A：能力保護設計的基本原理：

對于能力保護構件的設計與地震力已經沒有關系了，這與《89規范》是個顯著差別，能力保護構件在地震過程中一直要處于彈性范圍內工作，而與能力保護構件相連的延性構件是允許出現塑性變形，這種情況下就要把延性構件能承受的最大抗力計算出來（這與地震力沒有關系的，是構件本身的特性，延性構件在地震中達到這個最大的地震力后就會維持這個力不變，從而使與其相連的能力保護構件得到保護）依次推算每個能力保護構件需要的最大抗力，使其在最不利的情況下依然保持彈性。也就是被保護的構件與地震力已經沒有關系了。

B：延性構件：

對于延性構件在E1地震作用下需要保持彈性，而在E2作用下可以進入塑性狀態，所以E1作用的時候關心結構的強度，而在E2作用的時候關心結構的變形。注意E2計算的時候要注意如果用反應譜的時候要用截面有效剛度進行折減，用非線形時程分析的時候要用纖維單元或者彈塑性單元考慮材料非線形。

C：超強系數：

超強系數=結構的實際極限承載力/結構的設計承載力（采用材料強度標準值計算的結構承載力）

超強的原因很多，這里說明一點：〈〈混橋規〉〉中規定鋼筋混凝土構件中結構的破壞標準是材料達到材料屈服強度，也就是的材料強度標準值，而我們實際采用的是材料強度的設計值，材料強度的設計值=材料強度標準值/分項系數。這是出現超強的一個原因。實際求解超強系數的時候結構的設計承載力是采用材料強度標準值的，所以需要注意。矩形截面容易求解。圓形截面可以通過圓形截面小程序采用逐步疊代的方法求解，只是需要修改其中的材料設計強度值。

D：8.1.5條與8.1.1.5條 約束混凝土與非約束混凝土的概念。

規范條為了使延性構件有足夠的延性能力，故將提高約束混凝土區域作為一個限制條件，其中圓形箍筋內部全部是約束混凝土，而矩形截面的箍筋僅僅是交點處是約束混凝土，為了提高矩形截面的約束混凝土區域所以加了很多拉筋，目的是為了增加交點數量。保證約束混凝土區域。該條與圓形截面無關，因為圓形箍筋可以保證內部混凝土均為約束混凝土。但是在沿著構件的縱向，依然需要加密箍筋間距。

另外規范第8.1.2條規定塑性鉸區體積含箍率最小為千分之四，對于直徑較小的構件可以配螺旋鋼筋，但是直徑稍大，該條很難滿足，就需要采用較密的環筋加拉筋的方式滿足該要求。

E：規范5.1.1條 地震作用分量組合總的設計最大地震作用效應組合E按照???? 該說法含糊不清。EX，EY，EZ指的是X，Y，Z方向的地震力在同一個方向產生的最大地震力，而不是X方向的地震力在X方向產生的最大地震力，Y方向的地震力在Y方向產生的最大地震力，Z方向的地震力在Z方向產生的最大地震力，然后疊加。

F：對于抗震結構的延性構件，以后不需要按照〈〈混橋規〉〉中驗算其在偶然荷載作用下是否滿足。因為〈〈混橋規〉〉中要求結構在任何情況都要保持彈性狀態，而抗震結構中的延性構件允許出現塑性變形，這兩者之間存在矛盾。按照新抗震規范為準。

G：規范11.2.1條規定了簡支梁端部至臺帽邊緣的最小距離，對于連續梁或者其他大跨橋梁的邊墩與引橋的銜接墩寬度一定要嚴格按照該規范執行，因為主橋與引橋之間的自振特性會有很大差別，在地震過程中他們之間會發生不一致振動，也就是主橋與引橋反向振動，更加容易落梁。這樣會造成連續梁中間墩蓋梁寬度比邊墩蓋梁寬度小的現象，會影響橋梁美觀。同時結合汶川地震的震害，要限制做高墊石的請況出現，因為梁板實際是搭接在墊石上面，而梁板與墊石搭接長度很小，地震過程中梁板很容易從墊石上面脫落，如果高差很大，就會砸壞蓋梁，引起落梁。

H：為什么取消綜合影響系數1）、6.9.1條提出了橋臺的水平力計算方法，使用該條要注意肋板臺可能導致前后樁出現軸向壓力相差很大的現象，甚至出現拉力。

2）、6.8.3條明確提出來要對蓋梁進行計算，為什么〈〈89規范〉〉不需要計算地震力作用下蓋梁的承載力是否滿足要求？

3）、曲線梁橋橋跨不宜過大，不宜采用單柱式橋墩。

該三條尤其應該注意，這就是新舊規范一個顯著差異。原因如下：

〈〈89規范〉〉為了簡化計算，對結構的地震力進行折減，也就是綜合影響系數CZ，該系數在0.20~0.35之間，也就是對地震力折減1/3到1/5，同時認為如果彈性計算能滿足要求，則該結構的塑性計算就滿足要求。該削減的地震力導致設計人員很多誤解的，比如蓋梁等在水平地震力作用下影響很小，該條很不合理。而新規范的出現就消除了這個綜合影響系數，這樣彈性范圍內的計算與塑性計算分開考慮。這樣地震力明顯比以前求出來的地震力要很多。很多因為綜合影響系數導致的誤解一定要調整一下。以前沒有必要驗算的構件都需要驗算了。

I：6.1.6條規定了在E2地震作用下，延性構件的有效截面抗彎剛度采用了折減計算。該條是為了滿足采用反應譜法計算而采用的一種簡化方法。因為反應譜分析是線性分析，不能考慮材料非線性，所以采用一個折減的剛度進行考慮，結構依然是彈性分析。對于6.3.6條，對于要進行非線性時程分析的情況下，墩柱可采用鋼筋混凝土梁柱單元或者纖維單元考慮結構的非線性，而不能直接采用折減的剛度，否則又是線性分析了。

MIDAS中指出，空間動力模型的建立，延性構件的抗彎剛度，在反應譜分析中要做相應的折減，而在時程分析中需要對可能進入塑性的構件運用彈塑性梁單元（分布鉸或者纖維模型）或者用彎曲彈簧（集中鉸）模擬。

J：規范7.3.4條抗剪計算中，李建中說圓形截面的b取圓的直徑，不需要折減。量綱換算不對應，左面為KN，右面為10N，李建中說該量綱沒有問題。我理解原因可能是該公式中的單位換算體現在0.1里面。

K：規范6.3.8條指出建立橋梁抗震計算模型的時候，應采用土彈簧模擬樁土共同作用土彈簧模擬方法簡述如下：

按照〈〈地規〉〉，??????? m的單位是KN/m4，而土彈簧的剛度k=KN/m，也就是 .（該m3就是土彈簧的位置距地面的距離*該處的有效面積，具體方式可以根據設計者對該參數的理解）

具體步驟：

C=my 求出覆蓋層頂面（沖刷線）向下按不同土層繪出地基系數圖，再計算土彈簧的位置相臨單元的長度和之一半所覆蓋的地基系數面積，最后用樁計算寬度乘以此面積，自己編制一個EXCEL表格可以方便求出各個位置的彈簧剛度。注意土的比例系數在地震這樣的動力荷載作用下會增大2~3倍。

L：大部分橋梁橫橋向都不是獨柱墩，因此橫橋向計算的時候一定要注意柱的軸力在時程分析中隨著橫向水平力的增加而劇烈變化，而軸力有影響結構的屈服特性，因此在橫橋向計算的時候要慎重考慮這一條。因此橫橋向計算時候塑性鉸要采用狀態P-M-M鉸。

M：規范第7.1.4條中的重力式橋墩與橋臺與7.3.2條規定的矮墩都是因為其沒有延性， 而不會發生塑性變形。結構承受的地震力會一直增加到E2，但是重力式橋墩與橋臺可只驗算E1，而矮墩卻需要驗算E2.我認為這與兩種結構組成材料有關，圬工材料截面已經很大，抗剪能力已經足夠，沒有必要驗算E2。
N：對于樁柱式橋墩的計算，樁作為能力保護構件需要一直保持彈性，樁作為能力保護構件在柱達到極限承載力的時候依然要保持彈性，這就是為什么要乘以超強系數的原因，將柱按照材料強度標準值計算出來的抗彎承載力彎矩值擴大到極限承載力，樁頂力采用該值，然后經過m法進行擴大，保證樁一直處于彈性狀態，但是這樣的話，對于一樁一柱的結構樁柱的鋼筋數量將會相差很大，在樁柱交接處如何進行構造處理避免剛度突變過快， 8.1.9條規定柱式橋墩和排架橋墩的截面變化處，宜作成坡度為2：1~3：1的喇叭形漸變截面或在截面變化處適當增加鋼筋。

O：新規范的抗震計算就是允許延性構件出現較大的變形，從而利用結構剛度下降，周期延長，降低地震力。結構允許大變形的前提就是要給結構足夠的限位與防落梁措施，這點該如何處理？

P：板邊與擋塊邊緣的距離過去規定為2.5cm，按照這個規定，與現在抗震新規范的思想有些相悖，對于20m空心板橋，支座選用6.3cm，其橡膠層的厚度為4.5cm，也就是允許橡膠支座在E2時候發生4.5cm的變形，擋塊的設計要求在E1的作用下擋塊不發生破壞，但是在E2作用下， 擋塊一定要發生破壞，因為采用板式橡膠支座的橋梁，混凝土擋塊在地震中破壞，可以有效減小下部結構所受到的地震力。如果擋塊與板邊距離過近就會限制梁體的變位，過早的被撞壞，達不到設計目的。

Q：設計地震動功率譜由于編制規范單位擅長該方法，所以加進去的。因為該方法可以由反應譜法代替，設計地震動功率譜可以不看的。

R：MIDAS中的注意事項：

1：振型組合的時候，當結構振型分布密集，互有耦連的時候建議采用CQC. 2：對于彈塑性梁單元而言，注意強度P-M鉸與狀態P-M-M鉸的區別。 強度P-M鉸承受的軸力僅僅考慮初始軸力，而狀態P-M-M鉸卻是可以考慮變化軸力帶來的影響。這在分析橫橋向的時候要注意應用。

3：規范7.4.4 MIDAS抗震模塊提供了一個小插件，可以直接擬合。

4：與7.4.8條要用到MIDAS里面的靜力彈塑性模塊（PUSHOVER模塊）。

5：規范6.3.7條規定了板式橡膠支座的模擬，在MIDAS中可以應用彈性連接輸入其中的彈性剛度。

6： MIDAS抗震模塊不能輸入新規范的反應譜，需要自己在EXCEL中算出來反應譜數據，拷入MIDAS中自己定義反應譜。