汶川地震回瀾立交橋震害成因分析

孟 杰，劉 釗，張建東

(1.林同棪國際工程咨詢(中國)有限公司，重慶 401121;2.東南大學 土木工程學院，南京 210096 3.江蘇省交通科學研究院股份有限公司，南京 210096)

回瀾立交橋是綿竹市回瀾大道上的一座跨越鐵路貨場的城市立交橋。該橋包括主道橋、輔道橋以及A、B、C及D四個螺旋匝道，如圖1所示。

圖1 回瀾立交橋總體布置圖

圖2 回瀾立交橋匝道典型震害

在汶川地震中，回瀾立交兩側匝道嚴重損壞，主要表現為固接墩墩頂塑性鉸的普遍開展。不少學者在震后對該橋震害進行了實地踏勘[1-2]，并進行了定性分析。回瀾立交橋是典型的小曲率半徑曲線梁橋，本文根據橋梁實際震害情況展開定性與定量分析，并得到了橋梁的震害成因。

1 回瀾立交匝道結構及震害概況

回瀾立交橋共4個螺旋形匝道橋，均為連續曲線梁橋，曲線半徑為20.25 m，如圖1所示。匝道橋的上部結構為RC混凝土箱梁，梁寬4.5 m，高0.95 m。墩柱均為0.8 m直徑的獨柱墩，下設1.2 m直徑樁基，橋墩高度變化范圍為3.25-6.20 m；各墩柱配筋形式一致，縱向鋼筋直徑25 mm沿圓周均勻布置20根，箍筋直徑為12 mm，箍筋間距為20 cm，僅在墩底箍筋間距加密至10 cm。柱頂與梁體之間的支承形式，采用雙向活動盆式橡膠支座與整體現澆固接相間隔的方式，A、C匝道各有5個固接墩，B、D匝道各有4個固接墩，兩端伸縮縫處設置雙四氟滑板支座。回瀾立交兩側匝道震害主要表現為固接墩墩頂塑性鉸的普遍開展，如圖2所示。圖3為回瀾立交橋震后墩頂塑性鉸的位置分布圖。

圖3 回瀾立交橋匝道震后塑性鉸位置分布圖

2 地震動輸入

綿竹清平臺站位于回瀾立交橋西北方，直線距離約為25 km，是距離橋位最近的地震臺站，該臺站記錄到的地震動時程記錄，如圖4所示。

從地震動時程記錄來看，地震動持時約為160 s，地震動能量主要集中于30-60 s之間，EW方向、NS方向和UD方向的峰值加速度分別為0.824 g、0.803 g和0.623 g，水平方向地震動分量峰值加速度接近，豎向地震動分量峰值加速度最小。

3 模型建立

圖5 回瀾立交橋A匝道有限元模型

考慮到A、B、C及D四個匝道震害情況總體趨勢較一致，如圖3所示，以A匝道模型為例，采用空間三維梁單元模型展開計算分析。計算模型中，考慮了結構材料及邊界的非線性效應，樁土效應采用文克爾彈簧模型[3]來模擬，如圖5所示。

圖6 Kelvin接觸單元模型

3.1 邊界碰撞模型

在地震作用下，匝道橋兩端伸縮縫可能會發生碰撞。結構間的碰撞效應通常采用由線性碰撞彈簧與阻尼器并聯而成的Kelvin接觸單元模擬[4-6]，該模型以碰撞彈簧來模擬撞擊力，以阻尼器來模擬碰撞過程中的耗能，如圖6所示。兩質點ma與mb之間的碰撞力Fab可表示為:

(1)

Dab=|ua-ub|-dab≥0

(2)

式中，ua、ub分別代表質點ma與mb的地震動絕對位移；dab為質點ma與mb的初始間隙。碰撞是一個復雜的能量耗散過程，碰撞剛度與接觸面形狀、材料特性以及碰撞速度相關，因此本文采用敏感性分析對碰撞剛度展開分析。碰撞阻尼系數可表示為[7-8]:

(3)

式中，ζ代表結構阻尼比，取為5%。

3.2 橋梁支座模型

雙向活動盆式橡膠支座及橋臺位置的滑板支座均依靠頂部鋼板與四氟乙烯板之間的低摩擦系數來釋放結構位移。結構非線性分析時，模型中可采用剛塑性模型來模擬，如圖7所示，其中Fmax為支座最大滑動摩擦力，Xy為初始滑動位移，一般取為3 mm[9]。

圖7 支座連接剛塑性模型

圖8 約束混凝土mander模型

3.3 塑性鉸模型

橋墩塑性鉸采用纖維模型算法，首先將橋墩截面用網格劃分，對截面不同纖維，賦予不同的本構特性值：無約束區混凝土采用Hognestad模型，約束區混凝土采用mander模型，如圖8所示。鋼筋采用Menegotto-Pinto模型。各部分具體參數取值可參見文獻[10]。

4 動力特性分析

動力特性分析能夠定性地反映出結構質量與剛度的分布特征及結構動力特性。圖9為A匝道具有代表性的4階振動模態圖。

圖9 A匝道橋振動模態

墩柱與梁體之間的支承形式，采用雙向活動盆式橡膠支座與整體現澆固接相間隔的方式，動力特性分析中忽略鉸接墩受力，這樣匝道橋動力特性主要受各固接墩抗側剛度影響。在不同模態下將反映出以不同固接墩振動為主的模態，總體上表現出墩高較高的固接墩振動出現在低階模態；墩高較低的固接墩振動出現在高階模態，如圖9所示。

汶川地震中回瀾立交兩側匝道嚴重損壞，A匝道P8墩、B匝道P9墩以及C匝道P6、P8墩等固接墩墩頂出現塑性鉸，震害均出現在低矮橋墩，墩高大致在4 m左右，由動力特性分析可知，以這一類橋墩振動為主的模態振動周期短，在地震作用下，低矮橋墩地震響應大，因此破損也較大。

5 非線性時程分析

5.1 結構薄弱截面分析

匝道橋獨柱墩采用了整體式樁柱方案，獨柱墩直徑為0.8 m，下設1.2 m直徑單樁，樁徑加大給墩提供了附加的約束，塑性鉸可能出現在墩柱底部，同時通過實地考察，各固接墩箍筋間距為20 cm，僅在墩底加密至10 cm，墩底塑性鉸區箍筋加密提高了塑性鉸的變形能力，如圖8所示，墩頂部分由于缺乏有效地箍筋約束，在震害中可能更容易受到損傷。在計算模型中，給墩柱底以及固結墩墩頂等塑性鉸區域添加纖維單元，以模擬結構的塑性鉸形成機制。

5.2 結構受力分析

在進行時程分析之前，首先取恒載下橋墩的軸向力進行塑性鉸區截面M-φ曲線分析。固結墩墩頂截面屈服彎矩為Meff=1 591 kN·m，該值可用于判斷構件是否進入塑性；截面極限曲率φu=0.043，該值可用于判斷構件破壞與否，如圖10所示。相應地，對墩底截面屈服彎矩Meff=1 593 kN·m，截面極限曲率φu=0.063，如圖11所示。

清平臺站是汶川地震中距離斷層最近的強震動臺站[11]，所記錄的地震動加速度峰值也較大(如圖4)；清平臺站位于斷層與橋位之間，橋位與清平臺站相距約25km，隨著地震波由斷層向四周傳播，地震能量隨傳播距離逐步衰減，橋位處的地震動強度也應比清平臺站所記錄的地震動強度低。

為了模擬真實的地震動響應，在計算模型中采用人為折減實測地震動強度的方法進行了多工況時程分析，時程分析工況如表1所示。

圖10 墩頂截面M-φ曲線

表1 時程分析工況表

通過多工況計算與對比，如圖12及圖13，可以得到如下幾點結論：

(1) 在工況1與工況2中，固結墩墩頂截面或墩底截面的計算彎矩基本一致，計算中假定取碰撞剛度為106kN/m，碰撞力的大小與碰撞剛度的取值直接相關，由于碰撞剛度的不確定性，實際地震中邊界碰撞力大小較難模擬，因此有必要對邊界碰撞剛度進行敏感性分析。 圖14為工況2中，不同碰撞剛度下，墩頂截面的彎矩值，由圖可見，不同碰撞剛度下，各墩受力基本一致，這意味著碰撞效應對本結構總體受力影響較小，這是因為碰撞效應具有局部性且并不是每時每刻都在發生，圖15為地震中匝道兩端伸縮縫處碰撞時程曲線。那么計算中，取碰撞剛度106kN/m為所帶來的誤差是可以接受的。

(2) 工況3中，由于考慮了鉸接墩墩頂滑動支座承擔地震水平力，改變了地震剪力在各墩柱中的分配，使得各固結墩地震響應隨之降低，因此，受力分布與工況1相比有所不同。

(3) 工況4中考慮了材料的非線性，剛度的降低，延長了結構振動周期，導致固結墩受力響應降低，但各固結墩墩受力分布與工況1基本一致。

(4) 工況5至工況9中，逐步提高地震動強度，各固結墩受力逐步增大。就固結墩墩頂截面而言，在工況5及工況6中，各墩仍未完全達到屈服彎矩Meff，而在工況7至工況9中，各墩均已達到屈服彎矩，即各墩墩頂截面已進入塑性階段，喪失了繼續承載的能力，結構通過塑性鉸變形來耗散后續地震動輸入能量，同樣地，墩底截面也有著類似的受力趨勢。

圖13 各計算工況下，固結墩墩底截面彎矩

5.3 結構塑性變形分析

圖16 工況7至工況9下，墩頂截面主方向曲率峰值

由圖16及圖17可見，在工況7(地震強度折減系數為0.6)作用下，僅P8墩墩頂截面φmax超越截面極限曲率，塑性鉸發生破壞，而其余橋墩均未發生破壞，這與實際震害情況吻合。就工況8及工況9而言，各墩墩頂截面均發生破壞，與實際震害情況偏差較大。基于實際震害與時程分析結果是否吻合可以初步推斷，橋位處地震動強度約為清平臺站實測地震動記錄強度的0.6倍(約為494.4 gal)。

為了驗證上述推斷的合理性，可以從統計學角度出發，文獻[11-12]中，依據地震臺站獲取的大量實際地震動記錄，分別擬合出了汶川地震加速度峰值的衰減規律公式；同時，由Campbell與Bozorgnia提出的強震動衰減規律公式在國際上也較為通用[13]。 圖18為上述提及的地震動衰減規律曲線，由圖可見，上述3種衰減規律總體上接近，當斷層距為25 km時，由文獻[11-13]給出的衰減公式計算得到的地震動加速度峰值分別523 gal、477.5 gal及461.7 gal，這與通過計算分析得到的地震動強度估計很接近。

在結構高速往復滑動下，支座上的預埋鋼板與四氟乙烯板間的摩擦因數大致在5%～15%范圍內變動[3]。通過上述分析發現，鉸接墩滑動支座分擔地震剪力與否將影響地震剪力在各墩間的分配。因此，對各滑動支座的摩擦因數分別取為0.05、0.10及0.15等3種情況進行敏感性分析。

圖19為不同支座摩擦因數下，各固結墩墩頂截面主方向曲率峰值。由圖可見，隨支座摩擦因數的增大，P2、P4及P6墩塑性變形增大，即受損程度加大，而P8及P10墩則隨之降低。當摩擦因數取0.05時，P8墩發生塑性鉸破壞，這與實際震害情況吻合；當摩擦因數取0.10時，各墩均未發生塑性鉸破壞。而當摩擦因數取0.15時，僅P6墩發生塑性鉸破壞。 圖20為不同支座摩擦因數下，各固結墩墩底截面主方向曲率峰值，相比墩頂截面也有類似的變化趨勢，但各固結墩墩底截面在考慮不同支座摩擦因數下，塑性變形均較小，未發生塑性鉸破壞。

圖19 不同支座摩擦系數下，墩頂截面主方向曲率峰值

6 結 論

汶川地震中，回瀾立交兩側匝道嚴重受損，主要表現為A匝道P8墩、B匝道P9墩以及C匝道P6、P8墩等固接墩墩頂出現塑性鉸。震害均出現在低矮橋墩，墩高大致在4 m左右，這是因為低矮橋墩抗側向剛度大，地震中也承擔較大的地震剪力，這一特征在動力特性分析中得到了驗證，低矮橋墩控制了結構的高頻部分，地震作用下，低矮橋墩地震響應大，因此破損也較大。

在時程分析中，進行了多工況推演，并對地震動強度，碰撞效應以及支座非線性效應等展開了敏感性分析，并得到了與實際震害較吻合的計算結果，從中也得到了如下幾點結論：

(1)通過多工況模擬，以實際震害情況為依據，初步推斷了橋位處的地震動峰值強度約為494.4 gal，這一推斷與本次地震中相關學者通過實際地震臺站記錄，回歸統計得到的地震衰減規律較吻合；

(2)碰撞效應對本結構總體受力影響較小，這是因為碰撞效應具有局部性且并不是每時每刻都在發生；

(3)回瀾立交兩側環形匝道為多跨連續梁橋，墩柱與梁體之間的支承形式，采用雙向活動盆式橡膠支座與整體現澆固接相間隔的方式，計算中必須考慮鉸接墩墩頂支座承擔地震剪力。考慮鉸接墩參與受力，會降低低矮橋墩所承擔的地震剪力，起到保護作用；但由于考慮了鉸接墩的剛度貢獻，結構總體剛度變大，地震響應隨之變大，高墩所承擔的地震剪力反而有所增加。由支座受力敏感性分析發現，鉸接墩承擔地震剪力的大小，對地震剪力在各墩之間的分配影響較大，會直接影響各墩的受損程度。這可能是回瀾立交A匝道與C匝道雖然結構形式完全一致，但在地震中破壞橋墩位置卻不盡相同的原因之一。

通過實地考察發現，該橋固結墩箍筋間距設置為20 cm，僅在墩底塑性鉸區域加密至10 cm。若墩頂區域箍筋也加密至10 cm，對結構進行時程分析，各固結墩墩頂主方向曲率峰值如圖21所示。由圖可見，各固結墩墩頂箍筋加密后，墩頂區域塑性鉸的變形能力得到提高，主方向曲率值均未超過極限曲率，即橋墩墩頂不會發生塑性鉸壓潰破壞。因此，由于墩頂區域實際箍筋布置間距過大，固結墩墩頂塑性鉸區變形能力不足，導致地震中墩頂塑性鉸普遍開展，并發生了壓潰破壞。

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