［摘要］Pushover分析方法作為一種結(jié)構(gòu)非線性地震響應(yīng)的近似計(jì)算方法，以其概念簡明、操作簡便、用圖形方式直觀地表達(dá)結(jié)構(gòu)的抗震能力與需求等特點(diǎn)，正逐漸受到重視和推廣。Pushover分析方法多用于建筑結(jié)構(gòu)，且具體實(shí)施方法和結(jié)果的表達(dá)方式也有所不同。本文針對考慮樁士相互作用的鋼筋混凝土橋墩，歸納與總結(jié)了Pushover分析方法的實(shí)施步驟及原理，通過實(shí)例計(jì)算，分析了不同荷載模式、不同上彈簧剛度及土層相對位移的影響，并用非線性時(shí)程分析加以驗(yàn)證。
關(guān)鍵詞 Pushover分析 樁土相互作用 土彈簧
一、引言
Pushover分析方法與地震反應(yīng)譜相結(jié)合，成為一種結(jié)構(gòu)非線地震．響應(yīng)的簡化計(jì)算方法，能夠計(jì)算出結(jié)構(gòu)從線彈性、屈服一直到極限倒塌狀態(tài)的內(nèi)力、變形、塑性鉸位置和轉(zhuǎn)角，找出結(jié)構(gòu)的薄弱部位，甚至能夠得出比非線性時(shí)程分析更多的重要信息。通過Pushover分析，可以確定結(jié)構(gòu)所能承受的地震烈度及在地震作用下能否達(dá)到抗震性能標(biāo)準(zhǔn)，從而判斷橋梁是否需要進(jìn)行加固及加固的先后順序。這種方法主要用于進(jìn)行地震作用下的變形驗(yàn)算，尤其是大震作用下的抗倒塌驗(yàn)算。
早在70年代初，F(xiàn)reeman就首次提出了Pushover方法，并將其與地震反應(yīng)譜相結(jié)合，稱之為能力譜方法，后為Tri Service兩水準(zhǔn)抗震設(shè)計(jì)規(guī)程所采用，在美國 ATC一33、ATC-40規(guī)范中也引入了能力譜方法。近年來，有關(guān)Pushover分析方法的應(yīng)用和研究仍在逐漸深入，V.Kilar[6]利用偽三維教學(xué)律型講行了非對稱建筑結(jié)構(gòu)的Pushover分析，K.Sasaki[3]考慮了高階模態(tài)的影響，P．Fajfar[7]在該方法的基礎(chǔ)上發(fā)展了N2方法。A.Ghobarah[5]提出利用兩次Pushover分析結(jié)果來計(jì)算結(jié)構(gòu)的損傷指數(shù)。該方法近年來引入我國后，正逐漸得到推廣和應(yīng)用。
二、分析步驟
Pushover分析方法多用于剪切型或框架型建筑結(jié)構(gòu)，且具體實(shí)施方法有所不同。利用Pushover方法進(jìn)行橋墩地震響應(yīng)分析的實(shí)施步驟及原理，本文總結(jié)如下：
·第1步：數(shù)據(jù)準(zhǔn)備
建立橋墩樁上相互作用計(jì)算模型所需的參數(shù)，包括幾何尺寸腐面特性、土彈簧剛度，對于采用非線性梁單元的墩柱和樁應(yīng)求出截面的彎矩一軸力相互作用曲線，也即屈服面。此外還需要一條彈性加速度位移反應(yīng)譜。
·第2步：確定側(cè)向荷載分布模式
Pushover分析的關(guān)鍵之一就是選擇適當(dāng)?shù)膫?cè)向推力分布模式，結(jié)構(gòu)在這些側(cè)向力的作用下逐步達(dá)到目標(biāo)位移或倒塌狀態(tài)。側(cè)向推力分布模式與地震作用下結(jié)構(gòu)產(chǎn)生的慣性荷載密切相關(guān)。顯然側(cè)向推力分布的相對值是隨結(jié)構(gòu)單元的屈服范圍而改變的，因此只能近似地假定側(cè)向推力分布系數(shù)為一常數(shù)。對于多層建筑結(jié)構(gòu)，通常假定測向推力分布模式與結(jié)構(gòu)的一階振型相似。隨著樓層的增高,高階振型的影響是不能忽視的，并且基本振型也不是直線形分布而是非線性分布的。
由于橋墩在地震作用下，樁與上相互作用，土層之間發(fā)生的相對位移可對橋墩受力產(chǎn)生不可忽略的影響。為尋找適合于橋墩樁上相互作用計(jì)算模型的側(cè)向推力分布模式，本文采用了測向推力和側(cè)向推力加上層相對位移兩種情況四種模式加以分析比較。
（l）側(cè)向推力
模式A：
其中，F(xiàn)i為在第i節(jié)點(diǎn)施加的推力；n為節(jié)點(diǎn)總數(shù)；φmi，φmj是第m階正規(guī)化振型i，j節(jié)點(diǎn)的振幅；Wi，Wj為i，j節(jié)點(diǎn)的重力荷載；Vb為基底剪力。
模式B：
其中，hi，hj為節(jié)點(diǎn)i，j距基底的高度；指數(shù)及規(guī)定為：
模式C：
由于上部結(jié)構(gòu)重量集中于墩頂，且其重量通常占橋墩承臺以上總重的 70 ％以上，若按單質(zhì)點(diǎn)體系考慮，則側(cè)向推力可直接施加在墩頂：
Fl=Vb （4）
（2）側(cè)向推力加上層相對位移
模式D：
由上層等效線性地震反應(yīng)分析程序SHAKE，可求得在一定地震水平下各上層對樁底上層的相對位移，將此相對位移施加在各節(jié)點(diǎn)上。
·第3步：求出結(jié)構(gòu)在恒載作用下的內(nèi)力和自振周期。
·第4步：在側(cè)向商載作用下，進(jìn)行逐步線彈性計(jì)算
其分步原則是：將總側(cè)向荷載乘上一個(gè)荷載分配系數(shù)得到該步的分簡載，在分荷載作用下，能夠使一個(gè)節(jié)點(diǎn)或一批節(jié)點(diǎn)形成塑性鉸，計(jì)算出各單元的內(nèi)力和位移，改變形成塑性鉸處的單元?jiǎng)偠?。開始下一步計(jì)算時(shí)，用的是上一步修正后的剛度，計(jì)算結(jié)束后將結(jié)果與上一步的結(jié)果相疊加。最后一步的荷載分配系數(shù)為1。
·第5步：將第3步計(jì)算成果進(jìn)行整理，得到墩底剪力一墩頂位移關(guān)系圖。
·第6步：換算為一個(gè)等效單自由度體系
使用反應(yīng)譜來確定地震反應(yīng)，需要考慮非線性特性，因此，原則上要求一個(gè)單自由度體系。假定橋墩的變形形狀Φ為常量，且在遭受基底運(yùn)動(dòng)時(shí)不改變其形狀。位移向量U可定義為：
U＝ΦDt （5）
式中，Dt為特征點(diǎn)的橫向位移，Φ為墩頂幅值為1的正規(guī)化振型。
由多自由度體系的振動(dòng)方程和側(cè)向荷載分布模式的假定，經(jīng)過變換就可得到等效單自由度體系的振動(dòng)方程：
常數(shù)c將多自由度體系轉(zhuǎn)為單自由度體系。這里使用同樣的常數(shù)來進(jìn)行力和位移的轉(zhuǎn)換，因而等效單自由度的初始剛度等于多自由度體系的初始剛度。這種特性也正是假定測向荷載分布模式的原因(公式(1))。
基于上述多自由度體系與等效單自由度體系的變換關(guān)系，就可將墩底剪力Vb-墩頂位移 Dt關(guān)系曲線轉(zhuǎn)換為加速度SA一位移 SD關(guān)系曲線：
式中，Wi是施加在各節(jié)點(diǎn)的重力荷載。
多自由度體系的力-位移關(guān)系是多線形的，而等效單自由度體系是雙線形的力-位移關(guān)系。有多種方法來進(jìn)行雙線形近似，本文利用多線形曲線和雙線形曲線下的面積相等來近似。
·第7步：確定橋墩的地震響應(yīng)
將上一步得到的加速度SA-位移SD關(guān)系曲線，與相應(yīng)地震波的彈性加速度-位移反應(yīng)譜（ADRS）（Mahaney，1993）繪在同一張圖中。這里將Pushover分析得到的曲線稱為能力曲線，而將反應(yīng)譜稱為需求曲線（Freeman，1975），能力曲線與需求曲線的交點(diǎn)即為相應(yīng)地震水平下的位移反應(yīng)。
由彈性加速度位移反應(yīng)譜只能得到相應(yīng)的彈性位移，而結(jié)構(gòu)在地震作用下通常都已進(jìn)人非線性狀態(tài)，要得到非彈性反應(yīng)譜，比較簡便的方法是使用折減系數(shù)Rμ（Vidi。，1994）：
式中，μ是延性系數(shù)，即位移D與屈服位移Dy的比值，F(xiàn)y是屈服力，De，F(xiàn)e分別為彈性位移和彈性力。
對于理想彈塑性單自由度體系，Rμ可定義為
式中，T為單自由度體系的自振周期，Tc是場地的卓越周期。顯然，將公式（15）得到的折減系數(shù)Rμ應(yīng)用于彈性反應(yīng)譜，不僅是屈服力要折減（公式（13）），而且位移也要折減（公式（14））以得到彈塑性位移。對于短周期結(jié)構(gòu)，彈塑性位移比彈性位移大，而對于長周期結(jié)構(gòu)（除特長周期外），完全可以假定彈塑性位移等于彈性位移。
三、計(jì)算實(shí)例
計(jì)算對象為日本神戶一座三跨連續(xù)梁橋的單往武鋼筋混凝土橋墩【9】，見圖1所示，墩柱高度12.4m，直徑1.8m；承臺下布置6根樁基礎(chǔ)，直徑1.0m；上部結(jié)構(gòu)反力為3050kN。該橋墩在1995年日本阪神地震中遭到了嚴(yán)重的破壞，破壞形態(tài)為：墩柱中部和底部生產(chǎn)彎曲破壞，樁基礎(chǔ)上部和中部有多處開裂。
1．計(jì)算資料
（1）材料特性：墩柱與樁基的混凝土抗壓強(qiáng)度σck=27N／平方毫米，彈性模量Ec=26500N／平方毫米，比重γ=2.5t/立方米，泊松比μ=0.167。墩柱上部豎向鋼筋采用單層40φ32，底部采用雙層40φ32鋼筋，箍筋均采用φ16；樁基礎(chǔ)豎向鋼筋采用20φ25鋼筋，箍筋為φ13；鋼筋的屈服強(qiáng)度σcy=356N／平方毫米，彈性模量Es=206000 N／平方毫米。
（2）土彈簧剛度與土層相對位移：為模擬樁與土之間的相互作用，將土對樁的作用等效為土彈簧。土彈簧剛度分別采用"M法"和專用程序SHAKE來確定，SHAKE能同時(shí)計(jì)算出土層的相對位移【10】，結(jié)果見表1所示。
（3）加速度位移反應(yīng)譜：JMA波（1995年日本神戶海洋氣象臺記錄波NS成分）的反應(yīng)譜見圖3中的需求曲線，臨界阻尼采用5％。
2．計(jì)算模型的建立
計(jì)算模型采用二維梁單元模型，考慮棧橋向的反應(yīng)，其中，墩頂擴(kuò)大部和承臺采用線性梁單元模擬，墩柱及樁基采用非線性單元，樁單元?jiǎng)澐珠L度與上層深度相同。上彈簧采用二力桿模擬，共分別個(gè)單元。計(jì)算模型見圖2所示。
四、計(jì)算分析與結(jié)果比較
采用Pllshover專用計(jì)算程序自動(dòng)完成分析步驟的第3步。為進(jìn)行結(jié)果的分析比較，非線性時(shí)程分析采用CANNY程序計(jì)算。
1．地震峰值響應(yīng)的確定一
采用M法土彈簧剛度，橋墩自振周期T1＝0.945，T2=0.018.由于一階振型的振型參與系數(shù)為1.051，而二階振型的振型參與系數(shù)僅為0.084，因此對于側(cè)向推力模式A只考慮一階振型。將Pushover計(jì)算得到的墩底剪力-墩頂關(guān)系曲線按照公式（11）和（12）換算為SA-SD的形式，見圖3中的能力曲線。圖中虛線與需求曲線的交點(diǎn)，即為彈性反應(yīng)值。根據(jù)公式（l3）～（16）進(jìn)行非彈性休整。由于T≥T0，非彈性位移反應(yīng)值等于彈性位移反應(yīng)值，點(diǎn)劃線與能力曲線的交點(diǎn)所對應(yīng)的縱坐標(biāo)即可換算為相應(yīng)的非彈性剪力。將上述結(jié)果列入表2，同時(shí)與非線性時(shí)程反應(yīng)分析結(jié)果相比較。
從表2中可以看出，Pushover分析得到的墩頂位移和墩底剪力與時(shí)程分析的結(jié)果吻合較好。
2．不同側(cè)向推力模式的影響
當(dāng)墩底剪力相同時(shí)（Vb＝1650），采用三種測向推力模式分別計(jì)算列入表 3。三種測向推力模式得出的結(jié)果較為接近．采用模式A得出的屈服位移和屈服剪力最小，相應(yīng)地震的墩頂位移反應(yīng)與時(shí)程分析結(jié)果最為接近，但由于橋墩重量主要集中于墩頂，為簡化計(jì)算，完全可以采用模式C。
3．不同土彈簧剛度和土層相對位移的影響
針對樁上相互作用計(jì)算模型的特點(diǎn)，采用側(cè)向推力加上層相對位移的荷載模式，分別計(jì)算在JMA地震波作用下，PGA＝0.2g和PGA＝03g兩種工況。各種工況的墩頂位移一墩底剪力關(guān)系見圖4所示。僅土彈簧剛度的改變對墩柱的位移和剪力的影響很小，也即對地面以上結(jié)構(gòu)的影響很小，墩往最先屈服，且達(dá)到最大位移時(shí)，樁基仍處于線彈性狀態(tài)。對樁基施加土層相對位移后，樁預(yù)先于墩柱屈服，墩柱的屈服位移增大，有效剛度減小，其地震反應(yīng)相應(yīng)增大，且上層相對位移越大，反應(yīng)越大。從上述分析可見，土層相對位移對樁基破壞起了決定性的作用。
五、結(jié)論
（1）采用本文總結(jié)的鋼筋混凝土橋墩非線性Pushover分析方法進(jìn)行實(shí)例計(jì)算，確定出結(jié)構(gòu)的能力曲線后，借助于加速度一位移譜（ADRS），可迅速得到結(jié)構(gòu)彈塑性地震響應(yīng)的峰值。
（2）采用三種測向推力模式分別計(jì)算，模式A與時(shí)程分析結(jié)果最為接近，但由于橋墩重量主要集中于墩頂，為簡化計(jì)算，完全可以采用模式C.
（3）對于樁上相互作用計(jì)算模型，僅土彈簧剛度的改變對地面以上結(jié)構(gòu)影響很小。對樁基施加工層相對位移，樁頂先于墩柱屈服，墩柱的屈服位移增大，有效剛度減小，其地震反應(yīng)相應(yīng)增大，樁基破壞主要由于土層相對位移引起。
謝辭：感謝王君杰老師對本文提供的幫助以及劉東同志提供的土彈簧剛度資料。
參考文獻(xiàn)
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[2]楊溥，李英民等．結(jié)構(gòu)靜力彈塑性分析（Push-over）方法的改進(jìn)．建筑結(jié)構(gòu)學(xué)報(bào)，2000，（1）
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［8」孫利民，后藤洋三．樁基礎(chǔ)橋墩的非線性地震反應(yīng)分析（日文）．第25屆日本地震工學(xué)研究發(fā)表會論文集，P873- 840， 1999.7
關(guān)鍵詞 Pushover分析 樁土相互作用 土彈簧
一、引言
Pushover分析方法與地震反應(yīng)譜相結(jié)合，成為一種結(jié)構(gòu)非線地震．響應(yīng)的簡化計(jì)算方法，能夠計(jì)算出結(jié)構(gòu)從線彈性、屈服一直到極限倒塌狀態(tài)的內(nèi)力、變形、塑性鉸位置和轉(zhuǎn)角，找出結(jié)構(gòu)的薄弱部位，甚至能夠得出比非線性時(shí)程分析更多的重要信息。通過Pushover分析，可以確定結(jié)構(gòu)所能承受的地震烈度及在地震作用下能否達(dá)到抗震性能標(biāo)準(zhǔn)，從而判斷橋梁是否需要進(jìn)行加固及加固的先后順序。這種方法主要用于進(jìn)行地震作用下的變形驗(yàn)算，尤其是大震作用下的抗倒塌驗(yàn)算。
早在70年代初，F(xiàn)reeman就首次提出了Pushover方法，并將其與地震反應(yīng)譜相結(jié)合，稱之為能力譜方法，后為Tri Service兩水準(zhǔn)抗震設(shè)計(jì)規(guī)程所采用，在美國 ATC一33、ATC-40規(guī)范中也引入了能力譜方法。近年來，有關(guān)Pushover分析方法的應(yīng)用和研究仍在逐漸深入，V.Kilar[6]利用偽三維教學(xué)律型講行了非對稱建筑結(jié)構(gòu)的Pushover分析，K.Sasaki[3]考慮了高階模態(tài)的影響，P．Fajfar[7]在該方法的基礎(chǔ)上發(fā)展了N2方法。A.Ghobarah[5]提出利用兩次Pushover分析結(jié)果來計(jì)算結(jié)構(gòu)的損傷指數(shù)。該方法近年來引入我國后，正逐漸得到推廣和應(yīng)用。
二、分析步驟
Pushover分析方法多用于剪切型或框架型建筑結(jié)構(gòu)，且具體實(shí)施方法有所不同。利用Pushover方法進(jìn)行橋墩地震響應(yīng)分析的實(shí)施步驟及原理，本文總結(jié)如下：
·第1步：數(shù)據(jù)準(zhǔn)備
建立橋墩樁上相互作用計(jì)算模型所需的參數(shù)，包括幾何尺寸腐面特性、土彈簧剛度，對于采用非線性梁單元的墩柱和樁應(yīng)求出截面的彎矩一軸力相互作用曲線，也即屈服面。此外還需要一條彈性加速度位移反應(yīng)譜。
·第2步：確定側(cè)向荷載分布模式
Pushover分析的關(guān)鍵之一就是選擇適當(dāng)?shù)膫?cè)向推力分布模式，結(jié)構(gòu)在這些側(cè)向力的作用下逐步達(dá)到目標(biāo)位移或倒塌狀態(tài)。側(cè)向推力分布模式與地震作用下結(jié)構(gòu)產(chǎn)生的慣性荷載密切相關(guān)。顯然側(cè)向推力分布的相對值是隨結(jié)構(gòu)單元的屈服范圍而改變的，因此只能近似地假定側(cè)向推力分布系數(shù)為一常數(shù)。對于多層建筑結(jié)構(gòu)，通常假定測向推力分布模式與結(jié)構(gòu)的一階振型相似。隨著樓層的增高,高階振型的影響是不能忽視的，并且基本振型也不是直線形分布而是非線性分布的。
由于橋墩在地震作用下，樁與上相互作用，土層之間發(fā)生的相對位移可對橋墩受力產(chǎn)生不可忽略的影響。為尋找適合于橋墩樁上相互作用計(jì)算模型的側(cè)向推力分布模式，本文采用了測向推力和側(cè)向推力加上層相對位移兩種情況四種模式加以分析比較。
（l）側(cè)向推力
模式A：
其中，F(xiàn)i為在第i節(jié)點(diǎn)施加的推力；n為節(jié)點(diǎn)總數(shù)；φmi，φmj是第m階正規(guī)化振型i，j節(jié)點(diǎn)的振幅；Wi，Wj為i，j節(jié)點(diǎn)的重力荷載；Vb為基底剪力。
模式B：
其中，hi，hj為節(jié)點(diǎn)i，j距基底的高度；指數(shù)及規(guī)定為：
模式C：
由于上部結(jié)構(gòu)重量集中于墩頂，且其重量通常占橋墩承臺以上總重的 70 ％以上，若按單質(zhì)點(diǎn)體系考慮，則側(cè)向推力可直接施加在墩頂：
Fl=Vb （4）
（2）側(cè)向推力加上層相對位移
模式D：
由上層等效線性地震反應(yīng)分析程序SHAKE，可求得在一定地震水平下各上層對樁底上層的相對位移，將此相對位移施加在各節(jié)點(diǎn)上。
·第3步：求出結(jié)構(gòu)在恒載作用下的內(nèi)力和自振周期。
·第4步：在側(cè)向商載作用下，進(jìn)行逐步線彈性計(jì)算
其分步原則是：將總側(cè)向荷載乘上一個(gè)荷載分配系數(shù)得到該步的分簡載，在分荷載作用下，能夠使一個(gè)節(jié)點(diǎn)或一批節(jié)點(diǎn)形成塑性鉸，計(jì)算出各單元的內(nèi)力和位移，改變形成塑性鉸處的單元?jiǎng)偠?。開始下一步計(jì)算時(shí)，用的是上一步修正后的剛度，計(jì)算結(jié)束后將結(jié)果與上一步的結(jié)果相疊加。最后一步的荷載分配系數(shù)為1。
·第5步：將第3步計(jì)算成果進(jìn)行整理，得到墩底剪力一墩頂位移關(guān)系圖。
·第6步：換算為一個(gè)等效單自由度體系
使用反應(yīng)譜來確定地震反應(yīng)，需要考慮非線性特性，因此，原則上要求一個(gè)單自由度體系。假定橋墩的變形形狀Φ為常量，且在遭受基底運(yùn)動(dòng)時(shí)不改變其形狀。位移向量U可定義為：
U＝ΦDt （5）
式中，Dt為特征點(diǎn)的橫向位移，Φ為墩頂幅值為1的正規(guī)化振型。
由多自由度體系的振動(dòng)方程和側(cè)向荷載分布模式的假定，經(jīng)過變換就可得到等效單自由度體系的振動(dòng)方程：
常數(shù)c將多自由度體系轉(zhuǎn)為單自由度體系。這里使用同樣的常數(shù)來進(jìn)行力和位移的轉(zhuǎn)換，因而等效單自由度的初始剛度等于多自由度體系的初始剛度。這種特性也正是假定測向荷載分布模式的原因(公式(1))。
基于上述多自由度體系與等效單自由度體系的變換關(guān)系，就可將墩底剪力Vb-墩頂位移 Dt關(guān)系曲線轉(zhuǎn)換為加速度SA一位移 SD關(guān)系曲線：
式中，Wi是施加在各節(jié)點(diǎn)的重力荷載。
多自由度體系的力-位移關(guān)系是多線形的，而等效單自由度體系是雙線形的力-位移關(guān)系。有多種方法來進(jìn)行雙線形近似，本文利用多線形曲線和雙線形曲線下的面積相等來近似。
·第7步：確定橋墩的地震響應(yīng)
將上一步得到的加速度SA-位移SD關(guān)系曲線，與相應(yīng)地震波的彈性加速度-位移反應(yīng)譜（ADRS）（Mahaney，1993）繪在同一張圖中。這里將Pushover分析得到的曲線稱為能力曲線，而將反應(yīng)譜稱為需求曲線（Freeman，1975），能力曲線與需求曲線的交點(diǎn)即為相應(yīng)地震水平下的位移反應(yīng)。
由彈性加速度位移反應(yīng)譜只能得到相應(yīng)的彈性位移，而結(jié)構(gòu)在地震作用下通常都已進(jìn)人非線性狀態(tài)，要得到非彈性反應(yīng)譜，比較簡便的方法是使用折減系數(shù)Rμ（Vidi。，1994）：
式中，μ是延性系數(shù)，即位移D與屈服位移Dy的比值，F(xiàn)y是屈服力，De，F(xiàn)e分別為彈性位移和彈性力。
對于理想彈塑性單自由度體系，Rμ可定義為
式中，T為單自由度體系的自振周期，Tc是場地的卓越周期。顯然，將公式（15）得到的折減系數(shù)Rμ應(yīng)用于彈性反應(yīng)譜，不僅是屈服力要折減（公式（13）），而且位移也要折減（公式（14））以得到彈塑性位移。對于短周期結(jié)構(gòu)，彈塑性位移比彈性位移大，而對于長周期結(jié)構(gòu)（除特長周期外），完全可以假定彈塑性位移等于彈性位移。
三、計(jì)算實(shí)例
計(jì)算對象為日本神戶一座三跨連續(xù)梁橋的單往武鋼筋混凝土橋墩【9】，見圖1所示，墩柱高度12.4m，直徑1.8m；承臺下布置6根樁基礎(chǔ)，直徑1.0m；上部結(jié)構(gòu)反力為3050kN。該橋墩在1995年日本阪神地震中遭到了嚴(yán)重的破壞，破壞形態(tài)為：墩柱中部和底部生產(chǎn)彎曲破壞，樁基礎(chǔ)上部和中部有多處開裂。
1．計(jì)算資料
（1）材料特性：墩柱與樁基的混凝土抗壓強(qiáng)度σck=27N／平方毫米，彈性模量Ec=26500N／平方毫米，比重γ=2.5t/立方米，泊松比μ=0.167。墩柱上部豎向鋼筋采用單層40φ32，底部采用雙層40φ32鋼筋，箍筋均采用φ16；樁基礎(chǔ)豎向鋼筋采用20φ25鋼筋，箍筋為φ13；鋼筋的屈服強(qiáng)度σcy=356N／平方毫米，彈性模量Es=206000 N／平方毫米。
（2）土彈簧剛度與土層相對位移：為模擬樁與土之間的相互作用，將土對樁的作用等效為土彈簧。土彈簧剛度分別采用"M法"和專用程序SHAKE來確定，SHAKE能同時(shí)計(jì)算出土層的相對位移【10】，結(jié)果見表1所示。
（3）加速度位移反應(yīng)譜：JMA波（1995年日本神戶海洋氣象臺記錄波NS成分）的反應(yīng)譜見圖3中的需求曲線，臨界阻尼采用5％。
2．計(jì)算模型的建立
計(jì)算模型采用二維梁單元模型，考慮棧橋向的反應(yīng)，其中，墩頂擴(kuò)大部和承臺采用線性梁單元模擬，墩柱及樁基采用非線性單元，樁單元?jiǎng)澐珠L度與上層深度相同。上彈簧采用二力桿模擬，共分別個(gè)單元。計(jì)算模型見圖2所示。
四、計(jì)算分析與結(jié)果比較
采用Pllshover專用計(jì)算程序自動(dòng)完成分析步驟的第3步。為進(jìn)行結(jié)果的分析比較，非線性時(shí)程分析采用CANNY程序計(jì)算。
1．地震峰值響應(yīng)的確定一
采用M法土彈簧剛度，橋墩自振周期T1＝0.945，T2=0.018.由于一階振型的振型參與系數(shù)為1.051，而二階振型的振型參與系數(shù)僅為0.084，因此對于側(cè)向推力模式A只考慮一階振型。將Pushover計(jì)算得到的墩底剪力-墩頂關(guān)系曲線按照公式（11）和（12）換算為SA-SD的形式，見圖3中的能力曲線。圖中虛線與需求曲線的交點(diǎn)，即為彈性反應(yīng)值。根據(jù)公式（l3）～（16）進(jìn)行非彈性休整。由于T≥T0，非彈性位移反應(yīng)值等于彈性位移反應(yīng)值，點(diǎn)劃線與能力曲線的交點(diǎn)所對應(yīng)的縱坐標(biāo)即可換算為相應(yīng)的非彈性剪力。將上述結(jié)果列入表2，同時(shí)與非線性時(shí)程反應(yīng)分析結(jié)果相比較。
從表2中可以看出，Pushover分析得到的墩頂位移和墩底剪力與時(shí)程分析的結(jié)果吻合較好。
2．不同側(cè)向推力模式的影響
當(dāng)墩底剪力相同時(shí)（Vb＝1650），采用三種測向推力模式分別計(jì)算列入表 3。三種測向推力模式得出的結(jié)果較為接近．采用模式A得出的屈服位移和屈服剪力最小，相應(yīng)地震的墩頂位移反應(yīng)與時(shí)程分析結(jié)果最為接近，但由于橋墩重量主要集中于墩頂，為簡化計(jì)算，完全可以采用模式C。
3．不同土彈簧剛度和土層相對位移的影響
針對樁上相互作用計(jì)算模型的特點(diǎn)，采用側(cè)向推力加上層相對位移的荷載模式，分別計(jì)算在JMA地震波作用下，PGA＝0.2g和PGA＝03g兩種工況。各種工況的墩頂位移一墩底剪力關(guān)系見圖4所示。僅土彈簧剛度的改變對墩柱的位移和剪力的影響很小，也即對地面以上結(jié)構(gòu)的影響很小，墩往最先屈服，且達(dá)到最大位移時(shí)，樁基仍處于線彈性狀態(tài)。對樁基施加土層相對位移后，樁預(yù)先于墩柱屈服，墩柱的屈服位移增大，有效剛度減小，其地震反應(yīng)相應(yīng)增大，且上層相對位移越大，反應(yīng)越大。從上述分析可見，土層相對位移對樁基破壞起了決定性的作用。
五、結(jié)論
（1）采用本文總結(jié)的鋼筋混凝土橋墩非線性Pushover分析方法進(jìn)行實(shí)例計(jì)算，確定出結(jié)構(gòu)的能力曲線后，借助于加速度一位移譜（ADRS），可迅速得到結(jié)構(gòu)彈塑性地震響應(yīng)的峰值。
（2）采用三種測向推力模式分別計(jì)算，模式A與時(shí)程分析結(jié)果最為接近，但由于橋墩重量主要集中于墩頂，為簡化計(jì)算，完全可以采用模式C.
（3）對于樁上相互作用計(jì)算模型，僅土彈簧剛度的改變對地面以上結(jié)構(gòu)影響很小。對樁基施加工層相對位移，樁頂先于墩柱屈服，墩柱的屈服位移增大，有效剛度減小，其地震反應(yīng)相應(yīng)增大，樁基破壞主要由于土層相對位移引起。
謝辭：感謝王君杰老師對本文提供的幫助以及劉東同志提供的土彈簧剛度資料。
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