塑性鉸對橋梁抗震性能的影響研究

孔令俊，陳彥北

（株洲時代新材料科技股份有限公司，湖南 株洲412007）

在強震作用下，橋梁易于損壞的部位為橋墩受力最大或相對薄弱的位置，為了滿足“大震不倒”的抗震設計原則[1]，橋墩的設計應避免剪切脆性破壞，使橋墩抗彎強度低于抗剪強度，橋墩在易于修復的部位形成塑性鉸，提高橋墩的延性能力，橋墩在發生不超過容許值的塑性變形過程中耗能減震[2]。當橋墩截面達到其屈服彎矩時，橋墩截面開始轉動，即出現了塑性鉸，產生了內力重分布，隨著荷載的繼續增加，多個截面達到承載力極限狀態，出現了足夠多的塑性鉸，使結構形成幾何可變體系，從而使整個結構才到達承載力極限狀態。

因此，在結構分析中，如果能考慮塑性鉸的出現及在整個結構中的作用，就可以增強結構的延性，充分利用結構的承載力，同時也可以減少支座處的配筋量，避免出現支座配筋擁擠的現象，有利于施工，并能節省工程成本[3]。

1 塑性鉸及其本構模型

塑性鉸是指當結構或構件某截面的彎矩達到屈服彎矩后，在該截面附近開始形成塑性變形，當荷載增加時，所承受的彎矩保持不變，截面發生較大幅度轉動，形成類似鉸一樣的效果，這樣的鉸稱為塑性鉸。在彈塑性分析中，橋墩在地震反復荷載作用下，塑性鉸本構采用武田三線性剛度退化Takeda滯回曲線模型計算[4]，該模型可以考慮構件開裂引起的剛度降低[5]，如圖1所示。圖中Mc、My、Mu分別為橋墩截面的開裂彎矩、屈服彎矩、極限彎矩，Φc、Φy、Φu分別為相應的開裂曲率、屈服曲率、極限曲率。

圖1 三直線Takeda模型

2 橋梁概況及設計地震動參數

該橋為一座特大型橋梁，全長2 430 m，主橋采用現澆預應力鋼筋混凝土變截面連續箱梁，主橋跨度為55 m+12×100 m+55 m，主橋橋墩采用薄壁墩，主筋采用HRB335，箍筋采用HRB235，墩臺基礎采用樁基礎。橋梁荷載等級為公路-I，單幅橋面凈寬為11.5 m。橋梁抗震設防烈度為7度，地震峰值加速度為0.1g，地震動反應譜特征周期為0.4 s，采用8度抗震設防，并考慮樁土作用對橋梁的影響。橋梁第7號墩為固定墩，設置固定支座，其余墩均為活動墩，放置活動支座。橋梁三維模型如圖2所示。

圖2 橋梁三維模型

3 地震波合成及輸入

根據《公路橋梁抗震設計細則》，未作地震安全性評價的橋址，可根據本細則設計加速度反應譜，合成與其兼容的設計加速度時程。該橋根據細則給出的水平設計加速度反應譜，進行合成設計加速度時程。為考慮地震動的隨機性，設計加速度時程不得少于3組，且應保證任意兩組間同方向時程的相關系數ρ的絕對值小于0.1。本橋采用擬合的3條地震波進行分析：工況1，地震波一縱橫向雙向輸入；工況2，地震波二縱橫向雙向輸入；工況3，地震波三縱橫向雙向輸入。

4 橋梁抗震性能分析

根據JTG/T B02-01—2008《公路橋梁抗震設計細則》6.2.2規定，設置橋梁塑性鉸在固定墩底部區域。為了分析塑性鉸對橋梁抗震性能的影響，本文分析了有塑性鉸橋梁和無塑性鉸橋梁地震動時程響應，并對2種橋梁進行了比較，結果均取永久作用效應與地震作用效應的包絡值。

4.1 橋梁內力響應

根據《公路橋梁抗震設計細則》，E1地震作用下，結構在彈性范圍內工作，基本不損傷；E2地震作用下，墩柱可發生損傷，產生彈塑性變形，耗散地震能量。通過對塑性鉸橋梁和無塑性鉸橋梁進行E2地震作用下彈塑性時程分析，得到塑性鉸橋梁和無塑性鉸橋梁固定墩墩底內力，如表1和表2中的結果。其中減震率定義為∣無塑性鉸橋梁的墩底內力-有塑性鉸橋梁的墩底內力∣×100/無塑性鉸橋梁的墩底內力。

表2 橋梁固定墩橫橋向墩底內力對比

從表1中可以看出，塑性鉸橋梁相比無塑性鉸橋梁，最大剪力減震率為7.23%，最大彎矩減震率為5.82%。表1表明，塑性鉸產生了塑性變形，耗散了地震能量，減小了橋梁固定墩縱橋向內力。

表1 橋梁固定墩縱橋向墩底內力對比

從表2中可以看出，最大剪力減震率達到4.34%，最大彎矩減震率為4.56%；也可以看出，通過橋梁設置塑性鉸后，減小了橋梁固定墩橫橋向的內力。

4.2 橋梁位移響應

根據《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》要求，橋墩必須具有必要的剛度，設計橋墩時須驗算墩頂位移，并對其進行控制，以保證車輛的高速安全運行。對塑性鉸橋梁和無塑性鉸橋梁進行E2地震作用下彈塑性時程分析，得到塑性鉸橋梁和無塑性鉸橋梁固定墩墩頂位移，得到圖3和圖4的比較結果。

圖3 橋梁縱橋向各墩墩頂位移比較

圖4 橋梁橫橋向固定墩墩頂位移比較

從圖3和圖4中橋梁縱橋向和橫橋向墩頂位移比較可知，塑性鉸橋梁的墩頂位移較無塑性鉸橋梁的墩頂位移均較大。圖3中，縱橋向無塑性鉸橋梁的墩頂位移在3種荷載工況下最大達到了9.92 cm，塑性鉸橋梁的最大墩頂位移為10.32 cm；圖4中，橫橋向無塑性鉸橋梁在3種荷載工況下最大墩頂位移達到了10.29 cm，塑性鉸橋梁的最大墩頂位移為10.77 cm。從數據看，塑性鉸橋梁和無塑性鉸橋梁墩頂位移相差并不大，但可以反映出由于塑性鉸的形成，橋梁固定墩的墩頂位移會有所增大。

4.3 塑性鉸耗能及驗算

圖5和圖6為墩底彎矩-轉角滯回曲線，從圖中可以看出，橋梁固定墩墩底塑性鉸發生了較大的轉動，發揮了較好的耗能減震作用。通過查看Midas civil中橋梁塑性鉸狀態，表明在地震波作用下，固定墩墩底部分范圍進入了塑性發展狀態，此時塑性鉸局部鋼筋最大拉應力達到了386 MPa，達到了屈服狀態。

圖5 橋墩縱橋向彎矩-轉角滯回曲線

圖6 橋墩橫橋向彎矩-轉角滯回曲線

規范對橋梁塑性鉸的轉動能力進行了要求，應控制塑性鉸的最大轉角小于最大容許轉角。根據規范計算，橋梁塑性鉸區域的最大容許轉角為7.42×10-4rad，墩底塑性鉸區最大的轉角為8.3×10-5rad，滿足對塑性鉸轉動能力的要求。

5 結論

通過對塑性鉸橋梁和無塑性鉸橋梁彈塑性時程分析表明：設置塑性鉸后，橋梁固定墩的內力有所減小，可以滿足一定的設計要求；橋梁固定墩的墩頂位移有所增大，要增強橋梁落梁的措施；塑性鉸耗能效果有一定的局限性，內力減震率只有10%左右，雖然可以降低橋梁的震害，不至于出現迅速倒塌的后果，但對墩柱有一定的損傷；設置塑性鉸橋梁，可以滿足橋梁的一定抗震要求。