寧夏永寧黃河橋引橋抗震報告

#永寧黃河大橋引橋抗震分析結(jié)果

工程概況副橋(50.5+6x90+50?5)寧夏永寧黃河大橋工程，副橋采用(50.5+6x90+50.5)m預(yù)應(yīng)力混凝土變截面連續(xù)箱梁。上部結(jié)構(gòu)為單箱單室箱型梁，頂寬16.5米，采用直腹板，底板寬9.25米，翼緣長3.625米，中支點梁中心高度為5.8米，邊支點梁中心高度為2.25米，以腹板高度變化適應(yīng)橋面2.0%的橫坡；跨中斷面頂板厚28厘米，頂板厚度在墩頂附近變?yōu)?0厘米；跨中斷面底板厚30厘米，中支點處底板厚為85厘米，梁底下緣和底板上緣均按二次拋物線變化；腹板厚度在跨中及邊支點附近為60厘米，中支點附近加厚至90厘米。頂板、底板及腹板厚度的確定在考慮受力及構(gòu)造要求的同時，重視混凝土結(jié)構(gòu)耐久性的要求，保證外層鋼筋的凈保護(hù)層厚度在3.0厘米以上而定。跨中設(shè)一道60厘米厚橫隔板。fimamnywimu隔板。fimamnywimu圖1-1主橋橋型布置圖

下部結(jié)構(gòu)墩身采用花瓶形空心墩，圖1-2。墩身順橋向?qū)?.5米、壁厚0.8米,橫橋向底寬7.25米、壁厚1.0米。墩身下設(shè)承臺，承臺高3.5米，基礎(chǔ)采用9根樁徑1.8米鉆孔灌注樁。為了和引橋T梁雙柱式墩協(xié)調(diào)過渡，邊

墩墩身采用雙矩形空心墩，墩身順橋向?qū)?.6米、壁厚0.7米，橫橋向?qū)?.0米、壁厚0.5米。墩身下設(shè)承臺，承臺高3米，基礎(chǔ)采用6根樁徑1.8米鉆孔灌注樁。moISO伽的冊擾IF'.「..I…宀moISO伽的冊擾IF'.「..I…宀開計盹;..i：.Il]*釧菲..?〉：r郴誡j啦’jjyj/k!二;'-i㈣游巒郵Yi2E25圖1-2斜拉橋與連續(xù)箱梁橋聯(lián)接墩立面圖1.2引橋（50mT梁）引橋跨徑布置為4*50+36。上部結(jié)構(gòu)為50m預(yù)應(yīng)力混凝土T梁，下部結(jié)構(gòu)為雙柱式框架墩，圖1-3。|tag|圖1-3斜拉橋與連續(xù)箱梁橋聯(lián)接墩平面圖弓|橋（30mT梁）設(shè)防標(biāo)準(zhǔn)與性能目標(biāo)根據(jù)《公路橋梁抗震細(xì)則》，弓橋抗震設(shè)防類別為B類。對應(yīng)E1地震作用和E2地震作用下的地震重現(xiàn)期分別為100年和2000年。表1列出了對應(yīng)于兩級設(shè)防水準(zhǔn)下的總體性能目標(biāo)以及分別按延性體系和減隔震體系的各部分具體性能目標(biāo)。表2-1設(shè)防標(biāo)準(zhǔn)與對應(yīng)的性能目標(biāo)設(shè)防地震概率水平重現(xiàn)期結(jié)構(gòu)性能要求E1地震作用100年結(jié)構(gòu)總體上一般不發(fā)生損壞或不需修復(fù)可繼續(xù)使用。對于延性抗震體系，主梁、墩柱、蓋梁、基礎(chǔ)以及支座各部分均應(yīng)基本保持彈性；對于減隔震體系，主梁、墩柱、蓋梁和基礎(chǔ)應(yīng)基本保持彈性，橡膠類減隔震支座宜控制剪應(yīng)變在100%范圍內(nèi)，其他減隔震裝置應(yīng)不超過其最大變形能力；E2地震作用2000年應(yīng)保證不倒塌或產(chǎn)生嚴(yán)重結(jié)構(gòu)損傷，經(jīng)臨時加固后可滿足應(yīng)急交通使用：對于延性抗震體系，主梁、蓋梁、基礎(chǔ)應(yīng)基本保持彈性，墩柱可進(jìn)入塑性但不應(yīng)超出其極限延性能力以防止倒塌，上下部結(jié)構(gòu)之間傳力路徑有效；對于減隔震體系，主梁、墩柱、蓋梁和基礎(chǔ)應(yīng)基本保持彈性，橡膠類減隔震支座宜控制剪應(yīng)變在250%范圍內(nèi)，其他減隔震裝置應(yīng)不超過其最大變形能力；

地震動輸入反應(yīng)譜根據(jù)寧夏地震工程研究所提供的寧夏永寧黃河公路大橋及連接線工程場地地震安全性評價報告，場地地表水平加速度按下式取用：S(T)=Ap(T)amaxa=A卩/gmaxmaxm其中a為設(shè)計地震動峰值加速度，P(r)為設(shè)計地震動加速度放大系數(shù)反maxT<0.04s0.04T<0.04s0.04s<T<T1T<T<T12T<T<6s21T一0041+(卩-1)T0.04m丿T-0.04P1Pm表3.1給出了對應(yīng)于不同超越概率水準(zhǔn)的反應(yīng)譜參數(shù)值表3.1設(shè)計地震動水平向峰值加速度及反應(yīng)譜(5％阻尼比)參數(shù)值位置發(fā)生概率A(gal)T(s)T2(s)Ya地面100年重現(xiàn)期1150.100.412.400.90.282000年重現(xiàn)期4030.100.472.450.90.99圖3.1-1給出了水平加速度反應(yīng)譜圖示3.2加速度時程圖3.2-1?3.2-6分別列出了地震安評報告提供的阻尼比0.05時E1和E2地圖3.2-3水平加速度時程相位3曲線（阻尼比0.05，E1地震輸入）圖3.2-6水平加速度時程相位3曲線(阻尼比0.05，E2地震輸入)4副橋(50.5+6x90+50.5)抗震性能分析結(jié)構(gòu)動力模型利用sap2000建立了永寧黃河大橋副橋空間有限元分析模型，見圖4.1-1。其中橋墩、主梁均采用空間梁柱單元進(jìn)行模擬，承臺采用質(zhì)點進(jìn)行模擬，二期恒載模擬為分布質(zhì)量，樁基礎(chǔ)采用6x6子結(jié)構(gòu)剛度模擬樁土相互作用，土彈簧剛度動力特性根據(jù)建立的動力計算模型，采用子空間迭代法求解橋梁結(jié)構(gòu)動力特性。成橋階段前10階結(jié)構(gòu)自振頻率及振型特性如表4.2-1所示，前10階振型圖如4.2-14.2-10所示。表4.2-1動力特性振型階數(shù)周期（s）頻率（Hz）振型描述12.0880.479縱向同向振動22.0880.479縱向反向振動31.1450.687豎向同向振動41.1450.687豎向反向振動51.3210.756豎向同向振動61.3210.756豎向反向振動71.0510.952豎向同向振動81.0510.952豎向反向振動90.6961.435橫向振動100.6641.506橫向振動L”*———“—?-?…?”—”二車麻爭A--A'kilnfi圖4.2-1第一階振型

圖4.2-2第二階振型圖4.2-3第三階振型

圖4.2-4第四階振型圖4.2-5第五階振型

圖4.2-6第六階振型圖4.2-7第七階振型

圖4.2-8第八階振型圖4.2-9第九階振型圖4.2-10第十階振型結(jié)構(gòu)抗震體系由于場地地震動作用較大，同時結(jié)構(gòu)墩身較矮，宜采用減隔震體系進(jìn)行設(shè)計。減隔震支座采用NDQZ支座，其實質(zhì)為鋼支座與軟鋼阻尼器的組合體，如圖4.3-1所示。其水平限位方向力學(xué)模型如圖4.3-2所示，水平活動方向力學(xué)模型如圖4.3-3所示。圖4.3-1NDQZ支座

各中墩均采用NDQZ支座，邊墩采用普通雙向滑動球鋼支座。同時，為滿足長聯(lián)結(jié)構(gòu)在縱向上的溫度變形需要，依次考慮不同的自由滑動間隙，但最大間隙不宜大于土250mm。具體布置如表4.3-1所示。表4.3-1支座布置方案墩號支座型號縱向間隙位移（mm）32GPZ-3.5MN-SX33NDQZ-30MN-ZX-e20020034NDQZ-30MN-ZX-e10010035NDQZ-30MN-ZX-e10010036NDQZ-30MN-GD037NDQZ-30MN-ZX-e10010038NDQZ-30MN-ZX-e10010039NDQZ-30MN-ZX-e20020040GPZ-3.5MN-SX滑動支座采用雙線性關(guān)系進(jìn)行模擬，如圖4.3-1所示。

地震反應(yīng)分析4.4.1E1地震作用下的主要結(jié)構(gòu)響應(yīng)根據(jù)結(jié)構(gòu)設(shè)防性能目標(biāo)，在E1地震作用下，主梁、墩柱、基礎(chǔ)等主體結(jié)構(gòu)均保持彈性，但減隔震支座可以進(jìn)入到塑性狀態(tài)，為此，在分析中，采用非線性時程的分析方法，地震輸入分別采用縱向輸入和橫向輸入兩種方式，每種方式下計算三條時程波，結(jié)果取三條時程波的最大響應(yīng)。4.4.1.1縱橋向各墩在縱向地震作用下的最大結(jié)構(gòu)響應(yīng)均出現(xiàn)在墩底，結(jié)果如表4.4-1所示；表4.4-2給出了各墩位處的承臺底最大地震內(nèi)力響應(yīng)，根據(jù)該內(nèi)力響應(yīng)，反算得到最不利單樁的地震響應(yīng)，見表4.4-3所示；減隔震支座的地震響應(yīng)則見表4.4-4，包括最大水平力響應(yīng)以及最大剪切變形響應(yīng)。表4.4-1墩底地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)3268.515461.2835300.38933197.1081530.93318050.96734209.4941533.52318766.695

35325.8741549.77619660.1293661.7412901.99234586.98837237.5761549.00221235.09838179.8461553.76821827.11339189.0431553.90222644.793表4.4-2承臺底地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)32124.9221229.2209745.07033183.5532593.49821875.97234223.9232609.05122532.17535293.3142640.06523400.0293663.8683824.82145557.35337292.4812668.01524788.16338168.6392668.30325472.42039181.5422672.24726195.734表4.4-3單樁地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)32854.8204.9356.5331027288.2755.7341054289.9756.4351094293.37613619274251017371142296.4760.7381151296.5755.8391177296.9751.9表4.4-4支座響應(yīng)墩號動剪力(kN)順橋向位移(m)3270.1650.049

33542.8730.04634540.0450.04635543.2690.047362551.8210.04037547.2470.04738547.8570.04639553.6590.0464070.1310.0404.4.1.2橫橋向各墩墩底在橫向地震作用下的最大內(nèi)力響應(yīng)見表4.4-5所示，其中，32號墩為框架墩，表中給出的是其中一個立柱的響應(yīng)，可見除了動彎矩響應(yīng)以外，還有一定幅度的動軸力響應(yīng)，其余各墩為單柱墩，主要表現(xiàn)為動彎矩響應(yīng)，動軸力響應(yīng)則較??；表4.4-6給出了各墩位處的承臺底最大地震內(nèi)力響應(yīng)，根據(jù)該內(nèi)力響應(yīng)，反算得到最不利單樁的地震響應(yīng)，見表4.4-7所示；減隔震支座的地震響應(yīng)則見表4.4-8，包括最大水平力響應(yīng)以及最大剪切變形響應(yīng)。表4.4-5墩底地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)32562.451584.6093434.018331.0652530.75033631.399342.0542668.41937195.392353.6082828.65039818.839365.3312905.99141795.147375.7172912.18742712.696384.9312768.11442887.017399.9902641.64344294.604表4.4-6承臺底地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)321.8351470.97217497.291

330.9903343.35244302.825342.2293567.65248869.794353.9853660.20952593.172365.8043686.39355665.577376.4113725.45456410.980385.6063685.34355164.4613910.4293437.37353651.459表4.4-7單樁地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)321059245.2611.6331733371.5853.4341899396.4899.9352026406.7906.5362125409.6894.7372152413.9903.1382109409.5897.7392036381.9822.4表4.4-8支座響應(yīng)墩號動剪力(kN)橫橋向位移(m)3270.1510.045332401.4350.041342506.7890.049352528.8130.052362530.9120.052372533.3460.054382502.6910.050392401.5040.0424070.1570.047

4.4.2E2地震作用下的主要結(jié)構(gòu)響應(yīng)同樣，在E2地震作用下，采用非線性時程的分析方法，地震輸入分別采用縱向輸入和橫向輸入兩種方式，每種方式下計算三條時程波，結(jié)果取三條時程波的最大響應(yīng)。4.4.2.1縱橋向各墩在縱向地震作用下的最大結(jié)構(gòu)響應(yīng)均出現(xiàn)在墩底，結(jié)果如表4.4-9所示；表4.4-10給出了各墩位處的承臺底最大地震內(nèi)力響應(yīng)，根據(jù)該內(nèi)力響應(yīng)，反算得到最不利單樁的地震響應(yīng)，見表4.4-11所示；減隔震支座的地震響應(yīng)則見表4.4-12包括最大水平力響應(yīng)以及最大剪切變形響應(yīng)。表4.4-9墩底地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)32195.6191693.64818952.16033516.7705348.24552442.25434597.0235472.14157809.04735659.5185525.91260639.80936161.1895177.57656456.32837498.2865574.70466015.58638462.2815617.33268577.10239553.1165616.43369989.219表4.4-10承臺底地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)32395.8125869.41149183.27533520.2059687.28577390.12234600.2069312.01081253.31135662.9559303.00284025.54536162.4189851.68881709.96437499.8979317.44589582.75938463.5689338.99292671.258

39556.8399830.45594763.938表4.4-11單樁地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)324319978.2190433373810763053343833103529003539321034288236386110953090374101103528583842031038285039433910923015表4.4-12支座響應(yīng)墩號動剪力(kN)順橋向位移(m)3269.990.20332700.000.19343032.020.18353033.220.18362848.640.18373030.360.18383026.650.18392654.060.194069.950.194.4.2.2橫橋向與E1地震作用下的地震響應(yīng)規(guī)律相類似，32號墩除了動彎矩響應(yīng)以外，還有較大幅度的動軸力響應(yīng)，其余各墩則主要表現(xiàn)為動彎矩響應(yīng)，結(jié)果見表4.4-13；表4.4-14給出了各墩位處的承臺底最大地震內(nèi)力響應(yīng)，根據(jù)該內(nèi)力響應(yīng)，反算得到最不利單樁的地震響應(yīng)，見表4.4-15所示；減隔震支座的地震響應(yīng)則見表4.4-16

包括最大水平力響應(yīng)以及最大剪切變形響應(yīng)。表4.4-13墩底地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)321717.8161524.2618923.872332.4474424.18752642.146345.2754474.16256487.327357.6354572.31559150.444369.9104613.18662061.1453710.7144701.36363941.9013810.7354760.70566265.4593922.9194756.12872691.853表4.4-14承臺底地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)322.9905268.46746515.468332.3599059.54375623.423344.2639111.69579658.142357.2649191.71282470.251368.6649319.46486054.6763710.7699313.10388130.4583810.9979297.91690215.3943921.8629342.47195262.398表4.4-15單樁地震響應(yīng)墩號動軸力(kN)動剪力(kN)動彎矩(kN*m)323053878.1242233336010072797343495101227963535931021281036372110352838373787103528263838511033281039401810382802表4.4-16支座響應(yīng)墩號動剪力(kN)橫橋向位移(m)3269.940.18332818.790.18342834.330.19352848.130.19362849.760.19372848.030.19382836.240.19392822.710.184069.930.18抗震性能驗算4.5.1荷載組合與性能驗算在進(jìn)行結(jié)構(gòu)抗震性能驗算時，采用的荷載組合為恒載作用與地震作用的最不利組合，具體如下：對于軸力的組合，當(dāng)進(jìn)行墩底和樁基截面抗彎強(qiáng)度驗算時，由于鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的抗彎能力在低軸壓比條件下總是隨截面驗算軸力的減小而減小，因此當(dāng)?shù)卣甬a(chǎn)生的動軸力與恒載軸力方向相反時截面的受力更為不利，此時取動軸力為拉力與恒載軸力組合進(jìn)行抗彎強(qiáng)度驗算。而當(dāng)進(jìn)行單樁承載力驗算時，其實質(zhì)是對單樁的軸向承載力進(jìn)行驗算，地震作用軸力與恒載軸力保持同向時單樁所受的軸力最大也最不利，因此此時取動軸力為壓力與恒載軸力組合進(jìn)行抗彎強(qiáng)度驗算。對于剪力和彎矩的組合，則直接采用恒載作用與地震作用下的絕對值相加則為最不利組合。對于減隔震支座的變形驗算，參照《城市橋梁抗震設(shè)計規(guī)范》，還考慮50%

的均勻溫度作用效應(yīng)。對兩級地震下的強(qiáng)度和變形驗算，主要的原則和標(biāo)準(zhǔn)如下：對于墩柱、樁基等最不利截面抗彎強(qiáng)度的驗算，截面抗彎能力取截面的等效屈服彎矩，采用Ucfyber軟件對纖維截面模型進(jìn)行M分析得到（見圖4.5-1所示）。其中，在E1地震作用下，各材料強(qiáng)度的取值均為設(shè)計強(qiáng)度；在E2地震作用下，各材料強(qiáng)度的則取標(biāo)準(zhǔn)強(qiáng)度。32?39號墩柱墩底截面纖維模型見圖4.5-2?4.5-3（暫按1.5%配筋率假設(shè)）,1.8m樁基的截面纖維模型見圖4.5-4。圖4.5-1截面等效屈服彎矩計算示意圖圖4.5-232墩底截面纖維模型（圖4.5-1截面等效屈服彎矩計算示意圖圖4.5-232墩底截面纖維模型（1.5%的配筋率）圖4.5-333?39墩底截面纖維模型（1.5%的配筋率）圖4.5-4樁基截面纖維模型E1地震作用下的性能驗算（由于減隔震體系的抗震性能通常由E2地震作用控制，暫未給出）E2地震作用下的性能驗算4.5.3.1縱向輸入表