不同連接構造的預制拼裝鋼管混凝土橋墩數值模擬與地震響應特點

陳挺地, 王勝斌, 馮克巖, 李建中

(1. 同濟大學 土木工程防災國家重點實驗室, 上海 200092;2. 安徽省交通規劃設計研究總院股份有限公司, 合肥 231262; 3. 天津市政工程設計研究總院有限公司, 天津 300392)

預制拼裝技術因具有施工工期短、環境污染小等特點,在建筑和橋梁領域得到了廣泛的應用[1-3]。而隨著國內外對“快速橋梁建設”要求[4]的提出,結合預制拼裝技術的橋梁下部結構施工方法和工藝也廣泛受到學者和設計者的關注[5-6]。

與傳統鋼筋混凝土橋墩相比,鋼管混凝土(concrete filled steel tube,CFT)橋墩具有承載力高、滯回耗能強和震后低損傷等優點[7-8],且易與預制拼裝橋墩技術結合,方便施工。文獻指出,預制拼裝橋墩結構的抗震性能主要取決于預制橋墩與基底的節點連接特性[9-10]。為了使預制橋墩與傳統的現澆橋墩具有相同的承載力、變形能力和耗能能力,需要對連接部位采取一定措施以防止受拉構件錨固失效[11]。

Goto等[12]較早地對“承插連接”(socket connection,SC)鋼管混凝土橋墩在水平加載作用下的力學性能進行研究。隨后,Stephens等[13-14]提出了若干節點構造細節以改善承插連接節點的傳力機理,并試驗發現:在水平地震力的作用下,承插連接墩底部會出現鋼管局部屈曲,并發生鋼管撕裂破壞。可見,承插連接橋墩損傷主要集中在墩底,在分析中需考慮這種損傷。為此,Goto等[15-16]建立了考慮墩底損傷的三維實體有限元橋墩模型。Shen等[17]則采用纖維梁-柱單元建立模型,在插入承臺鋼管與承臺混凝土的接觸面,采用設置接觸彈簧來模擬擠壓和摩擦等行為。為了提高計算效率,Stephens等[18]在墩底設置零長度纖維單元模擬鋼管屈曲、屈曲后撕裂以及鋼管與承臺混凝土的黏結滑移。

此外,為了增強結構的耗能能力以及自復位能力,學者提出了同時采用預應力筋以及耗能鋼筋的“混合連接”(hybrid connection,HC)構造[19]。此類橋墩一方面具有“混合搖擺”的力學特性,能在地震中表現出小損傷的特性[20];另一方面,借用加固墩身的理念(如超高性能混凝土[21]、纖維增強聚合物包裹[22]或鋼管混凝土加固[23-24]),解決了傳統鋼筋混凝土“搖擺墩”墩底易損傷的缺點。其有限元模型需要考慮接縫處的搖擺現象,如今常采用多彈簧接觸模型模擬接縫的搖擺行為[25],能取得令人滿意的計算效率和精度。

目前,針對兩種橋墩的抗震研究主要集中在擬靜力作用下的性能評估,但對于動力作用下的響應特點鮮有研究,且SC連接方式的橋墩,內部設置預應力對其地震響應的影響也未有詳細分析。為此,本文以承插連接和混合連接的兩種無黏結預應力鋼管混凝土橋墩為研究對象,介紹了各自連接細部構造,并結合運動特征分別建立數值分析模型,其中,承插連接橋墩模型能模擬出鋼管屈曲、屈曲后撕裂和鋼管入承臺部分與周圍混凝土黏結滑移,而混合連接鋼管混凝土橋墩模型能考慮接縫搖擺等非線性行為。基于已完成的擬靜力試驗,驗證兩個橋墩模型的有效性。最后,結合一座4跨連續梁橋,選取10條實際地震記錄作為輸入,對比了地震作用下兩種橋墩的動力響應特點,為實際橋梁工程設計提供參考依據。

1 預制拼裝鋼管混凝土橋墩構造

承插連接鋼管混凝土橋墩典型構造如圖1所示。承臺中預留插槽,預制鋼管混凝土墩身插入承臺內部,鋼管在墩底截面不斷開。需注意,以往的承插連接的鋼管混凝土橋墩并不設置預應力筋(以下簡稱為無預應力承插式鋼管混凝土橋墩),僅依靠上部結構恒載提供較小自復位趨勢,而本文在此連接結構的基礎上引入無黏結預應力筋增強其自復位效果,即在橋墩中心預留預應力筋孔道,內部設置后張無黏結預應力筋,提高結構自復位能力。此橋墩的鋼管不僅對內部核心混凝土提供約束,提高混凝土的抗壓性能,還同時在地震作用時與混凝土共同作用,抵抗水平力產生的彎矩,并在自身鋼材屈服后提供耗能能力。但隨著側向位移的增大,橋墩受壓側鋼管易發生屈曲并鼓出,此時該區域鋼管對同樣處在受壓側的混凝土幾乎沒有約束作用,導致結構水平承載力下降。

圖1 承插連接鋼管混凝土橋墩Fig.1 Concrete filled steel tube column with socket connection

混合連接的鋼管混凝土橋墩典型構造如圖2所示。橋墩主體為預制鋼管混凝土柱,底部設有伸出墩底截面的耗能鋼筋,并通過波紋管灌漿與承臺連接。可見,鋼管在墩底處斷開,不與混凝土共同抵抗彎矩,僅對核心混凝土產生約束作用。此外,橋墩截面中心處同樣設置后張預應力筋,因此,地震作用下,混合連接的鋼管混凝土橋墩具有“混合搖擺”的力學特性:耗能鋼筋提供滯回耗能能力,減小結構響應;結構自重和預應力筋提供“恢復力”,有效減小結構的殘余位移。

圖2 混合連接鋼管混凝土橋墩Fig.2 Concrete filled steel tube column with hybrid connection

2 橋墩數值模型

為研究無黏結預應力鋼管混凝土橋墩在承插連接與混合連接下地震響應,需采用OpenSees開源平臺建立了兩種連接構造下的鋼管混凝土橋墩有限元模型。

2.1 承插連接橋墩模型

承插連接鋼管混凝土橋墩數值模型需能再現出加載過程中,鋼管入承臺部分與周邊混凝土的黏結滑移、鋼管局部屈曲效應以及屈曲后撕裂等過程。為此,本章采用OpenSees的纖維單元,建立能考慮上述接觸和損傷過程的鋼管混凝土橋墩空間有限元模型,如圖3(a)所示。墩身主體采用纖維梁單元模擬,纖維劃分如圖3(b)“纖維劃分Ⅰ”所示。其中鋼管纖維采用彈塑性滯回本構,以模擬鋼材的滯回耗能,如圖3(d)所示。假定無黏結預應力筋始終處于彈性狀態,采用桿單元模擬。

圖3 SC橋墩有限元模型示意圖Fig.3 Details of SC column finite element model

由于承插連接的構造特點,橋墩截面鋼管與混凝土會共同參與縱向受力,此外,鋼管還要側向約束內部核心混凝土,因此,處于兩向受拉狀態,韓林海[26]針對這種現象進行研究,提出了韓林海本構以描述這種約束狀態下的混凝土應力-應變關系。本文采用韓林海本構模擬墩身截面混凝土纖維,如圖3(c)所示。

如前所述,采用承插式連接的鋼管混凝土橋墩,在地震作用下,鋼管與核心混凝土共同抵抗地震產生的彎矩,橋墩底部鋼管一側受拉,一側受壓,受壓側鋼管會發生局部屈曲,如圖4(a)所示。在鋼管發生局部屈曲后,在屈曲范圍內不能對核心混凝土形成有效約束。為了考慮鋼管局部屈曲效應,本文采用零長度纖維單元模擬鋼管屈曲效應,具體模擬方法如下:

(a) 鋼管屈曲鼓出

(b) 鋼管環向裂縫圖4 承插連接橋墩試件試驗現象Fig.4 Experimental phenomenon on SC specimen

(1) 有限元模型中在墩底設置一零長度纖維單元,其截面纖維劃分如圖3(b)中“纖維劃分Ⅱ”

(2) 鋼管纖維的應力-應變關系采用理想彈塑性本構,初始剛度等于鋼材彈性模量Es,屈后剛度取為0.01Es。

(3) 假設局部屈曲對鋼管的影響可由應力下降模擬,采用Shen等提出的考慮鋼管局部屈曲的鋼管纖維應力-應變關系,如圖5所示,即在第三象限,當鋼管纖維壓應變達到屈曲應變εb1時,應力進入下降段,εb1由Denavit提出的公式計算[27]

圖5 考慮屈曲、撕裂的鋼管本構Fig.5 Steel tube constitutive relationship

(1)

式中:εb1為屈服應變;D為橋墩直徑;t為鋼管厚度;Fy為鋼材屈服強度。應力下降至σb2后保持恒定,此時屈曲應力σb2和對應的屈曲應變εb2由下式計算

σb2=ασb1

(2)

(3)

式中,α為鋼管屈曲應力下降系數,本文取α=0.6。

(4) 假設鋼管局部屈曲的高度為Lb,Stephens等[18]建議Lb取為8倍鋼管厚度。在鋼管局部屈曲范圍內,不考慮鋼管對混凝土的約束,混凝土應力-應變關系取無約束素混凝土本構。

(5) 地震作用下橋墩插入承臺凹槽部分的鋼管與承臺凹槽壁會發生黏結滑移,降低結構剛度。本文采用鋼管纖維等效自由變形長度Le模擬這種黏結滑移效應,即假設承臺以下鋼管纖維應變均勻分布于等效自由變形長度Le中。Stephens等建議Le取為0.78倍承插深度。

(6) 轉化鋼管纖維和無約束素混凝土纖維的應力-應變關系為力-位移關系。對于鋼管纖維截面,應力乘以鋼管纖維對應面積,應變乘以鋼管等效自由變形長度Le;對于混凝土纖維,應力乘以混凝土纖維對應面積,應變乘以鋼管屈曲高度Lb,得各自力-位移關系。

此外,承插連接橋墩鋼管在往復加載過程時發生局部屈曲后,還會在屈曲鼓出位置發生撕裂,如圖4(b)所示。在有限元模型中,鋼管的撕裂同樣通過應力下降的方式予以考慮,如圖5第一象限所示,假設當鋼管纖維應變大于撕裂應變εt時,應力降為0,其中,εt取為極限拉應變εu的2/3,以考慮鋼管受低周疲勞荷載作用。此處需要說明的是,后續分析只將εt作為結構損傷的判斷依據,對橋墩鋼管撕裂后的性能不作研究。

2.2 混合連接橋墩模型

對于混合連接鋼管混凝土橋墩,從鋼管與內部混凝土協同工作角度出發,墩身可分為上下兩部分,分別采用不同纖維梁截面單元進行模擬。墩身下部截面由于墩底鋼管與承臺中斷,且鋼管與內部核心混凝土存在連接滑移,因此,鋼管不承受縱向拉、壓應力,僅對混凝土起約束作用,故墩身下部單元截面的纖維劃分不考慮鋼管,如圖6(c)所示。而墩身上部混凝土和鋼管共同作用,其截面纖維劃分需包含完整的鋼管與混凝土纖維,如圖6(b)所示。此外,墩身纖維截面的核心混凝土采用Mander提出的約束混凝土本構模型,鋼管采用鋼材彈塑性滯回本構模型,而預應力筋的模擬與承插連接鋼管混凝土橋墩相同。

圖6 HC橋墩有限元模型示意圖Fig.6 Details of HC column finite element model

耗能鋼筋由桿單元模擬,長度為無黏結加上兩端等效黏結滑移長度leu以模擬耗能鋼筋應變滲透的影響。其中,leu采用Palermo等[28]給出的公式計算

leu=0.022dsfy

(4)

LP=0.08L+0.022dsfy

(5)

式中,L為橋墩高度(m)。由于接觸面不能承受拉應力,接觸彈簧抗拉強度取為0。

2.3 擬靜力試驗驗證

為了驗證上述兩種橋墩數值模型的有效性,本文利用文獻[30]的試驗結果進行擬合。試件為兩個1/4.75縮尺比的橋墩模型,模型設計和主要尺寸如圖7所示。 承插連接鋼管混凝土試件(以下簡稱SC試件)與混合連接鋼管混凝土試件(以下簡稱HC試件)的橋墩凈高均為1.75 m,計算高度為2 m(承臺上表面至加載點的高度);橋墩直徑0.44 m,鋼管壁厚度為4 mm,內部填充C50核心混凝土,墩身中心線埋設聚乙烯管作為預應力孔道,直徑70 mm。恒載軸壓比為7%,預應力軸壓比為10%。SC試件的等效縱筋配筋率與HC試件縱筋配筋率均為3.6%。擬靜力試驗采用力-位移混合控制的加載制度,鋼管或耗能鋼筋屈服前采用力控制,屈服后變為位移控制,每一級加載進行3次往復循環。

(a) 試件尺寸

(b) 承插連接(SC)

(c) 混合連接(HC)圖7 試件設計圖(mm)Fig.7 Geometry of column specimens (mm)

根據本文第2章的模擬方法建立SC和HC試件有限元模型,對其進行往復推拉分析得到數值分析力-漂移比關系曲線,并與試驗結果進行對比,兩試件的各種響應對比結果如圖8所示。由圖8可知,有限元的各種模擬結果與試驗數據基本吻合,表明了纖維模型能夠較好地模擬出滯回荷載下,SC試件因鋼管屈曲、屈曲后撕裂和鋼管與承臺混凝土黏結滑移,以及HC試件接縫搖擺的力學行為對其力-漂移比關系的影響。

(a) SC試件滯回曲線

(b) HC試件滯回曲線

(c) 骨架曲線

(d) 殘余位移比

(e) 等效阻尼比圖8 數值計算結果與試驗數據比較Fig.8 Comparisons between numerical calculation results and experimental data

具體對比而言,兩試件的有限元模型能很好的捕捉到各自承載力-漂移率關系的骨架曲線如圖8(c)所示,在5.2%漂移率時,SC和HC試件有限元模型分析預測出承載力為247.8 kN和315.8 kN,與對應試驗結果誤差分別為6.0%和3.3%。對于與自復位能力有關的殘余位移比δra,有限元模型也能做出合理的預測。圖8(d)給出了兩試件殘余位移比δra的試驗和數值對比結果,其中δra定義為某加載等級下的殘余位移與加載位移的比值,按下式計算

(6)

式中:δre為殘余位移;δim為加載位移。對于SC試件,在加載漂移比在1.5%～4.5%區間內,數值和試驗的殘余位移吻合度較好;而漂移比大于4.5%后,數值計算的結果偏小。對于HC試件,δra的數值計算結果在所有漂移率下均略小于試驗結果(約10%),但整體增長較趨勢一致。兩試件的殘余狀態模擬結果偏小的主要原因是有限元模型中的鋼管或耗能鋼筋未考慮累計損傷的影響,減小了對殘余位移的貢獻,且混凝土進入塑性后的高度非線性也影響殘余狀態的預測。圖8(e)給出了有限元模型對于等效阻尼比的預測結果,其中ξeq按下式計算

(7)

式中,Ed和Es分別為每一圈滯回環耗散的能量以及儲存的彈性應變能。由圖8可知,SC試件有限元在漂移比大于1%時,與試驗的等效阻尼比結果吻合效果較好;而對于HC試件,采用有限元分析會一直略低估其耗能能力,即數值結果略小于試驗結果(約3%)。

綜上對比分析可見,所建立的數值模型能表征出兩種橋墩的滯回響應,滿足后續章節進行橋梁動力分析所需的精度要求。

3 鋼管混凝土橋墩橋梁地震反應特點

本章以一座4跨連續梁橋為研究對象,其橋型尺寸如圖9所示。每跨跨度為30 m,縱橋向,3#墩為固定墩,采用固定支座,其余橋墩為活動墩,采用球鋼支座;橫向固結。主梁采用預應力小箱梁,一期恒載為19.3 t/m,二期恒載為6.11 t/m,下部結構為鋼管混凝土獨柱墩以及承臺樁基礎,墩高8 m,直徑1.6 m,鋼管壁厚1.6 cm。橋墩自重軸壓比約為8%,預應力筋配筋率為0.6%,預應力軸壓比為10%。

圖9 橋型布置圖(m)Fig.9 Prototype bridge overview (m)

為了比較插承式連接鋼管混凝土橋墩橋梁和混合連接鋼管混凝土橋梁墩橋梁的地震反應特點,以圖9所示的橋梁為背景,分別考慮以下三種橋墩工況:① 采用插承連接預應力鋼管混凝土橋墩(以下簡稱SC橋墩);② 采用混合連接預應力鋼管混凝土橋墩(以下簡稱HC橋墩);③ 采用無預應力承插連接鋼管混凝土橋墩(以下簡稱SCP0橋墩),建立上述三種工況下橋梁的空間動力模型。三種工況橋墩的截面尺寸、高度以及鋼管壁厚度均相同。SC、SCP0橋墩承插深度為1.5 m,鋼管對應的等效縱筋配筋率為4%;HC橋墩墩底接縫截面耗能鋼筋布置為64φ40,配筋率與SC和SCP0橋墩等效縱筋配筋率相等,約為4.0%。

采用非線性分析軟件OpenSees建立橋梁空間有限元模型,如圖10所示。主梁和蓋梁均為C50混凝土澆筑,在地震中保持彈性,采用線彈性單元模擬。橋墩采用C50混凝土以及q235鋼管材料,SC和HC橋墩采用彈塑性纖維單元模擬,具體模擬方法以及采用的混凝土與鋼材料本構與第2章介紹的橋墩數值模型模擬方法相同。SCP0橋墩模型通過將SC橋墩模型預應力筋面積取為0得到。對于固定支座,固定方向采用主從約束模擬,活動支座采用雙線性理想彈塑性彈簧單元模擬,摩擦因數取0.03[31]。

圖10 橋梁有限元模型示意圖Fig.10 Bridge finite element model overview

從美國太平洋地震研究中心選取10條地震中實際記錄的遠場(斷層距Rrup>90 km)地震動作為地震動輸入,其特征如表1所示。10條地震動PGA調為0.2g后繪制其加速度反應譜及其均值譜如圖11所示。

表1 地震動時程特征Tab.1 Ground motions’characteristics

圖11 地震動加速度反應譜Fig.11 Acceleration response spectrum

對SC、HC和SCP0三種形式的單墩進行橫向Pushover分析,得到主要損傷狀態與漂移比關系如表2所示。表中的極限漂移比定義為鋼管撕裂、耗能鋼筋拉斷、預應筋屈服或核心混凝土壓碎對應的漂移比。由表可知當漂移比小于1%時,三種橋墩均處于線彈性范圍;而SC與SCP0橋墩在漂移比為2%左右發生鋼管屈曲。

表2 橋墩損傷狀態與漂移比對應關系Tab.2 Relationships between damage status and drift ratio

將PGA分別調幅至0.1g～0.8g,作為結構的“橫橋向”地震動輸入。初步分析可以表明,2#墩橫橋向地震響應最大,故選取2#墩響應結果進行結果討論。圖12(a)給出了橋梁分別采用SC、HC和SCP0橋墩時,2#墩的最大漂移率均值隨PGA的變化情況。由圖12可知,當PGA < 0.2g時,三種橋墩的最大漂移率均小于1%,由表2可知,此時,三種橋墩鋼管或耗能鋼筋均未屈服,結構保持彈性。因彈性階段,墩頂最大位移主要取決于結構的初始剛度,而三條曲線幾乎重合,表明三種橋墩具有接近的初始剛度。

(a) 最大漂移比

(b) 殘余漂移比圖12 地震響應平均值隨PGA變化曲線Fig.12 Average seismic responses curves

當PGA達到0.2g～0.4g時,SC和SCP0橋墩鋼管最先屈服,而HC橋墩耗能鋼筋也在PGA超過0.3g時屈服(圖12(a)中圓形標記),三個橋墩均進入塑性階段,且漂移率響應較一致。此時橋墩最大漂移比主要依賴于墩身屈后剛度與滯回耗能。由于此時,SC和SCP0橋墩尚未發生鋼管屈曲,鋼管等效縱筋配筋率與HC橋墩耗能鋼筋配筋率也相等,可認為該階段三種橋墩的耗能能力和屈后剛度差異小。

當PGA在0.4g～0.6g區間時,SC和SCP0橋墩分別在0.40g和0.43g時,發生鋼管屈曲(圖12(a)中方形標記),結構剛度以及耗能能力下降。SC橋墩中的預應力筋會增加鋼管受壓側的應力,使SC橋墩略先于SCP0橋墩發生屈曲,引起剛度以及滯回能力更早退化,響應位移響應增大,當PGA = 0.6g時,SC橋墩最大漂移率較SCP0和HC分別大15%和33%。此外,鋼管屈曲導致結構受力性能差異逐漸明顯,其中,HC橋墩墩身未屈曲,位移響應較小,表明結構仍保持足夠的屈后剛度。

當PGA>0.6g時,圖12(a)中的SCP0橋墩對應的曲線出現明顯拐點,這是由于SCP0未有預應力筋,鋼管屈曲后不能提供充足剛度,結構承載力瞬間進入下降段。在PGA為0.8g時,兩橋墩均已達到極限漂移比,鋼管發生撕裂,且SCP0橋墩最大位移響應超過SC橋墩;HC橋墩具有良好的塑性變形能力,在PGA為0.8g時仍未達到鋼筋斷裂極限漂移比,仍為結構提供滿意的耗能能力,使HC橋墩漂移比遠小于SC和SCP0橋墩。

圖12(b)給出了橋梁分別采用SC、HC和SCP0橋墩時,2#墩的殘余漂移比均值隨PGA的變化。圖中可以看出,PGA<0.3g時,三種橋墩殘余位移均小于0.1%,可忽略不計。而當PGA增大到0.4g時,三種橋墩震后殘余漂移比大小關系為:SC>SCP0>HC。由前面的分析可知,此時,SC和SCP0橋墩鋼管開始發生屈曲,略微減小了橋墩自復位的能力。不過,總體而言,當PGA < 0.5g時,SC和SCP0橋墩殘余位移差異較小,表明是否采用預應力對承插式橋墩的自復位能力影響不大。

當PGA增大到0.5g以上時,三種橋墩震后殘余漂移比關系變化為:SCP0 > SC > HC。可見,因為SCP0橋墩沒有預應力筋,只依靠上部結構重力提供少量自復位趨勢不足以使橋墩擁有優異的自復位性能,且隨著墩頂水平位移增大,重力易轉變為傾覆力矩;相比而已,SC橋墩中預應力筋提供的自復位能力,會隨著水平位移增大而逐步明顯。HC橋墩的搖擺機同樣能為其提供滿意的自復位能力,殘余漂移率均小于0.2%。

圖13給出了橋梁分別采用SC、HC和SCP0橋墩時,2#墩在1號地震動(分別將PGA = 0.1g、0.4g和0.7g)橫橋向輸入下的位移時程曲線。當PGA = 0.1g時,三種橋墩時程曲線幾乎一致,且無明顯殘余位移證實了結構處在彈性范圍且剛度較接近。當PGA = 0.4g時,HC橋墩位移時程曲線仍與PGA = 0.1g時相似;SCP0橋墩尚未達到屈曲漂移比(1.26%,表2),殘余位移較小,約為0.4%;但SC橋墩在38 s時,漂移比接近2%,鋼管發生屈曲,此后,漂移率響應逐漸負向偏移,產生較明顯的殘余位移(約0.9%)。當PGA = 0.7g時,SC和SCP0橋墩發生較大損傷,在40 s時,時程曲線波峰波谷出現的頻率降低,表明結構剛度退化明顯,響應結束后的殘余位移分別達到了2.0%和3.9%;HC橋墩位移曲線形狀與小震(PGA = 0.1/0.4g)時相比,無明顯變化,保持良好的抗震性能。

圖13 橋墩漂移比時程曲線Fig.13 Drift ratio time history curve

通過以上分析比較,對SC、HC和SCP0橋墩橋梁地震反應特點總結如下:① HC橋墩的搖擺機制提供了良好的自復位能力,地震下橋梁結構的殘余位移較小,屬于低損傷結構;② SC橋墩中的預應力筋易引起鋼管更早屈曲,弱化結構的自復位性能,在PGA = 0.4g時,其殘余位移在三種橋墩中最大,但預應力筋可為橋墩提供自復位能力,在PGA > 0.5g時,有效減小殘余位移;③ 不設置預應力筋的SCP0橋墩,僅由上部結構自重提供自復位趨勢,在地震PGA > 0.5g時,產生了最大的殘余位移。

4 結 論

本文以承插連接和混合連接兩種連接形式的預應力節段拼裝鋼管混凝土橋墩為研究對象,進行了數值模擬研究,結合一座4跨連續梁橋進行非線性動力分析,得出如下結論:

(1) 承插連接橋墩震后損傷表現為鋼管受壓屈曲和受拉撕裂,且發生屈曲后,橋墩耗能能力、結構剛度和自復位能力明顯下降,表明有限元數值分析時應考慮鋼管屈曲的影響;而混合連接鋼管混凝土橋墩的震后損傷表現為墩底接縫擠壓破壞,因此,數值分析需模擬出搖擺接縫張開后的搖擺行為。

(2) 建立的考慮承插連接橋墩鋼管受壓屈曲和受拉撕裂、混合連接鋼管混凝土橋墩墩底接縫搖擺效應的有限元模型能較好地再現出承插連接鋼管混凝土橋墩和混合連接鋼管混凝土橋墩的側向力-漂移率曲線、滯回耗能和殘余位移等響應,可作為橋梁結構動力響應計算的分析模型。

(3) 強震作用下(PGA >0.4g),混合連接鋼管混凝土橋墩性能優于承插連接橋墩,而在中小地震作用時(PGA ≤ 0.4g),兩者性能無明顯差異。強震時,承插連接橋墩發生鋼管屈曲,性能迅速退化,殘余位移明顯增大,在PGA = 0.8g時,殘余漂移比大于4%,而混合連接橋墩因搖擺特性,能一直保持良好的自復位性能,殘余位移小于0.2%。

(4) 與無預應力承插連接橋墩相比,預應力承插連接橋墩具有較強的自復位能力。在PGA < 0.5g時,采用預應力與否對承插連接橋梁的地震響應影響不大,但當PGA大于0.6g時,預應力的使用能夠有效減小殘余位移,減小殘余位移約38%。總體來看,采用預應力能夠改善承插連接鋼管混凝土橋墩的抗震性能,但需注意,雖然本文所選研究對象為量大面廣的連續梁橋,但針對不同設計參數下,兩種連接形式的橋墩及其橋梁抗震性能,仍需進一步探索,以擴展本文研究適用范圍。