1、抗震計算xxx大橋抗震計算書【精選文檔】一、工程概況楚雄（連汪壩)至南華縣城一級公路K38+890右24×20/左25×20m 預應力砼小箱梁橋位于拖木古村北面的龍川江河谷內，為跨山間河流凹地的橋梁.中心里程為K38+890，起止點里程為右K38+646.96（左K38+626。96)K39+113。04，橋面凈寬2×14.75米,最大墩高18.27米，全長992。16米（單幅計列）；上部結構為預應力混凝土箱形連續梁橋，下部結構及基礎均為柱式輕型橋臺、雙柱式橋墩及樁基礎。本橋平面分別位于緩和曲線（起始樁號K38+656.96，終止樁號:K38+713。512,參數

2、A:324。207，右偏）、圓曲線（起始樁號:K38+713。512，終止樁號：K39+087。738，半徑:457m,右偏）和緩和曲線(起始樁號:K39+087。738，終止樁號:K39+134.838，參數A:324.207，右偏)上，縱斷面縱坡1。8%；墩臺徑向布置。根據中國地震動參數區劃圖（GB18306-2001）及云南省地震動峰值加速度區劃圖、云南省地震動反應譜特征周期區劃圖，橋位處中硬場類場地，地震動峰值加速度值為0.15g，地震動反應譜特征周期為0.45s，地震基本烈度值為度,分組為第二組。本計算書對大橋左幅第三聯進行計算，橋型布置圖如下圖所示。圖1.1 橋型布置圖圖1。2 剖

3、面示意2、 自振特性分析全橋有限元計算模型示于圖2。1，從左到右依次是8號墩、9號墩、10號墩、11號墩、12號墩，8號墩、12號墩為過渡墩，10號墩為固定墩。其自振周期及相應振型列于表2.1,示于圖2。2。圖2.1 有限元模型表2.1 自振特性一覽表模態號頻率/Hz 周期/s 1 0.5639661。7731562 1。2257450.815833 1。365010.7325954 1。4331960。6977415 1。7839930。5605462。0587750。485726第一階振型 第二階振型第三階振型 第四階振型第五階振型 第六階振型圖2.2 振動模態三、地震輸入E1、E2水準地

4、震時，均按反應譜輸入。E1、E2反應譜函數分別如下圖3。1、3。2所示.橋位處中硬類場地,地震動峰值加速度值為0。15g,地震動反應譜特征周期為0。45s，地震基本烈度值為度. 圖3.1 E1反應譜輸入函數圖3。2 E2反應譜函數4、 抗震性能驗算 4。1 E1作用下橋墩的抗震強度驗算橋墩截面尺寸如圖4。1所示。圖4。1 橋墩截面4。1。1 E1作用下橋墩抗壓能力驗算9號墩底單元截面使用階段正截面軸心抗壓承載能力驗算:1）、截面偏心矩為0，做軸心抗壓承載力驗算: 0Nd =2981。2kN Nn = 0。90(fcdA+fsd'As')=0.90×1。00×

5、（13。80×2250000。00+330。00×49963.20）= 42784。1kN 0×Nd 0。90（fcdA+fsdAs），軸心受壓滿足要求.2）、9號墩底單元Fx最小時(My）的偏心受壓驗算:   e 0= Md/Nd= 5081667319。12/2981207.23 = 1704。57 mm     e = e0+h/2-as= 1。00×1704.57+1500.00/2137.00 = 2317。57 mm     

6、;e' = e0+as'-h/2=1.00×1704。57+137。001500.00/2 = 1091.57 mm      Nd =2981.2kN，0Nd= 2981.2kN。 0Nde= 6909.147kN·m，0Nde' = 3254。2 kN·m      假定大偏壓,對0N0作用點力矩取零，得到 x 計算的方程為：        

7、0;   fcd×b/2×x2 +fcd×b×(eh0)×x +fcd×（bfb)hf'（e-h0+hf'/2)fsdAse+fsdAse' = 0            求得x = 234。65 mm。            = x/h0 =

8、0.17     x2a'= 2×137。00 = 274.00 mm，故應驗算0×Nd×efsdAs(h0-as），     Nn = fsdAs（h0as）/e'=330.00×12868.80×(1363.00137.00)/1091。57 = 4769。7kN0Nd Nn，偏心受壓滿足驗算要求。3)、9號墩底單元My最大時的偏心受壓驗算:      e0 = Md/Nd =

9、5081667319.12/2981207。23 = 1704。57 mm      e = e0+h/2-as=1。00×1704.57+1500。00/2137。00=2317。57 mm      e = e0+as'h/2= 1.00×1704。57+137。001500。00/2 = 1091。57 mm      Nd =2981。2kN， 0Nd = 2981.2kN。 0N

10、de = 6909.1 kN·m，0Nde = 3254。1 kN·m    假定大偏壓,對0N0作用點力矩取零，得到 x 計算的方程為： fcd×b/2×x2 +fcd×b×(e-h0）×x +fcd×(bf'b）hf（e-h0+hf/2）-fsdAse+fsdAs'e = 0            求得x = 234.65 mm。

11、0;          = x/h0= 0.17       x 2a'= 2×137。00 = 274。00 mm，故應驗算0×Nd×e'fsdAs（h0-as'）。     Nn= fsdAs（h0-as)/e'= 330。00×12868.80×(1363。00137。00）/1091.57 = 47

12、69。7kN0Nd Nn， 偏心受壓滿足驗算要求。4)、9號墩底單元My最小時的偏心受壓驗算:      e0 = Md/Nd = 5418886222.72/7852597.75 = 690.08 mm      e = e0+h/2-as = 1。00×690.08+1500.00/2-137。00 = 1303.08 mm      e = e0+as'-h/2= 1。00×690。

13、08+137.00-1500.00/2 = 77。08 mm      Nd = 7852.6kN, 0Nd = 7852.6kN。 0Nde = 10232。5 kN·m，0Nde' = 605.2kN·m      假定大偏壓，對0N0作用點力矩取零，得到 x 計算的方程為：           fcd×b/2×x2

14、 +fcd×b×（eh0)×x +fcd×（bf-b）hf（e-h0+hf'/2）fsdAse+fsd'As'e' = 0           求得x = 771。70 mm。此時 x > bh0,為小偏壓,應重新計算 x :       取對0N0作用點力矩為零的條件,得到 x 計算的方程為: fcd×b/2×x2 +fcd&#

15、215;b×(e-h0)×x+fcd×（bf-b）hf(eh0+hf'/2) +（cuEsAsefsd'Ase）xcuEsh0Ase = 0             求得x =762.93 mm.      s= cuEs（h0/x-1） =0.0033×200000.00×（0.80×1363.00/762。93-1）=211.01

16、60;           = x/h0= 0.56 Nn =fcdbx+fsdAs sAs             = 13。80×1500.00×762。93+330。00×12868。80-283.30×12868。80 = 16393.6kN      Nne

17、= fcdbx(h0-x/2）+（bfb)hf'（h0-hf/2）+fsd'As(h0-as） = 20707.4 kN·m      重新計算e1 = h/2-e0-a'=-77。08mm      綜上,Nn取 15891.2kN0Nd Nn， 偏心受壓滿足驗算要求     表 4.1 E1作用下橋墩承載力驗算墩號類型x(mm）rNd(kN)e（mm）e'(mm）Nn(kN)rNd

18、Nn是否通過驗算9偏心Fxmin（My)0.64483858。63611.43060。204613348。3653是是偏心Mymax0.64483858。63611.43060.204613348。3653是是偏心Mymin0.8478455.41481。03880。187219338.0695是是軸心Fxmin03858。63610042784。0704是是10（固定）偏心Fxmin（My)0.23472981.20722.31761.09164769。7112是是偏心-Mymax0。23472981.20722.31761.09164769.7112是是偏心Mymin0.76297852。

19、59771。30310.077115891。2026是是軸心Fxmin02981.20720042784。0704是是11偏心Fxmin(My)0。58233377。27241.50380.277812053.2597是是偏心Mymax0.58233377。27241.50380.277812053。2597是是偏心Mymin0。8919557。22320.9529-0.273120788.2112是是軸心-Fxmin03377.27240042784。0704是是4。1。2 E1作用下橋墩受彎承載力驗算圖4.2 E1作用下軸力彎矩曲率曲線橋墩截面承載力： 橋墩墩底最大彎矩Mmax=5419

20、kN·mMu=11021kN·m，滿足設計規范。根據公路抗震設計細則,E1地震作用下橋梁結構處于彈性狀態，計算采用軸力-彎矩-曲率曲線中的首次屈服彎矩進行控制,若E1地震作用下塑性鉸區的彎矩小于首次屈服彎矩即認為橋梁結構處于彈性狀態，從上圖4。2可以看出首次屈服的彎矩為11068kN·m,9號墩、10號墩、11號墩計算結果見下表：表4。2 E1地震作用下彎矩驗算墩號墩底彎矩Mmax(kN·m)Mu (kN·m）My (kN·m) Mmax< Mu Mmax< Mq是否通過驗算9 36001102111068是是10(固定墩

21、）54191102111068是是1132491102111068是是因此，橋墩在E1水準地震作用下,墩底的最大彎矩小于橋墩的初始屈服彎矩，橋墩處于彈性狀態，橋墩滿足公路橋梁抗震細則的E1條件下抗震設防要求。4.1。3 E1作用下橋墩抗剪能力驗算橋墩最大容許剪力Vs=0.1AkbSkfy=0。19。05150/10330=5375.70。067fc'A=0。067×20.1×15030.76=4514。96kN所以Vs=5375。7KN在E1作用下橋墩最大剪力V=1064kNVu=4701kN，故滿足設計規范.4.2 E2作用下驗算4。2.1 E2作用下位移驗算與塑

22、性鉸轉動能力驗算橋墩截面彎矩曲率曲線如下圖4.3所示圖4.3 E2作用下軸力彎矩曲率曲線由上圖的彎矩曲率曲線可知y=0.003 u=0。04 Lp=0。08H+0.022fyds=0.08×9500+0。022×400×3。2=1041。6mm0。044fyds=563。2mmLp=2/3×b=2/3×1500=1000mm 因此Lp=1000mm=1m塑性鉸區域最大容許轉角：=1×(0.035-0。0025)/2=0.01851）、墩頂位移的驗算9號墩墩底容許位移：=1/3×8。9×8.9×0。002+

23、（8。9-1/2）×0.018=0。2md=0.135u故滿足設計規范10號墩墩頂容許位移：=0.22md=0。179u故滿足設計規范。11號墩墩頂容許位移：=0.38md=0.155u故滿足設計規范。9號墩、10號墩、11號墩墩頂位移域容許位移比較如下表4。3所示，從表中可以看出墩頂位移滿足設計規范。表4.3 墩頂位移比較墩號方向墩頂位移d(m)容許位移u（m)du是否通過驗算9順橋向0。1350。2是是橫橋向0。0450.09是是10(固定墩）順橋向0.1790。22是是橫橋向0。0550.09是是11順橋向0。1550。38是是橫橋向0。0950.15是是2）、塑性鉸區域塑性轉

24、動能力的驗算：9號墩塑性鉸轉動能力的驗算：在E2作用下，潛在塑性鉸區域塑性轉角：p=0.0087<u=0.01810號墩塑性鉸轉動能力的驗算：在E2作用下，潛在塑性鉸區域塑性轉角：p=0.017<u=0.01811號墩塑性鉸轉動能力的驗算：在E2作用下，潛在塑性鉸區域塑性轉角：p=0.012<u=0.018表4.4 塑性鉸區域塑性鉸轉動能力的驗算墩號pup<u是否通過驗算90.00870.018是是10(固定墩）0。0170。018是是110.0120。018是是從上表可以看出塑性鉸轉動能力滿足抗震設計規范。4。2.2 能力保護構件9號橋墩由圖4.2，有順橋向墩底極限彎

25、矩 =14394kN公式(6.8.21）有：=1。2×14394/ 8.9=1940。3kN橫橋向墩頂極限彎矩 =14394kN墩底極限彎矩 =14394kN公式（6。8.2-4）有:=1。2×(14394+14394)/ 8.9=3881.5kN根據規范公式7.3。4對橋墩塑性鉸區域抗剪強度進行驗算,Vs=0.1AkbSkfy=0.19。05150/10330=5375.70.067fc'A=0.067×20.1×15030.76=4514.96kN所以Vs=5375。7KNVc0Vcu所以滿足設計規范。下表4。5為9號墩、10號墩、11號墩塑

26、性鉸剪力與橋墩容許剪力的比較：表4。5 剪力比較墩號方向Vco(kN)Vcu（kN)VcoVcu是否通過驗算9順橋向1940。34701是是橫橋向3881。54701是是10（固定墩）順橋向17424701是是橫橋向34844701是是11順橋向1165。53361。8是是橫橋向23313361.8是是由上表可知橋墩的設計滿足能力保護構件要求。2）、蓋梁的驗算根據配筋計算出橋墩截面橫向抗彎承載能力Mh蓋梁計算公式（6.8.3）得:MP0=0Mhcs+MG=1。2×11132.7+4091=17450。24kN·m根據蓋梁配筋對蓋梁正截面抗彎能力計算: MP0<Mu滿足

27、設計規范.由公式6。8。4得蓋梁剪力設計值：Vco=0MhcR+MpcLL0=1。2×21440×2/6。7=7680kN根據規范JTG D622004公式5.2。72計算蓋梁斜截面抗剪承載能力: Vcs=1230.45×10-3bh0(2+0.6P)fcu,kSVfSV=1.1×0.45×10-3×2100×18402+0.6×30157×30×0.0032×330=7214kN Vsb=0.75×10-3fsdAsbsins=0.75×10-3×360

28、×15279.8×sin45=2673kNVcoVcs+Vsb=9887kN滿足設計要求4。2。3 E2作用下基礎驗算 樁底入巖，中風化，碎塊狀，按端承樁計算，9號墩入巖深度5.4m,10號墩入巖5。8,11號墩入巖6.5m.9號墩單樁軸向受壓承載力計算如下： Ra=c1Apfrk+ui=1mc2ihifrki+1/2sui=1nliqki=0.4×5。0868×40000+5.652×0。03×5。4×40000+1/2×0。2×5.4×160=118100kN10號墩單樁軸向受壓承載力計算如

29、下： Ra=c1Apfrk+ui=1mc2ihifrki+1/2sui=1nliqki=0。4×5.0868×40000+5。652×0。03×5。8×40000+1/2×0.2×5。8×160=120819kN11號墩單樁軸向受壓承載力計算如下： Ra=c1Apfrk+ui=1mc2ihifrki+1/2sui=1nliqki=0。4×5。0868×40000+5。652×0.03×6.5×40000+1/2×0.2×6。5×160=125578kN9號墩、10號墩、11號墩樁頂軸力如表4。6所示，從表中可以看出,9號墩、10號墩樁基承載力均滿足設計要求.表4.6 基礎承載力比較墩號樁頂軸力N （kN)單樁承載力 Ra(kN)NRa是否通過驗算9178