铺轨前后多跨简支梁桥地震响应比较研究

马宝利

中国铁建十六局集团第五工程有限公司，河北唐山064000

我国高速铁路广泛采用无缝线路技术。在桥上铺轨完成后，轨道为桥梁提供了一定程度的额外约束。同时，在温度和列车作用下桥梁与轨道之间存在纵向相互作用，会显著改变桥梁结构的受力和变形特征，影响轨道安全。

国内外学者探讨了轨道结构对桥梁结构地震响应的影响。谢铠泽等［1］揭示了地震动作用下大跨度桥梁及轨道结构的受力和变形特征，并探讨了地震作用对桥上钢轨伸缩调节器的影响。Toyooka等［2］基于振动台试验研究了考虑轨道结构的隔震桥梁地震响应特征。Evangelista等［3］采用反应谱法计算地震作用下4×96 m双塔斜拉桥上钢轨应力包络。闫斌等［4］研究了地震作用下桥上纵连板式无砟轨道系统的地震响应特征，对比分析了非一致激励下系统的动力性能。张永亮等［5］探讨了在不同抗震体系条件下桥上板式无砟轨道系统纵向地震响应特点。冯玉林、国巍等［6-7］对比了近断层地震动下多跨简支梁桥结构破坏机理。

目前，关于铺轨前后多跨简支梁桥地震响应特性的研究鲜有涉及。本文以新福厦铁路多跨简支梁桥为研究对象，采用纤维梁单元模拟桥墩，非线性弹簧模拟活动支座摩阻力，非线性弹簧模拟线路纵向阻力，分别建立铺轨前和铺轨后的15×32 m多跨简支梁桥动力仿真模型，研究轨道结构对多跨简支梁桥动力性能和地震响应的影响规律。

1 仿真模型

1.1 铺轨前多跨简支梁桥动力模型

采用带刚臂的梁单元模拟梁体，采用理想弹塑性模型模拟滑动支座摩阻力，其支座变形x与回复力F的关系见图1。图中，x0和F0分别为弹塑性交接点的支座变形和回复力。

图1 滑动支座摩阻力

铺轨前为施工未完成阶段，因此不考虑二期恒载。采用纤维梁单元模拟桥墩，按照桥墩实际构造图布置混凝土与钢筋位置，建立有限元模型（图2）得到弯矩-曲率曲线关系。

图2 铺轨前多跨简支梁桥有限元模型

采用等效6个自由度方向的弹簧模拟桩土共同作用［8］。整体模型采用Rayleigh阻尼，阻尼比h为0.05，阻尼系数α和β与第1阶频率w1、第2阶频率w2的关系可表示为［9］

1.2 铺轨后多跨简支梁桥动力模型

铺轨后，考虑成桥阶段二期恒载130 kN/m，模型中采用质量单元模拟二期恒载。在梁体单元上每隔1～2 m设置竖向刚臂来模拟桥面高度。采用纵向非线性弹簧模拟线路纵向阻力r［10］。无载时r取值为

式中，x为梁轨相对位移，mm。

路基段钢轨长度取100 m［11］，建立有限元模型，见图3。

图3 铺轨后多跨简支梁桥有限元模型

2 铺轨前后桥梁结构动力特性对比

计算铺轨前后多跨简支梁桥自振频率，结果见表1。可知，与铺轨前相比，铺轨后增加了结构自重，同时为桥梁系统增加了纵向额外约束，大幅提高了第1阶自振频率，增幅达66%。这表明多跨简支梁结构的整体性能得到一定程度的增强，有利于结构抗震。

表1 铺轨前后多跨简支梁桥自振频率 Hz

3 铺轨前后桥梁结构动力响应对比

以El-center波为例，将地震动峰值调整为0.3g［12］，分别计算铺轨前后桥梁结构的动力响应，对比桥墩受力和位移情况。

3.1 桥墩受力

计算铺轨前后各墩墩底剪力最大值，结果见图4（a）。以D5墩为例，铺轨前后墩底剪力时程曲线见图4（b）。

由图4可知：①铺轨前，各制动墩所受剪力基本相当，剪力最大值分布较为平均，平均最大剪力为2 238.0 kN，D1桥台由于刚度较大，承受剪力也较大，为2 276.6 kN。②铺轨后，轨道结构相当于连梁装置，将分散的简支梁结构连接为整体，为桥梁提供了一定程度的纵向约束，因此桥墩墩底剪力具有不同程度的下降，降幅为14.8%～53.7%，D1桥台所受剪力降至1 054.2 kN。由于轨道结构连续，墩底剪力呈曲线分布，即中部桥墩剪力较大（最大值1 789.9 kN），两侧桥墩剪力相对较小。③铺轨后，墩底剪力波动规律有较大改变，其波动频率增加、振幅降低。

图4 铺轨前后墩底剪力对比

3.2 墩顶位移

计算铺轨前后各墩墩顶位移最大值，结果见图5（a），D5墩墩顶位移时程曲线见图5（b）。

图5 铺轨前后墩顶位移对比

由图5可知：①铺轨前各墩墩顶最大位移较均匀，平均值为0.23 m。②铺轨后，各墩墩顶水平位移降幅为26.1%～71.5%，且各墩墩顶位移呈曲线分布，即中部桥墩位移较大（最大值0.17 m），两端桥墩位移较小。③铺轨后，墩顶位移振幅大幅减小，波动频率略有加快，墩顶位移达到最大值的时间有所提前。

3.3 梁体相对位移

梁体之间、梁体与桥台之间的间隙是分析梁体碰撞效应的重要参数。铺轨前后梁体相对位移对比见图6。可知：①铺轨前，除两端墩台外，梁体之间相对位移变化量基本相当，平均值为0.06 m。D16桥台最大相对位移超过0.3 m，表明梁体已发生碰撞。②铺轨后，梁体相对位移呈曲线分布，两端桥台处梁体相对位移略有减小，但D16桥台处梁体相对位移仍达到0.13 m，表明梁体发生碰撞，但碰撞力有所减小。

图6 铺轨前后梁体相对位移对比

4 铺轨后轨道结构动力响应

计算铺轨后轨道结构的动力响应，钢轨应力包络见图7。可知，在地震作用下，轨道结构承受极大的纵向力，钢轨应力包络图呈反对称双菱形，中部桥跨处钢轨应力较低，两侧桥台附近钢轨应力较高。最大压应力峰值出现在右侧活动支座桥台处，为296.3 MPa，最大拉应力峰值出现在左侧固定支座桥台处，为295.8 MPa。

图7 钢轨应力包络

梁轨相对位移包络见图8。可知，地震作用下桥轨相对位移包络图呈对称分布，各梁缝处存在峰值，桥台处梁轨相对位移最大，其值为24.5 mm，钢轨已发生动力失稳，可能在桥台处破坏。

图8 梁轨相对位移包络

5 结论

1）轨道结构不仅为多跨简支梁桥增加了结构质量，也为其增加了额外的纵向约束，可大幅提高简支梁桥基础自振频率。

2）铺轨前，地震作用下各桥墩受力和变形分布较为均匀。铺轨后，轨道结构相当于连梁装置，可大幅减小桥墩受力（降幅为14.8%～53.7%）和梁体位移（降幅为26.1%～71.5%）。

3）铺轨后，地震作用下钢轨应力包络图呈反对称双菱形，桥台处钢轨应力近300 MPa，梁轨相对位移达24.5 mm，说明钢轨可能在桥台处发生破坏。