模型，見圖3。

圖3 鋪軌后多跨簡支梁橋有限元模型

2 鋪軌前后橋梁結構動力特性對比

計算鋪軌前后多跨簡支梁橋自振頻率，結果見表1。可知，與鋪軌前相比，鋪軌后增加了結構自重，同時為橋梁系統增加了縱向額外約束，大幅提高了第1階自振頻率，增幅達66%。這表明多跨簡支梁結構的整體性能得到一定程度的增強，有利于結構抗震。

表1 鋪軌前后多跨簡支梁橋自振頻率 Hz

3 鋪軌前后橋梁結構動力響應對比

以El-center波為例，將地震動峰值調整為0.3g［12］，分別計算鋪軌前后橋梁結構的動力響應，對比橋墩受力和位移情況。

3.1 橋墩受力

計算鋪軌前后各墩墩底剪力最大值，結果見圖4（a）。以D5墩為例，鋪軌前后墩底剪力時程曲線見圖4（b）。

由圖4可知：①鋪軌前，各制動墩所受剪力基本相當，剪力最大值分布較為平均，平均最大剪力為2 238.0 kN，D1橋臺由于剛度較大，承受剪力也較大，為2 276.6 kN。②鋪軌后，軌道結構相當于連梁裝置，將分散的簡支梁結構連接為整體，為橋梁提供了一定程度的縱向約束，因此橋墩墩底剪力具有不同程度的下降，降幅為14.8%～53.7%，D1橋臺所受剪力降至1 054.2 kN。由于軌道結構連續，墩底剪力呈曲線分布，即中部橋墩剪力較大（最大值1 789.9 kN），兩側橋墩剪力相對較小。③鋪軌后，墩底剪力波動規律有較大改變，其波動頻率增加、振幅降低。

圖4 鋪軌前后墩底剪力對比

3.2 墩頂位移

計算鋪軌前后各墩墩頂位移最大值，結果見圖5（a），D5墩墩頂位移時程曲線見圖5（b）。

圖5 鋪軌前后墩頂位移對比

由圖5可知：①鋪軌前各墩墩頂最大位移較均勻，平均值為0.23 m。②鋪軌后，各墩墩頂水平位移降幅為26.1%～71.5%，且各墩墩頂位移呈曲線分布，即中部橋墩位移較大（最大值0.17 m），兩端橋墩位移較小。③鋪軌后，墩頂位移振幅大幅減小，波動頻率略有加快，墩頂位移達到最大值的時間有所提前。

3.3 梁體相對位移

梁體之間、梁體與橋臺之間的間隙是分析梁體碰撞效應的重要參數。鋪軌前后梁體相對位移對比見圖6。可知：①鋪軌前，除兩端墩臺外，梁體之間相對位移變化量基本相當，平均值為0.06 m。D16橋臺最大相對位移超過0.3 m，表明梁體已發生碰撞。②鋪軌后，梁體相對位移呈曲線分布，兩端橋臺處梁體相對位移略有減小，但D16橋臺處梁體相對位移仍達到0.13 m，表明梁體發生碰撞，但碰撞力有所減小。

圖6 鋪軌前后梁體相對位移對比

4 鋪軌后軌道結構動力響應

計算鋪軌后軌道結構的動力響應，鋼軌應力包絡見圖7。可知，在地震作用下，軌道結構承受極大的縱向力，鋼軌應力包絡圖呈反對稱雙菱形，中部橋跨處鋼軌應力較低，兩側橋臺附近鋼軌應力較高。最大壓應力峰值出現在右側活動支座橋臺處，為296.3 MPa，最大拉應力峰值出現在左側固定支座橋臺處，為295.8 MPa。

圖7 鋼軌應力包絡

梁軌相對位移包絡見圖8。可知，地震作用下橋軌相對位移包絡圖呈對稱分布，各梁縫處存在峰值，橋臺處梁軌相對位移最大，其值為24.5 mm，鋼軌已發生動力失穩，可能在橋臺處破壞。

圖8 梁軌相對位移包絡

5 結論

1）軌道結構不僅為多跨簡支梁橋增加了結構質量，也為其增加了額外的縱向約束，可大幅提高簡支梁橋基礎自振頻率。

2）鋪軌前，地震作用下各橋墩受力和變形分布較為均勻。鋪軌后，軌道結構相當于連梁裝置，可大幅減小橋墩受力（降幅為14.8%～53.7%）和梁體位移（降幅為26.1%～71.5%）。

3）鋪軌后，地震作用下鋼軌應力包絡圖呈反對稱雙菱形，橋臺處鋼軌應力近300 MPa，梁軌相對位移達24.5 mm，說明鋼軌可能在橋臺處發生破壞。