连续梁桥抗震分析

连续梁桥抗震分析（精选7篇）

连续梁桥抗震分析 篇1

摘要：基于高烈度地区某高速公路上的连续梁桥(20m+30m+30m+20m),利用Midas软件建立了桥梁三维空间模型,模拟铅芯隔震橡胶支座和盆式橡胶支座的力学性能,采用非线性时程计算方法分析了桥梁的动力特性及抗震性能。研究结果表明:采用隔震设计之后,结构反应得到了很好的控制,确保了桥梁结构的安全性。

关键词：连续梁桥,非线性时程计算方法,隔振设计

地震是一种突发性、毁灭性的自然灾害,它对人类社会构成严重威胁。如何减少工程结构在地震中遭受的损害,是一个现实而重大的问题。对于传统的结构抗震方法,往往是通过结构自身的强度、刚度、变形能力、耗能能力来达到抵御地震的目的,但这种通过结构自身弹塑性变形来消耗地震能量的方式也给工程结构带来损伤。

目前,可以通过在工程结构的特定部位加入特定的减隔震系统,由其与结构共同抵御外界动荷载作用,改变或调整结构的动力特性或动力反应,使工程结构在地震作用下的动力反应(加速度、速度、位移)得到合理的控制,从而保证结构的安全,这是积极主动的结构抗震对策。当前工程结构中主要使用的减隔震系统有铅芯隔震橡胶支座隔震系统、粘滞流体阻尼器消能减震系统和两者混合使用的减隔震系统。

采用铅芯隔震橡胶支座的隔震系统主要是在工程结构中安装铅芯隔震橡胶支座,并通过铅芯隔震橡胶支座集中变形吸取大部分地震能量,从而减弱地震输入上部结构的能量,减少了上部结构的震动,保证了结构的安全。

1 工程概况

某高速公路连续梁桥20m+30m+30m+20m,桥面单幅宽度14.25m,箱梁上部采用单箱双室截面,翼缘长度2.025m,箱宽10.2m,桥墩采用三圆柱,桥墩高度8.0m,柱径1.4m,桩径1.6m。

2 空间计算模型

采用midas2006建立结构空间计算模型,为了更好地模拟桥墩支座作用,箱梁采用梁格法建模。桩基础采用6根弹簧模拟桩土作用,弹簧刚度根据土层状况按静力等效的原则确定,其中土性资料根据m法确定。

为了比较分析,本文建立两个计算模型。模型一,两桥台采用活动盆式橡胶支座,桥墩采用铅芯隔震橡胶支座;模型二,两桥台和1、3号桥墩均采用活动盆式橡胶支座,2号桥墩采用固定盆式橡胶支座。空间模型如图1所示。

3 支座恢复力模型

3.1 活动盆式橡胶支座

依据《公路桥梁抗震设计细则》(JTG/T B02-01-2008),活动盆式支座可以采用双线性理想弹性模型,其恢复力模型见图2。

3.2 铅芯隔震橡胶支座

铅芯隔震橡胶支座由铅芯、橡胶层、钢板等迭层粘结而成。铅芯棒增大支座的阻尼,吸收能量;钢板提高支座竖向刚度,使其能有效地支持桥梁上部结构和建筑物结构;橡胶层赋予高弹性变形及复位和承载的功能。因此,铅芯隔震橡胶支座既具有较高的承载性,又具有较大的阻尼,大水平位移能力和复位功能,它是一种集支承与耗能于一体的隔震装置。其恢复力模型可简化为如图3的双折线模型。

4 动力特性分析

分析和认识桥梁的动力特性是进行桥梁抗震特性分析的基础。本文采用前述的动力计算模型,对二种模型进行了动力特性分析,结果见表1,频率单位为(1/sec)。

从表1可以看出,两种支座在竖向刚度相差不大,所以竖向振型及扭转振型频率相等,由于支座剪切刚度不相等导致了纵向振型和横向振型频率的不相等,使用铅芯隔震橡胶支座后延长了结构的自振周期,减少了桥墩顶部的地震位移反应,同时减小了上部结构的加速反应,保证了桥梁结构的安全。

5 抗震性能分析

5.1 时程分析方法

为了考虑隔震系统的滞回耗能作用对结构抗震性能的影响,本文采用了非线性时程分析方法。

依据《公路桥梁抗震设计细则》(JTG/T B02-01-2008),B、C类桥梁的抗震设防目标是小震(E1作用,重现期约为50～100年)不坏,中震(重现期约为475年)可修,大震(E2作用,重现期约为2000年)不倒。本文直接计算E2作用下的地震反应。

在进行非线性时程分析时,分别按照:纵向输入、横向输入两种输入方式进行分析。地震加速度时程采用Elcent_h波,加速度峰值为0.3569g,相当于8度地震。地震加速度时程曲线如图4所示。

5.2 地震力结果

钢筋混凝土柱截面抗弯能力采用Midas自带的弯曲-曲率线工具进行计算。考虑正常设计情况下柱子截面的配筋率取1%左右,所以本文取用28Φ25钢筋,轴力取用5300kN,算得柱截面弯曲-曲率曲线如图5所示。从图中可知柱截面屈服弯矩为4968kN,极限弯矩为5221kN。

依据《公路桥梁抗震设计细则》(JTG/T B02-01-2008)6.1.6条,E2地震作用下,如果延性构件已经屈服,则延性构件的有效抗弯刚度按公式$\text{E}{}_{\text{c}}\text{Ι}{}_{\text{e}\text{f}\text{f}}=\frac{\text{Μ}{}_{\text{y}}}{\text{Φ}{}_{\text{y}}}$计算值进行修正。本桥计算得Ieff=0.0329m4。地震作用下墩底弯曲值见表2。结果表明模型一中采用隔振支座后减少了桥墩结构的受力,并且各桥墩受力均匀,满足抗震要求,而且各桥墩基本处于弹性工作范围内。而模型二中由于纵桥向2号桥墩采用了固定支座,纵桥向大部分地震力都被2号桥墩承受,2号桥墩已经产生很大的塑性变形,很难满足抗震要求,横桥向由于有1、3号桥墩中柱采用单向盆式支座,参与分配地震力,2号桥墩受力减少。

地震作用下,主梁结构的位移见表3。采用隔振支座后地震作用下上部结构纵向位移明显小于采用盆式橡胶支座的位移。

6 结语

通过对高烈度地震作用下的采用铅芯隔震橡胶支座连续梁桥和采用盆式橡胶支座的连续梁桥进行抗震计算分析,得到以下结论:

(1)采用隔振支座之后,连续梁桥前两阶主要振型的周期延长。

(2)采用隔振支座之后,连续梁桥桥墩的地震反应力大大减小,桥墩各构件基本处于弹性工作范围内。

(3)采用隔振支座之后,纵桥向上地震位移反应明显减少,有利于减少上部结构的碰撞破坏。

(4)地震地区连续梁桥,如果采用盆式橡胶支座,应加强设置固定支座桥墩的抗震验算,确保桥墩能满足抗震要求。

参考文献

[1]JTG/T B02-01-2008,公路桥梁抗震设计细则[S].

[2]范立础.大跨桥梁抗震设计[M].人民交通出版社,2001.

[3]范立础,王志强.桥梁减隔震设计[M].人民交通出版社,2001.

连续梁桥抗震分析 篇2

关键词：大跨度,连续T梁,抗震,时程,有限元模型

1 工程概况

宁夏银川兵沟黄河大桥及连接线工程起点接现贺兰山东路终点, 向东跨越黄河, 终点止于宁蒙省界。大桥引桥总长1432m, 其中典型跨径布置为4×40m的连续T梁桥。上部结构T梁高2.5m, 单幅桥横向布置7片梁, 每片梁肋间距2.15m。下部结构为盖梁柱式墩, 承台桩基础。桥墩盖梁为矩形截面, 墩身为双柱墩, 圆形截面, 直径1.8m。支座采用板式橡胶支座。

2 有限元模型和计算方法

利用Midas建立4×40m的连续T梁桥的有限元模型, 采用空间梁单元模拟桥墩、主梁;支座采用弹性连接进行连接, 其恢复力模型为线性[1], 模型共有972个节点, 1282个单元。

根据桥梁安评报告, 桥梁基本地震动加速度峰值A取0.248g, 场地系数Cs取1.0, 重要性系数Ci取1.7, 特征周期Tg为0.55s。时程分析采用安评报告地震波, 经调整得到和设计加速度反应谱兼容的E2地震下3条人工模拟地震波 (图1) 。

计算中地震响应分析采用CQC方法, 当振型阶数达到54阶时, 三个方向的振型参与质量分别为97.79%、97.94%和91.85%, 因此, 本文选取前60阶进行计算。

3 抗震能力分析

按照《公路桥梁抗震设计细则》[2] (以下简称规范) , 地震作用效应最不利的荷载组合为1.0×永久作用+1.0×三向地震作用, 其中地震作用效应取3条拟合E2地震波的计算结果中的最大值。在地震荷载作用下, 上部主梁一般极少发生破坏[3], 因此本文仅对桥墩进行抗震分析。

3.1 桥墩内力

经过计算, 各桥墩的最大面内外弯矩大致在13247~34313kN-m, 超过了各自的屈服弯矩10170~12956kN-m, 说明各个桥墩墩底截面已经进入塑性状态, 需进行桥墩的塑性转动能力、墩顶位移和抗剪性能验算。

3.2 桥墩墩底塑性转动能力

根据规范规定的有效截面抗弯刚度进行折减, 利用式 (1) 进行等效塑性铰长度Lp的计算, 通过Midas模型进行等效屈服曲率准y和极限曲率准u的计算, 最后利用式 (2) 进行容许转角θu的计算。从表1的计算结果可知, 考虑墩底截面刚度折减后的Midas模型计算的桥墩墩底塑性转角θp均小于容许转角θu, 表明桥墩的塑性转动能力可满足规范要求。

3.3 桥墩墩顶位移验算

根据规范规定, E2地震作用下, 需考虑结构周期系数c对纵、横桥向位移δ进行放大作用, 其计算结果应小于式 (3) 所示的容许位移。验算结果见表2。从表中可知, 桥墩墩顶纵、横桥向位移均可满足规范要求。

(单位:m)

3.4 桥墩抗剪验算

根据规范的验算公式 (4~6) 进行桥墩抗剪验算, 验算结果见表3。从表中可知, 桥墩墩底截面纵、横桥向抗剪强度均满足规范要求。

4 结语

典型跨径布置为4×40m连续T梁桥的宁夏银川兵沟黄河大桥引桥在E2地震作用下, 桥墩墩底截面均已进入塑性状态, 桥墩的抗剪强度和变形均可满足《公路桥梁抗震设计细则》的要求。

参考文献

[1]范立础, 卓卫东.桥梁延性抗震设计[M].北京:人民交通出版社, 2001.

[2]中华人民共和国交通运输部.JTG/T B02-01-2008公路桥梁抗震设计细则[S].北京:人民交通出版社, 2008.

连续梁桥抗震典型设计方法研究 篇3

随着抗震设计逐步受到重视, 桥梁抗震设计的研究实践也越来越多, 除了大跨度桥梁外, 在抗震设防烈度较高地区的公路桥的抗震实践也逐步展开, 减隔震技术在越来越多的桥梁结构中运用。本文通过对桥梁抗震设计原理进行分析总结, 形成一套比较常规的抗震设计思路。

1 地震反应

在地震时, 地面上的结构物因惯性的作用而产生震动, 其震动反应包括位移、速度和加速度。

位移、加速度反应的大小与结构物的自振周期有着密切的关系。结构刚度越小、周期越长, 地震作用下结构的位移反应也越大, 容易造成落梁、支座脱位等, 因而需对位移进行限制。结构刚度增大、周期变短, 地震作用下结构的位移反应会减小, 但结构加速度反应会增大, 影响结构安全。

因此, 结构应有适宜的刚度, 满足结构受力和位移的要求。常规的隔震设计就是通过增大结构自振周期来达到减小地震荷载, 并且采用增加阻尼器耗能来减小柔性支座处的相对位移[1], 如图1, 图2所示。

2 抗震设计

2.1 结构选型

结构受到的地震作用与结构的质量成正比, 因此, 选用质量较轻的结构体系有利于结构抗震。对目前常用的几种常规桥梁体系分析, 一般来说, 组合钢桥的质量最小, 现场拼装, 施工进度较快, 施工对周围影响较小, 但短期成本较高;预制小箱梁结构质量较小, 现场拼装较快, 但结构整体性较差, 跨度受到严格限制;现浇箱梁桥的质量较大, 但整体性好, 特别适用于变宽的匝道桥、立交桥。因此, 结构选型需综合考虑, 优先质量较小的体系。

2.2 结构优化

1) 同类构件受力均衡, 构件承载力均能充分发挥。由于常规的连续梁桥一般只设置一个固定支座, 在地震作用下, 所有上部结构产生的地震力由该约束墩承担, 其余墩只承担自身产生的地震力, 因此固定墩的受力极为不利。如果在保证主梁能承担温度应力的前提下, 增加约束个数, 将大大降低单个墩承担的地震力。

2) 构件的刚度与承载力的均衡。一般情况下, 结构的承载力不足, 很自然考虑增大截面、增加配筋来提高结构的抗力, 这种方法将大大增加成本, 而且, 根据地震反应的分析, 增加墩柱和桩截面尺寸能增加截面承载力, 但同时也增加了结构刚度, 引起地震反应的增大, 并且可能导致结构不安全。

一般在主梁与墩顶 (或盖梁顶) 之间设置支座, 上部结构对支座顶面处产生的水平地震力:

其中, Gsp为一联上部结构的总重力, k N;Sh1为相应水平方向的加速度反应谱值;kipt为第i号墩组合抗推刚度, k N/m, 为第i号墩支座抗推刚度, k N/m, kip为第i号桥墩顶抗推刚度, k N/m。

支座顶面的水平地震力根据各墩与支座的组合抗推刚度进行分配, 要使各墩的承载力均衡, 要求墩与支座的组合刚度均衡, 即可以在刚度大的墩上安装刚度较小的支座, 刚度小的墩上安装刚度较大的支座。

3 隔震设计

目前常用的桥梁隔震设计一般采用减小结构刚度, 从而增加结构构的周刚期度的。方法来实现。如图3所示, , 其中, K为结

桥梁结构体系的刚度与主梁、支座、墩、柱有关, 连接梁体和墩的支座成为减隔震设计的关键, 支座的刚度直接影响墩与支座的组合刚度, 从而影响整个结构体系的反应。由于隔震支座 (板式橡胶支座) 的刚度较小, 可以降低结构刚度, 减小结构内力, 但位移增大, 需对位移进行限制, 防止落梁。

4 减震设计

阻尼比越大, 结构的动力反应 (力、位移) 越小, 因此, 通过设置特殊装置提高结构的阻尼比, 可有效地降低结构的位移反应。这种利用阻力耗能减震的原理如图4所示。

一般采用铅芯橡胶支座和设置阻尼器来增加结构阻尼, 降低结构内力和位移[2]。另外同济大学研制的具有自恢复性能的双曲面球型减隔震支座, 也能降低结构内力和位移[3]。

铅芯橡胶支座的减震性能主要跟支座的屈服后刚度和支座的屈服力有关;铅芯橡胶支座具有屈服后刚度小、阻尼大的优点, 可以起到减震和隔震的双重效果。支座对下部结构的减震效果主要取决于铅芯支座的屈服后刚度, 且随屈服后刚度的减小而增大;铅芯橡胶支座对上部结构的减震效果, 随支座阻尼的增大而增大, 上部结构梁体位移随阻尼的增大而减小。

铅芯支座屈服力会影响支座的减震效果。由于梁体位移随支座阻尼的增大而减小, 当屈服力较小时, 支座阻尼小, 梁体位移较大, 只有屈服力一定大时, 才能保证支座有足够的阻尼来控制梁体位移;但当屈服力过大时, 支座进入铅芯屈服状态短, 结构主要以支座初始刚度对地震波进行响应, 支座阻尼不能充分发挥作用, 支座减震效果下降。通常屈服力的总和/梁体总量的比值在4%~10%之间对桥梁的减震效果最佳。

因此当铅芯支座选取适当时 (选择合适的型号的产品) , 既可以降低墩顶位移, 又不增大梁体位移, 从而减小桥梁下部结构的地震力, 又满足了上部结构梁体之间抗震缝的要求。

5 防落梁设计

目前7度及以上地区桥梁防止梁体坠落或脱开的措施如下:1) 桥梁墩台构造措施:桥墩桥边缘距梁端的距离a≥70+0.5L (L为桥梁计算跨径, m) 。2) 设置连接措施构造:在相邻梁体之间和/或桥台与梁体之间设置连杆装置, 在桥梁全长方向上形成至少一联柔性连接体系, 连杆装置由连杆、阻尼器构成。

6 工程实例

宿新高速中陆集互通主线跨新S325大桥, Ⅲ类场地, 设计烈度为8度, 采用25 m现浇连续梁桥, 4跨1联, 双向四车道, 双幅变宽桥, 梁高150 cm, 桥面铺装为6 cm的现浇混凝土+10 cm的沥青混凝土;双柱墩柱直径140 cm, 桩基直径150 cm。

采用有限元软件SAP2000v11.0.8对该桥中间联进行抗震分析, 左右两联为考虑相邻联影响, 桩土相互作用通过土弹簧来考虑, 根据抗震细则上设计加速度反应谱E1, 按随机合成的方法生成设计加速度时程计算。分析模型如图5所示。

6.1 结构选型

减轻结构重量, 减小结构在地震作用下的内力和变形。考虑钢箱梁造价太高, 且桥面变宽度的要求限制, 采用现浇箱梁。

6.2 结构优化

1) 同类构件受力均衡, 所有构件承载力均能充分发挥。

方案1, 采用盆式支座, 纵向1个约束墩, 所有上部结构产生的地震力由该约束墩承担, 其余墩只承担自身产生的地震力;方案2, 在保证主梁能承担温度应力的前提下, 中间墩纵向全部约束。E1地震作用下墩底纵向弯矩见表1。

k N·m

2) 构件的刚度与承载力的均衡。增加墩柱和桩截面尺寸, 截面承载力增加, 但地震反应亦增大。中间墩均固定, N=4 800 k N, 相同配筋38根直径28的钢筋。

从表2可以看出, 墩截面尺寸的增加, 并不一定能增加结构的安全度, 墩从1.6 m增大到2.4 m, 结构内力增加的幅度大于弯矩承载力增加的幅度, 因此不能盲目的增大截面。

6.3 隔震设计

采用板式支座, 通过调整支座刚度, 使所有墩的刚度趋于均衡, 共同承担地震力。采用板式橡胶支座参数如下:边支座有效刚度为2.8 k N/mm, 中间支座有效刚度为5 k N/mm, E1纵向地震作用下, 盆式支座中间3墩均固定与板式支座内力位移比较如表3所示。

从表3可以看出, 降低结构刚度, 减小结构内力, 但梁体位移增大。

6.4 减震设计

选用OVM铅芯橡胶支座, 位移量为75 mm, 剪切模量为1 N/mm2, 中间墩采用J4Q920, 铅芯屈服力417 k N, 一次刚度32.4 k N/mm, 二次刚度5 k N/mm, 等效刚度7 k N/mm, 等效阻尼系数16.8%, 竖向刚度7 000 k N/mm;边墩采用J4Q670, 铅芯屈服力216 k N, 一次刚度18.2 k N/mm, 二次刚度2.8 k N/mm, 等效刚度3.9 k N/mm, 等效阻尼系数16.7%, 竖向刚度5 500 k N/mm。

E1纵向地震作用下, 盆式支座中间3墩固定与板式支座、铅芯支座内力位移比较见表4。

从表4可以看出, 增加结构阻尼, 降低结构内力和位移。

6.5 延性设计

桥墩考虑最小配箍率的限值, 计算得体积配箍率为0.4%, 并验算墩的抗剪 (内力保护构件) 满足要求。

桥桩作为能力保护构件, 以墩的极限抗弯承载力 (考虑超强系数1.2) 为基准, 计算桩设计内力, 配筋见表5。

%

7 结语

分析桥梁抗震的原理, 总结进行桥梁抗震设计的一般原则, 首先优选质量较轻的结构体系, 结构布置考虑同类构件受力均衡、构件的刚度与承载力的均衡的原则, 进而考虑减震、隔震设计、延性设计, 对工程实践有明确的指导意义。以上工程实例中的分析比较可以看出, 板式隔震支座可以大大减小结构内力, 但梁体位移较大, 必须进行位移限制;采用铅芯橡胶支座的方法能减小内力和位移, 但一般成本较高, 因此工程中需综合考虑选用, 考虑通过构造措施如加大桥墩桥边缘距梁端的距离、设置钢板限位装置防止落梁。

摘要：通过分析桥梁的抗震原理, 总结了桥梁抗震设计的一般原则, 并从结构选型、结构优化、隔震设计、减震设计等方面, 阐述了宿新高速的桥梁抗震设计方案, 旨在确保桥梁运营的安全性。

关键词：桥梁,抗震设计,承载力,铅芯橡胶支座

参考文献

[1]范立础, 王志强.桥梁减隔震设计[M].北京:人民交通出版社, 2001.

[2]郭磊, 李建中, 范立础.大跨度连续梁桥减隔震设计研究[J].土木工程学报, 2006 (3) :38-39.

连续梁桥抗震分析 篇4

1 抗震设计流程

桥梁抗震设计的总体流程是需要对桥梁类型、抗震设计方式、设防烈度、第一周期震动特性等参数进行确认。根据上述参数, 最终确认桥梁抗震的分析、设计方法。由于桥梁结构各不同, 对应的抗震分析方法也有所不同, 本文针对常见的B类规则桥梁的抗震设计的流程和方法进行研究。

抗震分析主要分为E1地震作用验算和E2地震作用验算, E1主要需保证弹性, 在地震作用和其他永久作用组合后应满足规范强度验算的要求。E2地震作用下, 能保护构件仍满足规范强度验算的要求, 此外延性构件还应校核其变形能力, 保证E2地震作用下变形校核满足要求。传统的弹性强度校核验算已有很多, 在此不进行讨论, 重点阐述E2地震作用、构件塑性发展和变形验算。

2 分析方法

基于性能设计的主要思想是在确定外力作用下, 考察结构外力响应时对应的刚度、强度和变形能力。不同于一阶段强度设计思想, 性能设计使得结构具有足够的变形能力 (具有较好的延性) , 延性构件的塑性区域应具有较好的变形及转动能力, 当结构遭遇E2地震作用时, 桥梁延性构件进入塑性, 有效增加结构的阻尼和降低侧向刚度, 从而达到降低地震力的目的, 这种以变形为代价降低地震力的做法即延性设计, 延性设计要在结构的强度/刚度设计和变形能力设计之间找到合理的平衡点。

2.1 地震作用

B类规则桥梁地震的E1和E2地震作用可采用单振型 (SM) 和多振型分解反应谱法 (MM) 进行计算, 其具体公式见式 (1) 和式 (2) 所示。

式中:Fji—j振型i节点地震作用的标准值;

αj—相应于j振型自震周期的地震影响系数;

Xji—j振型i质点水平相对位移;

振型的参与系数。

当利用多振型分解反应谱法计算地震力时, 还需进行模态组合, 模态组合通常可使用SRSS的方法进行组合, 具体见式 (3) 所示, 当相邻周期比满足式 (4) 时振型组合方法应使用CQC方法进行组合, 具体见式 (5) 所示。

式中:F—结构的地震作用效应;

结构第i阶振型地震作用效应;

ξj、结构第j阶模态和第k阶模态对应的阻尼比;

相关系数, 由式 (6) 确定。

2.2 塑性铰分布

在E2地震作用下, 允许结构出现塑性发生损伤, 但要求桥梁在E2地震作用下保持整体工作, 避免上部结构和下部结构之间的连接破坏。其中桥墩柱的弹塑性可采用PMM空间相关的屈服面表示。屈服面可采用Bresier建议屈服面或采用纤维模型拟合得到的屈服面, 具体形状见图1所示。

一般地, 沿顺桥向连续梁桥桥墩柱底部区域为塑性铰区域;沿横桥向, 单柱墩的底部区域、双柱墩或多柱墩的端部区域为塑性铰区域。典型的双桥墩柱横桥向塑性铰区域分布见图2所示。其中塑性铰长度Lp取式 (7) 和式 (8) 的较小值。

式中:H—悬臂墩的高度或塑性铰截面到反弯点的距离 (cm) ;

b—矩形截面的短边尺寸或圆形截面直径 (cm) ;

fy—纵向钢筋抗拉强度标准值 (MPa) ;

ds—纵向钢筋的直径 (cm) 。

2.3 变形验算

变形验算是延性设计的重要验算指标, 变形验算主要分为塑性转角验算和顶点位移验算两个方面。

在E2地震作用时, 应保证桥墩柱潜在的塑性铰区域沿顺桥向和横桥向的塑性转动变形小于构件的容许最大转角, 其中构件的容许转角由公式 (9) 确定, 其中截面等效屈服曲率Φy、极限破坏状态曲率Φu参数根据图3给出方法确定。

式中:H—悬臂墩的高度或塑性铰截面到反弯点的距离 (cm) ;

b—矩形截面的短边尺寸或圆形截面直径 (cm) ;

fy—纵向钢筋抗拉强度标准值 (MPa) ;

ds—纵向钢筋的直径 (cm) ;

K—延性系数。

在E2地震作用下, 桥墩顶部位移应小于桥墩容许位移, 其中容许位移值可通过对盖梁施加水平力进行非线性静定分析得到, 当墩柱的任一塑性铰达到其容许转角θu时, 盖梁处对应的水平位移值即该桥墩的容许位移值。图4为桥纵向容许位移计算模式。

3 工程算例

本算例为B类规则连续梁桥, 跨度为2×30m, 桥宽25m, 主梁采用10根T梁组成, 梁高2m, 两侧为桥台, 中间为桥墩, 其中桥墩盖梁截面为1100mm×1000mm, 下设4根桥墩柱, 其中桥墩柱为圆形截面, 直径为1600mm, 桥墩柱底部为承台横向圈梁, 其截面尺寸为1400mm×1600mm, 下设4根桩, 桩截面为1800mm。桥梁抗震设防烈度为7度 (0.15g) , 建于Ⅳ类场地, 地震分组为第二组, 采用SAP2000对E1地震和E2地震作用进行分析[2], 并根据地震作用加载方式对桥梁进行了非线性静定分析[3], 对E2地震作用下结构的变形和构件的损伤状况进行评估, 验算该桥梁结构在E2地震作用下的各项性能指标, 桥梁总体模型图如图5所示。

3.1 地震荷载作用分析

本次水平地震作用使用多振型分解反应谱进行计算, 分别考虑E1地震和E2地震两种情况, 根据规范得到水平E1地震影响系数最大值为0.219, 水平E2地震影响系数最大值为0.746, 反应谱函数曲线见图6所示。

通过计算得到第一模态周期为1.33s, 为顺桥向第一阶平动振型;第二阶模态周期为1.02s, 为横桥向第一阶平动振型;第三阶模态周期为0.83s, 为第一阶水平扭转振型。表1给出了结构的前六阶震动特性, 从表中可知单个模态的平动质量参与系数均比较高, X方向、Y方向和Rz方向的质量参与系数分别为81%、83%和97%。

根据式 (3) ~式 (5) 可知, 反应谱分析方法在进行模态组合后得到的荷载作用响应为包络结果, 且结果仅为正值。图7为横桥向E2地震作用下反应谱分析得到的变形图。

3.2 塑性铰分布情况

在E2地震作用下, 桥墩柱变形发展到塑性, 其中横桥向塑性铰区域同图2所示的区域一致, 顺桥向塑性铰区域分布在桥墩柱底部, 顶部不出现塑性, 图8给出了横桥向和顺桥向塑性铰的分布情况。

3.3 变形验算

通过对桥梁下部结构进行非线性静定分析, 以给定力的加载模式进行推覆 (Pushover) 分析, 获得桥墩在横桥向和顺桥向力-位移的曲线, 图9为横桥向力-位移曲线, 从图中可看出随着荷载的增加, 力-位移曲线呈明显的非线性关系, 由于桥墩柱进入到塑性侧向刚度有明显退化, 最终连续梁桥以牺牲变形为代价有效降低大震作用下的地震力, 从而达到性能设计的目的。

横桥向最大容许位移可根据任一墩柱转角达到容许转角值, 对应的盖梁对应的横桥向位移值, 图10为右侧第一根桥墩柱底转角达到容许转角值对应的变形状态。

通过非线性静定分析得到E2地震作用下横桥向和顺桥向桥墩柱顶部位移值和横桥向和顺桥向桥墩柱顶部容许值位移值, 通过控制E2地震作用下的位移值和容许位移值的比值, 来确定结构的安全性。表2给出算例模型横桥向和顺桥向E2地震作用位移值和容许位移值的比值, 从表中可以看出该连续梁桥在横桥向和顺桥向两个方向的位移值均小于容许位移值, 满足变形的要求。

4结语

针对B类规则连续梁桥抗震设计过程进行梳理, 并同传统设计分析方法进行对比。针对抗震分析中的几个关键问题给出具体实现手段, 最后借助有限元分析对具体算例进行抗震性能化分析, 进一步验证基于性能的抗震设计的方法, 基于性能的设计分析方法和传统设计分析方法主要存在以下不同:

(1) 传统设计分析方法有较好的普适性, 但基于性能的设计方法有多种, 需要根据桥梁的基本设计条件加以判断, 通过一定流程后才能确定具体的分析方法。

(2) 传统设计分析方法主要以弹性分析为主, 但基于性能设计需要通过非线性的分析手段才能获得结构的各种设计指标, 提高了分析难度。

(3) 基于性能设计分析模型可在传统设计分析模型基础上进一步进行简化, 保证在非线性分析中抓住结构分析的主要问题。

参考文献

[1]JTG/T B02-01-2008, 公路桥梁抗震细则[S].

[2]北京金土木软件技术有限公司.SAP2000中文版使用指南 (2版) [M].人民交通出版社, 2008.

连续梁桥抗震分析 篇5

地震是公认的自然灾害, 在我国四川省汶川县发生的八级地震, 造成了巨大的人民生命和财产损失, 加强建筑物的抗震能力, 是面对地震减少生命财产损失的必要措施。桥梁作为公路工程里抗震设防重点目标之一, 为了确保既有桥梁和在建桥梁的安全运营, 必须采取抗震措施以及对其抗震能力作出正确的评价。在新建和既有桥梁结构中设置粘滞阻尼器装置不失为一种十分有效的方法之一。本文主要介绍了这一方法的实现过程, 并以一连续梁桥实例进行有限元建模分析, 从而验证这一方法的实用性。

2 构造

粘滞阻尼器是结构被动控制中一种十分有效的耗能减震装置, 一般是由缸体、活塞和流体组成。活塞在缸筒内可作往复运动, 活塞上有适量小孔, 筒内盛满流体, 利用活塞在粘滞性流体中运动, 消耗地震时输入结构的能量。

液体粘滞阻尼器属速度相关型阻尼器, 它产生的阻尼力与速度有关, 当阻尼器被快速拉伸或压缩时, 产生较大的作用力;而缓慢拉压时, 所需的作用力很小。阻尼器产生阻尼力的计算表达式如下:

f=sign ($\dot{\text{e}}$) ·$\dot{\text{e}}$α·c (1)

式中, f为阻尼力;α和c分别为阻尼指数和阻尼系数;$\dot{\text{e}}$为阻尼器变形速率; sign () 为符号函数。 α=1时为线性阻尼, α<1时为非线性阻尼, 此时速度较小时就可以产生较大的阻尼力。

连续梁桥由于应用广泛, 在历次地震中震害均有发生, 因而对于其抗震性能的研究倍受重视。对于提高连续梁桥抗震性的措施, 国内外学者也提出了很多种, 利用阻尼器提高结构抗震性就是其中的一种。

3 动力分析计算理论方法简介

3.1 模态分析方法

考虑阻尼的结构振动方程为:

$\text{Μ}\ddot{\text{y}}+\text{C}\dot{\text{y}}+\text{Κ}\text{y}=0(2)$

式中:C—与结构速度反应成正比的粘滞阻尼, 粘滞阻尼器的阻尼类型属于这一种。

并且有C=αM+βK

α, β称为Rayleigh阻尼常数:

$\text{α}=\frac{(\text{ξ}{}_{\text{j}}\text{ω}{}_{\text{i}}-\text{ξ}{}_{\text{i}}\text{ω}{}_{\text{j}})\text{ω}{}_{\text{i}}\text{ω}{}_{\text{j}}}{\text{ω}{}_{\text{i}}^2-\text{ω}{}_{\text{j}}^2}\text{β}=\frac{2(\text{ξ}{}_{\text{i}}\text{ω}{}_{\text{i}}-\text{ξ}{}_{\text{j}}\text{ω}{}_{\text{j}})}{\text{ω}{}_{\text{i}}^2-\text{ω}{}_{\text{j}}^2}$

ξi、ξj为任意两阶振型的阻尼比。对于钢筋混凝土结构, 约为0.05, 在结构动力分析中, 阻尼比一般取实测值, 当无实测值时, 一般情况下可取ξi=0.05, 式 (1) 的通解为:

$\text{y}=\text{e}{}^{-\text{k}\text{x}}\left(\text{y}{}_0\cos {\text{ω}}^{\prime }\text{t}+\frac{\dot{\text{y}}{}_0+\text{k}\text{y}{}_0}{{\text{ω}}^{\prime }}\sin {\text{ω}}^{\prime }\text{t}\right)$

式中, ${\text{ω}}^{\prime }=\sqrt{\text{ω}{}^2-\text{k}{}^2}$为考虑阻尼的结构自振频率。

3.2 时程分析方法

动态时程分析法从选定合适的地震动输入 (地震动加速度时程) 出发, 采用多节点多自由度的结构有限元动力计算模型建立地震振动方程, 然后采用逐步积分法对方程进行求解, 计算地震过程中每一瞬时结构的位移、速度和加速度反应, 从而可以分析出结构在地震作用下弹性和非弹性阶段的内力变化以及构件逐步开裂、损坏直至倒塌的全过程。这一计算过程相当冗繁, 须借助专用计算程序完成。动态时程分析法可以精确地考虑地基和结构的相互作用、地震时程相位差及不同地震时程多分量多点输入、结构的各种复杂非线性因素 (包括几何、材料、边界连接条件非线性) 以及分块阻尼等问题, 建立结构动力计算图式和相应地震振动方程, 使结构的非线性地震反应分析更趋成熟与完善。

动态时程分析法还可以使桥梁的抗震设计从单一的强度保证转入强度、变形 (延性) 的双重保证, 同时使桥梁工程师更清楚结构地震动力破坏的机理和正确提高桥梁抗震能力的途径。

4 计算实例

4.1 工程概述

本文的计算模型以某高速公路一高架连续梁桥为例。其基本参数如下:

主桥跨径组合:50+80+50m。

主梁截面形式:单箱三室箱型截面, 梁高2.5～5m, 其间采用二次抛物线变化。

桥墩类型:采用矩形桥墩。

基础类型:桩基。

设计荷载:公路Ⅰ级。

地震基本烈度:7度, 按8度设防。

4.2 计算模型

计算模型的模拟应着重于结构的刚度、质量和边界条件的模拟, 它们应尽量和实际结构相符。结构的刚度模拟主要指构件的轴向刚度、弯曲刚度、剪切刚度、扭转刚度, 有时也包括翘曲刚度的模拟以及各构件之间的相互连接刚度等。结构的质量模拟主要指构件的平动质量和转动惯量的模拟。在有限元计算模式中, 平动质量可以采用堆聚质量或一致分布质量的处理方式, 而转动惯量则视桥面系的模拟方式的不同可以自动形成或按实际截面的质量分布情况计算后作为输入数据填入。边界条件模拟应和结构的支承条件相符。

本模型主要采用了梁单元 (模拟主梁和桩基) 和板单元 (模拟承台) 两种单元类型, 边界条件的处理是重点, 采用m法计算地基系数来模拟桩-土联合作用, 同时约束桩底所有自由度;对于粘滞阻尼器的模拟, 本文基于Maxwell数学模型, 采用程序自带的边界非线性单元中的粘弹性阻尼器单元来模拟。粘滞阻尼器主要在活动支座处布置, 如图2所示。

4.3 地震波的选择

在工程结构的抗震设计中, 通常以反应谱来描述地面运动, 并用于结构最大地震反应的计算。在结构地震反应时程分析中合适的地震动加速度时间过程的选用至关重要。地震波具有强烈的随机性, 观测结果表明, 即便是同次地震在同一场地上得到的地震记录也不尽相同。而结构的弹塑性时程分析表明, 结构的地震反应随输入的地震波的不同而具有很大的差异, 误差高达几倍甚至几十倍之多, 故要保证时程分析结果的合理性, 必须合理选择输入地震波。

一般而言, 可供结构时程分析使用的地震波有三种:

(1) 拟建场地的实际地震记录;

(2) 过去典型的强震记录;

(3) 人工合成地震波。

本文主要采用广泛用于抗震分析的EI Centro波, 并只进行纵向地震波的输入, 如图4所示。

5 计算结果与分析

5.1 地震效应汇总

为对比采用粘滞阻尼器前后连续梁地震反应, 同时建立两个模型, 一为未采用粘滞阻尼器装置, 记为模型一;一为采用粘滞阻尼器装置, 记为模型二。下面通过比较在同样地震波激励下, 两个连续梁桥模型关键截面的地震响应来验证粘滞阻尼器的减震效果, 其中包括:梁端节点纵向位移, 速度和加速度, 墩底的剪力与弯矩。见表1～表4。

5.2 结果分析

根据表1～表4可以看出, 未采用减震装置的连续梁桥在地震荷载作用下, 梁端位移较大, 固定墩受力明显大于活动墩, 成为抗震设计的控制点, 当采用粘滞阻尼器对连续梁桥进行纵向抗震设计时, 由于粘滞阻尼器增加了结构的阻尼比, 耗散地震激起的一部分能量, 从而梁端位移、固定墩墩底剪力和固定墩墩底弯矩明显减小, 另外, 桥墩整体剪力和整体弯矩的减震率也分别达到了44.4%和48.8%, 显著的提高了连续梁整体的抗震性能。

6 结语

本文采用MIDAS Civil软件建立了某城市一高架连续梁桥的空间有限元模型, 对采用粘滞阻尼器前后的两种模型进行了时程分析, 并对地震反应进行了对比。

连续梁桥是城市高架桥广泛采用的一种桥梁形式, 而城市高架桥更是抗震设防的重点, 故合理的抗震设计是设计工作的重中之重。传统的桥梁结构, 地震激起的能量是靠结构构件自身消耗掉。结构构件的这种只采用强度设防进行抗震设计其耗能后果是导致承重构件桥墩、柱等的损伤, 震后加固这样的承重构件通常是昂贵的。同时也会带来工程量的增加以及桥下城市空间的大量占用, 随着抗震理论的发展, 采用粘滞阻尼器装置进行桥梁抗震不失为一理想的抗震结构形式之一, 通过在结构关键部位合理布置粘滞阻尼器, 充分利用其耗散地震能量的工作原理, 可以大大提高连续梁桥的整体抗震能力。

摘要：介绍了应用较广的粘滞阻尼器的抗震动力分析方法, 利用目前桥梁工程设计中广泛采用的M IDASC ivil有限元分析软件, 分别建立了没有减震装置和采用粘滞阻尼器减震的连续梁桥有限元模型, 通过时程分析, 证明采用粘滞阻尼器的抗震性能。

关键词：粘滞阻尼器,连续梁桥,时程分析

参考文献

[1]周云.粘滞阻尼减震结构设计[M].武汉理工大学出版社, 2006.

[2]范立础.桥梁抗震[M].上海:同济大学出版社, 1997.

山区高墩梁桥抗震分析 篇6

1 工程概况

某跨越深谷的7-40m山区高架桥,各墩相差较大,最低的15.9m,最高的墩51.2m。该桥上部采用先简支后结构连续装配式预应力混凝土T梁,下部采用薄壁墩、方桩基础,柱截面尺寸为4m×2.3m和4m×1.7m两种。左右分幅修建,左右幅桥面各宽11.75m。上部T梁高2.3m,采用C50混凝土,桥面铺装采用10cm C50整体化现浇层+9cm沥青混凝土。中间不设伸缩缝,只在两桥台位置设置240型伸缩缝。桥型布置见图1所示。

2 高墩桥梁抗震特点

高桥墩墩体自重大,柔度大,阻尼小,墩顶还要承载上部结构荷载和车辆荷载,形成一个对于承受水平作用力,特别是对抗震不利的倒摆式结构[2]。在地震作用下,墩顶位移比较大,比较容易落梁。

对于跨越山谷的桥梁,由于山谷两侧山体坡度较大,墩的高度相差比较悬殊,相邻桥墩因墩高度不同而导致刚度相差较大,会导致水平地震力在各桥墩间的分配不理想,刚度大的墩将承受较大的水平地震力,容易发生破坏。

根据高墩桥梁抗震特点,为了设计出抗震性能良好的桥梁结构,分别选取了三种不同的墩梁连接方式进行计算,具体模型如下:

(1)模型1:3号桥墩设置盆式固定支座,其余桥墩设置纵向活动盆式支座;

(2)模型2:全桥均采用铅芯隔震橡胶支座;

(3)模型3:墩梁固结2、3、4号桥墩,其余桥墩采用纵向活动盆式支座。

3 空间计算模型

采用midas2006建立结构空间计算模型,上部T梁采用梁格法建模,方桩基础刚度大,按墩底固结模拟。依据《公路桥梁抗震设计细则》(JTG/T B02-01-2008),活动盆式支座可以采用双线性理想弹性模型,其恢复力模型见图2。

铅芯隔震橡胶支座由铅芯、橡胶层、钢板等迭层粘结而成。铅芯棒增大支座的阻尼,吸收能量;钢板提高支座竖向刚度,使之能有效地支持桥梁上部结构和建筑物结构;橡胶层赋予高弹性变形及复位和承载的功能。因此,铅芯隔震橡胶支座既具有较高的承载性,又具有较大的阻尼,大水平位移能力和复位功能,它是一种集支承与耗能于一体的隔震装置。其恢复力模型可简化为如图3的双折线模型。全桥空间模型如图4所示。

4 动力特性分析

分析和认识桥梁的动力特性是进行桥梁抗震特性分析的基础。本文利用前述的动力计算模型,分析了三种模型的动力特性,结果见表1,频率单位为(1/sec)。

从表1可以看出,墩梁连接方式的改变,改变了结构的刚度,使结构频率和振型都发生了相应的变化。模型2中采用了铅芯隔震橡胶支座,延长了结构的自振周期,各阶频率明显小于模型1和模型3;模型3中由于墩梁固结了2、3、4号桥墩,增加了结构顺桥向的刚度,所以顺桥向1阶频率最大,对于横桥向的振动频率,由于模型1中采用了单向活动盆式支座(横桥向固定),所以模型1和模型3在横桥向刚度相差很小,两者在横向上的振动频率是相同的。另外由于桥墩较高,全桥的刚度较小,在前5阶振型中出现了桥墩的单独振动。

5 非线性时程分析

5.1 非线性时程分析理论

根据达朗贝原理建立平衡方程,结构瞬态动力反应平衡方程为:

$\text{Μ}\overline{\text{δ}}(\text{t})+\text{C}\overline{\text{δ}}(\text{t})+\text{Κ}(\text{t})\text{δ}(\text{t})=\text{p}(\text{t})(1)$

式中:M、C、K(t)分别为结构整体质量、阻尼、刚度矩阵;δ(t)为节点在整体坐标系中的位移列阵;p(t)为结构荷载列阵。

方程(1)是一个2阶常系数(线性)或变系数(非线性)的微分方程,右端项输入的地震波是不规则的、难以用确定的函数式表达一组以Δt时间间隔的数字记录。为了便于计算,建立结构体系以增量形式表示的运动微分方程,如式(2)。

$\text{Μ}\text{Δ}\overline{\text{δ}}(\text{t})+\text{C}\text{Δ}\overline{\text{δ}}(\text{t})+\text{Κ}(\text{t})\text{Δ}\text{δ}(\text{t})=\text{Δ}\text{p}(\text{t})(2)$

求解上述增量形式的运动微分方程常用方法有Newmark β法和Wilson θ法。

5.2 地震动输入

对上述三种模型进行分析时,只考虑了横向和纵向地震波的影响,各个方向的地震波加速度曲线如图5所示,最大加速度峰值为0.178g,相当于Ⅱ类场地的7度地震荷载。

5.3 计算结果

限于篇幅,表2～表6只给出了控制设计或特征位置的计算结果。

从表2～表4可以看出,在横桥向地震作用下,模型1和模型3中,由于各桥墩刚度相差太大,刚度大的矮墩(6号墩),承受了非常大的地震力,对全桥抗震不利。采用铅芯隔震橡胶支座的模型2,横向各桥墩受力都比较均匀,且弯矩都较小,改善了全桥的抗震性能。

在纵桥向地震作用下,模型1除3号墩设置了固定盆式支座,其余桥墩都采用了纵向活动支座,活动盆式支座屈服力都较小,在活动盆式支座屈服后,支座刚度就等于零,所以设置活动盆式支座的桥墩合成刚度就等于零了,所以全桥纵桥向刚度就比较小,这样算出来的地震力也较小。模型3同样的道理,虽然固定了3个桥墩,但3个桥墩的刚度就比较小,所以纵向地震力也较小。模型2与其他两个模型对比可发现,纵桥型地震力相差不大。

表5、表6给出了桥台位置的最大位移值,表中x表示纵向位移,y表示横向位移,从表中可以看出,有效控制了上部结构的位移。

6 桥墩强度验算

通过内力和位移的对比分析,最后选取铅芯隔震橡胶支座作为本桥的设计。对强震作用下的桥墩强度进行了验算,结果见表7～表8。

各桥墩最不利截面的截面抗力大于截面内力,说明桥墩仍在弹性工作范围内工作,桥墩的性能满足抗震设防要求。

图6给出了3号墩墩顶的位移时程图,图中x表示纵向位移,y表示横向位移,桥墩墩顶最大位移8cm,满足规范要求。

7 结语

通过上述分析,可以得出以下结论:

(1)在山谷地形,当联长较长,各桥墩刚度相差较大时,宜选用减、隔振支座装置,可以降低地震作用,使刚度较大的矮墩受力减少,提高桥梁的整体抗震性能,另外也可以有效减少上部结构的位移,避免落梁的发生。

(2)采用墩梁固结的方式,虽然减少了支座个数,有利于后期的维护,但对提升桥梁抗震性能作用有限。

(3)当桥墩较高时,宜选用抗扭、抗弯刚度较大的薄壁墩,使各桥墩在地震力作用下都处于弹性工作状态下,提高桥梁的抗震能力。

摘要：以一座7-40mT梁高架桥为研究对象,建立了三维空间模型,采用非线性时程分析方法,分析了不同墩梁连接方式的山区高墩T梁桥的抗震性能,计算结果表明:采用铅芯隔震橡胶支座可以提高桥梁的抗震性能。

关键词：T梁,非线性时程分析方法,抗震分析

参考文献

[1]JTG/T B02-01-2008,公路桥梁抗震设计细则[S].

[2]李睿,宁晓骏,叶燎原,等.高墩桥梁的地震反映分析[J].昆明理工大学学报,2001,26(6)86-89.

[3]谢旭.桥梁结构地震响应分析与抗震设计[M].北京:人民交通出版社,2004.

[4]范立础.桥梁抗震[M].上海:同济大学出版社,1997.

连续梁桥地震反应谱分析 篇7

1工程概况及动力分析模型

1.1工程概况

平安湟水河铁路桥为一联三跨预应力混凝土连续梁, 桥梁的结构形式为 (48+80+48) m, 截面为单箱单室、变高度、直腹板、箱形结构, 主墩墩顶5.0 m范围内梁高均为6.65 m, 跨中及边跨现浇段梁高3.85 m。梁底曲线为二次抛物线, 梁底抛物线方程为y=0.002 1x2;箱梁顶宽12.2 m、底宽6.7 m, 单侧悬臂长2.75 m, 悬臂端部厚24.8 cm, 悬臂根部厚65 cm。箱梁腹板为直腹板, 腹板厚度由箱梁梁体主墩墩顶根部90 cm变至跨中及边墩支点附近梁段48 cm。底板在箱梁梁体主墩墩顶根部90 cm变至跨中及边跨直线段厚40 cm。顶板厚40 cm, 其中箱梁梁体边墩顶根部加厚至80 cm。顶板设90 cm×30 cm的倒角, 底板设30 cm×30 cm的倒角。两个主墩墩身高分别为23.5 m和13.5 m。上部箱梁采用C50混凝土, 桥墩采用C30混凝土。地基以黏土矿物等为主, 地震基本烈度为7度。

1.2有限元计算模型及动力特性分析

借助大型通用分析软件ANSYS建立了大桥三维有限元计算模型。箱梁截面采用单元Plane82建立, 主梁和桥墩采用单元Beam188模拟, 主梁节点与桥墩用节点耦合来模拟支座。两主墩底部固结, 主梁与边墩处约束竖向位移及绕纵桥向的转动自由度。

采用兰索斯块形划分法对该连续梁桥进行了模态分析, 计算出前60阶的自振频率和振型, 其中前5阶的动力特性如表1所示。

2反应谱的选择

根据本桥桥址场地类型, 采用三水平的抗震设计方法进行研究评价, 该桥采用100年10% (100年超越概率水平10%, 即E1概率) 、100年2% (100年超越概率水平2%, 即E2概率) 和50年2% (50年超越概率水平2%, 即E3概率) 三个概率水准进行计算。顺桥向和横桥向选取的地震波一样, 而竖向地震波选取幅值调整系数为0.60。同时, 阻尼比取0.05。分别计算了E1概率、E2概率和E3概率三种概率地震动作用下的桥梁地震反应。

3反应谱的计算结果及分析

计算中取前60阶振型进行叠加, 竖向反应谱值取水平向的0.60倍。对于三种概率水平均计算了纵桥向输入+竖向输入 (工况1) 和横桥向输入+竖向输入 (工况2) 对连续梁桥主梁和桥墩内力的影响。图1, 图2为不同工况下主梁内力响应曲线, 主梁的内力响应在E2概率水平下最大, E3概率水平下次之, E1概率水平下最小。工况1作用下主梁的轴力、纵向弯矩和竖向剪力响应较大, 其他内力响应可忽略不计;工况2作用下主梁的纵向弯矩、扭矩、竖向剪力和横向剪力响应较大, 轴力和竖向弯矩响应次之。工况1作用下主梁的轴力在墩梁连续处出现突变, 峰值在3号墩梁连接处, 其值分别为31 730 k N, 26 090 k N和18 500 k N;主梁的纵向弯矩在墩梁连接处出现最大值, 其值分别为100 800 k N·m, 82 900 k N·m和46 100 k N·m, 在中跨范围内有较小值;主梁的竖向剪力在3号墩梁连接处出现最大值, 其值分别为6 240 k N, 5 130 k N和2 633 k N, 跨中出现最小值。工况2作用下主梁的扭矩在墩梁连接处附近振荡并出现峰值, 最大值分别为22 700 k N·m, 18 700 k N·m和14 000 k N·m, 主梁的横向弯矩和竖向剪力在3号墩梁连接处出现最大值, 其值各为258 000 k N·m, 209 000 k N·m和152 000 k N·m及4 890 k N, 4 020 k N和1 810 k N, 主梁的横向剪力在2号墩梁连接处出现最大值, 其值分别为15 100 k N, 12 500 k N和9 270 k N。

4结语

1) 连续梁桥的主梁内力响应在墩梁连接处有突变或峰值, 即墩梁连接处响应较大, 所以支座是桥梁抗震方面的薄弱环节。2) 不同的反应谱对主梁和桥墩内力均有不同的影响, 内力响应在E2概率水平下最大, E3概率水平下次之, E1概率水平下最小, 因此, 抗震设计中合理选用设计反应谱曲线极为重要。3) 工况1作用下, 与E1概率水平下相比, E2概率水平下主梁跨中的纵向弯矩和竖向剪力分别增大了143%和109%, E3概率水平下分别增大100%和71%;工况2作用下, 与E1概率水平下相比, E2概率水平下2号、3号桥墩墩底竖向弯矩分别增大了63%和64%, E3概率水平下分别增大34%和35%。

摘要：以平安湟水河桥跨径 (48+80+48) m的连续梁桥为算例, 根据桥梁所处的地质条件, 建立了三维空间有限元模型, 并进行了动力特性分析, 计算得到了连续梁桥反应谱的内力响应, 指出综合分析地震力组合输入对该桥的影响是必要的。

关键词：连续梁,反应谱,地震响应,动力特性

参考文献

[1]邓小伟.基于两水平设防的连续梁桥抗震性能分析[J].石家庄铁道大学学报, 2012, 25 (4) :39-42.

[2]苏虹, 胡世德.连续梁桥的抗震性能分析[J].结构工程师, 2002 (2) :36-40.

[3]王强.某连续梁桥地震反应谱分析[J].山西建筑, 2012, 38 (24) :181-182.

[4]林万杰.大跨长联预应力混凝土连续梁桥地震反应分析[D].成都:西南交通大学硕士学位论文, 2006.

[5]苗林, 陈兴冲.西小坪预应力连续箱梁桥抗震分析[J].兰州交通大学学报, 2007, 26 (1) :52-55.

[6]董超.大跨度铁路连续梁桥地震反应分析[D].成都:西南交通大学硕士学位论文, 2007.