汶川地震橋梁震害分析

汶川地震橋梁震害分析

0梁橋地震倒塌機(jī)理2008年5月12日，中國四川省綿川縣發(fā)生8.0級大地震，造成大量人員傷亡，給國家造成了悲傷。地震中因山體滑坡、橋梁倒塌和公路損毀使震中區(qū)交通完全中斷,救援人員及物資不能有效到達(dá),給地震應(yīng)急救援工作帶來了極大困難,凸顯交通運(yùn)輸生命線工程的重要性。課題組在橋梁詳細(xì)震害調(diào)查基礎(chǔ)上,對涉及的強(qiáng)震區(qū)簡支梁橋防落梁設(shè)計(jì)、鋼筋混凝土橋墩抗剪強(qiáng)度及變形能力、小半徑曲線梁橋地震倒塌機(jī)理等若干問題進(jìn)行了初步研究。希望對推動我國橋梁抗震技術(shù)進(jìn)步有所幫助。1四川省地震橋地震資料1.1近斷層地震動汶川地震較多簡支梁橋發(fā)生落梁震害,原因除地震山體滑坡次生災(zāi)害外,還表現(xiàn)為:(1)斷層地表破裂影響位于映秀鎮(zhèn)平行于岷江建造的高樹大橋(見圖1),可認(rèn)為是中國大陸首例因斷層穿過而產(chǎn)生落梁震害橋梁。在汶川大地震之前發(fā)生的1999年臺灣集集大地震,斷層地表破裂亦長達(dá)100余km,造成烏溪橋、碑豐橋、一江橋、名竹大橋等多座橋梁毀損。(2)近斷層地震動效應(yīng)在發(fā)震斷層附近(一般小于10km)因斷層破裂的方向性效應(yīng)使其地震動在速度波形上表現(xiàn)為明顯的長周期脈沖并伴有強(qiáng)烈的豎向地震動分量。長周期脈沖作用將使主梁整體沿橋縱或橫向發(fā)生很大的位移反應(yīng),當(dāng)橋墩反向運(yùn)動后主梁因慣性仍繼續(xù)運(yùn)動將導(dǎo)致較大的墩梁相對位移產(chǎn)生,引發(fā)落梁。汶川地震中發(fā)生落梁的高原大橋、北川龍尾大橋等距離主發(fā)震斷層不足幾百米(見圖2)。作者們曾詳細(xì)研究了1976年唐山大地震35孔跨徑22m的灤河大橋落梁震害(見圖3),考慮橋墩、支座及鄰梁碰撞等非線性因素,并以行波輸入進(jìn)行了時(shí)程分析,認(rèn)為近斷層地震動是落梁震害的重要外因。1999年臺灣集集大地震發(fā)生落梁破壞的橋梁亦分布在發(fā)震斷層10km范圍之內(nèi)。隨著人類工程活動區(qū)域不斷擴(kuò)大,特別是我國交通基礎(chǔ)設(shè)施建設(shè)仍處于快速發(fā)展階段,并積極地向西部山區(qū)、農(nóng)村地區(qū)拓展。在強(qiáng)震山區(qū)橋梁臨近活動斷層情況不可避免,而目前國內(nèi)關(guān)于斷層地表破裂及近斷層地震動下橋梁結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)的研究工作尚少,可提供的設(shè)計(jì)分析及技術(shù)手段與工程需求仍有較大差距。1.2回瀾立交匝道橋結(jié)構(gòu)破壞在城市互通立交、(山區(qū))高等級公路等橋梁設(shè)計(jì)中,受場地、環(huán)境條件制約以及從減少占地的經(jīng)濟(jì)因素考慮,目前小半徑曲線梁橋(通常半徑R<100m,橋長L<100m)已較多出現(xiàn)。在汶川地震中,百花大橋、回瀾立交匝道橋2座小半徑曲線梁橋發(fā)生垮塌、橋墩毀損等嚴(yán)重破壞。百花大橋垮塌的第5聯(lián)為5×20m連續(xù)曲梁橋(R=66m),遠(yuǎn)離映秀鎮(zhèn)一側(cè)為懸臂支承,如圖4(a)所示。破壞原因最大可能是牛腿處支承寬度不足且缺少縱向、豎向限位裝置,導(dǎo)致首先發(fā)生落梁;其次可能是薄弱的系梁、橋墩及細(xì)部構(gòu)造引發(fā)。回瀾立交匝道橋?yàn)榍€連續(xù)剛構(gòu)橋(R=20m),位于豎向螺旋曲線內(nèi),平面為圓形。獨(dú)柱橋墩高度在2.0～7.0m之間,與主梁連接采用剛構(gòu)和鉸接(盆式橡膠支座)交替布置。震害原因主要為剛度較大的剛構(gòu)矮橋墩承受很大的慣性力,發(fā)生彎剪破壞并引發(fā)主梁底部開裂及橋臺處支座脫空。上溯至1971年美國SanFernando地震,接近完工的SR14/I5立交樞紐上下跨交叉的曲線連續(xù)剛構(gòu)橋(跨中設(shè)有牛腿)部分落梁(見圖4),倒塌的原因是結(jié)構(gòu)跨中牛腿支承面過窄且限位裝置強(qiáng)度過低,以及鋼筋混凝土墩沒有配置足夠的箍筋,結(jié)構(gòu)延性較差。該橋建成后又經(jīng)歷1994年美國Northridge地震,其西南連接線的3跨、西北連接線的2跨均發(fā)生局部跨塌,震害原因是矮(橋)墩剛度較大承受了很大地震慣性力導(dǎo)致彎剪破壞。若將美國SR14/I5立交樞紐前后兩次震害與百花大橋、回瀾立交匝道橋比較,相似性很值得我們深入思考、警醒:必須重視和深入開展曲線梁橋抗震問題研究,尤其是在防止大震倒塌方面。1.3剪切破壞嚴(yán)重汶川地震區(qū)主要為橋面連續(xù)簡支梁橋,支座多為直接擱置的板式橡膠支座,地震中穩(wěn)定性較差,主梁與橋墩連接較為薄弱,更多地發(fā)生橫、縱向移位,乃至落梁。這種薄弱連接一定程度降低了橋墩的地震荷載,總體上看橋墩震害較輕,但從破壞的橋墩、拱肋、蓋梁來看,直接剪切或形成彎曲塑性鉸后的剪切破壞較為多見,延性抗震存在隱憂,最慘痛的教訓(xùn)為小魚洞大橋的垮塌(見圖5)。小魚洞大橋拱肋在拱腳處、腹桿在頂部節(jié)點(diǎn)處剪切破壞,主要為設(shè)計(jì)配筋及構(gòu)造缺陷:可能是抗剪強(qiáng)度計(jì)算重視不夠,以致拱肋和腹桿配箍率偏低,為?6@200且為單肢,無加密區(qū)、無135°彎鉤及嵌固于混凝土之內(nèi);縱筋保護(hù)層厚度3～5cm不等且在拱腳處部分截?cái)?以綁焊接相連,這些都會導(dǎo)致粘結(jié)不足。圖5(d)清晰展示了拱肋的破壞模式及薄弱環(huán)節(jié):其垂直(拱肋)向裂縫為彎曲引起、斜向裂縫為剪切破壞、沿縱筋方向裂縫則表現(xiàn)為粘結(jié)破壞。1.4廟子坪大橋結(jié)構(gòu)及施工近年來隨著西部大開發(fā)戰(zhàn)略的實(shí)施,西部強(qiáng)震區(qū)高速及高等級公路建設(shè)發(fā)展迅速。因地形多為山區(qū),公路在跨越大的深谷及其江河時(shí)出現(xiàn)墩高百米以上的橋梁已不罕見。汶川大地震以廟子坪大橋?yàn)榇淼陌倜赘叨諛蛄航邮芸简?yàn)(見圖6),除簡支引橋一跨發(fā)生落梁破壞外,主橋表現(xiàn)為:箱梁開裂,水下橋墩裂縫(5號主墩承臺以上2m位置以及第1道橫隔板處各有1條水平裂縫,裂縫貫通整個(gè)橋墩橫截面,寬度0.8mm)及偏位,還有交界墩處的支座普遍破壞,以及主橋與引橋的碰撞等。廟子坪大橋主橋按7度設(shè)防,以0.24g(100a超越概率2%)加速度峰值進(jìn)行了強(qiáng)度驗(yàn)算。實(shí)際地震動估計(jì)大于此,從震害看,總體仍滿足了規(guī)范“大震不倒”的設(shè)防目標(biāo),抗震設(shè)計(jì)是“成功”的。但是橋梁業(yè)界認(rèn)為:深水橋墩地震開裂時(shí)檢測、修復(fù)難度和經(jīng)濟(jì)耗費(fèi)都很大(其中僅鋼材就達(dá)400余t),很不能接受。二者觀點(diǎn)顯然存在差異。深水高橋墩的地震損傷及控制問題仍有待我們深入思考,一方面需要規(guī)范上繼續(xù)發(fā)展業(yè)主參與的基于性能抗震設(shè)計(jì)理論及方法,另一方面需要提供滿足不同性能目標(biāo)的深水高墩抗震技術(shù),如大震下延緩水下橋墩開裂的高性能材料、新型組合構(gòu)件研發(fā)等。2梁橋防護(hù)臺設(shè)計(jì)的概念和方法2.1墩梁受力變形控制結(jié)合汶川地震橋梁震害經(jīng)驗(yàn),提出了強(qiáng)震區(qū)梁式橋(縱向)防落梁設(shè)計(jì)理念,其要點(diǎn)為:(1)允許主梁在橡膠支座頂部滑移以降低橋墩承受的地震慣性力,且建議支座“浮放”模式宜改為在底部與橋墩錨栓連接,以提供相對穩(wěn)定的滑動面;(2)蓋梁提供足夠的支承寬度,允許墩梁發(fā)生最大的可接受的滑動位移來消耗地震能量,同時(shí)防止落梁;(3)蓋梁邊緣設(shè)置擋塊或墩梁間設(shè)置拉索限位器等構(gòu)造措施,作為防止落梁的輔助手段。臺灣學(xué)者張國鎮(zhèn)在集集地震橋梁震害經(jīng)驗(yàn)基礎(chǔ)上,提出了“功能性支承”的設(shè)計(jì)概念,與本文觀點(diǎn)總體是一致的。2.2墩梁相對位移sr譜震害表明,簡支梁橋落梁與薄弱支座過早破壞使主梁在墩頂滑移有直接關(guān)系。為簡化,考慮相對規(guī)則的橋梁且地震動同步輸入,采用圖7所示單墩模型研究墩梁最大相對位移反應(yīng)。模型僅考慮主梁質(zhì)量并假定支座破壞后力學(xué)特性以庫侖摩擦理論描述。定義墩梁最大相對位移Sr譜:Sr=Sb(t)|max+α?Sc(t)|max?(1)Sr=Sb(t)|max+α?Sc(t)|max?(1)式中,Sb(t)|max為主梁的最大位移反應(yīng);Sc(t)|max為墩頂(蓋梁)的最大位移反應(yīng);α為參數(shù),規(guī)定當(dāng)支座發(fā)生滑動α=1.0,不發(fā)生滑動α=0。圖8給出了墩梁相對位移Sr譜的解釋:(1)支座滑動時(shí),認(rèn)為墩梁最大相對位移發(fā)生在主梁和蓋梁發(fā)生反向運(yùn)動并同時(shí)達(dá)到最大值時(shí)刻;(2)支座不發(fā)生滑動,計(jì)算表明此時(shí)墩梁體系一般周期較長(3s以上),地震力很小,反應(yīng)由位移控制。將墩梁最大相對位移取為主梁的最大反應(yīng)位移,即偏安全的認(rèn)為支座剛度遠(yuǎn)小于橋墩剛度并提供了(墩梁)體系的全部柔性?？紤]近斷層地震動及不同場地條件影響,各利用20組地震波研究了Sr譜的統(tǒng)計(jì)特性,如圖9所示。其中輸入加速度峰值調(diào)整至0.4g,相當(dāng)于8度區(qū)罕遇地震作用。綜合墩梁相對位移Sr譜的研究,可初步確定影響橋梁落梁的若干基本要素為:近斷層地震動、場地條件、結(jié)構(gòu)周期以及支座破壞后的(恢復(fù))剛度。2.3支架橋防護(hù)臺設(shè)計(jì)方法由前述梁式橋防落梁設(shè)計(jì)理念,僅就蓋梁支承寬度和拉索限位器設(shè)計(jì)方法做簡單介紹。(1)我國抗震設(shè)計(jì)的細(xì)度規(guī)定汶川大地震后交通運(yùn)輸部頒布施行了“公路橋梁抗震設(shè)計(jì)細(xì)則(JTG/TB20-01—2008)”,規(guī)定了簡支梁橋、斜交橋和曲線橋蓋梁最小支承寬度。在實(shí)際橋梁設(shè)計(jì)時(shí)可照此執(zhí)行。(2)蓋梁承接寬度及加速度反應(yīng)譜提出的拉索限位器設(shè)計(jì)方法主要基于修正的Caltrans方法。主要步驟如下:①評估蓋梁支承寬度,若大于表1中要求值,則按“最小用量要求”設(shè)置拉索限位器。表1數(shù)據(jù)源于墩梁相對位移Sr譜的研究。假定中小跨徑橋梁(周期0.5～1.5s)支座破壞后體系周期會提高2倍以上達(dá)到3s,則由此周期對應(yīng)的Sr值確定了表1的蓋梁支承寬度要求。若橋梁距離可能發(fā)震斷層10km以內(nèi),則乘以2.0的提高系數(shù)。按現(xiàn)行“08細(xì)則”設(shè)計(jì)的Ⅰ-Ⅲ類場地條件的橋梁,不考慮近斷層地震動影響,蓋梁支承寬度基本滿足表1要求。②若不滿足①項(xiàng),在墩梁發(fā)生最大允許相對位移的可能下,確定拉索限位器設(shè)計(jì)位移,設(shè)計(jì)地震力采用僅考慮拉索限位器剛度的單自由度體系模型(假定橋墩無限剛及支座完全破壞),用反應(yīng)譜方法計(jì)算。設(shè)計(jì)地震力為:F=WSa,max?(2)式中,W為一跨主梁的質(zhì)量;Sa,max為大震作用下體系對應(yīng)的加速度反應(yīng)譜值。③最小用量要求:滿足拉索剛度0.3～0.5倍橋墩剛度和設(shè)計(jì)拉力F:F=1.5khWg?(3)式中,kh為水平地震系數(shù);W為一跨梁主梁的質(zhì)量;g為重力加速度。以上方法原則適用于地震烈度8度強(qiáng)地震區(qū),更高烈度區(qū)可參考使用。3第二、結(jié)合第二、3.延性構(gòu)造的構(gòu)造設(shè)計(jì)方法汶川地震后頒布的“公路橋梁抗震設(shè)計(jì)細(xì)則(JTG/TB20-01—2008)”引入了延性抗震設(shè)計(jì)方法和能力保護(hù)設(shè)計(jì)原則,以及延性構(gòu)造的細(xì)節(jié)設(shè)計(jì)。因?yàn)槿鄙僮銐虻难芯炕A(chǔ),部分條文或試驗(yàn)依據(jù)不足,或引自國外規(guī)范。3.1配筋設(shè)計(jì)的優(yōu)點(diǎn)進(jìn)行了12根鋼筋混凝土短柱橋墩試件擬靜力試驗(yàn),它們最終都發(fā)生彎剪破壞。再輔助PEER鋼筋混凝土柱性能試驗(yàn)數(shù)據(jù)庫中27根試驗(yàn)試件,對塑性鉸區(qū)混凝土地震抗剪強(qiáng)度影響因素進(jìn)行統(tǒng)計(jì)分析。定義混凝土名義抗剪強(qiáng)度vc:vc=(V-Vs)/(Ae√fc),(4)式中,V為試件塑性鉸區(qū)的抗剪強(qiáng)度;Vs為箍筋提供的剪力,以45°桁架理論計(jì)算。Ae為截面核心混凝土面積,fc為混凝土軸心抗壓強(qiáng)度。分析表明影響混凝土名義抗剪強(qiáng)度vc的主要因素是剪跨比和縱筋配筋率,隨剪跨比增大而降低,隨縱筋配筋率提高而提高;其次是位移延性系數(shù),隨位移延性系數(shù)增大而降低;軸壓比因數(shù)據(jù)原因不很明顯,但總體似隨軸壓比增加而增加;體積配箍率影響似隨截面不同而有所不同。統(tǒng)計(jì)分析結(jié)果與國外主要規(guī)范抗剪強(qiáng)度計(jì)算公式考慮因素大體一致。最后參考國外相關(guān)規(guī)范及同濟(jì)大學(xué)畢桂平和范立礎(chǔ)研究成果,提出了橋墩塑性鉸區(qū)地震抗剪強(qiáng)度計(jì)算公式,即V=Vc+Vs,(5)式中,V為橋墩地震抗剪強(qiáng)度;Vc為混凝土提供的抗剪能力;Vs為箍筋提供的抗剪能力。(1)當(dāng)軸壓比ηk小于等于0.1時(shí),不考慮混凝土貢獻(xiàn),即Vc=0.0;(2)當(dāng)軸壓比ηk大于0.1時(shí):Vc=0.15C1C2fc(0.8Ag)?(6)式中,C1=2.2ηk+1.0≤1.6;C2=αμd+2.0;Ag為截面毛截面積;ηk為軸壓比;μd為位移延性系數(shù);α為強(qiáng)度修正系數(shù),與位移延性系數(shù)μd關(guān)系取為分段線性插值:α={3.75/√fc3.75/√fc-(1.46/√fc)(μd-2)0.83/√fcμd≤22<μd<4μd≥4。(7)(3)箍筋的貢獻(xiàn)以45°桁架理論計(jì)算。矩形截面:Vs=Ashfytsh0,(8)式中,Ash為橫向抗剪箍筋的總面積;s為箍筋間距;fyt為箍筋屈服強(qiáng)度;h0為有效截面高度。圓形截面:Vs=(π2)(Asv1fytsd0),(9)式中,Asv1為螺旋箍筋面積;d0為核芯截面直徑;其余同上。圖10比較了混凝土名義抗剪強(qiáng)度vc的試驗(yàn)值和計(jì)算值,36根試件僅2根試件計(jì)算值大于試驗(yàn)值(其vc值比較小試驗(yàn)識別可能存在一定誤差)。計(jì)算值總體偏于安全。另外計(jì)算值與試驗(yàn)值的比值(去除異常點(diǎn)后)平均值為0.34,方差0.22。3.2空心橋墩配降設(shè)計(jì)利用回歸分析建立了與墩頂極限位移角相關(guān)的橋墩塑性鉸區(qū)約束箍筋用量計(jì)算公式。試驗(yàn)數(shù)據(jù)據(jù)來自PEER柱數(shù)據(jù)庫、日本Kawashima橋梁抗震實(shí)驗(yàn)室及部分國內(nèi)學(xué)者的研究工作,共包括234根延性彎曲破壞試件,其中矩形截面171根、圓形截面63根。以矩形截面橋墩為分析對象,分析過程中將軸壓比小于0.1的試件剔除,并借助新西蘭規(guī)范格式,列出以下回歸公式,建立了橋墩極限位移角Rμ回歸分析公式:Rμ(%)=A×ξ+B,(10)ξ=Ashshc×fytfc×1(1.3-ρtm)×ηk×AcAg,(11)式中,m=fy0.85fc;Ash為s范圍內(nèi)計(jì)算截面上的箍筋面積;hc為最外側(cè)箍筋之間的距離;ρt為縱筋配筋率;Ac為從箍筋外緣計(jì)算的橋墩核心面積;其余同前。經(jīng)回歸分析,得(見圖11):Rμ(%)=6.3×Ashshc×fytfc×1(1.3-ρtm)×ηk×AcAg+1.44。(12)同時(shí),可得到與之平行的具有85%的Rμ(%)為:Rμ(%)=6.3×Ashshc×fytfc×1(1.3-ρtm)×ηk×AcAg+0.4。(13)式(12)相關(guān)系數(shù)為0.78,適用于剪跨比為3～10之間的普通箍筋約束普通強(qiáng)度混凝土橋墩和高強(qiáng)鋼筋約束高強(qiáng)混凝土橋墩。式(13)可用來計(jì)算不同極限位移角下鋼筋混凝土橋墩塑性鉸區(qū)的配箍要求。如以橋墩極限位移角3%考慮(供高地震危險(xiǎn)水平地區(qū)使用),則矩形截面橋墩塑性鉸區(qū)最低約束箍筋用量為:Ashshc=12.42×fcfyt×(1.3-ρtm)×ηk×AgAc≥0.004。(14)圓形截面橋墩直接按1.4倍系數(shù)考慮:ρs=11.73×fcfyt×(1.3-ρtm)×ηk×AgAc≥0.004?(15)式中ρs為圓形截面體積配箍率。以圖12所示的橋墩為例,分別按建議公式(14)、AASHTO規(guī)范、ACI規(guī)范、Caltrans規(guī)范、Eurocode8規(guī)范及中國“08細(xì)則”進(jìn)行配箍設(shè)計(jì)。橋墩截面尺寸為2400mm×2400mm,縱筋屈服強(qiáng)度為400MPa,箍筋屈服強(qiáng)度為350MPa,Ag/Ac等于1.2,縱筋配筋率為2.5%。計(jì)算的橋墩配箍量Ash/shc與混凝土強(qiáng)度、軸壓比的關(guān)系如圖13所示?？梢钥闯?在軸壓比小于0.1的情況下,除按“08細(xì)則”計(jì)算的約束箍筋用量低于建議公式外,其余規(guī)范均高于建議公式的配箍要求。在軸壓比小于0.2的情況下,建議式(14)需要的箍筋用量仍低于AASHTO規(guī)范和Eurocode8規(guī)范要求。在軸壓比大于0.3后,建議式(14)需要的約束箍筋用量開始迅速增加并大于國外規(guī)范要求?？紤]大多數(shù)橋墩軸壓比在0.3以下,認(rèn)為在高地震危險(xiǎn)地區(qū)建議式(14)可用且與國外規(guī)范橋墩配箍水平相當(dāng)。課題組還利用收集到的69根矩形空心橋墩擬靜力試驗(yàn)數(shù)據(jù),采用同樣方法建立了空心橋墩的變形能力及配箍計(jì)算公式。目前在我國西部強(qiáng)地震山區(qū),空心截面橋墩已較多出現(xiàn)。4橋嚴(yán)重震害實(shí)例回瀾立交橋是目前國內(nèi)僅有的小半徑曲線梁橋嚴(yán)重震害實(shí)例。利用SAP2000軟件采用非線性時(shí)程分析方法,對回瀾立交橋地震破壞過程進(jìn)行了數(shù)值模擬及震害機(jī)理分析。4.1橋臺地震建模以C匝道橋?yàn)槔M(jìn)行結(jié)構(gòu)有限元離散。橋臺處邊界條件為約束主梁橫向、豎向自由度及繞橋梁縱向的扭轉(zhuǎn)自由度,其余3個(gè)自由度全部釋放。橋墩彈塑性模型在其墩頂和墩底設(shè)置PMM塑性鉸,鉸的恢復(fù)力特性由彎矩-軸力相互作用屈服曲(球)面定義,采用纖維模型計(jì)算。圖14為建立的回瀾立交橋C匝道橋有限元模型,規(guī)定矮墩側(cè)橋臺為0號,依次為1號橋墩、2號橋墩等。地震中嚴(yán)重破壞的為2號墩。表2列出了詳細(xì)建模情況。共建立3個(gè)模型:模型1用于研究線彈性條件(無任何破壞)下橋墩及結(jié)構(gòu)受力情況;模型2用于比較及研究支座破壞(發(fā)生滑移)情況下橋墩及結(jié)構(gòu)受力的改變;模型3用于研究發(fā)現(xiàn)回瀾立交橋抗震薄弱環(huán)節(jié),特別是橋墩先后屈服的破壞順序及機(jī)制。4.2橋墩受力影響分析對模型3分別輸入三向綿竹清平地震波和什邡八角地震波,研究其塑性鉸出現(xiàn)順序及抗震薄弱環(huán)節(jié)。計(jì)算發(fā)現(xiàn):無論清平輸入還是八角輸入,回瀾立交橋都表現(xiàn)為2號橋墩底部最先出現(xiàn)塑性鉸,然后是頂部,再后為其他剛構(gòu)橋墩(圖15)。因此可以斷定2號橋墩地震中易于破壞,為其抗震薄弱環(huán)節(jié)及最不利橋墩。至于塑性鉸最先出現(xiàn)在底部與實(shí)際震害出現(xiàn)在頂部有所不同,是因?yàn)榉治鲋形纯紤]土及基礎(chǔ)柔性影響,其會使反彎點(diǎn)位于橋墩高度1/2～1/3處,橋墩頂部將承受更大彎矩。模型1和模型2差別在于是否考慮了支座滑移影響,輸入加速度峰值0.2g時(shí)將2個(gè)模型橋墩受力情況進(jìn)行比較(見圖16)。可以發(fā)現(xiàn):不考慮支座滑移(模型1)時(shí),全橋最矮墩(1號墩)承受彎矩最大,可達(dá)其他橋墩2倍以上?？紤]支座滑移(模型2)后,設(shè)有支座的1號橋墩承受彎矩急劇降低,而全橋次矮的2號剛構(gòu)橋墩承受彎矩、扭矩顯著增長,最大彎矩接近于模型1中的1號墩。最后分析了2號(剛構(gòu))橋墩抗震能力。2號橋墩在重力荷載作用下屈服彎矩約1284kN·m,假定反彎點(diǎn)位于橋墩跨中(高度距地面1.35m),計(jì)算得到對應(yīng)屈服剪力為948kN。利用中國、美國、日本和歐洲橋梁抗震規(guī)范計(jì)算,塑性鉸區(qū)最終抗剪強(qiáng)度值在400～600kN之間,要小于彎曲屈服對應(yīng)剪力。還利用Priestley公式計(jì)算了橋墩抗剪強(qiáng)度與位移延性系數(shù)關(guān)系:當(dāng)位移延性系數(shù)小于2時(shí),橋墩混凝土全截面參與抗剪,其值1200kN要大于橋墩彎曲屈服時(shí)對應(yīng)的剪力948kN,橋墩會發(fā)生彎曲屈服;此后隨著位移延性增加,混凝土因裂縫開展等因素逐步退出抗剪,橋墩抗剪強(qiáng)度將下降至800kN以下(位移延性系數(shù)為4),此時(shí)橋墩必將發(fā)生剪切破壞。現(xiàn)場調(diào)查2號橋墩亦呈明顯的彎剪破壞特征。綜上所述,利用數(shù)值模擬結(jié)合現(xiàn)場調(diào)查分析了回瀾立交橋地震破壞機(jī)理。認(rèn)為:(1)地震時(shí)設(shè)有支座的最矮的1號橋墩支座發(fā)生滑移,以致剛度較大(次矮)的2號剛構(gòu)橋墩承受很大的地