1.前言
2008年5月12日，印度洋板塊向亞歐板塊俯沖，造成青藏高原快速隆升導(dǎo)致地震。高原物質(zhì)向東緩慢流動，在高原東緣沿龍門山構(gòu)造帶向東擠壓，遇到四川盆地之下剛性地塊的頑強阻擋，造成構(gòu)造應(yīng)力能量的長期積累，最終在龍門山北川—映秀地區(qū)突然釋放，汶川遭遇8級強震猝然襲來。這次強震造成了巨大的破壞，橋梁的大量破壞導(dǎo)致了救援工作的延遲，主要表現(xiàn)在橋墩箍筋配置過弱導(dǎo)致剪切等脆性破壞，蓋梁長度過短導(dǎo)致落梁等，這次震災(zāi)再次引起了全國范圍內(nèi)對地震設(shè)計的重視。2008年10月1日，交通運輸部頒布了《公路橋梁抗震設(shè)計細(xì)則》(JTG/T B02-01-2008)（以下簡稱“新抗震規(guī)范”），首次提出了兩水平設(shè)防，兩階段設(shè)計的思想。
2.地震設(shè)計流程
橋梁的抗震設(shè)計應(yīng)重視抗震概念設(shè)計，才能保證結(jié)構(gòu)本身具有較好的抗震性能，具體可參考新抗震規(guī)范條款9.2，本文僅以某連續(xù)剛構(gòu)為背景，詳細(xì)介紹采用新抗震規(guī)范進(jìn)行非特殊橋梁抗震設(shè)計的方法和思路
采用新抗震規(guī)范進(jìn)行設(shè)計的基本流程：
⑴ 首先依據(jù)新抗震規(guī)范表3.1.2的適用范圍，確定橋梁的抗震設(shè)防類別。本橋主跨為140m，屬于B類。
⑵ 新抗震規(guī)范表6.1.4中確立了抗震分析的計算方法，本橋按多振型反應(yīng)譜法進(jìn)行地震分析。
⑶ 先確定橋梁所在區(qū)域的設(shè)防烈度和地震動峰值加速度（新抗震規(guī)范表3.2.2），然后依據(jù)新抗震規(guī)范條款5.2確定反應(yīng)譜曲線。本橋?qū)儆诟咚俟返臉蛄海拐鹬匾韵禂?shù)按新抗震規(guī)范表3.1.4-2中括號內(nèi)取值；阻尼為按新抗震規(guī)范條款9.3.6取為0.05。圖1為地震荷載反應(yīng)譜曲線。. ^7 d c6 `& I# Z9 ~, z9 n6 o
圖1 E1地震荷載反應(yīng)譜
⑷ 進(jìn)行結(jié)構(gòu)特征值分析和反應(yīng)譜分析。
結(jié)構(gòu)特征值分析不在于精細(xì)地模擬，而重點要真實、準(zhǔn)確地反映結(jié)構(gòu)質(zhì)量、剛度、結(jié)構(gòu)阻尼及邊界條件。因此分析時，一定要進(jìn)行二期荷載的質(zhì)量轉(zhuǎn)換，才能確保計算的精確。
⑸ 進(jìn)行結(jié)構(gòu)內(nèi)力和變形驗算。E1地震下驗算結(jié)構(gòu)的內(nèi)力，保證結(jié)構(gòu)處于彈性；E2地震作用下，驗算結(jié)構(gòu)內(nèi)力是否滿足，如不滿足則按延性設(shè)計，進(jìn)行位移驗算。
3. 動力特性分析
結(jié)構(gòu)特征值分析（即模態(tài)分析）是結(jié)構(gòu)動力分析的基礎(chǔ)。本文采用MIDAS/Civil 2006建立空間有限元模型，主梁和基礎(chǔ)（橋墩、承臺和樁基）采用三維梁單元。為了真實模擬樁—土作用，假定土介質(zhì)是線彈性的連續(xù)介質(zhì)，等代土彈簧剛度由土介質(zhì)的動力m值計算。
本文采用子空間迭代法進(jìn)行模態(tài)分析，計算選取前300階振型以保證反應(yīng)譜分析在計算方向上有90%以上的參與質(zhì)量，限于篇幅本文列出了前10階的模態(tài)（表1所示）和前6階振型圖（圖2～圖7所示）。
表1 不同橋墩形式的前10階結(jié)構(gòu)自振模態(tài)
模態(tài)
|
頻率
|
周期
|
振型描述
|
1
|
0.294
|
3.407
|
橋墩1階對稱橫向彎曲
|
2
|
0.475
|
2.105
|
橋墩1階縱向彎曲
|
3
|
0.626
|
1.596
|
橋墩1階反對稱橫向彎曲
|
4
|
1.159
|
0.863
|
主梁1階對稱豎彎
|
5
|
1.381
|
0.724
|
主梁1階橫彎
|
6
|
2.066
|
0.484
|
橋墩2階反對稱橫向彎曲
|
7
|
2.067
|
0.484
|
橋墩2階對稱橫向彎曲
|
8
|
2.079
|
0.481
|
主梁1階反對稱豎彎
|
9
|
2.316
|
0.432
|
主梁2階對稱豎彎
|
10
|
2.592
|
0.386
|
主梁2階反對稱豎彎
|
從表1中結(jié)構(gòu)的前10階振型可得到以下結(jié)論：
1.本橋基頻為0.294Hz，周期為3.407s，說明本橋剛度較大；
2.本橋前10階振型中第1，3，6和7階為橋墩橫向的振動，第2階為橋墩縱向的振動，說明本橋橫向剛度比縱向剛度弱；’ ^3 E; ]4 d* V
3. 本橋前10階中沒有出現(xiàn)扭轉(zhuǎn)振動，說明本橋扭轉(zhuǎn)剛度較大
4 地震反應(yīng)譜分析及結(jié)構(gòu)響應(yīng)
依據(jù)《公路橋梁抗震設(shè)計細(xì)則》JTG/T B02-01-2008的規(guī)定,對于B類設(shè)防的橋梁，E1地震作用下結(jié)構(gòu)不應(yīng)發(fā)生損傷，即結(jié)構(gòu)應(yīng)處于彈性范圍；E2地震作用下結(jié)構(gòu)不致于倒塌，經(jīng)臨時加固可供維持應(yīng)急交通。E2地震作用引入了能力保護(hù)原則，采用延性設(shè)計的方法，確保塑性鉸在選定的位置出現(xiàn)，并且不發(fā)生剪切破壞的脆性破壞形式。
地震輸入采用兩種方式：1）縱向＋豎向；2）橫向＋豎向，結(jié)構(gòu)振型按CQC法進(jìn)行組合，地震方向按SRSS法進(jìn)行組合。按照恒載和地震荷載作用下的最不利情況進(jìn)行組合，軸力組合為最小的恒載軸力和地震產(chǎn)生的最大軸力值之差，彎矩組合為恒載產(chǎn)生的彎矩與地震產(chǎn)生的彎矩的絕對值之和。
圖8 結(jié)構(gòu)E2地震作用下順橋向彎矩包絡(luò)圖(kN.m)
從圖8可看出，最大彎矩發(fā)生在橋墩底部，因此將墩底設(shè)定為塑性鉸發(fā)生的區(qū)域。通過對橋墩控制斷面進(jìn)行P-M-Φ分析，得到相關(guān)斷面的抗彎能力，從而進(jìn)行抗震驗算。在抗彎承載能力在E1荷載作用下取截面的初始屈服彎矩；在E2荷載作用下取等效屈服彎矩。
表2 地震荷載作用下橋墩強度驗算
位
置
|
荷載組合
|
結(jié)構(gòu)內(nèi)力
|
結(jié)構(gòu)抗力
|
安全5 ^3 B. j5 f P- e# B5 @
系數(shù)
|
N
|
My
|
Mz
|
Mu,y
|
Mu,z
|
墩
頂
|
恒+(E1.X+Z)
|
82260
|
348894
|
0
|
1264741
|
0
|
3.63
|
恒-(E1.X+Z)
|
99268
|
-242102
|
0
|
-1066761
|
0
|
4.41
|
恒+(E1.Y+Z)
|
82647
|
150001
|
73985
|
815631
|
402292
|
5.44
|
恒-(E1.Y+Z)
|
98882
|
-43209
|
-73985
|
-238999
|
-409228
|
5.53
|
恒+(E2.X+Z)
|
76308
|
555743
|
0
|
798880
|
0
|
1.44
|
恒-(E2.X+Z)
|
105221
|
-448950
|
0
|
-1795801
|
0
|
4.00
|
恒+(E2.Y+Z)
|
76964
|
217625
|
125774
|
1292146
|
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