鋼筋混凝土矩形實體橋墩抗震分析

劉小軍

（山西交科公路勘察設計院，山西 太原 030006）

鋼筋混凝土矩形實體橋墩抗震分析

劉小軍

（山西交科公路勘察設計院，山西 太原 030006）

以某項目橋為例，介紹了矩形實體橋墩分別在E1和E2作用下橋墩的動力彈塑性抗震分析，為以后類似橋梁的抗震驗算作參考。

矩形墩，反應譜，動力彈塑性、塑性鉸，穩定性

橋梁作為重要的社會基礎設施，具有投資大、公共性強、維護管理困難的特點。橋梁同時又是抗震防災、危機管理系統的一個重要組成部分，提高橋梁的抗震性能是減輕地震損失、加強區域安全的基本措施之一。特別是隨著我國交通建設事業的迅速發展，橋梁無論在數量上還是在延伸長度上都在快速增長，高速公路在國民經濟和居民生活中發揮著重要作用，提高橋梁的抗震能力是我國交通建設中所面臨的重大課題。[1]

地震對橋梁破壞的主要形式是落梁、地基失效、支座破壞、橋墩斷裂、梁間碰撞等。橋梁抗震設計理論經歷了靜力彈性設計法、動力彈性法以后，動力彈塑性設計法的有效性已經得到廣泛的認同，橋梁抗震設計規范也朝著彈性設計、彈塑性設計法并存的方向發展，彈塑性地震響應設計方法在橋梁結構抗震設計中的重要性越來越顯著。本文以已經建成的矩形實體墩橋為研究對象，結合土木工程通用有限元分析軟件Midas分析地震力作用下橋結構受力性能、變形性能及穩定性的影響，從而為以后的設計作參考。[1]

1 工程概況

本橋上部采用10～30 m先簡支后連續預應力混凝土箱梁，5孔一聯，全橋共分為2聯。下部1～5號墩采用矩形截面墩接2.5 m厚承臺配4根D150鉆孔灌注樁基礎，6～9號墩采用樁柱式墩，橋臺采用柱式臺。該橋分上、下行雙幅，本計算以右幅橋為分析對象。

本橋設計荷載等級為公路Ⅰ級，根據《中國地震動參數區劃圖》GB18306—2001，本橋位于地震基本烈度8度區，地震動峰值加速度0.2 g，反應譜特征周期0.35 s。本橋為一級公路上的大橋，根據《公路橋梁抗震設計細則》，本橋按B類抗震設防類別進行抗震設計，抗震重要性系數在E1和E2地震作用下分別為0.5和1.7。

2 基本模型

本橋依據《公路橋梁抗震設計細則》6.3條建立全橋空間桿系模型，計算軟件為MIDAS Civil 2006。為準確反應橋梁的上下部結構、支座、質量分布及阻尼特性，全橋共分為433個桿件單元、65個彈性連接單元、5個非線性連接單元。由于在非線性分析時荷載不可線性相加，為正確反應上部結構傳遞給墩身的軸力，考慮3個施工階段模擬上部結構簡支到連續的體系轉換過程，即上部箱梁按簡支梁分配各墩反力，二期恒載按連續梁分配各墩反力。單元自重采用集中質量法轉換為質量，代表上部二期恒載的單元分布荷載轉換為等效質量。

3 分析計算

3.1 E1地震作用下設計加速度反應譜分析

E1地震作用下設計加速度反應譜依據《公路橋梁抗震設計細則》5.2條確定?？拐鹬匾韵禂?.5，場地系數1.0，特征周期0.35 s，阻尼系數0.05，阻尼調整系數1.0，地震動峰值加速度0.2 g，反應譜峰值Smax=0.225 g。

圖1 結構的有限元模型

3.2 E1地震作用下邊界非線性時程分析

為進行E2地震作用下的非線性動力彈塑性時程分析，在沒有專門的地震安全性評價的條件下依據《公路橋梁抗震設計細則》5.3條需合成與設計加速度反應譜兼容的設計加速度時程（即地震波），因此本計算調用歷史強震記錄進行大量的試算，采用調整增幅系數和時域的方法尋找符合橋位場地特性的地震波，通過與E1反應譜分析結果比較確定該地震波的有效性。

原始地震波為1971年San Fernando大地震的地震動加速度時程記錄，最大峰值0.315 4 g，記錄時長61.84 s?，F調整增幅系數0.317，時域系數2.18，生成E1地震波。

3.3 地震波有效性評價

通過比較E1地震作用下反應譜法和時程分析法的內力值可知時程分析法的彎矩值普遍要高出反應譜法10%～30%，平均高出20%，本計算認為該地震波有效。鑒于《公路橋梁抗震設計細則》對加速度反應譜分析法論述較為詳盡，地震波的有效性也是以反應譜法為參照（6.5.3條），因此，本計算以反應譜法的計算結果作為E1地震作用強度驗算的依據。

E1地震作用下墩身強度驗算，見表1、表2。

3.4 E1地震作用下墩身強度驗算結論

在常規配筋率下E1地震作用強度驗算均滿足規范要求，特別是橫橋向截面具有較大強度。但值得注意兩個現象：第一，地震荷載效應依然比正常運營荷載效應來得大，正常運營荷載往往是抗裂控制配筋，而地震作用是沒有抗裂要求的；第二，正常運營荷載作用下分聯墩認為不參與水平力分配，但在地震荷載作用下分聯墩受力與中墩無區別。

表1 順橋向E1地震作用下強度驗算

表2 橫橋向E1地震作用下強度驗算

3.5 E2地震作用下動力彈塑性分析

動力彈塑性時程分析采用直接積分法，阻尼計算按《公路橋梁抗震設計細則》6.3.2條采用瑞利阻尼，需引用前述動力響應特征值分析中的振型自振頻率。本計算采用一階振型和三階振型的自振頻率。彈塑性分析為材料非線性分析，自重和二期荷載需作為時變靜力時程荷載加載，計算方法為靜力法。[2]

依然選擇原始地震波為1971年San Fernando大地震的地震動加速度時程記錄?，F調整增幅系數1.078，時域系數2.18，生成E2地震波。

依據《公路橋梁抗震設計細則》6.3.6條及其條文說明，動力彈塑性分析需采用鋼筋混凝土彈塑性梁單元，本計算采用Bresier建議的屈服面來模擬鋼筋混凝土的彈塑性，在6.2.2條規定的塑性鉸區域設置塑性鉸單元。作順橋向分析時，由于墩身軸力在順橋向水平地震動作用下變化較小因此采用PM鉸；作橫向向分析時，雙柱墩墩身軸力在橫橋向水平地震動作用下是隨時程變化的，此時應考慮變化的軸力對屈服面的影響，因此應選擇PMM鉸。順橋向E2地震作用下塑性鉸區域的最大塑性轉角，見表3。

表3 潛在塑性鉸區域轉角統計

從表3可以看出，在順橋向E2地震荷載作用下所有墩底潛在塑性鉸區域均進入塑性狀態。

3.6 E2地震作用下墩身變形驗算

按《細則》7.4.2條應對潛在塑性鉸區域的塑性轉動能力進行驗算，塑性鉸區域轉角應小于最大容許轉角。塑性鉸最大容許轉角按公式7.4.3-1計算，屈服曲率和極限曲率按附錄B計算。

順橋向E2地震作用下墩身塑性鉸轉動能力驗算，見表4。

表4 順橋向塑性鉸轉動能力驗算

橫橋向E2地震作用下墩身塑性鉸轉動能力驗算，見表5。

表5 橫橋向塑性鉸轉動能力驗算

3.7 E2地震作用下墩身變形驗算結論

E2地震作用下墩身變形均滿足細則要求。上述塑性鉸轉動能力驗算可以看出矩形墩自身無論是在順橋向還是橫橋向均具有良好的抗震性能，表現在順橋向剛度較小潛在塑性鉸轉動能力較強，橫橋向剛度大在強震作用下依然能保持彈性狀態，個人認為這是不符合能力保護設計原則的，可能墩身沒有絲毫損害而支座已經在水平地震力的作用下剪切破壞了。

4 結束語

這些年來，由于地震災害的頻發，許多橋梁在地震中倒塌，對橋梁地震的研究分析一直是一個重點關注的課題，但由于人類對地震認識的局限性，所有的抗震分析和計算也是在逐步的積累，從失敗中汲取經驗。尤其位于地震烈度高的區域，橋梁抗震計算是必不可少的。

[1] 謝旭.橋梁結構地震響應分析與抗震設計[M].北京：人民交通出版社，2005.

[2] 王中秋，楊兵兵.某大跨預應力混凝土連續梁橋抗震分析[J].山西交通科技，2010（1）：54-55，70.

The Rectangular Solid BridgePier’sSeism ic Analysis of Reinforced Concrete

Liu Xiaojun

The article takes a project bridge as an example,introduces the rectangular solid bridge pier's dynamic elastic-plastic seismic analysis respectively under the action ofE1 and E2.It can provide reference for the similar bridge's seismic checking in future.

rectangular pier;response spectrum;dynamic elastic-plastic;plastic hinge;stability

U443.22

A

1000-8136(2011)08-0081-03

劉小軍，男，1979年12月出生，山西孝義人，2002年畢業于南京林業大學，現太原理工大學在讀工程碩士，工程師。