城市連續梁橋雙柱墩E2地震作用墩頂容許位移計算

楊一維， 鄭凱鋒， 張 銳

(西南交通大學， 四川成都 610031)

震害調查顯示，在強烈地震動作用下，按規范設計的某些橋梁并不具備抵抗強震的足夠強度，但是卻仍沒有倒塌或者發生嚴重破壞，是因為結構的初始強度并沒有因為非彈性變形的加劇而過度下降，也即具有較好的延性。延性抗震理論不同于強度理論，它是通過特定部位的塑形變形，形成塑性鉸，從而消耗地震能量，減小地震反應。對于雙柱墩，墩頂僅受縱向荷載，產生縱向位移時，橋墩最大彎矩出現在墩底位置；當墩頂僅受橫向荷載，產生橫向位移時，橋墩最大彎矩出現在墩底和墩頂。當地震作用時，縱向變形時在墩底產生塑性鉸，橫向變形時墩頂和墩底均產生塑性鉸，由此可見，采用統一的計算方法無法正確反映橋墩縱橫向各自不同的力學特征，所以要分開考慮，分不同的計算方法計算兩個方向的墩頂位移。目前的抗震設計規范[1]已采納了延性抗震理論，規定E2地震作用下，墩頂縱向容許位移直接按照給定公式計算，但目前尚無公式可直接計算出墩頂橫向容許位移，橫向變形時，雙柱墩由于框架效應在墩頂和墩底均產生塑性鉸，無法直接推導出墩頂橫向位移計算公式，所以需利用有限元軟件對雙柱墩進行非線性靜力分析從而得到墩頂橫向容許位移。因此，本文以某實際工程案例為背景，從力學原理出發，推導并驗證了雙柱墩墩頂縱向容許位移計算公式；采用Midas/Civil有限元數值模擬的方法，對雙柱墩進行非線性靜力分析(pushover)求得墩頂橫向容許位移，并且闡述了計算方法和流程，為雙柱墩墩頂容許位移計算分析提供參考。

1 工程概況

某城市預應力混凝土連續箱梁，兩聯6跨，主跨(3×32 m+3×32 m)，上部結構單箱三室箱梁，梁高1.6 m，頂板寬17.1 m，底板寬12.92 m，頂板厚250 mm，底板厚220 mm，腹板厚500 mm。主梁采用C50混凝土。上部結構構造見圖1。

圖1 上部結構構造(單位：mm)

下部結構采用雙柱墩。交接墩采用雙柱墩接蓋梁形式，墩身高7.5 m，為1.6 m×1.3 m矩形截面。蓋梁跨中高1.9 m，懸臂端部高0.9 m。承臺高2.5 m。基礎采用鉆孔灌注樁基礎，單個承臺設置4根樁，樁徑1 500 mm，樁長50 m。橋梁按7度設防，場地類型為Ⅰ類，分區特征周期Tg=0.35s。橋墩和蓋梁采用C50混凝土，承臺和基礎采用C25混凝土。橋墩截面采用50根直徑26 mm的HRB335級鋼筋。下部結構構造見圖2和圖3，橋墩截面布筋見圖4。

圖2 下部結構構造(單位：mm)

圖3 承臺橫斷面(單位:mm)

圖4 橋墩截面布筋

2 有限元模型建立

利用Midas/Civil有限元分析軟件分別建立整體空間模型和交接墩空間模型。利用整體模型計算得出上部恒載作用下支座的反力，將其以恒載工況下集中力的形式施加到交接墩空間模型的相同支座位置處。整體空間模型和交接墩空間模型見圖5和圖6。

圖5 整體空間模型

圖6 交接墩空間模型

3 雙柱墩墩頂縱向容許位移

3.1 理論推導

雙柱墩縱向產生位移時，僅在墩底產生塑性鉸，力學特征與單柱墩相同，采用與單柱墩相同的分析方法。

對于單柱式懸臂橋墩，其墩頂位移和橋墩的曲率分布存在如下關系：

Δ=?φ(x)dxdx

式中：Δ為墩頂位移；φ(x)為曲率。

當變形未達屈服位移時，曲率沿墩高呈線性變化，變形超過屈服位移以后，形成塑性鉸，依靠塑性鉸的轉動使得變形繼續發展，此時曲率變化主要集中在塑性鉸區域，塑性鉸區域外基本不變化。

3.1.1 墩頂屈服位移

在墩底截面剛剛屈服時，可認為曲率沿墩高成線性分布：

式中：x為計算截面與墩頂之距；H為墩高；φy為屈服曲率。

代入Δ=?φ(x)dxdx，可得墩頂的屈服位移Δy為：

Δy為墩頂屈服位移。

3.1.2 墩頂塑性位移

延性構件主要通過在特定位置形成塑性鉸來提供延性，單柱墩潛在塑性鉸區一般在墩底，所以在墩底截面達到極限狀態時，引入“等效塑性鉸長度”Lp的概念，即假設在墩底附近存在一個長度為Lp的等塑性曲率段，在該段長度內，截面的塑性曲率等于墩底截面的最大塑性曲率φp。由等效塑性鉸長度Lp計算墩頂塑性位移Δp。

墩底截面達到極限狀態時，橋墩的塑性轉角可表示為：

θp=Lp(φu-φy)

Lp為等效塑性鉸長度。同塑性變形的發展和極限壓應變有關，一般采用經驗公式，等效塑性鉸長度經驗公式見表1。

表1 等效塑性鉸長度經驗公式

φu為極限曲率。

假設在達到極限狀態時，橋墩繞等效塑性鉸區的中心點轉動，則墩頂的塑性位移為：

Δp=θp(H-0.5Lp)

=(φu-φy)Lp(H-0.5Lp)

考慮延性安全系數K，塑性鉸區域的最大容許轉角可表示為:

K為延性安全系數，取2.0。

所以，墩頂塑性位移為：

Δp=θu(H-0.5Lp)

3.1.3 墩頂縱向容許位移

E2地震作用下，單柱墩墩頂容許位移Δu為墩頂屈服位移Δy與墩頂塑性位移Δp之和：

上式與規范[1]7.3.5條驗證符合，雙柱墩墩頂縱向容許位移可按上式計算。

3.2 墩頂縱向容許位移計算

由Midas/Civil有限元軟件計算得出墩底等效屈服位移、極限曲率分別為：

φy=2.6×10-5cm-1

φu=4.1×10-5cm-1

等效塑性鉸長度：

Lp=0.08H+0.022dsfy

=0.08×750+0.022×2.6×335

=79.2cm

取安全系數K=2，則塑性鉸區域最大容許轉角為：

墩頂縱向容許位移：

4 雙柱墩墩頂橫向容許位移

4.1 理論依據

E2地震作用下，雙柱墩橫向變形時，由于框架效應在墩頂和墩底均產生塑性鉸，橋墩墩頂橫向容許位移難以想獨柱墩一樣能推導出公式，所以規范[1]7.3.7條規定需對雙柱墩蓋梁處施加水平力，進行非線性靜力分析，當墩柱的任一塑性鉸達到其最大容許轉角或塑性鉸區控制截面達到最大容許曲率時，蓋梁處的橫向水平位移即為墩頂橫向容許位移。

橋梁抗震分析主要有靜力法、反應譜、時程分析法三種，雙柱墩橫向容許位移分析采用的是靜力彈塑性分析(pushover)，屬于非線性靜力分析方法。該方法預先假定一種分布側向力作用在結構上，考慮結構中的各種非線性因素，按設定步長逐步增加結構的側向力或側向位移，直到結構模型控制點達到目標位移或結構傾覆為止，由于考慮了塑性鉸的設置，可以得到分別每步驟加載下結構進入塑性后的內力和位移狀態。

4.2 計算流程

用非線性靜力分析法計算橫向容許位移時，由于需要進行迭代，采用單獨的墩柱模型比整體模型更精確。具體計算步驟如下：

(1) 利用有限元分析軟件計算出恒載作用下橋墩的最大軸力，結果見圖7。

圖7 恒載作用下橋墩軸力

由圖7可知，橋墩在恒載作用下最大軸力發生在墩底，左墩和右墩均為-7 779 kN。

(2) 根據預先確定的混凝土及鋼材的非線性本構關系計算橋墩截面的彎矩-曲率曲線(M-Φ曲線)，通過M-Φ曲線由橋墩最大軸力計算出各墩柱塑性鉸區域截面的等效彎矩。

(3) 根據塑性鉸區域等效彎矩計算出各單墩等效剪力，按V=∑Vi計算各單墩剪力值之和。

(4) 將水平合剪力V施加于蓋梁質心處，計算合剪力和恒載組合作用下各橋墩的最大軸力，重復步驟2～步驟4進行迭代計算，直到相鄰兩次計算各墩柱剪力之和相差在10 %以內。軸力計算模式見圖8， 迭代結果見表2。

圖8 軸力計算模式

由表2可知，迭代精度在第一次迭代時已滿足，為使計算結果更精確，取第二次迭代結果，左墩墩底軸壓力取14 094 kN，右墩墩底軸壓力取1 464 kN。

(5) 通過M-Φ曲線由最終迭代得到的各單墩最大軸壓力計算出各單墩極限破壞狀態的曲率，最大容許曲率考慮為極限曲率除以安全系數，安全系數取2。單墩最大容許曲率見表3。

表2 迭代結果

表3 單墩最大容許曲率

(6) 進行非線性靜力分析，以橋墩蓋梁中心的橫橋向位移40 cm作為目標位移，蓋梁上水平荷載分300步加載。當墩柱的任一塑性鉸區控制截面達到其最大容許曲率時，蓋梁處的橫向水平位移即為墩頂橫向容許位移。雙柱墩橫向容許位移計算模式見圖9。

圖9 雙柱墩橫向容許位移計算模式

查看pushover結果，左墩在第65步達到最大容許曲率0.019 919，右墩在第230步達到最大容許曲率0.036 251。所以取第65步的蓋梁中心橫向位移8.67 cm為雙柱墩橫向容許位移。

E2地震作用下，雙柱墩左墩墩頂橫向位移為6.72 cm，右墩墩頂橫向位移為6.71 cm，均滿足橫向實際位移小于橫向容許位移的要求。

5 墩頂位移驗算

E2地震作用下，利用Midas/Civil有限元軟件，對雙柱墩墩頂位移進行驗算，驗算結果見表4。

由表4可知，E2地震作用下，雙柱墩墩頂縱橋向和橫橋向位移均小于分別的容許位移。

表4 墩頂位移驗算

6 結論

(1) 結合某工程實例，從橋梁延性抗震理論出發，推導并驗證了雙柱式橋墩墩頂縱向容許位移的計算公式。墩頂縱向容許位移計算結果為5.3 cm。

(2) 對雙柱式橋墩進行非線性靜力分析，得到E2地震作用下雙柱式橋墩墩頂橫向容許位移，為實際工程設計提供參考。墩頂橫向容許位移計算結果為8.67 cm。

(3) E2地震作用下，對該工程實例雙柱墩墩頂位移進行驗算，縱橋向墩頂位移為1.43 cm，橫橋向墩頂位移為6.72 cm，均滿足小于縱橋向和橫橋向的墩頂容許位移。