陈挺地, 王胜斌, 冯克岩, 李建中

(1. 同济大学 土木工程防灾国家重点实验室, 上海 200092;2. 安徽省交通规划设计研究总院股份有限公司, 合肥 231262; 3. 天津市政工程设计研究总院有限公司, 天津 300392)

预制拼装技术因具有施工工期短、环境污染小等特点,在建筑和桥梁领域得到了广泛的应用[1-3]。而随着国内外对“快速桥梁建设”要求[4]的提出,结合预制拼装技术的桥梁下部结构施工方法和工艺也广泛受到学者和设计者的关注[5-6]。

与传统钢筋混凝土桥墩相比,钢管混凝土(concrete filled steel tube,CFT)桥墩具有承载力高、滞回耗能强和震后低损伤等优点[7-8],且易与预制拼装桥墩技术结合,方便施工。文献指出,预制拼装桥墩结构的抗震性能主要取决于预制桥墩与基底的节点连接特性[9-10]。为了使预制桥墩与传统的现浇桥墩具有相同的承载力、变形能力和耗能能力,需要对连接部位采取一定措施以防止受拉构件锚固失效[11]。

Goto等[12]较早地对“承插连接”(socket connection,SC)钢管混凝土桥墩在水平加载作用下的力学性能进行研究。随后,Stephens等[13-14]提出了若干节点构造细节以改善承插连接节点的传力机理,并试验发现:在水平地震力的作用下,承插连接墩底部会出现钢管局部屈曲,并发生钢管撕裂破坏。可见,承插连接桥墩损伤主要集中在墩底,在分析中需考虑这种损伤。为此,Goto等[15-16]建立了考虑墩底损伤的三维实体有限元桥墩模型。Shen等[17]则采用纤维梁-柱单元建立模型,在插入承台钢管与承台混凝土的接触面,采用设置接触弹簧来模拟挤压和摩擦等行为。为了提高计算效率,Stephens等[18]在墩底设置零长度纤维单元模拟钢管屈曲、屈曲后撕裂以及钢管与承台混凝土的黏结滑移。

此外,为了增强结构的耗能能力以及自复位能力,学者提出了同时采用预应力筋以及耗能钢筋的“混合连接”(hybrid connection,HC)构造[19]。此类桥墩一方面具有“混合摇摆”的力学特性,能在地震中表现出小损伤的特性[20];另一方面,借用加固墩身的理念(如超高性能混凝土[21]、纤维增强聚合物包裹[22]或钢管混凝土加固[23-24]),解决了传统钢筋混凝土“摇摆墩”墩底易损伤的缺点。其有限元模型需要考虑接缝处的摇摆现象,如今常采用多弹簧接触模型模拟接缝的摇摆行为[25],能取得令人满意的计算效率和精度。

目前,针对两种桥墩的抗震研究主要集中在拟静力作用下的性能评估,但对于动力作用下的响应特点鲜有研究,且SC连接方式的桥墩,内部设置预应力对其地震响应的影响也未有详细分析。为此,本文以承插连接和混合连接的两种无黏结预应力钢管混凝土桥墩为研究对象,介绍了各自连接细部构造,并结合运动特征分别建立数值分析模型,其中,承插连接桥墩模型能模拟出钢管屈曲、屈曲后撕裂和钢管入承台部分与周围混凝土黏结滑移,而混合连接钢管混凝土桥墩模型能考虑接缝摇摆等非线性行为。基于已完成的拟静力试验,验证两个桥墩模型的有效性。最后,结合一座4跨连续梁桥,选取10条实际地震记录作为输入,对比了地震作用下两种桥墩的动力响应特点,为实际桥梁工程设计提供参考依据。

1 预制拼装钢管混凝土桥墩构造

承插连接钢管混凝土桥墩典型构造如图1所示。承台中预留插槽,预制钢管混凝土墩身插入承台内部,钢管在墩底截面不断开。需注意,以往的承插连接的钢管混凝土桥墩并不设置预应力筋(以下简称为无预应力承插式钢管混凝土桥墩),仅依靠上部结构恒载提供较小自复位趋势,而本文在此连接结构的基础上引入无黏结预应力筋增强其自复位效果,即在桥墩中心预留预应力筋孔道,内部设置后张无黏结预应力筋,提高结构自复位能力。此桥墩的钢管不仅对内部核心混凝土提供约束,提高混凝土的抗压性能,还同时在地震作用时与混凝土共同作用,抵抗水平力产生的弯矩,并在自身钢材屈服后提供耗能能力。但随着侧向位移的增大,桥墩受压侧钢管易发生屈曲并鼓出,此时该区域钢管对同样处在受压侧的混凝土几乎没有约束作用,导致结构水平承载力下降。

图1 承插连接钢管混凝土桥墩Fig.1 Concrete filled steel tube column with socket connection

混合连接的钢管混凝土桥墩典型构造如图2所示。桥墩主体为预制钢管混凝土柱,底部设有伸出墩底截面的耗能钢筋,并通过波纹管灌浆与承台连接。可见,钢管在墩底处断开,不与混凝土共同抵抗弯矩,仅对核心混凝土产生约束作用。此外,桥墩截面中心处同样设置后张预应力筋,因此,地震作用下,混合连接的钢管混凝土桥墩具有“混合摇摆”的力学特性:耗能钢筋提供滞回耗能能力,减小结构响应;结构自重和预应力筋提供“恢复力”,有效减小结构的残余位移。

图2 混合连接钢管混凝土桥墩Fig.2 Concrete filled steel tube column with hybrid connection

2 桥墩数值模型

为研究无黏结预应力钢管混凝土桥墩在承插连接与混合连接下地震响应,需采用OpenSees开源平台建立了两种连接构造下的钢管混凝土桥墩有限元模型。

2.1 承插连接桥墩模型

承插连接钢管混凝土桥墩数值模型需能再现出加载过程中,钢管入承台部分与周边混凝土的黏结滑移、钢管局部屈曲效应以及屈曲后撕裂等过程。为此,本章采用OpenSees的纤维单元,建立能考虑上述接触和损伤过程的钢管混凝土桥墩空间有限元模型,如图3(a)所示。墩身主体采用纤维梁单元模拟,纤维划分如图3(b)“纤维划分Ⅰ”所示。其中钢管纤维采用弹塑性滞回本构,以模拟钢材的滞回耗能,如图3(d)所示。假定无黏结预应力筋始终处于弹性状态,采用杆单元模拟。

图3 SC桥墩有限元模型示意图Fig.3 Details of SC column finite element model

由于承插连接的构造特点,桥墩截面钢管与混凝土会共同参与纵向受力,此外,钢管还要侧向约束内部核心混凝土,因此,处于两向受拉状态,韩林海[26]针对这种现象进行研究,提出了韩林海本构以描述这种约束状态下的混凝土应力-应变关系。本文采用韩林海本构模拟墩身截面混凝土纤维,如图3(c)所示。

如前所述,采用承插式连接的钢管混凝土桥墩,在地震作用下,钢管与核心混凝土共同抵抗地震产生的弯矩,桥墩底部钢管一侧受拉,一侧受压,受压侧钢管会发生局部屈曲,如图4(a)所示。在钢管发生局部屈曲后,在屈曲范围内不能对核心混凝土形成有效约束。为了考虑钢管局部屈曲效应,本文采用零长度纤维单元模拟钢管屈曲效应,具体模拟方法如下:

(a) 钢管屈曲鼓出

(b) 钢管环向裂缝图4 承插连接桥墩试件试验现象Fig.4 Experimental phenomenon on SC specimen

(1) 有限元模型中在墩底设置一零长度纤维单元,其截面纤维划分如图3(b)中“纤维划分Ⅱ”

(2) 钢管纤维的应力-应变关系采用理想弹塑性本构,初始刚度等于钢材弹性模量Es,屈后刚度取为0.01Es。

(3) 假设局部屈曲对钢管的影响可由应力下降模拟,采用Shen等提出的考虑钢管局部屈曲的钢管纤维应力-应变关系,如图5所示,即在第三象限,当钢管纤维压应变达到屈曲应变εb1时,应力进入下降段,εb1由Denavit提出的公式计算[27]

图5 考虑屈曲、撕裂的钢管本构Fig.5 Steel tube constitutive relationship

(1)

式中:εb1为屈服应变;D为桥墩直径;t为钢管厚度;Fy为钢材屈服强度。应力下降至σb2后保持恒定,此时屈曲应力σb2和对应的屈曲应变εb2由下式计算

σb2=ασb1

(2)

(3)

式中,α为钢管屈曲应力下降系数,本文取α=0.6。

(4) 假设钢管局部屈曲的高度为Lb,Stephens等[18]建议Lb取为8倍钢管厚度。在钢管局部屈曲范围内,不考虑钢管对混凝土的约束,混凝土应力-应变关系取无约束素混凝土本构。

(5) 地震作用下桥墩插入承台凹槽部分的钢管与承台凹槽壁会发生黏结滑移,降低结构刚度。本文采用钢管纤维等效自由变形长度Le模拟这种黏结滑移效应,即假设承台以下钢管纤维应变均匀分布于等效自由变形长度Le中。Stephens等建议Le取为0.78倍承插深度。

(6) 转化钢管纤维和无约束素混凝土纤维的应力-应变关系为力-位移关系。对于钢管纤维截面,应力乘以钢管纤维对应面积,应变乘以钢管等效自由变形长度Le;对于混凝土纤维,应力乘以混凝土纤维对应面积,应变乘以钢管屈曲高度Lb,得各自力-位移关系。

此外,承插连接桥墩钢管在往复加载过程时发生局部屈曲后,还会在屈曲鼓出位置发生撕裂,如图4(b)所示。在有限元模型中,钢管的撕裂同样通过应力下降的方式予以考虑,如图5第一象限所示,假设当钢管纤维应变大于撕裂应变εt时,应力降为0,其中,εt取为极限拉应变εu的2/3,以考虑钢管受低周疲劳荷载作用。此处需要说明的是,后续分析只将εt作为结构损伤的判断依据,对桥墩钢管撕裂后的性能不作研究。

2.2 混合连接桥墩模型

对于混合连接钢管混凝土桥墩,从钢管与内部混凝土协同工作角度出发,墩身可分为上下两部分,分别采用不同纤维梁截面单元进行模拟。墩身下部截面由于墩底钢管与承台中断,且钢管与内部核心混凝土存在连接滑移,因此,钢管不承受纵向拉、压应力,仅对混凝土起约束作用,故墩身下部单元截面的纤维划分不考虑钢管,如图6(c)所示。而墩身上部混凝土和钢管共同作用,其截面纤维划分需包含完整的钢管与混凝土纤维,如图6(b)所示。此外,墩身纤维截面的核心混凝土采用Mander提出的约束混凝土本构模型,钢管采用钢材弹塑性滞回本构模型,而预应力筋的模拟与承插连接钢管混凝土桥墩相同。

图6 HC桥墩有限元模型示意图Fig.6 Details of HC column finite element model

耗能钢筋由杆单元模拟,长度为无黏结加上两端等效黏结滑移长度leu以模拟耗能钢筋应变渗透的影响。其中,leu采用Palermo等[28]给出的公式计算

leu=0.022dsfy

(4)

LP=0.08L+0.022dsfy

(5)

式中,L为桥墩高度(m)。由于接触面不能承受拉应力,接触弹簧抗拉强度取为0。

2.3 拟静力试验验证

为了验证上述两种桥墩数值模型的有效性,本文利用文献[30]的试验结果进行拟合。试件为两个1/4.75缩尺比的桥墩模型,模型设计和主要尺寸如图7所示。 承插连接钢管混凝土试件(以下简称SC试件)与混合连接钢管混凝土试件(以下简称HC试件)的桥墩净高均为1.75 m,计算高度为2 m(承台上表面至加载点的高度);桥墩直径0.44 m,钢管壁厚度为4 mm,内部填充C50核心混凝土,墩身中心线埋设聚乙烯管作为预应力孔道,直径70 mm。恒载轴压比为7%,预应力轴压比为10%。SC试件的等效纵筋配筋率与HC试件纵筋配筋率均为3.6%。拟静力试验采用力-位移混合控制的加载制度,钢管或耗能钢筋屈服前采用力控制,屈服后变为位移控制,每一级加载进行3次往复循环。

(a) 试件尺寸

(b) 承插连接(SC)

(c) 混合连接(HC)图7 试件设计图(mm)Fig.7 Geometry of column specimens (mm)

根据本文第2章的模拟方法建立SC和HC试件有限元模型,对其进行往复推拉分析得到数值分析力-漂移比关系曲线,并与试验结果进行对比,两试件的各种响应对比结果如图8所示。由图8可知,有限元的各种模拟结果与试验数据基本吻合,表明了纤维模型能够较好地模拟出滞回荷载下,SC试件因钢管屈曲、屈曲后撕裂和钢管与承台混凝土黏结滑移,以及HC试件接缝摇摆的力学行为对其力-漂移比关系的影响。

(a) SC试件滞回曲线

(b) HC试件滞回曲线

(c) 骨架曲线

(d) 残余位移比

(e) 等效阻尼比图8 数值计算结果与试验数据比较Fig.8 Comparisons between numerical calculation results and experimental data

具体对比而言,两试件的有限元模型能很好的捕捉到各自承载力-漂移率关系的骨架曲线如图8(c)所示,在5.2%漂移率时,SC和HC试件有限元模型分析预测出承载力为247.8 kN和315.8 kN,与对应试验结果误差分别为6.0%和3.3%。对于与自复位能力有关的残余位移比δra,有限元模型也能做出合理的预测。图8(d)给出了两试件残余位移比δra的试验和数值对比结果,其中δra定义为某加载等级下的残余位移与加载位移的比值,按下式计算

(6)

式中:δre为残余位移;δim为加载位移。对于SC试件,在加载漂移比在1.5%～4.5%区间内,数值和试验的残余位移吻合度较好;而漂移比大于4.5%后,数值计算的结果偏小。对于HC试件,δra的数值计算结果在所有漂移率下均略小于试验结果(约10%),但整体增长较趋势一致。两试件的残余状态模拟结果偏小的主要原因是有限元模型中的钢管或耗能钢筋未考虑累计损伤的影响,减小了对残余位移的贡献,且混凝土进入塑性后的高度非线性也影响残余状态的预测。图8(e)给出了有限元模型对于等效阻尼比的预测结果,其中ξeq按下式计算

(7)

式中,Ed和Es分别为每一圈滞回环耗散的能量以及储存的弹性应变能。由图8可知,SC试件有限元在漂移比大于1%时,与试验的等效阻尼比结果吻合效果较好;而对于HC试件,采用有限元分析会一直略低估其耗能能力,即数值结果略小于试验结果(约3%)。

综上对比分析可见,所建立的数值模型能表征出两种桥墩的滞回响应,满足后续章节进行桥梁动力分析所需的精度要求。

3 钢管混凝土桥墩桥梁地震反应特点

本章以一座4跨连续梁桥为研究对象,其桥型尺寸如图9所示。每跨跨度为30 m,纵桥向,3#墩为固定墩,采用固定支座,其余桥墩为活动墩,采用球钢支座;横向固结。主梁采用预应力小箱梁,一期恒载为19.3 t/m,二期恒载为6.11 t/m,下部结构为钢管混凝土独柱墩以及承台桩基础,墩高8 m,直径1.6 m,钢管壁厚1.6 cm。桥墩自重轴压比约为8%,预应力筋配筋率为0.6%,预应力轴压比为10%。

图9 桥型布置图(m)Fig.9 Prototype bridge overview (m)

为了比较插承式连接钢管混凝土桥墩桥梁和混合连接钢管混凝土桥梁墩桥梁的地震反应特点,以图9所示的桥梁为背景,分别考虑以下三种桥墩工况:① 采用插承连接预应力钢管混凝土桥墩(以下简称SC桥墩);② 采用混合连接预应力钢管混凝土桥墩(以下简称HC桥墩);③ 采用无预应力承插连接钢管混凝土桥墩(以下简称SCP0桥墩),建立上述三种工况下桥梁的空间动力模型。三种工况桥墩的截面尺寸、高度以及钢管壁厚度均相同。SC、SCP0桥墩承插深度为1.5 m,钢管对应的等效纵筋配筋率为4%;HC桥墩墩底接缝截面耗能钢筋布置为64φ40,配筋率与SC和SCP0桥墩等效纵筋配筋率相等,约为4.0%。

采用非线性分析软件OpenSees建立桥梁空间有限元模型,如图10所示。主梁和盖梁均为C50混凝土浇筑,在地震中保持弹性,采用线弹性单元模拟。桥墩采用C50混凝土以及q235钢管材料,SC和HC桥墩采用弹塑性纤维单元模拟,具体模拟方法以及采用的混凝土与钢材料本构与第2章介绍的桥墩数值模型模拟方法相同。SCP0桥墩模型通过将SC桥墩模型预应力筋面积取为0得到。对于固定支座,固定方向采用主从约束模拟,活动支座采用双线性理想弹塑性弹簧单元模拟,摩擦因数取0.03[31]。

图10 桥梁有限元模型示意图Fig.10 Bridge finite element model overview

从美国太平洋地震研究中心选取10条地震中实际记录的远场(断层距Rrup>90 km)地震动作为地震动输入,其特征如表1所示。10条地震动PGA调为0.2g后绘制其加速度反应谱及其均值谱如图11所示。

表1 地震动时程特征Tab.1 Ground motions’characteristics

图11 地震动加速度反应谱Fig.11 Acceleration response spectrum

对SC、HC和SCP0三种形式的单墩进行横向Pushover分析,得到主要损伤状态与漂移比关系如表2所示。表中的极限漂移比定义为钢管撕裂、耗能钢筋拉断、预应筋屈服或核心混凝土压碎对应的漂移比。由表可知当漂移比小于1%时,三种桥墩均处于线弹性范围;而SC与SCP0桥墩在漂移比为2%左右发生钢管屈曲。

表2 桥墩损伤状态与漂移比对应关系Tab.2 Relationships between damage status and drift ratio

将PGA分别调幅至0.1g～0.8g,作为结构的“横桥向”地震动输入。初步分析可以表明,2#墩横桥向地震响应最大,故选取2#墩响应结果进行结果讨论。图12(a)给出了桥梁分别采用SC、HC和SCP0桥墩时,2#墩的最大漂移率均值随PGA的变化情况。由图12可知,当PGA < 0.2g时,三种桥墩的最大漂移率均小于1%,由表2可知,此时,三种桥墩钢管或耗能钢筋均未屈服,结构保持弹性。因弹性阶段,墩顶最大位移主要取决于结构的初始刚度,而三条曲线几乎重合,表明三种桥墩具有接近的初始刚度。

(a) 最大漂移比

(b) 残余漂移比图12 地震响应平均值随PGA变化曲线Fig.12 Average seismic responses curves

当PGA达到0.2g～0.4g时,SC和SCP0桥墩钢管最先屈服,而HC桥墩耗能钢筋也在PGA超过0.3g时屈服(图12(a)中圆形标记),三个桥墩均进入塑性阶段,且漂移率响应较一致。此时桥墩最大漂移比主要依赖于墩身屈后刚度与滞回耗能。由于此时,SC和SCP0桥墩尚未发生钢管屈曲,钢管等效纵筋配筋率与HC桥墩耗能钢筋配筋率也相等,可认为该阶段三种桥墩的耗能能力和屈后刚度差异小。

当PGA在0.4g～0.6g区间时,SC和SCP0桥墩分别在0.40g和0.43g时,发生钢管屈曲(图12(a)中方形标记),结构刚度以及耗能能力下降。SC桥墩中的预应力筋会增加钢管受压侧的应力,使SC桥墩略先于SCP0桥墩发生屈曲,引起刚度以及滞回能力更早退化,响应位移响应增大,当PGA = 0.6g时,SC桥墩最大漂移率较SCP0和HC分别大15%和33%。此外,钢管屈曲导致结构受力性能差异逐渐明显,其中,HC桥墩墩身未屈曲,位移响应较小,表明结构仍保持足够的屈后刚度。

当PGA>0.6g时,图12(a)中的SCP0桥墩对应的曲线出现明显拐点,这是由于SCP0未有预应力筋,钢管屈曲后不能提供充足刚度,结构承载力瞬间进入下降段。在PGA为0.8g时,两桥墩均已达到极限漂移比,钢管发生撕裂,且SCP0桥墩最大位移响应超过SC桥墩;HC桥墩具有良好的塑性变形能力,在PGA为0.8g时仍未达到钢筋断裂极限漂移比,仍为结构提供满意的耗能能力,使HC桥墩漂移比远小于SC和SCP0桥墩。

图12(b)给出了桥梁分别采用SC、HC和SCP0桥墩时,2#墩的残余漂移比均值随PGA的变化。图中可以看出,PGA<0.3g时,三种桥墩残余位移均小于0.1%,可忽略不计。而当PGA增大到0.4g时,三种桥墩震后残余漂移比大小关系为:SC>SCP0>HC。由前面的分析可知,此时,SC和SCP0桥墩钢管开始发生屈曲,略微减小了桥墩自复位的能力。不过,总体而言,当PGA < 0.5g时,SC和SCP0桥墩残余位移差异较小,表明是否采用预应力对承插式桥墩的自复位能力影响不大。

当PGA增大到0.5g以上时,三种桥墩震后残余漂移比关系变化为:SCP0 > SC > HC。可见,因为SCP0桥墩没有预应力筋,只依靠上部结构重力提供少量自复位趋势不足以使桥墩拥有优异的自复位性能,且随着墩顶水平位移增大,重力易转变为倾覆力矩;相比而已,SC桥墩中预应力筋提供的自复位能力,会随着水平位移增大而逐步明显。HC桥墩的摇摆机同样能为其提供满意的自复位能力,残余漂移率均小于0.2%。

图13给出了桥梁分别采用SC、HC和SCP0桥墩时,2#墩在1号地震动(分别将PGA = 0.1g、0.4g和0.7g)横桥向输入下的位移时程曲线。当PGA = 0.1g时,三种桥墩时程曲线几乎一致,且无明显残余位移证实了结构处在弹性范围且刚度较接近。当PGA = 0.4g时,HC桥墩位移时程曲线仍与PGA = 0.1g时相似;SCP0桥墩尚未达到屈曲漂移比(1.26%,表2),残余位移较小,约为0.4%;但SC桥墩在38 s时,漂移比接近2%,钢管发生屈曲,此后,漂移率响应逐渐负向偏移,产生较明显的残余位移(约0.9%)。当PGA = 0.7g时,SC和SCP0桥墩发生较大损伤,在40 s时,时程曲线波峰波谷出现的频率降低,表明结构刚度退化明显,响应结束后的残余位移分别达到了2.0%和3.9%;HC桥墩位移曲线形状与小震(PGA = 0.1/0.4g)时相比,无明显变化,保持良好的抗震性能。

图13 桥墩漂移比时程曲线Fig.13 Drift ratio time history curve

通过以上分析比较,对SC、HC和SCP0桥墩桥梁地震反应特点总结如下:① HC桥墩的摇摆机制提供了良好的自复位能力,地震下桥梁结构的残余位移较小,属于低损伤结构;② SC桥墩中的预应力筋易引起钢管更早屈曲,弱化结构的自复位性能,在PGA = 0.4g时,其残余位移在三种桥墩中最大,但预应力筋可为桥墩提供自复位能力,在PGA > 0.5g时,有效减小残余位移;③ 不设置预应力筋的SCP0桥墩,仅由上部结构自重提供自复位趋势,在地震PGA > 0.5g时,产生了最大的残余位移。

4 结 论

本文以承插连接和混合连接两种连接形式的预应力节段拼装钢管混凝土桥墩为研究对象,进行了数值模拟研究,结合一座4跨连续梁桥进行非线性动力分析,得出如下结论:

(1) 承插连接桥墩震后损伤表现为钢管受压屈曲和受拉撕裂,且发生屈曲后,桥墩耗能能力、结构刚度和自复位能力明显下降,表明有限元数值分析时应考虑钢管屈曲的影响;而混合连接钢管混凝土桥墩的震后损伤表现为墩底接缝挤压破坏,因此,数值分析需模拟出摇摆接缝张开后的摇摆行为。

(2) 建立的考虑承插连接桥墩钢管受压屈曲和受拉撕裂、混合连接钢管混凝土桥墩墩底接缝摇摆效应的有限元模型能较好地再现出承插连接钢管混凝土桥墩和混合连接钢管混凝土桥墩的侧向力-漂移率曲线、滞回耗能和残余位移等响应,可作为桥梁结构动力响应计算的分析模型。

(3) 强震作用下(PGA >0.4g),混合连接钢管混凝土桥墩性能优于承插连接桥墩,而在中小地震作用时(PGA ≤ 0.4g),两者性能无明显差异。强震时,承插连接桥墩发生钢管屈曲,性能迅速退化,残余位移明显增大,在PGA = 0.8g时,残余漂移比大于4%,而混合连接桥墩因摇摆特性,能一直保持良好的自复位性能,残余位移小于0.2%。

(4) 与无预应力承插连接桥墩相比,预应力承插连接桥墩具有较强的自复位能力。在PGA < 0.5g时,采用预应力与否对承插连接桥梁的地震响应影响不大,但当PGA大于0.6g时,预应力的使用能够有效减小残余位移,减小残余位移约38%。总体来看,采用预应力能够改善承插连接钢管混凝土桥墩的抗震性能,但需注意,虽然本文所选研究对象为量大面广的连续梁桥,但针对不同设计参数下,两种连接形式的桥墩及其桥梁抗震性能,仍需进一步探索,以扩展本文研究适用范围。