鋼管混凝土箱形疊合墩振動臺試驗研究

袁輝輝，佘智敏，吳慶雄,3，黃育凡，陳康明

(1.福州大學土木工程學院，福建，福州 350116；2.福建省土木工程多災害防治重點實驗室，福建，福州 350116；3.工程結構福建省高校重點實驗室，福建，福州 350116)

鋼管混凝土(CFST,concrete-filled steel tube)箱形疊合墩是以鋼管混凝土為核芯，外包一層厚度較薄的普通鋼筋混凝土，并通過鋼筋混凝土腹板將各柱肢連接形成具有箱形截面的結構。近年來已開展的CFST箱形疊合墩在軸壓[1?3]、偏壓[4 ?5]、軸拉[6]、彎曲[7?8]和承載能力極限狀態[9 ?10]作用下的受力性能研究表明：由于內部鋼管混凝土部件和外包鋼筋混凝土部件之間的相互作用，CFST箱形疊合墩比鋼管混凝土格構墩和鋼筋混凝土薄壁墩具有更高的承載力和穩定性。同時，Wang等[11]、Ma等[12]采用低周往復荷載試驗和有限元分析方法，進行了CFST箱形疊合柱和鋼筋混凝土空心柱的滯回性能研究，發現與鋼筋混凝土空心柱相比，CFST箱形疊合柱的承載力、延性、耗能能力均有顯著的提高。吳慶雄等[13]以柱肢間距和軸壓比為參數開展了CFST箱形疊合墩縮尺模型的擬靜力試驗研究，提出了有較高精度的水平承載力計算方法。

由上述研究可知，CFST箱形疊合墩綜合了鋼管混凝土疊合柱承載力高、耐久性好、延性好[14?15]和鋼筋混凝土空心墩抗彎剛度大、自重輕[16]等優點，具有優越的抗震性能。因此，此類橋墩逐漸在我國西部地震多發區高墩橋梁中得到應用，如雅瀘高速公路上的臘八斤特大橋和黑石溝特大橋，以及國道356線上的金陽河特大橋。然而，目前新建和在建的CFST疊合空心墩橋梁大都沒有經歷過強震的考驗，震害資料缺乏，相關結構地震響應研究仍局限在有限元模擬分析上，其抗震設計理論和方法研究仍存在不足，影響了此類新型組合結構在高烈度地區橋梁工程中的推廣應用。

因此，為充分了解強震作用下CFST箱形疊合高墩的非線性地震響應特性，本文以臘八斤特大橋11號墩為原型，設計并制作了幾何相似比為1∶9.43的縮尺模型，開展CFST箱形疊合墩的振動臺試驗研究，并結合空間桿系非線性有限元分析，進一步研究此類橋墩的非線性地震響應和破壞機理。相關研究成果可為CFST箱形疊合墩在高烈度地區的工程應用提供一定的理論支撐和指導。

1 CFST箱形疊合墩縮尺模型振動臺試驗設計

1.1 依托背景工程

如圖1所示，臘八斤特大橋主橋為四跨變截面連續剛構橋，跨徑布置為105 m+2×200 m+105 m。該橋橋墩采用分幅式CFST箱形疊合墩，9號～11號主墩墩高分別為141.64 m、182.64 m和87.76 m。9號墩和10號墩墩頂縱橋向寬10 m，11號墩頂寬9 m，均按70∶1的比例向下變寬；主墩橫橋向等寬為6.8 m。

圖1 依托背景工程——臘八斤特大橋Fig.1 Engineering background -Labajin Bridge

外包層鋼筋混凝土厚度為20 cm，腹板厚為50 cm，沿墩高每隔12 m設置一道100 cm厚水平加勁預應力鋼筋混凝土隔板。9號、10號和11號墩的CFST格構柱骨架均由4根管徑為1320 mm的鋼管混凝土組成，鋼管壁厚由墩頂的14 mm變化為墩底的18 mm。9號和10號墩鋼管內灌注C80混凝土，11號墩鋼管內為C60混凝土，外包混凝土強度均為C30，鋼管采用Q345鋼材，鋼管混凝土柱間用型鋼連接。本次振動臺試驗研究以臘八斤特大橋11號主墩的單幅為原型，進行縮尺模型的設計和制作。

1.2 試驗模型設計

本次試驗在福州大學的地震模擬振動臺[17]上進行，振動臺臺面尺寸為4 m×4 m，最大載重22 t，包含水平雙向和水平內轉動3個自由度。臺面滿載情況下最大加速度可達1.5 g，抗傾覆力矩為550 kN·m，臺面有效行程為±250 mm，頻率范圍0.1 Hz～50 Hz。根據已開展的CFST疊合箱形墩的擬靜力試驗結果[13]，CFST格構柱是此類橋墩的主體受力骨架，鋼筋混凝土腹板參與抗剪、提高橋墩抗推剛度，因此在進行本次試驗縮尺模型的設計時，以柱肢鋼管的截面尺寸為主要控制因素，并綜合考慮振動臺的規格尺寸和載重能力、模型制作難易等因素，確定試驗模型采用的柱肢鋼管直徑為140 mm，與實橋采用的直徑1320 mm鋼管的幾何縮尺比例為1∶9.43。

采用上述縮尺比例設計制作的模型如圖2所示，模型總高10.81 m，墩身高9.31 m，墩頂柱肢中心縱橋向間距0.78 m、橫橋向間距0.54 m，墩身縱橋向按70∶1比例放坡，橫橋向等寬。為便于制作，對橋墩部分構造和尺寸參數進行適當的調整：若按照1∶9.43的比例進行縮尺，腹板厚度為53 mm，鋼管外包混凝土厚度為21 mm，會導致混凝土澆筑困難、加工質量無法保證，故將外包混凝土厚度調整為50 mm，腹板厚度調整為70 mm；根據剛度等效原則，實橋中的橫撐和斜撐分別簡化為Ф48 mm×2.0 mm和Ф38 mm×1.5 mm的空鋼管，腹板鋼筋為HPB300Ф6鋼筋，并取消橫隔板和風撐構造。雖然上述簡化措施會使試驗模型相比理論縮尺模型的縱橋向剛度提高了約23%、橫橋向剛度提高了約17%，但墩柱主體結構形式并未發生改變，并根據原型與模型的頻率比壓縮輸入地震動的持時，以保證真實反映原型橋墩的地震響應特性。此外，由于縮尺模型高度超過10 m，為便于制作和安裝，將縮尺模型由上至下依次劃分為三個節段，各節段之間通過鋼板焊接和螺栓連接的方式進行組裝。

圖2 振動臺縮尺模型構造示意圖 /mmFig.2 Structural schematic diagram of scaled model for shaking table test

表1為試驗模型主要構造參數，表2為試驗材料的性能指標。試驗模型墩底設置的2.0 m×1.3 m×0.5 m承臺內預留螺栓孔，通過螺栓將試驗模型與振動臺臺面固結，如圖3所示。試驗模型重6.8 t，承臺重量為3.4 t，由于振動臺的承重能力為22 t，只能采用欠人工質量法進行配重，人工配重通過澆筑在墩頂的具有主梁形狀的柱帽和錨固在柱帽上的工字鋼來實現，可模擬墩梁固結的受力特性，人工配重質量為10.2 t。得到采用欠人工質量法配重的模型理論相似關系，見表3。

表1 試驗模型參數Table1 Parameters of test specimen

表2 材料性能試驗結果Table2 Results of material properties test

表3 模型理論相似系數Table3 Similarity coefficient of specimen

圖3 振動臺試驗照片Fig.3 Photo of shaking table test

1.3 測點布置方案

振動臺試驗測試項目包含位移、加速度和應變，各類測點布置示意圖如圖4所示。

圖4 測點布置示意圖Fig.4 Layout of measuring points

墩頂處各布置2個加速度傳感器和2個拉線式位移計，以測得墩頂縱橋向和橫橋向的加速度和位移，墩頂加速度傳感器編號分別為J1和J2，位移計編號分別為W1和W2；墩頂拉線式位移計的另一端固定在模型周圍搭設的鋼管腳手架上，為了驗證臺面輸出的加速度與輸入的加速度是否一致，在振動臺臺面布置縱橋向和橫橋向的加速度傳感器各1個，編號為J3和J4；為了測得墩頂相對臺面的相對位移，在墩底處布置縱橋向和橫橋向的拉線式位移計各1個，編號為W3和W4。應變測點布置在墩底截面，包含8個外包混凝土應變測點、4個腹板混凝土應變測點和8個鋼管應變測點，共計20個應變測點。

1.4 試驗工況設計

圖5為本次振動臺試驗的輸入地震動，表4列出了設計的加載工況。

表4 試驗加載工況列表Table4 List of test loading conditions

首先，進行CFST箱形疊合墩縮尺模型的基本動力特性試驗，獲取試驗模型面外和面內一階基頻，并與原型橋墩的基頻進行對比，確定輸入地震波的時間壓縮比例。同時在后續每次地震波工況加載前后都進行一次白噪聲掃描，通過分析得到的縮尺模型基頻來判斷試驗模型的剛度是否發生變化。

然后，分別在橫橋向和縱橋向進行E2罕遇地震人工地震波的工況加載，驗證CFST箱形疊合墩是否滿足現行《公路橋梁抗震設計規范》[18]中規定的抗震設防目標要求，并確定地震波的最不利輸入方向。根據設計資料，臘八斤特大橋抗震設防烈度為Ⅷ度，場地類型為Ⅱ類，特征周期Tg=0.45 s，抗震重要系數Ci=1.7，場地重要系數Cs=1.0，阻尼調整系數Cd=1.0，水平向設計基本地震動加速度峰值A=0.2 g。設計加速度反應譜如圖5(a)所示，通過頻響變換關系生成相應的7條E2地震加速度時程曲線，圖5(b)為其中1條E2人工地震波，最大峰值加速度為PGA=0.24 g。

圖5 地震動加速度時程曲線及反應譜Fig.5 Acceleration time history curve and response spectrum

E2人工地震波工況加載結束后，確定出地震波的最不利輸入方向為橫橋向。接著，選取如圖5(c)～圖5(g)所示的9條典型強震記錄，均以地震動強度PGA=0.05 g沿橫橋向輸入，研究地震動特性對CFST箱形疊合墩地震響應的影響，為將來此類橋墩在不同場地條件下的推廣應用提供一定的參考。

最后，根據典型強震工況的試驗結果，選擇地震響應最大的一條地震波(Wenchuan-NS波)，地震動強度按0.05 g的量級遞增，直至傾覆力矩超過振動臺的最大抗傾覆力矩，或結構破壞，無法繼續承載，研究地震動強度對地震響應的影響。

2 基于纖維梁柱單元的有限元模型

2.1 單元網格劃分

為了準確得到試驗縮尺模型與實橋原型橋墩的頻率相似比，本文建立實橋橋墩的有限元模型，并計算其固有模態，通過與試驗模型的固有模態進行對比，從而確定輸入地震波的時間壓縮比例。

在既往經試驗驗證過的鋼管混凝土結構[19]、鋼管混凝土格構墩[20]、鋼管混凝土混合墩[21]數值仿真模擬分析基礎上，本文采用有限元軟件OpenSees建立臘八斤特大橋11號主墩基于纖維梁柱單元的有限元模型，如圖6所示，模型共184個節點和352個單元。圖6(a)展示的橋墩墩底區域單元網格中，柱肢單元和混凝土腹板單元底部均固結。4根鋼管混凝土疊合柱肢和4片腹板分別采用基于纖維梁柱單元模擬，每個單元設置5個積分點。其中，鋼管混凝土疊合柱肢單元(圖6(a)單元①)的鋼管沿圓周方向30等分、沿徑向2等分，管內混凝土沿圓周方向30等分、沿徑向14等分，外包混凝土沿圓周方向30等分、沿徑向8等分。需要說明的是，與已開展的擬靜力試驗[13]相同，本次振動臺試驗中鋼管混凝土箱形疊合墩的柱肢鋼管表面有焊接間斷的豎向鋼筋以加強鋼管與外包混凝土的粘結性能，既往試驗和本次試驗均未發現外包混凝土與鋼管出現剝離或錯動現象，因此采用基于纖維梁柱單元模擬鋼管混凝土疊合柱肢是可行的；腹板單元(圖6(a)單元②)沿長度方向70等分、沿寬度方向7等分；鋼管混凝土疊合柱肢單元和腹板單元之間通過彈性梁柱單元連成整體(圖6(a)單元③)，并根據腹板厚度定義其截面特性。管內混凝土和鋼管采用文獻[22]建議的本構模型，如圖6(b)和圖6(c)所示。外包混凝土和腹板混凝土采用圖6(d)所示Kent-Scott-Park本構[23]。

圖6 基于纖維梁柱單元的CFST箱形疊合墩有限元模型Fig.6 Finite element model of CFSTRC-HBS pier based on fiber beam-column element

2.2 計算參數設置

采用集中質量法計算結構的自振頻率，橋墩質量施加在相應的節點上。為了簡化建模并提高計算效率，忽略橋墩中橫撐、斜撐、風撐和橫隔板等構造，但將相應的質量施加到節點上，同時考慮墩柱的P-Δ效應。進行時程分析時，采用通過施加在墩頂的軸力考慮上部結構的恒載作用，數值計算方法采用Newmark法，其中γ=0.5，β=0.25。采用瑞利阻尼，質量因子和剛度因子分別為0.062和0.038，阻尼比取0.05。

3 振動臺試驗結果與分析

3.1 基本動力特性分析

圖7示出了白噪聲掃描得到的墩頂加速度時程曲線頻譜分析結果，得到試驗縮尺模型的面外一階基頻為4.85 Hz，面內一階基頻為9.70 Hz。實橋原型橋墩的模態通過第2節建立的有限元模型計算得到。由表5可知，縮尺試驗模型與原型橋墩的面外一階基頻比值為5.98∶1，面內一階基頻比值為6.10∶1，與理論頻率相似比5.75∶1較為接近，誤差在7%以內，基本驗證了振動臺縮尺模型設計的正確性。橫、縱橋向輸入地震波的時間壓縮比例確定為1∶6。

圖7 白噪聲激勵下加速度頻譜圖Fig.7 Acceleration spectrum under white noise excitation

表5 試驗縮尺模型與原型橋墩的模態對比Table5 Modal comparison between specimen and prototype

3.2 E2人工地震波作用下的橋墩響應

采用1∶6的時間壓縮比，選取1.4節所述7條E2人工地震波分別在橫橋向和縱橋向對試驗模型進行激勵，得到墩頂位移、墩頂加速度和墩底應變響應峰值，分別列于表6和表7。因為試驗模型的縱橋向抗推剛度遠大于橫橋向抗推剛度，由表6和表7可知，相同E2人工地震波作用下，橫橋向地震激勵工況的墩頂位移響應、加速度響應和墩底應變平均約為縱橋向地震激勵工況結果的3.6倍、1.4倍和1.6倍，說明本次振動臺試驗橫橋向為模型最不利受力方向。

表6 E2地震作用下墩頂位移和加速度響應峰值Table6 Peak value of displacement and acceleration response under E2 earthquake

表7 E2水平地震作用下墩底截面應變響應峰值Table7 Peak strain response at pier bottom under E2 earthquake

限于篇幅，本節僅給出縮尺試驗模型在E2-01人工地震波作用下的墩頂橫橋向和縱橋向位移時程曲線，以及墩底截面應變的時程曲線，分別如圖8和圖9所示，同時圖中也用虛線將E2地震作用下原型橋墩的有限元計算結果示出。

圖9 E2水平地震作用下墩底應變時程曲線Fig.9 Strain response time history at pier bottom under E2-level earthquake

在E2人工地震波激勵下：一方面，圖8中縮尺模型和原型橋墩的墩頂位移近似滿足表3中位移相似比(1∶)的關系，且兩者時程曲線形狀吻合較好；另一方面，由于應變傳感器是在縮尺模型制作完成后才進行布置，導致無法測得自重作用下縮尺模型的初始應變，而原型橋墩有限元模型考慮了上部結構和墩身的自重作用，得到墩底截面初始應變為?213 με。此外，受限于振動臺的承載能力，本次試驗僅能對縮尺模型進行欠配重設計，導致縮尺模型與原型橋墩的墩底截面初始應變相差較大，但圖9中縮尺模型在地震作用下的應變增量時程圖形與原型橋墩的應變時程圖形吻合較好，且兩者應變近似滿足表3中應變相似比的關系。

由圖9還可看出原型橋墩和縮尺模型的鋼管最大應變均小于屈服應變，原型橋墩外包混凝土始終處于受壓狀態；縮尺模型外包混凝土的拉應變增量可達到81 με，但受到縮尺模型自重及附加質量作用的影響，整個試驗過程中縮尺模型截面大部分處于受壓狀態，墩身表面未發現裂縫，結構處于彈性工作狀態。

綜上所述，對振動臺輸入持時按照1∶6壓縮的地震波，得到的縮尺模型地震響應可比較準確地反映原型橋墩的地震響應特性，同時縮尺模型試驗結果也驗證了基于纖維梁柱單元模擬CFST箱形疊合墩的有限元模型的準確性。由于受到振動臺試驗能力的限制，本文在第4節將采用原型橋墩的有限元模型進一步開展地震破壞機理分析。

3.3 地震動特性對地震響應的影響

為探討地震動特性對CFST箱形疊合墩地震響應的影響，在完成E2人工地震波工況后，選擇圖5的9條典型地震波整體壓縮至PGA=0.05 g并沿縮尺試驗模型的橫橋向進行激勵，得到不同地震波作用下縮尺試驗模型墩頂位移時程響應如圖10所示，墩頂位移、墩頂加速度和墩底應變的響應峰值匯總于表8。

表8 典型地震波作用下結構響應峰值匯總表Table8 Summary of the maximum structural response under different earthquake actions

圖10 典型地震波作用下墩頂位移響應分析Fig.10 Displacement response analysis of pier top under typical seismic waves

在選擇的9條PGA=0.05 g的地震波作用下，KOBE-PKB-EW地震波作用下墩頂加速度響應最小(0.19 g)，Chichi地震波作用下墩頂位移響應最小(0.27 mm)；而在Wenchuan-NS地震波作用下，墩頂加速度響應和墩頂位移響應均達到最大(0.35 g和1.45 mm)，分別為KOBE-PKB-EW波和Chichi波結果的1.8倍和5.4倍。圖10(b)繪制了PGA=0.05 g的各條地震波按1∶6時間比例壓縮后得到的彈性位移反應譜。由圖10(b)可知，對應于縮尺模型的面外1階基頻4.85 Hz，Wenchuan-NS波、KOBEJRT-NS波、KOBE-JRT-EW波等地震波的彈性位移響應數值較大，這與圖10(a)中表現出幅度較大墩頂位移時程響應的地震波相符，表明上述地震波均含有激起縮尺模型共振的頻率成分，其中以Wenchuan-NS波為最，說明地震動特性對CFST箱形疊合墩的地震響應有顯著影響。

3.4 地震動強度對地震響應的影響

根據3.3節結果，選擇Wenchuan-NS地震波按照0.05 g的增量逐級對模型進行激勵，以探究地震動強度對CFST箱形疊合墩地震響應的影響。由于縮尺試驗模型高度較高，當輸入地震波的PGA超過0.35 g時，振動臺承受的力矩超過其抗傾覆力矩，無法繼續加載。

圖11和圖12分別為不同強度地震動激勵下試驗模型的墩頂加速度、墩頂位移時程曲線和響應峰值。可以看出，墩頂加速度響應和位移響應隨地震動強度增大幾乎呈線形增大，墩頂加速度出現了明顯的放大現象；將墩頂加速度響應與臺面輸出加速度的比值定義為墩頂動力放大系數，由圖可知隨著Wenchuan-NS地震動強度的增大，由于試驗模型始終處于彈性工作狀態，其墩頂動力放大系數基本保持在6左右。

圖 11 不同強度地震動作用下墩頂響應時程曲線Fig.11 Time history curve of pier top under different intensities of ground motion

圖12 墩頂響應峰值隨地震動強度變化趨勢圖Fig.12 Trend chart of peak response of pier top along with intensity of ground motion

圖13和圖14分別為不同強度地震動激勵下縮尺試驗模型墩底鋼管和外包混凝土的應變增量時程曲線和應變增量峰值。由圖可知，墩底鋼管和外包混凝土的應變增量峰值隨地震動強度增大而線性增大，當Wenchuan-NS地震波的PGA增加到0.35 g時，墩底鋼管最大拉應變增量為89 με，最大壓應變增量為?98 με，墩底外包混凝土最大拉應變增量為95 με，最大壓應變增量為?101 με。考慮到試驗模型自重產生的初始應變，整個試驗過程中縮尺試驗模型墩底截面大部分處于受壓狀態，外包混凝土應變小于C30混凝土極限拉應變，墩身表面未發現裂縫，結構保持彈性工作狀態。圖14(b)繪制了墩底截面的應變分布情況，可以看出CFST箱形疊合墩試驗縮尺模型的截面應變分布滿足平截面假定，地震作用下外包混凝土、鋼管和混凝土腹板變形協調，說明各組成部分的協同工作性能良好。

圖13 不同強度地震動作用下墩底應變時程曲線Fig.13 Strain time-history curves at pier bottom under different intensities of ground motion

4 原型橋墩的非線性地震響應分析

4.1 單向地震作用下橋墩非線性地震響應分析

為進一步探究CFST箱形疊合墩在強震作用下的非線性響應特性和破壞模式，采用第2節提出的有限元建模分析方法，建立臘八斤特大橋11號主墩的有限元模型，并考慮上部主梁和墩身的自重作用，同時沿橫橋向以0.05 g增幅輸入Wenchuan-NS地震波，進行原型橋墩的非線性時程響應分析。限于篇幅，本文僅給出PGA=0.75 g時原型橋墩墩頂位移時程曲線和墩底剪力時程曲線。如圖15所示，當PGA=0.75 g時，墩頂最大位移為928 mm(t=22.58 s)，墩底最大剪力為14 966 kN (t=23.12 s)，墩頂位移和墩底剪力達到峰值的時刻十分接近。

圖15 PGA=0.75 g地震動作用下原型橋墩地震響應Fig.15 Seismic response of prototype bridge pier under PGA=0.75 g ground motion

圖16繪制了墩頂位移響應峰值和墩底應變響應峰值隨輸入地震動PGA變化的趨勢圖。由圖16可知，當PGA=0.30 g時，原型橋墩墩底截面外包混凝土最大拉應變為186 με，超過了C30混凝土的極限拉應變(100 με)，混凝土發生開裂。當PGA=0.75 g時，墩底截面鋼管應變達到1684 με，發生屈服；外包混凝土最大壓應變為?1683 με，未達到混凝土的壓潰應變(?3300 με)，還可以繼續承載。此時墩身不同高度處應變響應峰值的分布如圖17所示。可知橫橋向地震作用下CFST箱形疊合墩的鋼管和外包混凝土應變均由墩頂向墩底增大，墩底處鋼管最先出現屈服，塑性鉸出現在墩底區域。

圖16 原型橋墩響應峰值隨地震動強度變化趨勢圖Fig.16 Trend chart of peak response of prototype bridge pier along with intensity of ground motion

圖17 PGA=0.75 g地震動作用下原型橋墩應變分布圖Fig.17 Strain distribution diagram of prototype bridge pier under PGA=0.75 g ground motion

4.2 雙向地震作用下橋墩非線性地震響應分析

為研究雙向地震作用對CFST箱形疊合墩地震響應的影響，先分別沿橫橋向和縱橋向輸入Wenchuan-NS地震波(PGA=0.59 g)和Wenchuan-EW地震波(PGA=0.65 g)，然后再雙向(橫橋向+縱橋向)同時輸入地震波，比較單向地震和雙向地震作用下原型橋墩非線性地震響應結果的差異。圖18比較了單、雙向地震作用下原型橋墩墩頂位移時程曲線，其中圖18(a)比較了橫橋向輸入Wenchuan-NS地震波時的墩頂位移響應，圖18(b)為縱橋向輸入Wenchuan-EW地震波時的結果，圖18(c)則比較了從墩頂上部俯視時的位移軌跡。表9對比了兩種情況下的響應峰值。

圖18 單、雙向地震作用下原型橋墩墩頂位移響應對比Fig.18 Comparison of displacement response of prototype piers under unilateral and bilateral earthquakes

由圖18和表9可知，由于結構橫橋向和縱橋向抗推剛度的顯著差異，雙向地震同時作用下原型橋墩的位移軌跡以橫橋向為主振方向，且相比在橫橋向和縱橋向單獨輸入地震激勵，墩頂橫橋向和縱橋向的最大位移響應分別增大了約4%和6%；與之相應，墩底橫橋向和縱橋向的最大剪力分別增加了約2%和4%，最大彎矩均增加了約1%。以上結果表明與單向地震動作用相比，雙向地震作用下CFST箱形疊合墩的結構響應變化不大，內力最大變化量僅為4%，因此，在進行CFST箱型疊合墩的抗震分析時，可只沿縱橋向和橫橋向分別輸入水平地震動。

表9 單向與雙向地震作用下原型橋墩地震響應對比Table9 Comparison of seismic response of prototype bridge piers under unilateral and bilateral earthquakes

5 結論

本文以臘八斤特大橋11號主墩為原型，開展了CFST箱形疊合墩振動臺縮尺模型的設計與試驗，同時基于OpenSEES軟件平臺建立了采用纖維單元的空間桿系非線性有限元模型，進行強震作用下非線性地震響應分析，得到主要結論如下：

(1)縮尺試驗模型與原型橋墩的橫橋向一階基頻比值為5.98∶1，縱橋向一階基頻比值為6.10∶1，與理論頻率相似比5.75∶1的誤差在7%以內，驗證了本文設計的振動臺縮尺模型的正確性。

(2)采用基于纖維梁柱單元模擬鋼管混凝土疊合柱肢和鋼筋混凝土腹板、并通過彈性梁柱單元連接柱肢和腹板的有限元建模方法能比較準確地反映CFST箱形疊合墩的動力特征和地震響應特性，可用于實際工程中此類組合橋墩的抗震分析。

(3)E2罕遇地震設計地震動作用下，CFST箱形疊合墩表現出良好的抗震性能。墩底塑性鉸截面大部分處于受壓狀態，墩身表面未發現裂縫，結構處于彈性工作狀態。外包混凝土、鋼管和混凝土腹板變形協調，各組成部分的協同工作性能良好。

(4)地震動特性尤其是地震動中含有激起橋墩共振頻率成分的多寡對CFST箱形疊合墩的地震響應有較大影響。在保持輸入地震波具有相同PGA的前提下，墩頂加速度和位移最大響應工況的數值可分別為最小地震響應工況的1.8倍和5.4倍，說明在進行CFST箱形疊合墩的抗震分析時應盡可能選擇多組地震波以充分反映結構地震響應的特性。

(5)CFST箱形疊合墩的墩頂加速度響應、墩頂位移響應、墩底鋼管和外包混凝土的應變響應隨著地震動強度的增加基本呈線性增加；墩頂加速度動力放大系數約為6，且隨著地震動強度的增大基本保持不變。

(6)橫橋向地震作用下，CFST箱形疊合墩的鋼管和外包混凝土應變均由墩頂向墩底增大，墩底截面的外包混凝土最先發生開裂，接著鋼管出現屈服，塑性鉸出現在墩底區域。

(7)相比縱橋向和橫橋向地震單獨作用，縱橋向和橫橋向地震同時作用對CFST箱形疊合墩的地震響應影響較小，墩頂位移響應與墩底最大水平剪力僅分別增大約6%和4%，說明在進行CFST箱形疊合墩的抗震分析時，可分別考慮只沿縱橋向和橫橋向輸入水平地震動。