鋼-混凝土組合箱梁剛構(gòu)橋彈塑性地震反應(yīng)分析

劉 軍，陳雙慶，付 磊

(1.湖南路橋建設(shè)集團(tuán)有限責(zé)任公司，湖南 長(zhǎng)沙 410075； 2.中南大學(xué) 土木工程學(xué)院，湖南 長(zhǎng)沙 410075；3.湖南文理學(xué)院，湖南 常德 415000)

連續(xù)剛構(gòu)橋因橋下凈空大、橋跨大、能節(jié)省橋墩支座的優(yōu)點(diǎn)，被大量應(yīng)用在實(shí)際橋梁工程中[1-5]，如圖1(a)、圖1(b)所示。以往傳統(tǒng)的連續(xù)剛構(gòu)橋，橋墩一般采用矩形、圓形或圓端形鋼筋混凝土橋墩，主梁一般采用鋼筋混凝土箱梁，結(jié)構(gòu)自重較大，延性和抗震性能相對(duì)較差，如圖1(c)所示。對(duì)于需要穿過(guò)深闊的峽谷，地況復(fù)雜山區(qū)的橋梁結(jié)構(gòu)，橋墩同時(shí)受到軸力和彎矩的共同作用，既要滿足極限承載力的要求，又要滿足橋墩在高速動(dòng)荷載下動(dòng)力性能的要求，還要滿足抗震的要求，因此要求橋墩柱要有足夠剛度和較好的延性和優(yōu)良的抗震性能[6-7]。

近年來(lái)，連續(xù)剛構(gòu)橋的抗震研究主要集中在對(duì)鋼筋混凝土橋墩-鋼筋混凝土預(yù)應(yīng)力梁連續(xù)剛構(gòu)橋進(jìn)行反應(yīng)譜動(dòng)力時(shí)程分析的線彈性計(jì)算、靜力彈塑性計(jì)算、基于桿件的纖維模型分析計(jì)算，且多數(shù)研究都基于實(shí)際工程為背景，如樊健生等[8]基于Opensees軟件對(duì)鋼筋混凝土橋墩與鋼-混凝土組合箱梁的組合剛構(gòu)橋進(jìn)行了靜力彈塑性研究，分析了地震波不同輸入方向和地震波隨機(jī)性對(duì)橋梁地震響應(yīng)的影響，并對(duì)橋梁最大位移響應(yīng)進(jìn)行評(píng)價(jià)和預(yù)測(cè)；周淑芬等[9]利用有限元軟件Midas Civil和XTRACT程序比較了鋼管混凝土橋墩和鋼筋混凝土橋墩非線性動(dòng)態(tài)時(shí)程分析的動(dòng)力特性與耗能性能，結(jié)果表明：鋼管混凝土橋墩可以很好地降低結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)，對(duì)結(jié)構(gòu)抗震較為有利，可以作為高地震烈度區(qū)域橋梁墩柱的理想形式，如圖1(d)所示。為此，綜合考慮經(jīng)濟(jì)因素和滿足剛度、承載力與抗震性能等要求，可采用圓端形鋼管混凝土橋墩代替鋼筋混凝土橋墩，因?yàn)橄嗤孛娉叽缦拢摴芑炷林蠕摻罨炷林某休d力和剛度高、延性好、抗震性能強(qiáng)，且很方便地通過(guò)焊接將組合梁底部與鋼管混凝土頂部固結(jié)。文華斌等[10]采用ANSYS有限元軟件進(jìn)行了圓鋼管混凝土格構(gòu)柱橋墩-鋼筋混凝土箱梁橋的動(dòng)力特性、反應(yīng)譜和動(dòng)力時(shí)程分析，考慮了地震波輸入方向和行波效應(yīng)的影響，探討了墩頂位移、墩底軸力、剪力和彎矩等內(nèi)力在地震作用下的特征，為工程的抗震設(shè)計(jì)提供了借鑒；胡靖等[11]基于試驗(yàn)和采用MIDAS建立的鋼管混凝土格構(gòu)柱高墩大跨連續(xù)剛構(gòu)橋有限元模型，分析了其動(dòng)力特性分析和地震響應(yīng)，評(píng)估了其抗震性能。綜上所述，地震作用下傳統(tǒng)的反應(yīng)普法僅關(guān)注承載力是否滿足抗震要求，基于桿件截面層次的纖維模型分析方法難以合理反映橋墩、組合箱梁中各材料之間的相互作用特性，也無(wú)法分析組合橋梁的地震耗能與其耗能機(jī)制。

(a)傳統(tǒng)的連續(xù)剛構(gòu)橋(日本下浜鮎川)

隨著組合剛構(gòu)橋在我國(guó)橋梁中應(yīng)用日益增多，為保證生命交通線的安全，需要進(jìn)行更加精細(xì)地計(jì)算和研究其抗震性能。為此，本文開(kāi)展工作如下：①在既有研究的基礎(chǔ)上，采用ABAQUS有限元軟件建立圓端形鋼管混凝土橋墩-鋼混凝土組合箱梁剛構(gòu)橋三維實(shí)體有限元模型；②開(kāi)展4種地震工況下組合剛構(gòu)橋地震彈塑性時(shí)程分析，探討各關(guān)鍵部位的絕對(duì)位移、絕對(duì)加速度、墩底剪力與鋼管、鋼箱梁、鋼筋、栓釘、混凝土的應(yīng)力應(yīng)變等變化規(guī)律，揭示橋墩鋼管與混凝土相互作用關(guān)系；③比較箱梁雙重組合作用、不同墩高和截面尺寸、地震作用方向等工況下組合剛構(gòu)橋耗能分配機(jī)理，為工程設(shè)計(jì)提供參考。

1 研究背景與設(shè)計(jì)條件

本文在文獻(xiàn)[12]中的組合剛構(gòu)橋既有研究基礎(chǔ)上，以圓端形鋼管混凝土橋墩-組合箱梁剛構(gòu)橋?yàn)檠芯繉?duì)象，組合剛構(gòu)橋由橋面主梁、墩柱和兩者之間的固結(jié)節(jié)點(diǎn)3部分組成，橋梁整體跨度和各構(gòu)件截面形狀尺寸如圖2所示，跨度為50 m+75 m+50 m三跨組合剛構(gòu)橋，橋墩柱采用圓端形鋼管混凝土墩柱，高度為40 m+60 m+60 m+40 m，截面尺寸為2.5 m×1.5 m，截面含鋼率為4%；橋面板采用變截面鋼-混凝土組合箱梁的形式，其中箱形組合梁在橋墩支座兩端各15 m的負(fù)彎矩區(qū)域的箱梁底部鋼板內(nèi)澆筑300 mm厚的混凝土和布置栓釘，既可以發(fā)揮混凝土抗壓作用，又可以提高鋼箱梁底板和腹板的穩(wěn)定性，從而使連續(xù)組合梁橋在中支座附近形成雙重的組合作用并減小鋼板厚度。

圖2 三跨組合剛構(gòu)橋整體尺寸和截面示意圖(單位：mm)

其中組合箱梁的總高度為2.8 m、寬度為7.5 m，箱梁上翼緣為變截面的混凝土橋面板，同時(shí)布置3排栓釘，并在負(fù)彎矩區(qū)域布置混凝土面板和7排栓釘，混凝土板的厚度為400 mm，縱向和橫向分別配φ22@200和φ16@200的受力鋼筋，腹板采用16 mm厚鋼板，高度為2 400 mm，箱梁底部鋼板厚度為24 mm，寬度為3 500 mm，并在箱梁內(nèi)部設(shè)置橫向隔板以提高箱梁的整體穩(wěn)定性。

結(jié)構(gòu)中混凝土采用C40，鋼材采用Q235，栓釘和鋼筋均采用HRB335，各材料屬性見(jiàn)表1。考慮橋梁結(jié)構(gòu)的自重，取重力加速度為9.8 m/s2，根據(jù)《公路橋涵設(shè)計(jì)通用規(guī)范》(CJJ D60—2015)[13]中公路-I級(jí)荷載的相關(guān)規(guī)定、《公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土橋涵設(shè)計(jì)規(guī)范》(JTGD62—2015)[14]中相關(guān)規(guī)定，本文所設(shè)計(jì)的主梁各部位的抗力和最大撓度均滿足規(guī)范設(shè)計(jì)要求。

表1 結(jié)構(gòu)模型材料屬性Table 1 Proportions of concrete mix材料類別密度/(kN·m-3)彈性模量/(N·mm-2)泊松比C40混凝土2 40032 4890.2Q235鋼管或鋼梁7 850206 0000.285HRB335栓釘或鋼筋7 850206 0000.285

2 組合剛構(gòu)橋有限元模型

2.1 有限元模型建立

考慮模型中鋼管與核心混凝土的套箍約束作用與地震荷載的損傷累計(jì)效應(yīng)，本文采用ABAQUS有限元軟件，材料本構(gòu)關(guān)系參考文獻(xiàn)[15]。在既有研究的基礎(chǔ)上，鋼-混凝土組合箱梁和框架的抗震性能在文獻(xiàn)[16]中做了有限元分析驗(yàn)證，均取得了良好的計(jì)算結(jié)果；參照相同的建模分析方法，采用實(shí)體單元(C3D8R)模擬混凝土柱、板，采用殼單元(S4R)模擬鋼管、鋼梁，橋面板中的鋼筋和栓釘分別采用桁架單元(T3D2)和梁?jiǎn)卧?B31)，建立三跨圓端形鋼管混凝土橋墩-鋼混凝土組合箱梁剛構(gòu)橋非線性三維實(shí)體有限元模型。

對(duì)全橋模型進(jìn)行抗震分析時(shí)，橋墩底部的邊界條件采用全固結(jié)的方式，即在圓端形橋墩柱底部對(duì)U1、U2、U3、UR1、UR2、UR3這6個(gè)方向的自由度進(jìn)行限制約束，而對(duì)橋墩柱與箱梁采用綁定(Tie)的約束方式，即橋墩柱與箱梁全固結(jié)；將組合梁受力筋與箍筋進(jìn)行合并(merge)，再與橋面板采用內(nèi)置(embedded region)約束形式；對(duì)于鋼管與混凝土柱的界面，采用庫(kù)倫摩擦型接觸，由切線方向的黏結(jié)滑移和法線方向的硬接觸構(gòu)成，摩擦系數(shù)取0.5，并采用有限滑移(finited sliding)以滿足計(jì)算效率。在進(jìn)行剛構(gòu)橋地震加載時(shí)，采用不同峰值加速度下地震波來(lái)分析組合剛構(gòu)橋三維實(shí)體有限元模型在各種設(shè)防烈度等級(jí)下的彈塑性動(dòng)力性能時(shí)程反應(yīng)。有限元模型如圖3所示。

圖3 三跨剛構(gòu)橋有限元模型

2.2 模態(tài)分析

圓端形鋼管混凝土橋墩-鋼混凝土組合箱梁剛構(gòu)橋模態(tài)分析的前4階陣型的特征值、圓頻率、固有頻率和廣義質(zhì)量見(jiàn)表2。本文中主要給出了前4階模態(tài)分析的結(jié)果，前4階典型的陣型基本均表現(xiàn)出整體振動(dòng)的特性，第一階陣型和第二階陣型均為地震波輸入向X軸方向的平動(dòng)，第三階陣型和第四階陣型表現(xiàn)為X軸向平動(dòng)和Z軸向的整體單波形扭轉(zhuǎn)振動(dòng)。前4階陣型圖如圖4所示。

圖4 剛構(gòu)橋前4階陣型

表2 結(jié)構(gòu)模型的自振頻率Table 2 Natural vibration frequency of structural model陣型編號(hào)特征值圓頻率ω固有頻率f廣義質(zhì)量11.81.30.21 867.123.11.70.32 443.237.82.70.41 003.3430.75.50.9688.1

2.3 阻尼參數(shù)設(shè)置

ABAQUS有限元軟件在對(duì)結(jié)構(gòu)動(dòng)力彈塑性分析中通常使用Rayleigth阻尼[15]：

[C]=α[M]+β[K]

(1)

其中，[C]為阻尼矩陣；[M]為質(zhì)量矩陣；[K]為剛度矩陣。通過(guò)模態(tài)分析，可計(jì)算出結(jié)構(gòu)的圓頻率(ωi，ωj)，取值見(jiàn)表2；α和β分別為與質(zhì)量成比例和與剛度成比例的Rayleigth阻尼系數(shù)，按照下式計(jì)算，取阻尼比ξi=ξj=0.03，可得α=0.04、β=0.02。

(2)

3 全橋結(jié)構(gòu)彈塑性時(shí)程分析原理

對(duì)本文中的剛構(gòu)橋進(jìn)行地震加載時(shí)，采用不同峰值加速度下地震波來(lái)分析在各種設(shè)防烈度等級(jí)下的地震作用的彈塑性動(dòng)力性能時(shí)程反應(yīng)，按照《公路橋梁抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(JTG/T 2231-01—2020)[17]中的相關(guān)規(guī)定，可對(duì)地震動(dòng)進(jìn)行比例調(diào)幅，將實(shí)際地震記錄的峰值加速度[a(t)max]折算成所需的基本烈度即可使用。本章選取地震波類型為EL-Centro波(N-S)，見(jiàn)表3，地震波持續(xù)時(shí)間為20 s，調(diào)整之后的峰值加速度分別為100、200、300和400 Gal，見(jiàn)圖5。

表3 所選用地震波Table 3 Seismic waves are selected地震波名稱方向日期加速度峰值/Gal時(shí)間間隔/sEL-Centro波N-S1940-5-18341.70.02

圖5 EI-Centro波N-S向在各種地震烈度下的地震動(dòng)加速度

全橋結(jié)構(gòu)在橫橋向(X向)地震波輸入下的振動(dòng)方程為[29]：

(3)

4 組合剛構(gòu)橋地震分析結(jié)果

4.1 橫橋向地震作用下絕對(duì)位移和加速度時(shí)程響應(yīng)分析

4種地震烈度下各關(guān)鍵部位處的水平位移和加速度時(shí)程曲線對(duì)比分別見(jiàn)圖6和圖7，最大絕對(duì)位移、加速度值和發(fā)生時(shí)間見(jiàn)表4?？芍孩?種地震烈度下正、負(fù)向的絕對(duì)最大位移和加速度表現(xiàn)出一致的規(guī)律，即接近跨中部位的位移較邊跨的大，為最不利部位；橋面板的絕對(duì)加速度要大于邊跨和中跨橋墩；②邊跨橋墩的正向絕對(duì)最大位移發(fā)生的時(shí)刻較為接近，基本在11.2～14.2 s范圍內(nèi)；地震強(qiáng)度越大，負(fù)向最大絕對(duì)位移發(fā)生時(shí)刻要早，分別為13.3、12.7、4.5、4.4 s；中跨橋墩和橋面板中心點(diǎn)的正、負(fù)向最大絕對(duì)位移發(fā)生時(shí)刻均比較接近。

圖6 剛構(gòu)橋各關(guān)鍵部位處的絕對(duì)位移時(shí)程曲線

圖7 剛構(gòu)橋各關(guān)鍵部位處的絕對(duì)加速度時(shí)程曲線

4.2 橫橋向地震作用下柱底剪力時(shí)程反應(yīng)

四種地震烈度下邊跨和中跨墩底的剪力時(shí)程曲線對(duì)比見(jiàn)圖8，剪力和其墩頂絕對(duì)位移的關(guān)系曲線見(jiàn)圖9，最大剪力值和對(duì)應(yīng)時(shí)刻見(jiàn)表5?？芍孩龠吙缍盏椎姆逯导袅笥谥锌缍盏椎姆逯导袅?，且邊跨墩底的峰值剪力發(fā)生的時(shí)刻均滯后于中跨墩底，地震烈度越大，對(duì)中跨墩底峰值剪力發(fā)生時(shí)刻的影響要大于邊跨墩底；②隨著地震烈度的增大，對(duì)于邊跨墩底的峰值剪力，后者相對(duì)前者分別增大1.7、1.4和1.2倍，而對(duì)于中跨墩底的峰值剪力，分別增大2.1、1.3和1.3倍；③邊跨、中跨墩底的總剪力和其墩頂絕對(duì)位移的滯回環(huán)主要呈現(xiàn)在二四象限內(nèi)，都相對(duì)較為扁平，但在400 Gal地震波作用下，其滯回環(huán)相對(duì)前3種都飽滿。

圖8 剛構(gòu)橋墩底剪力時(shí)程曲線

表4 不同烈度等級(jí)地震作用下邊跨、中跨橋墩頂和橋面板最大絕對(duì)位移和加速度值Table 4 Maximum absolute displacement and acceleration values of underspan, mid-span pier top and bridge face under earthquake action of different intensity levels關(guān)鍵部位方向100 Gal200 Gal位移/mm時(shí)刻/s加速度/m·s-2()時(shí)刻/s位移/mm時(shí)刻/s加速度/m·s-2()時(shí)刻/s邊跨墩頂正向66.114.21.34.5118.511.22.32.2負(fù)向60.213.31.12.1117.612.72.22.1中跨墩頂正向91.814.11.14.5178.911.71.84.5負(fù)向89.112.71.12.1181.713.32.111.8橋面板中心正向109.914.21.62.5206.811.72.92.4負(fù)向87.112.71.22.2188.413.32.411.8關(guān)鍵部位方向300 Gal400 Gal位移/mm時(shí)刻/s加速度/m·s-2()時(shí)刻/s位移/mm時(shí)刻/s加速度/m·s-2()時(shí)刻/s邊跨墩頂正向177.711.63.72.2219.211.64.92.2負(fù)向156.64.53.22.1217.34.44.22.1中跨墩頂正向249.510.13.04.5316.711.63.94.5負(fù)向231.711.63.22.1282.210.14.12.1橋面板中心正向215.511.64.12.4337.511.65.82.4負(fù)向240.910.13.52.1303.910.14.52.1

圖9 剛構(gòu)橋各關(guān)鍵點(diǎn)處的柱底剪力時(shí)程曲線

表5 不同烈度等級(jí)X向EI-Centro波作用下柱底部總剪力峰值Table 5 Peak value of total shear force at the bottom of the column under the action of X-direction EI-Centro waves of different in-tensity levels輸入方向柱底總剪力方向地震波強(qiáng)度/Gal關(guān)鍵點(diǎn)處柱底總剪力峰值/kN峰值時(shí)刻/s關(guān)鍵點(diǎn)處柱底總剪力峰值/kN峰值時(shí)刻/s1005334.34242.1橫橋向(X向)X向200邊跨橋墩92112.0中跨橋墩8932.13001 29014.11 1502.14001 59614.61 5202.1

4.3 橫橋向地震作用下應(yīng)力-應(yīng)變響應(yīng)分析

該三跨連續(xù)剛構(gòu)橋呈對(duì)稱結(jié)構(gòu)，為此只對(duì)其中一個(gè)邊跨橋墩柱、箱梁和一個(gè)中跨橋墩柱、箱梁的關(guān)鍵部位進(jìn)行應(yīng)力應(yīng)變時(shí)程分析，根據(jù)400 Gal地震波作用下橋梁模型應(yīng)力云圖，找到最不利控制點(diǎn)。可知：①如圖10和表6所示，邊跨橋墩的鋼管最大應(yīng)力值要大于中跨橋墩，且在地震后期，邊跨墩頂處鋼管的應(yīng)力表現(xiàn)出非線性的增大，并達(dá)到鋼材的屈服強(qiáng)度(235 MPa)，鋼管進(jìn)入了塑性階段；②邊跨橋墩頂、墩底和中跨墩底的混凝土應(yīng)力均達(dá)到軸心抗壓強(qiáng)度(39.3 MPa)，表明在鋼管對(duì)混凝土產(chǎn)生套箍約束作用，各關(guān)鍵部位處混凝土的應(yīng)力-應(yīng)變曲線均表現(xiàn)了良好的滯回性能，也能產(chǎn)生較多的耗能；③如圖11和表7、表8所示，中跨支座負(fù)彎矩處鋼箱梁翼緣板、中跨跨中鋼箱梁底板與相應(yīng)處栓釘?shù)膽?yīng)力值均已屈服，說(shuō)明該部位在地震作用下受力較大；④如圖12和表9所示，在地震前期，上部橋面板鋼筋處于彈性工作階段，后期中跨墩頂負(fù)彎矩處、中跨跨中處的橋面鋼筋與箱梁底部中跨支座負(fù)彎矩處鋼筋逐漸屈服(大于335 MPa)，說(shuō)明箱梁的雙重組合作用對(duì)橋梁結(jié)構(gòu)的抗震是有利的。

圖10 鋼管混凝土墩柱控制點(diǎn)處的應(yīng)力-應(yīng)變曲線

表6 鋼管混凝土墩柱各控制點(diǎn)處最大應(yīng)力值(σmax)和出現(xiàn)時(shí)刻(t)Table 6 Maximum stress value (σmax) and occurrence time (t) at each control point of concrete-filled steel tube pier column鋼管各控制點(diǎn)σmax/MPat/s混凝土各控制點(diǎn)σmax/MPat/s邊跨墩底197.910.3邊跨墩底44.214.6邊跨墩頂269.011.6邊跨墩頂40.513.3中跨墩底182.013.1中跨墩底40.614.7中跨墩頂42.614.4中跨墩頂22.8 13.4

圖11 鋼箱梁各控制點(diǎn)處的應(yīng)力時(shí)程曲線

表7 鋼箱梁各控制點(diǎn)處的最大應(yīng)力值(σmax)和出現(xiàn)時(shí)刻(t)Table 7 Maximum stress value (σmax) and occurrence time (t) at each control point of steel box girder組合鋼箱梁各控制點(diǎn)σmax/MPat/s組合鋼箱梁各控制點(diǎn)σmax/MPat/s邊跨支座負(fù)彎矩上翼緣121.80.1中跨支座負(fù)彎矩處上翼緣253.917.5邊跨支座負(fù)彎矩處腹板88.25.7中跨支座負(fù)彎矩處腹板221.620.0邊跨支座負(fù)彎矩處底板131.90.1中跨支座負(fù)彎矩處底板177.50.3邊跨跨中箱梁上翼緣40.10.1中跨跨中箱梁上翼緣81.31.3邊跨跨中腹板39.00.2中跨跨中腹板198.810.5邊跨跨中底板208.30.2中跨跨中底板241.516.1

表8 栓釘各控制點(diǎn)處的最大應(yīng)力值(σmax)和出現(xiàn)時(shí)刻(t)Table 8 Maximum stress value (σmax) and occurrence time (t) at each control point of bolt栓釘各控制點(diǎn)σmax/MPat/s栓釘各控制點(diǎn)σmax/MPat/s邊跨支座負(fù)彎矩翼緣板處259.00.2邊跨支座負(fù)彎矩梁底板處305.00.1邊跨跨中翼緣板處264.30.2中跨支座負(fù)彎矩梁底板處335.00.4中跨支座負(fù)彎矩翼緣板處335.00.5距中跨墩頂中心線位置最遠(yuǎn)梁底板處310.00.3中跨跨中翼緣板處335.05.5

圖12 上部和底部鋼筋混凝土板各控制點(diǎn)處的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線

表9 上部和底部鋼筋混凝土板各控制點(diǎn)處的最大應(yīng)力值(σmax)和出現(xiàn)時(shí)刻(t)Table 9 Maximum stress value (σmax) and occurrence time (t) at each control point of the upper and bottom RC slabs箱梁上部鋼筋和混凝土各控制點(diǎn)σmax/MPat/s箱梁底部鋼筋和混凝土各控制點(diǎn)σmax/MPat/s中跨墩頂負(fù)彎矩處鋼筋368.020.0邊跨墩頂負(fù)彎矩處鋼筋238.95.4中跨跨中處鋼筋357.614.4中跨墩頂負(fù)彎矩處鋼筋371.314.7中跨墩頂負(fù)彎矩處混凝土板2.40.1邊跨墩頂負(fù)彎矩處混凝土板7.210.1中跨跨中處混凝土板23.22.5中跨墩頂負(fù)彎矩處混凝土板29.13.1

4.4 橫橋向地震作用下橋墩柱橫向變形系數(shù)分析

圖13給出了4種地震波作用下邊跨、中跨墩底控制點(diǎn)處的橫向變形系數(shù)時(shí)程曲線，可知：①隨著地震波強(qiáng)度的增大，邊跨、中跨墩底的橫向變形系數(shù)的峰值分別為0.64、0.92、0.97、0.98和0.66、0.91、0.96、0.97，說(shuō)明鋼管的環(huán)向應(yīng)變就越大，即環(huán)向應(yīng)變與縱向應(yīng)變的比值就越大(均大于0.5)，鋼管對(duì)核心混凝土的套箍約束作用也越大；②地震初期，邊跨橋墩的橫向變形系數(shù)最大值達(dá)0.75，而中跨橋墩柱其值在0～0.5，隨后兩者相差較小，說(shuō)明在地震作用前期，邊跨橋墩地震響應(yīng)更大，鋼管表現(xiàn)出較強(qiáng)的約束性能。

圖13 剛構(gòu)橋橋墩橫向變形系數(shù)時(shí)程曲線

4.5 地震作用下剛構(gòu)橋塑性耗能分析

圖14給出了400 Gal地震作用下剛構(gòu)橋各構(gòu)件塑性耗能占比情況，據(jù)此可知：①圖14(a)所示為組合箱梁塑性耗能分配，鋼箱梁的耗能最大，其次為鋼筋混凝土橋面板，栓釘耗能最小；②邊跨和中跨橋墩、橋墩鋼管和混凝土的塑性耗能見(jiàn)圖14(b)和圖14(c)，表明邊跨橋墩塑性耗能占比大于中跨橋墩，達(dá)到67.56%，鋼管和混凝土塑性耗能分別為28.65%和71.35%，混凝土塑性耗能大于鋼管；③橋墩和組合鋼箱梁的塑性耗能見(jiàn)圖14(d)，該剛構(gòu)橋總塑性耗能為1 381.2 kJ，組合箱梁和橋墩占比分別為68.1%和31.9%，表明墩強(qiáng)梁弱。

圖14 地震作用下剛構(gòu)橋各構(gòu)件的塑性耗能占比

圖15～圖18分別為400 Gal地震作用下雙重組合作用、地震作用方向、橋墩高和截面尺寸對(duì)剛構(gòu)橋梁和柱耗能分配機(jī)制的影響，可知：①箱梁底板布置栓釘和混凝土后形成雙重組合作用可增大組合箱梁的塑性耗能；②地震波沿橫橋向和順橋向作用，兩者均以組合箱梁耗能為主，且順橋向的組合箱梁的塑性耗能比值大于橫橋向，順橋向由于各橋墩柱和組合箱梁之間的相互作用，剛度較大進(jìn)而各塑性耗能值較?。虎垭S著橋墩高度的增大，橋墩占剛構(gòu)橋塑性耗能的比例增大，組合箱梁占比減小，表明橋墩越低其剛度越大，在地震中以組合箱梁耗能為主；④橋墩截面越大，可以提高剛構(gòu)橋總塑性耗能和橋墩塑性耗能。

圖15 雙重組合作用對(duì)梁和墩塑性梁耗能的影響

圖16 地震作用方向?qū)α汉投账苄院哪艿挠绊?/p>

圖17 不同墩高對(duì)剛構(gòu)橋塑性耗能的影響

圖18 不同墩截面對(duì)剛構(gòu)橋塑性耗能的影響

5 結(jié)論

本文運(yùn)用ABAQUS有限元軟件對(duì)鋼-混凝土組合箱梁連續(xù)剛構(gòu)橋三維實(shí)體模型進(jìn)行了地震動(dòng)力彈塑性時(shí)程分析，主要結(jié)論如下：

a.地震烈度越大，其水平位移、加速度和墩底剪力等地震響應(yīng)越大；橋面板中心的水平位移和加速度比邊跨、中跨橋墩柱頂大，邊跨橋墩柱底的剪力比中跨墩底大，且墩底剪力-墩底水平位移曲線均表現(xiàn)出良好的滯回性能。

b.對(duì)于組合箱梁，中跨墩頂負(fù)彎矩處和跨中位置處應(yīng)力較大，箱梁雙重組合作用效果更明顯，而邊跨墩頂位置處應(yīng)力較小；對(duì)于橋墩，邊跨橋墩墩頂、墩底和中跨橋墩墩頂、墩底處應(yīng)力較大，伴隨鋼管屈服和混凝土被壓碎，同時(shí)鋼管表面的橫向變形系數(shù)最大達(dá)到0.98，表明鋼管對(duì)混凝土產(chǎn)生較強(qiáng)的約束，建議對(duì)橋墩支座、下部區(qū)域增加構(gòu)造措施以加強(qiáng)橋墩抗震能力。

c.通過(guò)對(duì)剛構(gòu)橋的塑性耗能分析表明，橫橋向的地震塑性耗能高于順橋向，箱梁的雙重組合作用可以增大剛構(gòu)橋塑性耗能，墩高越高、墩截面越大，橋墩的塑性耗能占比就越大。