三柱門架墩結構抗震分析研究

高 濤

(北京建達道橋咨詢有限公司 北京市 100015)

門架墩占用空間少，對于跨線橋梁以及下部墩柱位置受限區域優勢明顯，可以避免上部大跨結構、節省造價。尤其在城鎮化程度高、對橋下空間綜合開發利用要求高的地區已得到了廣泛的應用。

1 工程概況

中山西環高速公路位于珠三角區域的廣東省中山市，常規路段上部結構采用30m、35m跨徑先張法Bulb-T梁，下部結構采用獨柱墩、雙柱墩及三柱門架墩。對其中的跨徑為35m標準工字梁橋進行抗震驗算。主要技術標準如下：

跨徑：3×35m(一聯)； 橋墩結構：三柱式橋墩；設計速度：100km/h；支座類型：GJZ400×450×99型板式橡膠支座； 橋面寬度：2×16.25m；地震烈度：基本烈度為Ⅶ度，地震動峰值加速度為0.1g，按Ⅷ設防；設計荷載：公路I級；行車道數：雙向六車道； 設計使用壽命：100 年。

橋墩一般構造如圖1所示，其中中墩為2m×2m方墩，配2排28號鋼筋，邊墩為直徑1.6m圓墩，配一排半32號鋼筋；樁基直徑1.8m，配一排32號鋼筋。

2 抗震性能要求

2.1 性能要求及驗算指標

參照《公路橋梁抗震設計細則》(JTG/T B02-01-2008)規定，本橋屬于A類橋梁。抗震設防目標為：當橋梁遭受E1地震作用時，橋梁不受損壞或不需修復即可使用；當橋梁遭受E2地震作用時，橋梁可發生局部輕微損傷，不需修復或經簡單修復可繼續使用。

圖1 橋墩一般構造圖(單位：cm)

2.2 抗震驗算方法

抗震驗算包括抗彎和抗剪兩部分。

(1)抗彎驗算方法

按照《公路橋梁抗震設計細則》規定，核心混凝土采用Mander模型，鋼筋采用雙線性應力-應變關系。采用軟件midas/civil內部計算關鍵截面的彎矩-曲率曲線，得到鋼筋混凝土構件的首屈彎矩和等效屈服彎矩。

(2)抗剪驗算方法

詳見下文塑性階段驗算的剪力驗算。

2.3 地震作用

考慮順橋向、橫橋向及豎向地震作用，分別進行反應譜和時程分析。本橋抗震設防類別為A類，E1地震取重現期為475年地震動，E2地震取重現期為1975年地震動。根據一般場地條件，確定基本烈度為Ⅶ度。

在《工程場地地震安全性評價報告》中，采用基巖地震動加速度反應譜衰減關系，對各周期點進行概率危險性計算，得到中山西環高速公路50 年超越概率水平為 10%(重現期約 475 年)和 2.5%(重現期約 1975 年)的基巖地震動加速度反應譜。在報告中，按照地震安全性評價Ⅱ級工作的技術要求，對 100 年超越概率水平為 63%、50年超越概率水平為10%和2.5%分別給出工程場地六條人造基巖地震動的隨機樣本時程，根據規范要求，本橋取前3條地震動時程進行抗震分析。E2作用下反應譜曲線和部分地震動時程分別如圖2、圖3所示。

圖2 地震動反應譜(重現期1975年)

圖3 地震動時程波(重現期1975年)

3 橋梁模型

建模計算采用有限元軟件MIDAS/civil程序進行，模型均為梁單元。整體計算模型如圖4所示。模型關鍵位置圖見圖5。

圖4 整體模型圖

圖5 模型關鍵位置圖

3.1 邊界條件

橫向擋塊應用一般連接中的間隙單元模擬，板式橡膠支座采用一般連接中的滯后系統模擬非線性，支座具體數據如表1所示，本模型考慮樁土的共同作用，用點彈簧模擬樁的邊界條件，土彈簧水平剛度采用表征土介質彈性值的m參數計算，動力計算m取值為靜力時的2.5倍。豎向剛度根據摩擦樁承載力進行估算，同時樁底固結。

表1 支座數據表

3.2 塑性鉸單元

時程分析時，對于可能發生塑性變形的單元即橋墩單元采用纖維單元模擬，橋墩單元截面如圖6所示。

圖6 纖維單元圖

3.3 荷載組合

組合1：1.0×自重+1.0×豎向地震力Ez+1.0×橫橋向地震力Ey；

組合2：1.0×自重+1.0×豎向地震力Ez+1.0×順橋向地震力Ex。

4 反應譜分析

為滿足本橋“小震不壞，大震不倒”的抗震設防目標，應分別進行E1作用下的強度計算和E2作用下的延性計算。鑒于本橋由靜力計算所確定的截面尺寸較大，經試算，E1作用下強度滿足要求，且具有較大冗余度。依據E1地震響應計算數據及長期設計經驗，在該截面尺寸下，橋墩仍有可能在E2地震作用下保持彈性。抗震性能驗算中，假設在永久作用+E2地震作用下橋墩仍處于彈性狀態，不對其截面剛度進行折減，計算橋墩關鍵截面是否仍保持彈性。

根據規范要求，多柱式橋墩抗震驗算時，橫橋向地震作用下需要驗算墩頂和墩底截面，順橋向地震作用下驗算墩底截面。本橋沿中跨跨中和橋梁中心線對稱，所以只驗算2號橋墩中墩和邊墩及下部的①②號樁基礎詳見圖5。本橋的反應譜分析驗算考慮兩種最不利的工況，即關鍵截面處的最大軸力及對應的最大彎矩和最小軸力及對應的最大彎矩。

E2地震作用下橫向和縱向關鍵截面處內力驗算結果如表2所示。

計算結果表明，E2地震作用下橋墩截面仍保持為彈性，不再進行塑性驗算。同時，反應譜計算表明：彎矩一致情況下，較小軸力的工況控制計算。

5 時程分析

關鍵驗算截面與反應譜分析相同。首先考慮E2作用下的3個地震波在各關鍵截面所產生的最不利彎矩M，然后根據彎矩曲率關系數值分析求得軸力作用下的等效屈服彎矩My，如果My大于M，則需要進一步做塑性分析。

表2 E2地震作用下關鍵截面處內力驗算結果

E2地震作用下橫向和縱向關鍵截面處內力驗算結果如表3所示。

表3 E2地震作用下關鍵截面處內力驗算結果

E2地震作用下，彈性階段不滿足要求，中墩的墩頂及墩底在橫橋向和順橋向進入塑性階段，需要進行塑性驗算。塑性階段驗算如下：

(1)剪力驗算

根據規范要求，墩柱塑性鉸區域沿順橋向和橫橋向的斜截面抗剪強度應按下列公式驗算：

橋墩橫向和縱向剪力計算結果如表4所示：

表4 剪力計算結果

計算結果表明：橋墩橫向和縱向抗剪計算滿足要求。

(2)橋墩墩頂位移驗算

根據抗震規范要求，順橋向容許位移按下式計算:

橫橋向的容許位移采用PUSHOVER方法計算，建立三柱墩模型，定義橋墩墩頂和墩底為六個塑性鉸區域，保持上部恒載壓力不變，施加水平荷載，當墩柱的任一塑性鉸達到其最大容許轉角時，蓋梁處的橫向水平位移即為容許位移。

橋墩橫向和縱向位移計算結果如表5所示。

計算結果表明：橫向和縱向位移驗算均滿足要求。

6 結論

(1)E2地震作用下，反應譜分析橋墩在彈性范圍之內，未進入塑性階段，滿足抗震要求；時程分析則進入塑性階段，需進行塑性鉸抗剪和位移驗算，滿足抗震規范要求。

表5 橋墩墩頂位移計算結果

(2)反應譜方法計算簡單方便，但不能考慮非線性因素影響，更適用于彈性狀態下的構件抗震驗算；時程分析法計算精細，分析時應選用產生最不利彎矩的地震波，更適用于已進入塑性狀態下的構件抗震驗算，實際設計時兩種計算結果要相互校核。

(3)反應譜計算結果表明，恒載和地震組合的最不利組合為最小軸力值控制驗算，應當用組合后軸力的最小值進行首屈彎矩和等效屈服彎矩的計算。