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致地震。高原物質向東緩慢流動，在高原東緣沿龍門山構造帶向東擠壓，遇到四川盆地之下剛性地塊的頑強阻擋，造成構造應力能量的長期積累，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，橋梁的大量破壞導致了救援工作的延遲，主要表現在橋墩箍筋配置過弱導致剪切等脆性破壞，蓋梁長度過短導致落梁等，這次震災再次引起了全國范圍內對地震設計的重視。2008年10月1日，交通運輸部頒布了《公路橋梁抗震設計細則》(JTG/T B02-01-2008)（以下簡稱“新抗震規(guī)范”），首次提出了兩水平設防，兩階段設計的思想。
2.地震設計流程
橋梁的抗震設計應重視抗震概念設計，才能保證結構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)剛構為背景，詳細介紹采用新抗震規(guī)范進行非特殊橋梁抗震設計的方法和思路
采用新抗震規(guī)范進行設計的基本流程：
⑴ 首先依據新抗震規(guī)范表3.1.2的適用范圍，確定橋梁的抗震設防類別。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，本橋按多振型反應譜法進行地震分析。
⑶ 先確定橋梁所在區(qū)域的設防烈度和地震動峰值加速度（新抗震規(guī)范表3.2.2），然后依據新抗震規(guī)范條款5.2確定反應譜曲線。本橋屬于高速公路的橋梁，抗震重要性系數按新抗震規(guī)范表3.1.4-2中括號內取值；阻尼為按新抗震規(guī)范條款9.3.6取為0.05。圖1為地震荷載反應譜曲線。. ^7 d c6 `& I# Z9 ~, z9 n6 o
圖1 E1地震荷載反應譜
⑷ 進行結構特征值分析和反應譜分析。
結構特征值分析不在于精細地模擬，而重點要真實、準確地反映結構質量、剛度、結構阻尼及邊界條件。因此分析時，一定要進行二期荷載的質量轉換，才能確保計算的精確。
⑸ 進行結構內力和變形驗算。E1地震下驗算結構的內力，保證結構處于彈性；E2地震作用下，驗算結構內力是否滿足，如不滿足則按延性設計，進行位移驗算。
3. 動力特性分析
結構特征值分析（即模態(tài)分析）是結構動力分析的基礎。本文采用MIDAS/Civil 2006建立空間有限元模型，主梁和基礎（橋墩、承臺和樁基）采用三維梁單元。為了真實模擬樁—土作用，假定土介質是線彈性的連續(xù)介質，等代土彈簧剛度由土介質的動力m值計算。
本文采用子空間迭代法進行模態(tài)分析，計算選取前300階振型以保證反應譜分析在計算方向上有90%以上的參與質量，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階結構自振模態(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中結構的前10階振型可得到以下結論：
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階中沒有出現扭轉振動，說明本橋扭轉剛度較大
4 地震反應譜分析及結構響應
依據《公路橋梁抗震設計細則》JTG/T B02-01-2008的規(guī)定,對于B類設防的橋梁，E1地震作用下結構不應發(fā)生損傷，即結構應處于彈性范圍；E2地震作用下結構不致于倒塌，經臨時加固可供維持應急交通。E2地震作用引入了能力保護原則，采用延性設計的方法，確保塑性鉸在選定的位置出現，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，結構振型按CQC法進行組合，地震方向按SRSS法進行組合。按照恒載和地震荷載作用下的最不利情況進行組合，軸力組合為最小的恒載軸力和地震產生的最大軸力值之差，彎矩組合為恒載產生的彎矩與地震產生的彎矩的絕對值之和。
圖8 結構E2地震作用下順橋向彎矩包絡圖(kN.m)
從圖8可看出，最大彎矩發(fā)生在橋墩底部，因此將墩底設定為塑性鉸發(fā)生的區(qū)域。通過對橋墩控制斷面進行P-M-Φ分析，得到相關斷面的抗彎能力，從而進行抗震驗算。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
|
結構內力
|
結構抗力
|
安全5 ^3 B. j5 f P- e# B5 @
系數
|
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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