公路橋梁拓寬后的抗震性能研究

全治宇 吳曉偉 趙高杰

從目前的研究現狀來看，對橋梁結構抗震能力的評定，其評定結果通常為定性結論，而且往往受到較強的主觀意見影響，缺乏定量數據的支持，難以合理有效地確定橋梁結構的抗震性能。因此，橋梁結構抗震評定定量化研究將是今后抗震性能研究的一個關鍵內容。在工程應用方面，我國現有JTJ 004-89公路工程抗震設計規范與GB 50111-2006鐵路工程抗震設計規范僅局限于針對規則橋梁，并采用單一的抗震設防標準進行設計地震作用下的強度檢算，沒有采用具體措施來確保橋梁結構的整體延性，也沒有采用具體的設計方法來防止地震作用下結構可能產生的剪切破壞。由于現有規范的局限性和橋梁結構的復雜性，所以新建和已建的橋梁，在其設計時對抗震因素考慮的不夠全面，難以保證結構的抗震安全性，另外，對新舊結構動力相互作用機理還不十分清晰，所以對拓寬后的橋梁抗震能力的評定也是一片空白。

本文以吉林省某一連續橋梁為工程背景。采用大型通用有限元程序ANSYS建立依托工程的舊橋模型和兩種不同拓寬方式(新舊蓋梁連接和新舊蓋梁分離)的橋梁模型，采用等效塑性鉸的方法對拓寬后橋梁進行了彈塑性地震響應分析和評價。研究縱橋向、橫橋向兩種工況下橋梁結構的彈塑性地震響應分析，討論了各工況下結構塑性鉸的形成、發展和破壞模式，分析了每級地震下結構塑性鉸出現位置、時間先后順序、形成數量。通過研究各工況下結構在縱橋向和橫橋向所能承受的最大地震荷載等級，實現了對兩種橋梁拓寬方式的抗震性能的對比分析，可為今后拓寬橋梁的抗震性能評定提供參考以及拓寬方式的優先選擇。

1 工程概況

1.1 舊橋技術標準

本文以吉林省某一預應力連續梁橋拓寬工程作為分析實例。該橋拓寬前為4聯×(6孔×25 m)預應力混凝土簡支變連續的工字形組合梁橋。橋梁全長606 m。下部結構為雙柱墩。設計荷載為汽車—超20級，掛車—120。所在的場地類型為第二類場地土，地震烈度為7度，按8度設防。

1.2 橋梁拓寬方案

本文對該橋拓寬提出兩種方案，方案一，二的上部結構新舊主梁之間都通過植筋技術和橫隔板進行連接。方案一將原有橋梁的蓋梁與拓寬的蓋梁相連接。方案二拓寬部分下部蓋梁與原橋蓋梁分開，新舊蓋梁間留一定距離的沉降縫。

2 地震波激勵選擇

在研究橋梁地震響應問題時，首先要確定地震波的輸入方向，地震沿不同的方向輸入時，結構中產生的地震效應是不同的，只有在某一特定的地震波輸入方向上，結構物的某點或某截面的某一應力或者內力才達到極值。由于地震發生在時間和空間上的隨機性，很難確定使結構產生最大反應的地震作用方向。參考國內外相關規范并結合國內科研機構的研究成果，本文根據依托工程的具體情況，確定進行地震分析時地震波輸入方向為:縱橋向和橫橋向兩個方向。

3 有限元分析模型

利用有限元程序ANSYS建立了連續梁橋空間三維有限元模型，其中上部主梁用梁格法離散成梁單元用Beam4單元模擬，橋梁鋪裝質量用Mass21單元模擬，橡膠支座用Combin14單元模擬，伸縮縫用Combin40單元模擬，蓋梁和墩樁也用梁單元Beam4單元模擬，梁與蓋梁通過支座單元進行連接，約束樁底單元節點的所有自由度，約束橋臺處支座彈簧單元一端節點的所有自由度。坐標軸約定:主梁兩端頭的連線為X軸(順橋向)，與之垂直的平面內的軸為Z軸(橫橋向)，橋梁豎向為Y軸。連續梁的數值分析采用了3個模型。模型一:既有舊橋模型。模型二:新舊蓋梁連接模型(對應方案一)，以下簡稱連接模型。模型三:新舊蓋梁分離模型(對應方案二)，以下簡稱分離模型。

4 橋梁橋墩地震彈塑性分析

4.1 縱向地震波工況下數值計算結果對比分析

1)在峰值為0.2g的縱向地震波作用下舊橋模型的5b墩頂，5c墩頂截面彎矩最大值大于各自截面的屈服彎矩，出現兩個塑性鉸，出現時間為17.16 s。2)在峰值為0.3g的縱向地震波作用下，舊橋模型出現18個塑性鉸。塑性鉸最早出現在5b墩頂，出現時間為9.58 s。在峰值為0.3g的縱向地震波作用下，連接模型出現16個塑性鉸。塑性鉸最早出現在1c墩底，出現時間為5.46 s。在峰值為0.3g的縱向地震波作用下，分離模型出現17個塑性鉸。塑性鉸最早出現在5b墩頂，出現時間為3.16 s。3)在峰值為0.4g的縱向地震波作用下，舊橋模型出現28個塑性鉸。塑性鉸最早出現在5b墩頂，出現時間為 3.14 s。在峰值為0.4g的縱向地震波作用下，連接模型出現28個塑性鉸。6.84 s的時候1c墩底的繞縱橋軸轉角超過極限塑性轉角，墩破壞，連接模型能承受的最大縱向加速度峰值為0.4g。在峰值為0.4g的縱向地震波作用下，分離模型出現 23個塑性鉸。6.26 s的時候1b墩底，1c墩底，2b墩底，2c墩底的繞縱橋軸轉角超過極限塑性轉角，墩破壞。6.22 s的時候3b墩底，3c墩底的繞橫橋軸轉角超過極限塑性轉角，墩破壞，分離模型能承受的最大縱向加速度峰值為0.4g。4)在峰值為0.4g的縱向地震波作用下，舊橋模型沒有出現破壞截面，連接模型與分離模型都出現了破壞截面，拓寬后的橋梁抗震性能不如拓寬前的橋梁。

綜合上述，在加速度峰值為0.4g的縱向地震波作用下，分離模型的橋墩破壞截面的數量多于連接模型，且分離模型破壞的時間也早于連接模型，所以推薦新舊蓋梁連接的橋梁拓寬方式。

4.2 橫向地震波工況下數值計算結果對比分析

1)在峰值為0.2g的橫向地震波作用下。舊橋模型的1b墩頂，1c墩頂，2b 墩頂，2c墩頂，3b 墩頂，3c墩頂，5b 墩底，5c 墩底截面彎矩最大值大于各自截面的屈服彎矩，出現8個塑性鉸，最早出現時間為8.66 s。

連接模型出現4個塑性鉸。塑性鉸最早在2b墩頂，出現時間為10.42 s。

分離模型的1b墩頂，1c墩頂，2b墩頂，2c墩頂，3b墩頂，3c墩頂，5b墩底，5c墩底截面彎矩最大值大于各自截面的屈服彎矩，出現8個塑性鉸，最早出現時間為9.40 s。

2)在峰值為 0.3g的橫向地震波作用下。舊橋模型出現22個塑性鉸。塑性鉸最早在2b墩底，出現時間為2.24 s。7.04 s的時候1b墩頂、1c墩頂的繞橫橋軸轉角超過極限塑性轉角，墩破壞，舊橋模型能承受的最大橫向加速度峰值為0.3g。

連接模型出現26個塑性鉸。塑性鉸最早在1c墩頂、2b墩頂，出現時間為2.24 s。9.50 s的時候5c墩底的繞縱橋軸轉角超過極限塑性轉角，墩破壞，連接模型能承受的最大橫向加速度峰值為0.3g。

分離模型出現22個塑性鉸。9.60 s的時候5b墩底的繞橫軸轉角超過極限塑性轉角，墩破壞。9.60 s的時候5b墩底和5c墩底的繞縱軸轉角超過極限塑性轉角，墩破壞，分離模型能承受的最大橫向加速度峰值為0.3g。

綜合上述，在加速度峰值為0.3g的橫向地震波作用下，分離模型的橋墩破壞截面的數量多于連接模型，且分離模型破壞的時間也早于連接模型。舊橋模型橋墩破壞截面的數量多于連接模型和分離模型，推薦新舊蓋梁連接的橋梁拓寬方式。

5 結語

研究表明在縱橋向工況下，該依托工程在兩種拓寬方式下，兩者都能承受加速度峰值為0.4g的EL-Centro地震波，對新舊蓋梁連接的拓寬橋梁來說，其橋墩在破壞時間上晚于新舊蓋梁分離的橋梁，且前者的破壞程度也輕于后者。在橫橋向工況下，雖然兩者最大都能承受加速度峰值為0.3g的EL-Centro地震波，但新舊蓋梁連接的拓寬橋梁橋墩在破壞時間上晚于新舊蓋梁分離的橋梁，前者的破壞程度也輕于后者。結果表明，兩種拓寬方式橋梁都滿足舊橋抗震要求;采用新舊橋蓋梁連接的加固改造方式的橋梁抗震性能優于兩者分離的改造方式。本文研究成果，可供同類橋梁加固改造參考。

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