斜拉橋鋼塔地震損傷特性及輸入地震動參數(shù)的影響

郟洲，謝旭，王天佳，成程

(浙江大學(xué) 建筑工程學(xué)院，浙江 杭州 310058)

在1995 年日本阪神地震中，由于鋼板局部失穩(wěn)和鋼材超低周疲勞開裂導(dǎo)致許多鋼結(jié)構(gòu)橋梁遭到嚴(yán)重的地震破壞[1-2].此后，考慮地震損傷影響的鋼橋抗震設(shè)計方法開始受到關(guān)注，一系列試驗研究和理論分析隨之開展，鋼橋墩地震反應(yīng)計算方法以及結(jié)構(gòu)抗震性能驗算方法初步建立[2-9].

與鋼橋墩相比，針對受力復(fù)雜的斜拉橋鋼塔結(jié)構(gòu)的地震損傷特性研究鮮少.雖然神戶大橋、天保山大橋、六甲大橋和摩耶大橋等鋼斜拉橋在歷史地震中有一定程度的損傷[1]，由于損傷集中在支座、伸縮縫以及阻尼器連接構(gòu)件等附屬結(jié)構(gòu)部位，震害不能體現(xiàn)鋼塔結(jié)構(gòu)的地震破壞機(jī)理.受到1995 年日本阪神地震的影響，一些學(xué)者曾對斜拉橋鋼塔結(jié)構(gòu)的抗震性能進(jìn)行數(shù)值模擬；如Raheem 等[10]采用彎曲-曲率模型計算考慮鋼塔塑性發(fā)展影響的結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)，和崎宏一等[11-12]采用纖維模型分析橋塔在強(qiáng)震作用下的抗震性能.由于彎曲-曲率模型、纖維模型引入平截面假定，結(jié)果不能反映鋼板面外變形的影響，也不能計算塑性應(yīng)變循環(huán)引起的鋼材超低周疲勞開裂特性，只適用于結(jié)構(gòu)損傷程度輕微的情形[13].精細(xì)的板殼模型是分析薄壁鋼結(jié)構(gòu)在強(qiáng)地震作用下塑性發(fā)展和鋼板局部變形過程的有效方法，但是這種方法建模復(fù)雜且自由度多、計算效率低，在鋼塔結(jié)構(gòu)彈塑性地震反應(yīng)分析中鮮有應(yīng)用.

斜拉橋是大跨度橋梁的主要結(jié)構(gòu)形式之一，在我國已廣泛應(yīng)用.迄今為止，我國大部分的斜拉橋為混凝土索塔結(jié)構(gòu)設(shè)計[14]，隨著我國經(jīng)濟(jì)的發(fā)展和鋼材產(chǎn)量的增加，鋼塔結(jié)構(gòu)逐漸成為斜拉橋結(jié)構(gòu)的一種選項[15]，采用精細(xì)的計算模型對鋼塔結(jié)構(gòu)開展地震破壞機(jī)理研究將有助于結(jié)構(gòu)設(shè)計的優(yōu)化.歷史地震災(zāi)害表明，近斷層地震動對橋梁具有強(qiáng)大的破壞力，特別是對于具有長周期振動特性的斜拉橋而言，近斷層地震動可以造成嚴(yán)重的結(jié)構(gòu)地震損傷[16-18]，分析近斷層地震作用下的結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)是評估斜拉橋鋼塔結(jié)構(gòu)抗震性能不可忽視的地震工況.鑒于針對斜拉橋鋼塔在強(qiáng)地震作用下的結(jié)構(gòu)地震損傷特性的研究鮮少，本研究以跨度為（105+165）m 的獨塔鋼斜拉橋為例，以歷史地震中近斷層地震記錄的調(diào)整波作為輸入地震動，采用精細(xì)的橋塔有限元計算模型分析鋼塔的結(jié)構(gòu)損傷特性以及地震動特性對計算結(jié)果的影響，討論不考慮鋼板變形影響的纖維模型在結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計中的適用性.

1 計算模型及結(jié)構(gòu)自振特性

1.1 橋梁概況

如圖1 所示(a)為跨度（105 +165）m 的獨塔鋼斜拉橋[19].H 型鋼塔高64 m，其中橋面以上的塔高50.19 m，橫梁位于主梁下方，塔柱間距為17.0 m；塔柱采用單箱三室變截面，截面尺寸如圖1(b)所示，基部至塔頂順橋向的截面高度由3.3 m 縮小至2.8 m，截面參數(shù)如表1 所示.表中，δA、δB分別為A 板厚、B 板厚，bR-A、bR-B分別為A 板肋寬、B 板肋寬，δR-A、δR-B分別為A 板肋厚、B 板肋厚.鋼材根據(jù)強(qiáng)度同等的原則改用Q355.主梁為雙箱單室截面，箱梁高2.6 m，單側(cè)梁寬2.24 m，箱梁之間橫梁連接，橫梁凈長9.05 m.箱梁之間采用正交異性鋼橋面板，U 型加勁肋.斜拉索采用平行鋼絲束，豎琴型雙索面布置.

表1 主塔截面參數(shù)Tab.1 Section parameters of main tower mm

圖1 斜拉橋概況Fig.1 Overview of cable-stayed bridge

鋼板的寬厚比R（母板寬厚比RR和加勁板整體寬厚比RF）和橫隔板間距是影響鋼板面外失穩(wěn)的重要參數(shù).橫隔板間距為3.08 m，與塔底截面鋼板寬厚比[20]相關(guān)的計算式為

式中：v為泊松比；σy為屈服應(yīng)力；E為彈性模量；b為受壓翼緣板的寬度；δ 為受壓翼緣板的厚度；n為受壓翼緣板被縱向加勁肋的分隔數(shù)；kF為屈曲系數(shù)，計算式為

式中：α 為翼緣板的相對尺寸，即橫隔板間距a與翼緣板寬度b的比值（a/b）；γ 為縱向加勁肋的相對剛度，λL為單根縱向加勁肋截面積與母板的截面積之比，

式中：D′為單位寬度的鋼板抗彎剛度，表達(dá)式為D′=Et3/[12(1-μ2)]；IL為單根縱向加勁肋對翼緣板的抗彎慣性矩；As為單根縱向加勁肋的截面積.如表2 所示為由式（1）得到的塔底截面鋼板寬厚比，鋼板位置如圖2 所示.

表2 塔底截面鋼板寬厚比Tab.2 Width-thickness ratios of steel plate at tower bottom

圖2 鋼板位置Fig.2 Position of steel plates

本橋在罕遇地震作用下的水平設(shè)計反應(yīng)譜如圖3 所示[20]，其中S為加速度反應(yīng)譜值，T為結(jié)構(gòu)周期.橋梁在罕遇地震動作用下容許發(fā)生有限的損傷.

act.StateInitiatedChanged += new Activity.Initiated-ChangedEventHandler(act_StateInitiatedChanged);

圖3 橋梁設(shè)計反應(yīng)譜Fig.3 Response spectra for seismic design

1.2 計算模型

如圖4 所示為鋼塔斜拉橋地震響應(yīng)分析計算模型，主梁、拉索按彈性桿系單元模擬，考慮地震損傷的橋塔采用板殼模型，以模擬主塔截面局部失穩(wěn)的力學(xué)行為.為了使得主梁在面外和面內(nèi)的變形剛度與實際截面等效，在左右箱梁之間引入一對斜向的桁架.板殼單元的尺寸約為0.15 m.拉索與橋塔和主梁的連接采用剛臂連接，忽略錨固部位的構(gòu)造細(xì)節(jié).兩端橋臺和中間橋塔的約束方式分別如圖4(b)、(c)所示.計算模型不含承臺質(zhì)量的影響，在基礎(chǔ)上表面用水平剛性桿連接兩塔柱，并在中間設(shè)集中的基礎(chǔ)彈簧模擬邊界.

圖4 橋梁計算模型Fig.4 Analysis model of bridge

計算采用有限元通用程序ABAQUS 2018，同時考慮材料和幾何非線性的影響.橋梁的初始應(yīng)力根據(jù)恒載和斜拉索張力作用下的平衡條件計算得到，并根據(jù)Ernst 公式進(jìn)行彈性模量修正以考慮斜拉索垂度的影響.鋼材滯回本構(gòu)模型采用Chaboche 提出的混合強(qiáng)化模型，材料參數(shù)如表3所示[21]，其中σ0為等效塑性應(yīng)變?yōu)? 時的應(yīng)力，Q∞為屈服面的最大變化值，biso為屈服面隨塑性應(yīng)變發(fā)展變化的比率，Ckin,i為隨動強(qiáng)化模量的初始值，ξi為塑性變形增加時隨動強(qiáng)化模量減小的比率[22].結(jié)構(gòu)阻尼采用Rayleiy 阻尼，設(shè)定結(jié)構(gòu)阻尼比約為2%.

表3 Q355 鋼材的Chaboche 模型參數(shù)Tab.3 Chaboche model parameters of Q355 steel

1.3 結(jié)構(gòu)自振特性

如圖5 所示為斜拉橋前10 階振型，對應(yīng)的自振頻率及振型特征如表4 所示.表中，f為自振頻率，Meff為有效質(zhì)量率，坐標(biāo)X、Y和Z分別表示順橋向、橫橋向和豎向.結(jié)果表明，橋梁在面內(nèi)的振型主要為主梁縱飄，X方向的有效質(zhì)量率達(dá)到80%；在面外，一階側(cè)彎振型的影響較大，Y方向的有效質(zhì)量率為31%.

表4 橋梁自振特性Tab.4 Natural vibration characteristics of bridge

圖5 橋梁主要振型Fig.5 Main modes of bridge

2 結(jié)構(gòu)地震損傷特性

本橋的塔梁之間采用鉸接體系，橋梁面內(nèi)的抗震性能比橫橋向薄弱，因此以面內(nèi)的地震反應(yīng)為對象進(jìn)行分析.

2.1 基于Pushover 法的計算結(jié)果

Pushover 法是分析簡單結(jié)構(gòu)地震損傷特性的常用方法，研究者利用這種方法通過對結(jié)構(gòu)施加單調(diào)遞增的水平荷載來研究結(jié)構(gòu)在地震作用下的損傷過程以及非線性變形性能.由于Pushover 法采用固定的荷載模式，一般適用于結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)受單一振型控制的情形[2].本橋雖然結(jié)構(gòu)形式復(fù)雜，但是在順橋向第8 階振型的有效質(zhì)量率為80%（不考慮橋塔基礎(chǔ)質(zhì)量），滿足Pushover 法計算結(jié)構(gòu)破壞過程的振型有效質(zhì)量率條件[20,23]，因此Pushover法仍不失為預(yù)測橋梁地震損傷的有效方法.

如圖6 所示，為了分析荷載模式對橋梁結(jié)構(gòu)的損傷位置和損傷過程計算結(jié)果的影響，分析采用3 種荷載模式進(jìn)行：沿橋塔高度方向的倒三角形（CASE1）、矩形（CASE2），順橋向卓越振型（CASE3）.圖中，?為荷載沿高度方向的分布函數(shù)，CASE3 為第8 階振型的水平向模態(tài)位移分量.計算時，在順橋向逐漸增加荷載系數(shù)k，用彈塑性靜力方法計算橋梁的變形和應(yīng)力.

圖6 Pushover 法加載模式Fig.6 Load modes of Pushover analysis method

圖7 Pushover 法的計算結(jié)果Fig.7 Calculation results of Pushover analysis method

2.2 基于彈塑性時程分析的計算結(jié)果

為了使橋梁在地震作用下能夠進(jìn)入彈塑性狀態(tài)，選取1999 年集集地震TCU-084 臺站記錄作為輸入地震動.該臺站位于斷層上盤，斷層距離為8.2 km，水平東西EW 向地震動的峰值地面加速度（peak ground acceleration,PGA）與圖3 的設(shè)計地震作用在T=0.1 s 的加速度反應(yīng)譜值接近.如圖8所示為輸入地震動加速度時程a和阻尼比取5%的加速度反應(yīng)譜，豎直上下UD 向和水平EW 向加速度峰值分別為3.14、9.87 m/s2.由于近斷層地震動包含長周期成分，在周期1.0～3.0 s 的地震動明顯大于本橋的設(shè)計加速度反應(yīng)譜，在短周期范圍內(nèi)(0～1.0 s)該臺站EW 向地震動反應(yīng)譜值與設(shè)計反應(yīng)譜接近.

如圖9 所示為橋塔塑性區(qū)分布，其中PEEQ為等效塑性應(yīng)變.TCU-084 臺站地震記錄輸入時鋼板沒有發(fā)生局部失穩(wěn)，地震損傷僅限于塔底和橫梁進(jìn)入塑性，其中橫梁位置的塑性程度明顯大于橋塔底部，結(jié)果與Pushover 法大致相似，可以認(rèn)為Pushover 法能夠預(yù)測橋梁的地震損傷過程以及橋塔破壞狀態(tài).

圖9 橋塔塑性區(qū)域分布Fig.9 Plastic zone distribution of bridge tower

3 地震動參數(shù)對鋼塔地震損傷的影響

3.1 輸入地震動參數(shù)

為了研究地震動參數(shù)對斜拉橋鋼塔地震損傷特性的影響，將集集地震6 個臺站的地震記錄經(jīng)峰值加速度調(diào)整一致后作為輸入地震動，比較地震動參數(shù)對結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)的影響.集集地震的震中位于臺灣西部，震級為Mw7.6，屬于逆沖型斷層.斷層傾角約30°，在斷層北端轉(zhuǎn)變成以左旋斜滑為主的運(yùn)動，沿著車籠埔活斷層形成長約100 km的地表破裂帶，其中近南北向的破裂長度約85 km，在豐原發(fā)生轉(zhuǎn)折，向東破裂長度約15 km[24-26].如表5 所示為各臺站的地理位置，其中λ 為臺站經(jīng)度，ω 為臺站緯度.如圖10 所示為調(diào)整后的地震動反應(yīng)譜.6 個臺站包括斷層前方（TCU-036）、上盤（TCU-052、TCU-084）、下盤（TCU-076、TCU-109）和后方（CHY-087）.EW 向和UD 向分別作為順橋向及豎向輸入，水平向地震動的PGA 根據(jù)該橋的設(shè)計地震作用統(tǒng)一調(diào)整到9.87 m/s2，豎向地震按照同樣比例調(diào)整.為了保持地震動的原始特性，對波形不做改變.各臺站的斷層距和地震動的峰值地面速度（peak ground velocity,PGV）/PGA值如表6 所示，其中G為斷層距.下盤臺站TCU-109短周期豎向地震動卓越，水平地震動在1.0～5.0 s的周期范圍內(nèi)卓越；下盤臺站TCU-076 雖然斷層距小，豎向和水平向的地震動僅在短周期區(qū)域卓越.后方的地震動在短周期0.3～0.7 s 相對于其他臺站較強(qiáng)；上盤臺站TCU-052 和前方臺站TCU-036長周期相對較卓越，但周期范圍相對比較小.對比如表6 所示的PGV/PGA 值可以發(fā)現(xiàn)，PGV/PGA值較大的地震動時程，卓越周期范圍寬、長周期地震動較強(qiáng)，反之則小；還可以發(fā)現(xiàn)，6 個臺站的地震動PGV/PGA 指標(biāo)與臺站位置沒有明顯的相關(guān)性.

表5 各臺站地理位置Tab.5 Geographic location of stations

表6 臺站的斷層距和地震動的PGV/PGA 值Tab.6 Fault distance of stations and PGV/PGA values of ground motion

圖10 調(diào)整后的地震動反應(yīng)譜Fig.10 Adjusted seismic response spectrums

3.2 地震動參數(shù)對鋼塔地震損傷的影響

如表7 所示為橋塔地震反應(yīng)計算結(jié)果，其中dx為塔頂順橋向殘余位移，μm為塔底部位最大PEEQ 的板單元積分點的塑性率.當(dāng)輸入PGV/PGA值大于0.3 的3 個臺站（TCU-036、TCU-052、TCU-109）地震動時，塔頂均產(chǎn)生殘余位移，其中TCU-109的地震殘余位移和塑性率最大，殘余變形為塔高的0.26%，塑性率為10.68.PGV/PGA 值小于0.2的其他3 個臺站（TCU-084、TCU-076、CHY-087）地震動沒有殘余位移，且塑性率小.結(jié)果表明，PGV/PGA 值大、長周期范圍內(nèi)強(qiáng)度大的地震動，會對斜拉橋產(chǎn)生很強(qiáng)的地震作用.

表7 橋塔地震反應(yīng)計算結(jié)果Tab.7 Calculation results of seismic response of bridge tower

如圖11 所示為4 個方位的地震動引起的塔底塑性應(yīng)變最大位置的滯回曲線.圖中，σ、ε 為縱向應(yīng)力和應(yīng)變，σy、εy為屈服應(yīng)力和屈服應(yīng)變.由圖可見，除長周期卓越的臺站TCU-109、TCU-052外，其他臺站的地震動在塔底基本上沒有產(chǎn)生鋼板面外局部變形，結(jié)構(gòu)的地震損傷主要表現(xiàn)為塑性發(fā)展，特別是在后方臺站（CHY-087）地震作用下，結(jié)構(gòu)塑性應(yīng)變非常小.

圖11 塔底最大等效塑性應(yīng)變位置的滯回曲線Fig.11 Hysteretic curves of maximum equivalent plastic strain position at tower bottom

選取1979 年Imperial Valley 地震以及1994 年Northridge 地震中2 組持時基本相同、斷層類型不同的近斷層地震動進(jìn)行彈塑性時程分析.如表8所示為2 個臺站的斷層信息和地震動的PGV/PGA值.表中，LV-3 為Leona Valley #3 臺站，EL-10 為EL Centro Array #10 臺站.按照相同的地震動處理方法進(jìn)行計算，如表9 所示為2 組地震動作用下橋塔地震反應(yīng)計算結(jié)果.PGV/PGA 值較大的EL-10臺站地震損傷程度明顯大于PGV/PGA 值較小的LV-3 臺站.

表8 臺站的斷層信息和地震動的PGV/PGA 值[27]Tab.8 Fault information of stations and PGV/PGA values of ground motion[27]

表9 不同斷層類型的橋塔地震反應(yīng)計算結(jié)果Tab.9 Calculation results of seismic response of bridge tower with different fault types

如圖12 所示為集集地震6 個臺站地震動作用下塔底的等效塑性應(yīng)變計算結(jié)果以及輸出位置，當(dāng)輸入TCU-109 臺站地震動時，等效塑性應(yīng)變明顯大于其他臺站地震動輸入，最有可能發(fā)生超低周疲勞破壞.為了分析橋塔發(fā)生超低周疲勞破壞的可能性，采用子模型技術(shù)計算局部塑性應(yīng)變，用考慮應(yīng)力三軸度影響的循環(huán)空穴成長模型（CVGM）[28-29]計算超低周疲勞開裂強(qiáng)度.計算模型如圖13 所示，采用精細(xì)實體單元的二級子模型計算塔底應(yīng)變集中部位的應(yīng)力三軸度和等效塑性應(yīng)變，板殼單元和實體單元的連接方式采用ABAQUS 軟件中的Shell-Soild 耦合.在一級子模型和二級子模型的邊界上，利用軟件中子模型節(jié)點驅(qū)動技術(shù)，分別輸入在全橋和一級子模型計算得到的結(jié)構(gòu)變形和內(nèi)力時程.二級子模型的單元尺寸大致為0.3 mm，滿足材料超低周疲勞驗算特征長度的要求[29].假定塔底焊接部位的焊腳尺寸為32 mm×32 mm，材料參數(shù)采用文獻(xiàn)[30]的標(biāo)定結(jié)果，如表10 所示.

表10 焊縫材料的Chaboche 混合強(qiáng)化模型參數(shù)Tab.10 Chaboche combined hardening model parameters of weld material

圖12 塔底等效塑性應(yīng)變計算結(jié)果以及輸出位置Fig.12 Calculation results of equivalent plastic strain at tower bottom and output points

圖13 超低周疲勞驗算的子模型Fig.13 Submodel for ultra-low cycle fatigue verification

在循環(huán)空穴成長模型（cyclic void growth model，CVGM）中，循環(huán)荷載作用下的空穴成長指數(shù)VGI 被作為超低周疲勞斷裂預(yù)測指標(biāo)，臨界空穴成長指數(shù)VGIc隨著循環(huán)荷載作用下塑性損傷的累積逐步下降，當(dāng)VGI 達(dá)到臨界空穴成長指數(shù)VGIc時，認(rèn)為材料發(fā)生韌性開裂.如圖14 所示為輸入TCU-109 臺站的地震動時得到的VGI 和VGIc計算結(jié)果.結(jié)果表明，在30 s 附近兩者相交，結(jié)構(gòu)達(dá)到發(fā)生超低周疲勞開裂的條件，表明在進(jìn)行鋼塔結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計時，須關(guān)注塑性應(yīng)變集中部位發(fā)生超低周疲勞開裂的可能性.

圖14 地震作用下塔底的空穴成長指數(shù)履歷Fig.14 Void growth index evolution process at tower bottom under seismic effects

3.3 纖維模型的適用性

纖維模型是結(jié)構(gòu)彈塑性地震反應(yīng)分析的實用計算模型，與板殼有限元計算模型相比，具有計算量小、容易收斂的優(yōu)點.常用的纖維模型基于平截面假定，不能考慮鋼板面外變形的影響，為了檢驗纖維模型在本橋中的適用性，塔身和橫梁改用纖維單元并進(jìn)行彈塑性地震反應(yīng)計算.如圖15所示為塔、橫梁截面纖維劃分情況，其中加勁肋用rebar 單元模擬，其余鋼板每20～50 mm 寬劃分一條纖維，塔柱和橫梁截面纖維數(shù)為210～700.由于ABAQUS 軟件沒有單軸應(yīng)力的Chaboche 混合強(qiáng)化模型，考慮材料硬化的影響，計算采用雙直線隨動強(qiáng)化模型，屈服以后的彈性模量取初始彈性模量的1%.

圖15 截面纖維條劃分情況Fig.15 Fiber division of sections

如表11 所示為2 種計算模型在面內(nèi)的自振周期對比，其中Meff-X為X向有效質(zhì)量率，Meff-Z為Z向有效質(zhì)量率.由計算結(jié)果可知，纖維模型的結(jié)構(gòu)動力特性與板殼模型基本一致，在彈性范圍內(nèi)結(jié)構(gòu)特性相同.如表12 所示為由纖維模型得到的橋塔地震反應(yīng)及與板殼模型計算結(jié)果對比，其中Dx為塔頂順橋向峰值位移，括號內(nèi)為2 種計算模型的結(jié)果差異.可以發(fā)現(xiàn)，當(dāng)輸入TCU-109 和TCU-052 臺站的地震動時，因結(jié)構(gòu)的應(yīng)變塑性率超過5.0，2 種計算模型的結(jié)果差異超過25%，而輸入其他地震動時的最大差異在10%左右.表明當(dāng)塑性應(yīng)變較大時，不考慮鋼板局部變形的纖維模型會帶來較大的應(yīng)變計算結(jié)果誤差，并低估結(jié)構(gòu)的殘余變形.如圖16 所示為應(yīng)變塑性最大（TCU-109）和最小（CHY-087）時2 種模型得到的塔底應(yīng)力-應(yīng)變履歷對比.由圖可知，雖然2 種模型得到的計算結(jié)果趨勢一致，但差異隨著塑性應(yīng)變增大而增加.

表11 自振特性比較Tab.11 Comparison of natural vibration characteristics

表12 纖維和板殼單元模型的橋塔地震反應(yīng)計算結(jié)果比較Tab.12 Calculation results comparison of seismic responses of bridge tower with fiber and shell elements models

圖16 不同模型塔底最大等效塑性應(yīng)變位置的滯回曲線Fig.16 Hysteretic curves of maximum equivalent plastic strain position at tower bottom for different models

4 結(jié)論

（1）當(dāng)基礎(chǔ)以上橋梁結(jié)構(gòu)在水平方向存在有效質(zhì)量率較大的振型時（本橋為80%），按Pushover 法能夠預(yù)測橋梁結(jié)構(gòu)地震損傷的發(fā)展過程和位置，且沿高度方向的加載模式對計算結(jié)果的影響不大.

（2）當(dāng)PGA 相同時，輸入PGV/PGA 值較大的地震動引起的鋼塔地震損傷程度較大.因此，鋼塔斜拉橋抗震性能驗算應(yīng)選用PGV/PGA 值大的地震動時程作為輸入條件.

（3）在PGA=9.87 m/s2的強(qiáng)地震作用下，本橋塔身雖然沒有發(fā)生明顯的鋼板局部變形，結(jié)構(gòu)整體的抗震性能較好，但是在塑性應(yīng)變集中部位仍有發(fā)生超低周疲勞的可能性.因此，鋼塔抗震設(shè)計時，須關(guān)注塑性應(yīng)變集中部位的超低周疲勞損傷狀況.

（4）對于翼緣鋼板寬厚比為0.529 的鋼塔截面，當(dāng)應(yīng)變塑性率小于5.0 時，纖維模型能得到的應(yīng)變和殘余變形與板殼模型的差異最大為10%左右，隨著應(yīng)變塑性率增大，兩者的差異增大.因此，當(dāng)應(yīng)變塑性率不超過3.0 時，抗震設(shè)計可采用纖維模型來驗算結(jié)構(gòu)抗震性能.

（5）本研究建立精細(xì)化鋼橋塔有限元模型，分析斜拉橋鋼塔結(jié)構(gòu)在強(qiáng)震作用下的損傷特性以及與地震動參數(shù)的相關(guān)性.研究以特定的橋梁為對象，有待通過對其他橋梁的研究獲得具有普遍適用性的結(jié)論.