精品文档]城市桥梁抗震设计规范说明

精品文档]城市桥梁抗震设计规范说明内容摘要：

果进行统计才能得到可靠的结果。 本 细则 参照美国 AASHTO 规范给出了本规定。 21 规则桥梁计算 规则桥梁的地震反应应以一阶振型为主， 因此 可以采用本规范 建议的各种简化计算公式进行分析。 引自 《公路工程抗震设计规范》 JTJ004－ 89的有关规定，给出了规则梁桥桥墩顺桥向和横桥向水平地震力的计算公式。 在确定 间支梁 桥的基本周期和地震作用时， 可 按单墩模型考虑。 对于 桥梁墩身不高 的间支梁 ，在确定地震作用时一般只考虑第 1振型，而将高振型贡献略去不计。 考虑到墩身在横桥向和顺桥方向的刚度不同，在计算时两个方向分别采用不同的振型。 在确定了振型曲线 iX1 之后 (一般采用静力挠曲线 )，就可以应用能量法或代替质量法将墩身各分段重量核算到墩顶上。 这样，在确定基本周期时，仍可以 简化为单质点处理，避免了多质点体系基本周期计算十分繁杂的缺点。 连续梁桥纵桥向一般只设一个固定支座，其余均为纵向活动支座 ， 纵向地震作用下 结构地震反应 ， 可按以下方法计算： 1先忽略活动墩支座的滑动摩擦效应，假设梁体纵桥向惯性力全部由固定墩承受， 计算出固定墩定所受地震水平力； 2 对于一联墩高相差不大的连续梁，各活动墩所承受的地震水平力可近似取滑动摩擦力： iikti RE  3 纵 桥向 作用于固定 支座顶面地震力 为忽略活动支座摩擦效应得地震力减去各活动支座得摩擦力。 ， 首先采用静力方法 ，计算出结构考虑板式橡胶支座、墩柱和基础柔度的纵桥向静力等效水平刚度，在此基础上简 化为单墩 模型，计算出梁体质点所受地震纵向惯性力，然后采用用静力法计算梁体惯性力产生的下部结构内力和变形。 22 一般情况下，梁式桥在横桥向梁和墩之间采用刚性约束，对于规则性连续梁和连续刚架桥，主要是第一阶横向振型起主要贡献，因此可简化为单自由度模型计算。 在横向模型简化时，本规考虑相邻联的边界效应，采用静力方法计算横桥向水平等效刚度，利用单振型反应谱方法计算梁体横向地震惯性水 平力，然后采用用静力法计算梁体横向惯性水平力产生的下部结构内力和变形。 能力保护构件计算 E2地震作用下， 对于截面尺寸较大的桥墩，在 E2地震作用下可能不会发生屈服，这样采用能力保护方法计算过于保守，可直接采用 E2地震作用计算结果。 － 钢筋混凝土构件的剪切破坏属于脆性破坏，是一种危险的破坏模式，对于抗震结构来说，墩柱剪切破坏还会大大降低结构的延性能力，因此，为了保证钢筋混凝土墩柱不发生剪切破坏，应采用 能力保护设计原则 进行延性墩柱的抗剪设计。 根据 能力保护设计原则 ，墩柱的 剪切强度应大于墩柱可能在地震中承受的最大剪力（对应于墩柱塑性铰处截面可能达到的最大弯矩承载能力 ） ；桥梁基础是桥梁结构最主要受力构件，地震作用下，如发生损伤，不但很难检查，也很难加 强 ，因此作为能力保护构件设计；桥梁支座在地震中损伤和破坏后虽然可以维修和替换，但改变了结构传力 途径 ，因此，按类型Ⅰ结构抗震体系设计的桥梁结构， 应把支座作为能力保护构件设计，具有稳定传力途径，以达到桥梁墩柱等延性构件发生弹塑变形、耗散地震能量的设计目标。 从大量震害和试验结果的观察发现，墩柱的实际抗弯承载能力要大于其设计承载能力，这种 现象称为墩柱抗弯超强现象（ Overstrength）。 引起墩柱抗弯超强的原因很多，但最主要的 23 原因是钢筋在屈服后的极限强度比其屈服强度大许多和钢筋实际屈服强度又比设计强度大很多。 如果墩柱塑性铰的抗弯承载能力出现很大的超强，所能承受的地震力超过了能力保护构件，则将导致能力保护构件先失效，预设的塑性铰不能产生，桥梁发生脆性破坏。 为了保证预期出现弯曲塑性铰的构件不发生脆性的破坏模式（如剪切破坏、粘结破坏等），并保证脆性构件和不宜用于耗能的构件（能力保护构件）处于弹性反应范围，在确定它们的弯矩、剪力设计值时，采用墩 柱抗弯超强系数 0 来考虑超强现象。 各国规范对 0 取值的差异较大，对钢筋混凝土结构，欧洲规范（ Eurocode 8: Part2， 1998年） 中 0 取值为 ，美国 AASHTO规范（ 2020版）取值为 ，而《美国加州抗震设计准则》（ 2020版） 0 取值为。 同济大学结合我国 “ 钢筋混凝土和预应力桥涵设计规范 ” 对超强系的取值也进行了研究， 结果表明：当轴压比大于 ，超强系数随轴压比的增加而增加，当轴压比小于 ，超强系数在 。 这里建议 0 取。 对于截面尺寸较大的桥墩，在 E2 地震作用下可能不会发生屈服，这样采用能力保护方法计算过于保守，可直接采用 E2 地震作用计算结果。 双柱墩和多柱墩 桥梁，横桥向地震作用下，会在墩柱中产生较大的动轴力，而墩柱轴力的变化会引起钢筋混凝土墩柱抗弯承载力 的改变，因此，本规范建议采用静力推 倒 方法（ pushover 方法），通过迭代计算出 各墩柱塑性区域截面超强弯矩。 24 双柱墩和多柱墩 桥梁，横桥向地震作用下 ，钢筋混凝土墩柱作为延性构件产生弹塑性变形耗散地震能量，而 盖 梁 、基础等作为能力保护构件，保持弹性。 因此， 应采用能力 保护 设计原则进行 盖 梁的设计。 根据能力 保护 设计原则， 盖 梁 的抗弯强度应大于 盖 梁 可能在地震中承受的最大、最小弯矩（对应于墩柱塑性铰处截面可能达到的正、负弯矩承载能力）。 进行 盖 梁 验算时，首先要计算出 盖 梁 可能承受的最大、最小弯矩作为设计弯矩（图 66），然后进行验算。 图 66 盖 梁 设计弯矩计算示意图 （图中： sthcstco MM 0 ， sbhcsbco MM 0 ， xthcxtco MM 0 ） ，如基础发生损伤，难以发现并且维修困难，因此要求采用 能力保护设计原则 进行基础计算和设计，以保证基础在达到它预期的强度之前，墩柱已超过其弹性反应范围。 梁桥基础沿横桥向、顺桥向的弯矩、剪力和轴力设计值应根据墩柱底部可能出现塑性铰处的弯矩承载能力（考虑超强系数0 ），剪力设计值和相应的墩柱轴力来计算（如图 69）， 在计算这些设计值时应和自重产生的内力组合。 25 （ a） （ b） 图 69 基础设计力计算示意图 (a) 沿横桥向； (b) 沿顺桥向 （图中： xhcco MM 0 , xzccol MM 0 ） 其中， xzcM ， xhcM 分别为墩柱底截面按实配钢筋 ,采用材料 强度标准 值和轴压力计算出沿顺桥向和横桥向的正截面受弯承载力所对应的弯矩值； coV 、 lcV0 分别为墩柱底部塑性铰沿横桥向和顺桥向的剪力设计值； maxmin,NN 为沿横桥向相应墩柱下端截面出现塑性铰时墩柱的最大和最小轴力。 桥台 一般情况下，桥台为重力式桥台，其质量和刚度都非常大，为了和公路工程抗震设计规范衔接，可采用静力法计算 26 7 抗震验算 一般规定 大量地震桥梁震害表明，地震作用下桥梁 桥墩、桥台、基础及支座等 是地震易损部位，应此，这些部位是桥梁 抗震设计的重点部位。 在地震作用下，如桥梁固定支座不能满足本规范相关规定，但桥墩具有足够抗震能力，可以通过计算设置抗震挡块 (剪力键 )来承受固定所承受的水平地震力。 E1地震下抗震验算 采用 B类抗震设计方法设计的桥梁 只考虑进行 E1 地震作用下的抗震验算。 因此根据抗震设防要求，在 E1地震作用下要求结构保持弹性，基本无损伤， E1 地震作用效应和自重荷载效应组合后，按现行的公路桥涵设计规范有关规定进行验算。 由于采用 B类抗震设计方法设计的桥梁 只要求进行 E1 地震 作用下的地震验算，但对于支座如只 进行 E1 地震作用下的验算，可能在 E2 地震作用下支座破坏、造成落梁，对于支座需要考虑 E2地震作用下不破坏。 但为了简化计算，在进行 采用 B 类抗震设计方法设计的桥梁 的支座抗震验算时，虽然只进行 E1 地震作用下的地震反应分析，但采用一个支座调整系数 d 来考虑E2地震作用效应，通过大量分析，建议取 d ＝。 按 C 类抗震设计方法设计的桥梁需要进行两水平抗震设计， 根据两水平抗震设防要求，在 E1 地震作用下要求结构保持弹性，基本无损伤 ， E1 地震作用效应和自重荷载效应组合后，按现行的公路桥涵设计规范有关偏心受压构件的规定进行验算。 27 E2地震下抗震验算 E2地震作用下，由于延性构件可以进入塑性工作，因此主要验算其极限变形能力是否满足，对于采用非线性时程进行地震反应分析的桥梁 ； 由于可以直接得到塑性铰区域的塑性转动需求，因此可直接验算塑性铰区域的转动能力 ；对于矮墩，一般不作为延性构件设计，因此需要验算强度。 地震作用下，矮墩的主要破坏模式为剪切破坏，为脆性破坏，没有延性。 因此 E2 地震作用效应和永久荷载效应组合后，应按现行的公路桥涵设计规范相应的规范验算桥墩的强度。 大量理论和实验研究表明：地震作用下，当结构自振周期较长时，采用弹性方法计算出的弹性位移与采用非线性方法计算出的弹塑性位移基本相等，即等位移原理；但当结构周期比较短时，需要对弹性位移进行修正才能代表弹塑性位移。 本条款直接引用美国 《 AASHTO Guide Specifications for LRFD Seismic Bridge Design 》的相关规定。 为了保证罕遇地震作用下，梁式桥、高架桥梁墩柱具有足够的变形能力而不发生倒塌 ，应检算墩柱位移能力或塑性铰区域塑性转动能力。 假设截面的极限曲率 u 和屈服曲率 y 在塑性铰范围内均匀分部（见图 71），塑性铰的长度为 pL ，则塑性铰的极限塑性转角为 : KL pyuu /)(   （ 71） 28 (a) (b) 图 71 曲率分 布 模式： (a)相应于钢筋屈服； (b)相应于极限曲率 等效塑性铰长度 Lp 同塑性变形的发展和极限压应变有很大的关系，由于实验结果离散性很大，目前主要用经验公式来确定。 欧洲规范和美国加州抗震设计规范规定取以下两式计算的较小值： 0 .0 8 0 .0 2 2 0 .0 4 4 ( )p y s y sL H f d f d c m   23pLb （ 72） 对于单柱墩，相应于塑性铰区域的塑性转动能力 u 时墩定的塑性位移为： upLH   )2( 而相应于塑性铰区域屈服时的位移为： yy H  231 由以上 2 式可得单柱墩 墩顶相应于塑性铰区域达到塑性转动能力时的位移能力为： upyu LHH   )2(31 2 29 ，由于很难根据塑性铰转动能力直接给出计算墩顶的容许位移的计算公式，建议采用非线性静力分析方法（ Pushover），计算墩顶容许位移。  钢筋混凝土延性构件的塑性弯曲能力可 以根据材料的特性，通过截面的弯矩－曲率 )( M 分析来得到，截面的弯矩－曲率 )( M 关系曲线，可采用条带法（图 72）计算，其基本假定为： (1) 平截面假定。 (2) 剪切应变的影响忽略不计。 (3) 钢筋和混凝土之间无滑移现象。 (4) 采用前述的钢筋和混凝土的应力－应变关系。 用条带法求弯矩－曲率 ( )M 关系时有两种方法，即逐级加荷载法和逐级加变形法。 逐级 加荷载法的主要问题是每改变一次荷载，截面曲率和应变都要同时改变 ,而且加载到最大弯矩之后，曲线进入软化段，很难确定相应的曲率和应变。 所以一般采用逐级加变形法。 (a) (b) 图 72 计算简图 约束混凝土的极限压应变 cu ，定义为横向约束箍筋开始发生断裂时的混凝土压应变，可由横向约束钢筋达到最大应力时所释放的总应变能与混凝土由于横向钢筋的约束作用而吸收的 30 能量相等的条件进行推导。 美国 Mander 给出的混 凝土极限压应变的保守估计为： 39。 1 .40 .0 0 4Rs k h s ucu ccff  （ 73） 能力保护构件验算 地震中大量钢筋混凝土墩柱的剪切破坏表明：在墩柱塑性铰区域由于弯曲延性增加会使混凝土所提供的抗剪强度降低。 为此，各国对墩柱塑性铰区域的抗剪强度进行了许多研究，美国ACI－ 319－ 89 要求在端部塑性铰区域当轴压比小于 ，不考虑混凝土的抗剪能力，新西兰规范 NZS－ 3101 中规定当轴压比小于 ，不考虑混凝土的抗剪能力。 而我国《公路工程抗震设计规范》（ JTJ004－ 89）没有对地震荷载作用下的钢筋混凝土墩柱抗剪设计作出特别的规定，工程设计中缺乏有效的依据，只能套用普通设计中采用的斜截面强度设计公式来进行设计和校核，存在较大缺陷。 因此，采用《美国加州抗震设计准则》（ 2020年版）的。