基于OpenSees的城市高架橋彈塑性抗震分析

趙 杰， 溫林莉， 王桂萱

(大連大學(xué) 土木工程技術(shù)研究與開發(fā)中心， 遼寧 大連 116622)

0 引言

近年來，隨著我國經(jīng)濟(jì)建設(shè)突飛猛進(jìn)，橋梁工程的建設(shè)也飛速發(fā)展，在城市及城市群間建造了大量高架橋梁，高架橋梁是現(xiàn)代交通命脈和城市生命線工程的重要組成部分，確保其在地震作用下的安全性具有重要的戰(zhàn)略意義和巨大經(jīng)濟(jì)效益[1-2]。

橋梁抗震是一直以來國內(nèi)外學(xué)者不斷研究的課題，對橋梁的抗震分析主要從橋墩和全橋兩個(gè)方面入手。王紅偉[3]等采用Pushover分析法對鋼筋混凝土雙柱墩的抗震性能進(jìn)行數(shù)值驗(yàn)算，研究墩高和配筋率對鋼筋混凝土雙柱墩位移延性的影響。龍佩恒[4]等基于Midas/Civil建立混凝土連續(xù)梁橋雙柱墩有限元分析模型，采用彈性反應(yīng)譜法、彈塑性反應(yīng)譜法、Pushover分析法、動(dòng)力時(shí)程分析4種方法計(jì)算橋梁的地震響應(yīng)，研究雙墩柱抗震性能。胡章亮[5]基于OpenSees軟件建立某6跨RC連續(xù)梁橋非線性動(dòng)力時(shí)程分析有限元模型，以墩頂位移、墩底截面軸力和墩底截面彎矩為指標(biāo)，研究近場地震動(dòng)對鋼筋混凝土連續(xù)梁橋的影響。BILLAH[6]等對加固改造后的多柱排架橋的抗震性能進(jìn)行全方面的模擬，利用有限元分析工具建立了改造后橋梁排架的分析模型，并與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行了對比驗(yàn)證。

為了研究城市高架連續(xù)梁橋的抗震性能，本文從構(gòu)件和結(jié)構(gòu)2個(gè)層次對橋梁進(jìn)行抗震性能分析。在構(gòu)件層次，采用Pushover靜力彈塑性分析和低周往復(fù)荷載作用下的非線性分析對單根橋墩進(jìn)行數(shù)值模擬；結(jié)構(gòu)層次是對整座橋梁的抗震性能分析，梁式橋的抗震性能主要通過地震作用下各構(gòu)件的內(nèi)力和位移響應(yīng)量來評估。對整橋進(jìn)行E2地震作用下的動(dòng)力時(shí)程計(jì)算，給出橋墩的內(nèi)力(彎矩、剪力)、墩頂位移、截面彎矩曲率曲線等參數(shù)，通過對各參數(shù)的分析來評價(jià)橋梁結(jié)構(gòu)的抗震性能。

1 計(jì)算分析原理

1.1 OpenSees纖維模型

纖維模型是指將纖維截面賦予梁柱構(gòu)件(即該構(gòu)件的每一個(gè)截面都定義為纖維截面)。主要思路為將各控制截面沿單元縱向離散為若干個(gè)小的纖維，假定每根纖維處于單軸應(yīng)力應(yīng)變狀態(tài)、應(yīng)變分布均勻，且認(rèn)為整個(gè)纖維截面滿足平截面假定，根據(jù)相應(yīng)纖維材料的單軸應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系即可計(jì)算得到整個(gè)截面的力-變形非線性關(guān)系。如圖1所示，纖維截面主要離散化為保護(hù)層混凝土、核心混凝土和鋼筋層3個(gè)部分，構(gòu)件的材料和鋼筋的分布特點(diǎn)可以很好地在纖維模型中體現(xiàn)出來，纖維模型自動(dòng)考慮雙向彎曲和軸力之間的耦合作用，從而有效地模擬構(gòu)件彎曲變形和軸向變形。纖維模型還可考慮箍筋對核心混凝土的約束效應(yīng)、混凝土非線性軟化及強(qiáng)化行為、縱筋在反復(fù)荷載作用下的屈曲破壞及包辛格效應(yīng)等等[7-8]，對于鋼筋混凝土截面在彎曲破壞下的非線性行為，能夠得到較準(zhǔn)確的模擬結(jié)果。

圖1 纖維截面的劃分Figure 1 Division of fiber section

1.2 基于力的纖維梁柱單元

基于力的纖維梁柱單元(Force-based Beam-column Element，簡寫FBE)也可以稱作基于柔度法的梁柱單元。FBE單元允許剛度沿著桿件長度變化，基于截面力插值函數(shù)，確定單元控制截面的各截面抗力和截面剛度，根據(jù)Gaus-Lobatto積分方法計(jì)算單元抗力和剛度，以局部坐標(biāo)系下的二維結(jié)構(gòu)單元為例，見圖2。在不考慮單元分布荷載任意變化的前提下，對于假定好的內(nèi)力分布情況，桿件處于任何狀態(tài)下都能夠絕對滿足力的平衡條件[9]。FBE單元有很好的計(jì)算精度，一般情況下一個(gè)桿件由一個(gè)單元來模擬即可，且在桿件進(jìn)入強(qiáng)非線性階段后可以較真實(shí)地反映單元的受力情況。

圖2 局部坐標(biāo)系下的二維單元Figure 2 Two-dimensional element in local coordinate system

1.3 材料本構(gòu)模型

連續(xù)梁橋上部結(jié)構(gòu)和橋墩的混凝土均采用OpenSees中的Concrete 01材料模型，模型的受壓骨架曲線采用的是Scott修正的Kent-Park模型[10-11]，如圖3所示，骨架曲線分3段：

圖3 Concrete01應(yīng)力 — 應(yīng)變骨架曲線Figure 3 Stress-strain curve of Concrete 01

ε≤εcc時(shí)，

(1)

εcc≤ε≤εcu時(shí)，

(2)

ε>εcu時(shí)，

f=0.2Kfco

(3)

其中，fcc、fco分別為核心和保護(hù)層混凝土抗壓強(qiáng)度；εcc、εc0分別為核心和保護(hù)層混凝土應(yīng)力峰值對應(yīng)的應(yīng)變；εcu為混凝土的極限壓應(yīng)變；K為應(yīng)力應(yīng)變增大系數(shù)；Z為應(yīng)變下降段的斜率。Concrete 01材料模型較為簡單，數(shù)值模型好，能夠反映混凝土因箍筋約束而產(chǎn)生的強(qiáng)度提高和峰值應(yīng)變增大的特點(diǎn)，不考慮混凝土的抗拉強(qiáng)度。

模型中縱筋和耗能鋼筋選用OpenSees中的Steel 02本構(gòu)模型模擬，其應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系是在Giuffre-Menegotto-Pinto模型[12]的基礎(chǔ)上發(fā)展而來的，圖4為Steel 02本構(gòu)模型骨架曲線。圖4中：fy為鋼筋屈服應(yīng)力；Es為鋼筋彈性模量；Ep為屈服后模量。見圖5，該本構(gòu)模型能夠較好地反映鋼筋的Bauschinger效應(yīng)和循環(huán)應(yīng)變強(qiáng)化等。

圖4 Steel 02應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系Figure 4 Stress-strain relationship of steel 02

圖5 鋼筋循環(huán)特性Figure 5 Cyclic properties of reinforcement

1.4 單元地震破壞準(zhǔn)則

OpenSees軟件為用戶提供的收斂準(zhǔn)則有3種，分別為： ①位移準(zhǔn)則(Norm Displacement Increment Test)，其收斂公式如式(4)；②力準(zhǔn)則(Norm Unbalance Test)，其收斂公式如式(5)；③能量準(zhǔn)則(Energy Increment Test)，其收斂公式如式(6)。

(4)

(5)

1/2(ΔUTR)

(6)

式中:R表示力增量；ΔU表示位移增量；tol表示規(guī)定公差。

隨著變形逐漸增大，鋼筋混凝土構(gòu)件的剛度變得越來越小，較小的荷載增加可能導(dǎo)致結(jié)構(gòu)的產(chǎn)生較大變形，引發(fā)力的跳躍。能量準(zhǔn)則在迭代過程中可以同時(shí)控制力和位移的增量，穩(wěn)定性較好，因此本文選取能量準(zhǔn)則作為判定準(zhǔn)則[13]。

2 數(shù)值模擬實(shí)例

2.1 工程概況

如圖6所示，該段橋梁為一座六跨鋼筋混凝土連續(xù)梁橋，上部結(jié)構(gòu)為6×30 m的鋼筋混凝土主梁，主梁為現(xiàn)澆連續(xù)箱梁，采用C50混凝土，鋼筋采用HRB400，梁高1.6 m，采用單箱多室截面形式。下部結(jié)構(gòu)為鋼筋混凝土雙柱墩，采用C40混凝土，1～3號墩中心距為8 m，4號墩為躲避橋下輔助墩，橋墩中心距調(diào)整為11.95 m，5號墩中心距為9.1 m。雙墩采用φ1.6 m圓形截面，中墩上部橫向擴(kuò)大為1.6×2.4圓端形墩帽，交接墩縱向擴(kuò)大為1.6×2.4圓端形墩帽，下設(shè)φ2.0 m鉆孔灌注樁，橋墩標(biāo)準(zhǔn)縱斷面圖見圖7。支座有固定支座、橫向滑動(dòng)支座、縱向滑動(dòng)支座、雙向滑動(dòng)支座4種布置形式，其具體布置形式如圖8所示。

圖6 橋梁立面圖Figure 6 Elevation of bridge

圖7 標(biāo)準(zhǔn)縱斷面圖Figure 7 Standard profile view

圖8 支座布置圖Figure 8 Layout of bearing

2.2 有限元模型

利用OpenSees建立高架橋的數(shù)值仿真模型，單元數(shù)為170，節(jié)點(diǎn)數(shù)為211，動(dòng)力模型如圖9所示。從理論上講，大多數(shù)橋梁主梁在地震作用下保持彈性，因此采用OpenSees中的彈性梁柱單元(Elastic Beam Column Element)來模擬鋼筋混凝土箱形梁，每3 m劃分一個(gè)單元；采用FBE單元來模擬混凝土雙柱墩，每個(gè)橋墩劃分為5個(gè)單元，每個(gè)單元設(shè)3個(gè)積分點(diǎn)；對于支座采用零長度轉(zhuǎn)動(dòng)彈簧單元，對每個(gè)方向分別賦予不同的剛度，固定支座直接約束與主梁之間的平動(dòng)，橫橋向轉(zhuǎn)動(dòng)以及扭轉(zhuǎn)自由度，本文不考慮樁土之間的相互作用，橋墩底部采用固定約束。采用Zero Length Element和Equal DOF組合命令處理OpenSees中的多點(diǎn)約束，以實(shí)現(xiàn)構(gòu)件的逐步失效。計(jì)算分析得該連續(xù)梁橋一階自振頻率為1.228 521，基本周期為0.813 987 s，觀察前10階模態(tài)可知主要以(反)對稱側(cè)彎和(反)對稱豎彎為主，表1記錄了前10階的自振周期與頻率以及振型反應(yīng)特征。

圖9 全橋模型Figure 9 Full bridge model

表1 高架橋的動(dòng)力特性Table 1 Dynamic characteristics of viaduct振型階數(shù)頻率/Hz周期/s振型特征11.228 5210.813 987固定橋墩順橋向彎曲(兩幅同向)21.241 1020.805 736一階反對稱側(cè)彎,內(nèi)側(cè)橋墩順橋向彎曲33.139 2290.318 55一階對稱反彎,橋墩順橋向彎曲(兩幅反向)43.238 2110.308 813主梁對稱豎彎53.433 3750.291 259主梁反對稱豎彎64.078 9390.245 162中間跨橋墩順橋向彎曲(兩幅同向)74.838 5150.206 675主梁對稱豎彎85.693 1510.175 65中間跨橋墩順橋向彎曲(兩幅同向)95.839 2440.171 255主梁對稱側(cè)彎106.411 760.155 963主梁對稱豎彎

2.3 地震動(dòng)輸入

本橋未進(jìn)行地震安全評價(jià)，因此采用《城市橋梁抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(CJJ 166-2011)第5.2條規(guī)定采用設(shè)計(jì)加速度反應(yīng)譜，根據(jù)本橋地質(zhì)報(bào)告，地震烈度為7°，設(shè)計(jì)地震分組為第2組，場地類別為Ⅱ類，E2水準(zhǔn)為50 a超越概率2%，根據(jù)規(guī)范中計(jì)算公式計(jì)算得出水平設(shè)計(jì)加速反應(yīng)譜，如圖10。

圖10 E2地震作用加速度反應(yīng)譜Figure 10 Acceleration response spectrum of earthquake action

計(jì)算得到E2地震作用加速度反應(yīng)譜后，以此反應(yīng)譜為目標(biāo)譜輸入SIMQKE軟件生成人工地震波，考慮到地震動(dòng)的隨機(jī)性，取3條相關(guān)系數(shù)小于0.1的人工地震動(dòng)對結(jié)構(gòu)進(jìn)行非線性分析。圖11為人工地震反應(yīng)譜曲線，可以看出人工地震波反應(yīng)譜曲線與根據(jù)規(guī)范計(jì)算所得反應(yīng)譜曲線擬合較好，人工地震動(dòng)峰值加速度為0.22g，持續(xù)時(shí)長為30 s，加速度時(shí)程曲線見圖12。

圖11 計(jì)算譜與目標(biāo)譜擬合結(jié)果Figure 11 Calculation spectrum and target spectrum fitting results

3 抗震性能分析結(jié)果

3.1 橋墩靜力彈塑性分析

對于本文分析的連續(xù)梁高架橋，在E2地震作用下，地震力主要集中于固定墩處，塑性展開也主要集中于本橋的4根固定橋墩，以1#固定墩為研究對象對其進(jìn)行靜力彈塑性分析(Pushover+低周往復(fù))，得到橋墩的一些抗震性能參數(shù)，如開裂點(diǎn)、承載能力、變形能力、屈服點(diǎn)、極限點(diǎn)等等。

3.1.1橋墩Pushover靜力彈塑性分析

首先，建立單墩的纖維模型，將其劃分為6個(gè)單元，每個(gè)單元設(shè)置3個(gè)積分點(diǎn)，墩底采用全約束，由于只對結(jié)構(gòu)進(jìn)行平面受力分析，因此對墩頂節(jié)點(diǎn)的自由度進(jìn)行平面外的約束(平面外Y方向的平動(dòng)，且約束對應(yīng)的轉(zhuǎn)動(dòng)分量)，以提高收斂性；其次對墩頂施加4 821 kN的軸壓力，采用位移控制的方法逐漸增加柱頂位移值直至結(jié)構(gòu)破壞，位移控制點(diǎn)為墩頂節(jié)點(diǎn)，位移自由度為1，水平位移推動(dòng)每一步為1 mm，共進(jìn)行200步計(jì)算。橋墩在計(jì)算過程中經(jīng)歷了開裂、屈服、極限破壞共3個(gè)階段，柱頂變形與內(nèi)力結(jié)果如圖13所示，柱底截面彎矩-曲率曲線如圖14所示。為了確保計(jì)算的準(zhǔn)確性，采用XTACT軟件對截面進(jìn)行二次分析，將二者的結(jié)果進(jìn)行對比分析，得到的截面彎矩-曲率曲線如圖15所示。

圖13 力-位移曲線Figure 13 Force-displacement curve

圖14 柱底截面彎矩-曲率曲線Figure 14 Moment-curvature curve

圖15 XTRACT計(jì)算結(jié)果Figure 15 Calculation results of Xtract

將實(shí)際的彎矩-曲率曲線和力-位移曲線等效為相應(yīng)的理想彈塑性曲線，得到橋墩的一些性能參數(shù)如表2所示，表2同時(shí)給出了橋墩位移延性系數(shù)和截面曲率延性系數(shù)，符合規(guī)范要求。構(gòu)件的破壞模式直接由承載力決定，在此將構(gòu)件破壞模式假設(shè)為彎曲破壞，則控制荷載為抗彎承載力，將極限彎矩認(rèn)為是抗彎承載力，綜合計(jì)算結(jié)果橋墩抗彎承載力為8 895 kN·m，對應(yīng)的剪力數(shù)值為1 660.12 kN。

表2 變形能力及延性系數(shù)Table 2 Deformation capacity and ductility coefficient順橋向屈服位移Δy/mm極限位移Δu/mm位移延性系數(shù)Δu /ΔyPushover21.39105.674.94XTRACT———平均值21.39105.674.94屈服曲率φy/m-1極限曲率φu/m-1曲率延性系數(shù)φu/φy等效屈服彎矩/(kN·m)0.002 920.014 95.1037 0950.002 470.013 75.5476 7410.002 860.014 95.3256 918

3.1.2橋墩滯回性能靜力彈塑性分析

通過對橋墩施加低周往復(fù)荷載來計(jì)算橋墩的滯回性能。低周往復(fù)荷載即多次往復(fù)循環(huán)作用的靜力，是使橋墩在正反兩個(gè)方向重復(fù)加載和卸載的過程，可以很好地模擬地震作用時(shí)橋墩在承受正負(fù)交替的往復(fù)振動(dòng)中的受力和變形特征。

加載制度如下：首先對橋墩施加4 821 kN的重力荷載，荷載倍數(shù)為1，分1步加載；保持上述的重力荷載不變，對墩頂部施加1 000 kN的水平荷載，采用位移控制的加載方式，控制節(jié)點(diǎn)為橋墩頂部節(jié)點(diǎn)，控制自由度為1，分析步數(shù)為100步，加載位移分別為10、20、30 mm等，直至結(jié)構(gòu)破壞(計(jì)算不收斂，程序停止運(yùn)行)，具體加載方案如圖16所示。

圖16 加載制度Figure 16 Loading system

橋墩的順橋向滯回曲線如圖17所示，骨架曲線如圖18所示，固定墩滯回曲線呈弓形，曲線中間段由于構(gòu)件剪切變形產(chǎn)生的斜裂紋張合產(chǎn)生捏攏現(xiàn)象，弓形的滯回曲線主要出現(xiàn)在混凝土壓彎構(gòu)件，符合橋墩的受力特征，曲線較飽滿，在構(gòu)件進(jìn)入塑性階段后表現(xiàn)出了良好的耗能能力。

圖17 滯回曲線Figure 17 Hysteresis curve

圖18 骨架曲線Figure 18 Skeleton curve

3.2 全橋動(dòng)力彈塑性時(shí)程分析

對整個(gè)連續(xù)梁橋進(jìn)行7°E2(0.22g)地震作用下的動(dòng)力時(shí)程分析，對于順橋向輸入的情況，地震力要集中于1#、4#、6#和9#共4根固定橋墩上，控制截面為1#、4#、6#和9#墩墩底截面。地震作用下雙柱墩左右兩橋墩的地震響應(yīng)結(jié)果基本一致，本文取一側(cè)橋墩(1#～5#)記錄地震響應(yīng)結(jié)果。

3.2.1位移結(jié)果分析

記錄地震動(dòng)每一個(gè)時(shí)刻對應(yīng)的橋墩墩頂位移值繪制成位移時(shí)程曲線，由于篇幅原因僅給出1#、4#固定墩的位移時(shí)程曲線，如圖19所示。將1#～5#橋墩在3條人工波作用下的位移最大值整理于表3，位移容許值取Pushover分析和規(guī)范計(jì)算的平均值。從圖表中可以看出橋墩較大的變形發(fā)生于1#和4#墩的墩頂，且位移值遠(yuǎn)大于2#、3#、5#橋墩位移值，這主要是因?yàn)轫槝蛳虻卣鹱饔孟碌卣鹆χ饕杏?#、4#固定墩處，計(jì)算結(jié)果是符合實(shí)際情況的，1#墩和4#墩墩頂位移最大值分別為86.7 mm和87.2 mm，均滿足規(guī)范要求，橋墩處于安全狀態(tài)展現(xiàn)良好的性能且未發(fā)生坍塌。

(a) 1#墩

表3 順橋向墩頂位移結(jié)果驗(yàn)算Table 3 Displacement of pier top along the bridge工況墩頂位移值/mm1#橋墩2#橋墩3#橋墩4#橋墩5#橋墩人工波1752.410779.9人工波280.82.19.680.19.5人工波386.72.110.887.210.5最大值86.72.410.887.210.5容許值103.51153.37159.93165.83165.83

3.2.2內(nèi)力結(jié)果分析

橋墩的內(nèi)力可以作為評價(jià)橋墩抗震性能的一種指標(biāo)，將橋墩的剪力和彎矩值對應(yīng)于地震動(dòng)每一個(gè)時(shí)刻繪成時(shí)程曲線，1#、4#橋墩墩底剪力和彎矩時(shí)程曲線分別如圖20和圖21所示，將3條人工波中對應(yīng)的剪力和彎矩最大值匯總于表4，從表中可以看出橋墩內(nèi)力最大值發(fā)生在1#和4#兩固定墩處，根據(jù)地震力按剛度分配的原則，計(jì)算結(jié)果符合實(shí)際情況。剪力和彎矩最大值均發(fā)生在1#墩墩底，數(shù)值分別為1 639.69 kN和7 440.77 kN·m，滿足極限承載力的要求，橋墩進(jìn)入塑性階段但并未倒塌，由此看來1#墩比4#墩更易受損。

(a) 1#墩

(a) 1#墩

表4 順橋向橋墩內(nèi)力結(jié)果驗(yàn)算Table 4 Internal force results of the bridge to the pier內(nèi)力剪力/kN彎矩/(kN·m)1#墩2#墩3#墩4#墩5#墩1#墩2#墩3#墩4#墩5#墩人工波11 624.21130.29231.99672.22300.367 364.96398.8978.96 056.16967.56工況人工波21 621.83207.84231.24714.24232.617 247.02338.19904.566 416902.84人工波31 639.69196.02245.18748.03279.697 440.77336.751 044.646 309.641 021.86最大值 1 639.69207.84245.18748.03300.367 440.77398.81 044.646 4161 021.86

3.2.3橋墩截面彎矩-曲率結(jié)果分析

截面的非線性滯回性能在結(jié)構(gòu)非線性分析的過程中經(jīng)常會(huì)用來描述截面的抗震性能，梁柱的截面非線性滯回性能一般情況下通過截面的彎矩-曲率曲線來描述。1#墩和4#墩在3條人工波作用下的墩底截面M-φ曲線分別如圖22、圖23、圖24所示。從圖中可以看出在7°E2地震作用下1#墩已經(jīng)進(jìn)入塑性階段，滯回曲線較為飽滿表現(xiàn)了良好的耗能能力，4#墩處于彈性階段且即將進(jìn)入塑性，表明該連續(xù)梁橋在地震作用下1#橋墩(邊墩)比4#橋墩(中間墩)更為薄弱易損，這與內(nèi)力結(jié)果相符合。

(a) 1#墩

(a) 1#墩

(a) 1#墩

圖25給出了2#、3#、5#非固定橋墩在7°E2(0.22g)3條人工波作用下的墩底截面彎矩曲率曲線，曲線呈線性狀態(tài)且彎矩和曲率遠(yuǎn)遠(yuǎn)小于屈服彎矩和屈服曲率，仍處于彈性階段。主要是因?yàn)榛瑒?dòng)支座的存在，2#、3#、5#非固定墩在地震作用下僅僅承受自身產(chǎn)生的慣性力和摩擦阻力的作用，同樣7#、8#、10#非固定墩也處于彈性狀態(tài)。

(a) 2#墩

4 結(jié)論

本文基于OpenSees建立高架橋三維有限元纖維模型，采用靜力和動(dòng)力非線性分析方法，從構(gòu)件層次和結(jié)構(gòu)層次對高架橋進(jìn)行抗震性能分析，研究其的抗震性能，具體結(jié)果如下：

a.橋墩位移延性系數(shù)和截面曲率延性系數(shù)分別為4.94和5.325，橋墩抗彎承載力為8 895 kN·m，對應(yīng)的剪力數(shù)值為1 660.12 kN，符合規(guī)范要求。

b.低周往復(fù)荷載作用下橋墩滯回曲線呈弓形，曲線中間段捏攏，符合橋墩的受力特征，曲線形狀較飽滿，在構(gòu)件進(jìn)入塑性階段后表現(xiàn)出了良好的耗能能力。

c.地震作用下結(jié)構(gòu)變形最大值發(fā)生在2#固定墩處分別為86.7 mm和87.2 mm；剪力和彎矩最大值發(fā)生在1#固定墩墩底，分別為1 639.69 kN、7 440.77 kN·m，滿足極限承載的要求。

d.全橋在7°E2(0.22g)順橋向地震作用下處于安全狀態(tài)，塑形展開主要集中在1#固定墩(邊墩)和4#固定墩(中間墩)墩底，這些部位為該橋梁的薄弱易損部位，需進(jìn)行配筋加強(qiáng)，且相較于中間固定墩，邊墩固定墩更易受損。