魏俊杰, 鄔曉光

(1. 武漢大學(xué)土木建筑工程學(xué)院, 湖北 武漢 430072; 2. 長安大學(xué)公路學(xué)院, 陜西 西安 710054)

0 引言

實際工程在跨越河流和峽谷時采用的結(jié)構(gòu)形式一般為橋臺-引橋-主橋結(jié)構(gòu)體系,地震時相鄰結(jié)構(gòu)在伸縮縫處的碰撞會對結(jié)構(gòu)體系中各部分結(jié)構(gòu)的動力響應(yīng)均造成較大影響[1]。伸縮縫處碰撞導(dǎo)致橋梁結(jié)構(gòu)發(fā)生破壞和損傷的現(xiàn)象在歷次地震中均有發(fā)生,1973年圣費(fèi)爾南多地震發(fā)生后,各國學(xué)者針對碰撞機(jī)理和碰撞對橋梁結(jié)構(gòu)的影響開展了大量研究,但研究對象主要為規(guī)則的簡支梁、連續(xù)梁和連續(xù)剛構(gòu)橋,且沒有考慮橋臺、引橋和主橋因碰撞接觸而產(chǎn)生的相互約束影響以及樁土、臺土相互作用關(guān)系[2-8]。

三跨高低墩剛構(gòu)-連續(xù)組合梁橋利用其剛構(gòu)墩的高墩柔性能較好適應(yīng)溫度變化和混凝土收縮徐變的影響,同時避免了矮墩因線剛度過大而受力不利[9]。但是,矮墩處盆式橡膠支座屈服后剛度幾乎為零將會使主梁在地震時所產(chǎn)生的巨大水平慣性力由柔性剛構(gòu)墩承擔(dān),這不僅造成柔性制動墩抗震問題突出,而且較大的主梁水平位移使得伸縮縫處碰撞效應(yīng)更加顯著,從而影響和改變橋臺-引橋-主橋結(jié)構(gòu)體系中各部分的動力響應(yīng)[10]。然而橋梁結(jié)構(gòu)體系在不同橋址處會有不同的結(jié)構(gòu)參數(shù),研究復(fù)雜橋址處合理結(jié)構(gòu)形式、墩高和主引橋跨布置形式的選擇對實際工程設(shè)計具有重要指導(dǎo)意義。針對這一研究現(xiàn)狀,本文以西寶高速改擴(kuò)建工程中某實際橋梁為背景,考慮樁土作用、橋臺與臺后填土相互作用以及支座和橋墩的非線性行為,基于CSIBridge建立橋臺-引橋-剛構(gòu)連續(xù)橋結(jié)構(gòu)體系的彈塑性動力分析模型進(jìn)行有限元分析。同時以實際工程為研究背景,選取主橋結(jié)構(gòu)形式、墩高、引橋跨數(shù)和伸縮縫間距等參數(shù)進(jìn)行研究,探討這些參數(shù)變化時橋梁結(jié)構(gòu)體系在地震動作用下的動力響應(yīng)和伸縮縫處碰撞效應(yīng)的區(qū)別。

1 工程概況

橋梁跨徑布置為20 m×3+65 m+120 m+65 m+20 m×3,橋梁全長370.5 m,主橋最大墩高54.95 m。主橋為預(yù)應(yīng)力混凝土剛構(gòu)-連續(xù)組合體系,由單箱單室箱形斷面組成;下部主墩為單薄壁空心墩,樁基礎(chǔ);分割墩為雙柱式墩,樁基礎(chǔ);引橋上部結(jié)構(gòu)為3×20 m預(yù)應(yīng)力混凝土先簡支后連續(xù)小箱梁,由5片預(yù)制小箱梁通過橫向聯(lián)系拼接而成,下部為柱式墩、樁基礎(chǔ);兩側(cè)橋臺均為肋板式橋臺,樁基礎(chǔ)。全橋跨徑布置立面如圖1所示,從左往右的墩臺編號依次為0號臺、1號、2號、3號、4號、5號、6號、7號、8號墩和9號臺,墩高依次為5.5 m、6.0 m、10.5 m、54.95 m、10.05 m、6.0 m、6.0 m和5.5 m。其中3號和6號過渡墩處設(shè)置240型伸縮裝置,0號和9號橋臺處設(shè)置80型伸縮裝置。引橋在橋臺、過渡墩處共設(shè)置10個滑板式橡膠支座,型號GYZF4 d425×65;引橋中間墩各設(shè)置10個板式橡膠支座,型號為GYZ d570×71;主橋在過渡墩處各設(shè)置2個單向活動盆式支座,型號JPZ(KZ)7DX;3號活動墩采用3個單向活動盆式支座,型號為JPZ(KZ)30DX。墩臺樁基均采用摩擦樁,橋臺持力層為老黃土,其余樁基持力層為老黃土、粉質(zhì)黏土、圓礫、細(xì)沙和卵石。車輛荷載等級按公路Ⅰ級進(jìn)行設(shè)計,設(shè)計時速80 km/h。主橋跨越?jīng)_溝,溝底較窄且無常水流,溝底表層土為新黃土,現(xiàn)已被建筑垃圾填埋35 m。

圖1 橋梁總體布置圖(單位:m)Fig.1 General layout of bridge (Unit:m)

2 有限元建模和邊界條件模擬

采用有限元軟件CSIBridge建立主橋結(jié)構(gòu)與引橋碰撞的彈塑性動力分析計算模型,主梁和橋墩采用梁單元,梁和墩柱的單元劃分能夠反映結(jié)構(gòu)實際動力特性。承臺和兩側(cè)橋臺采用厚殼單元進(jìn)行建模,分別采用纖維鉸和P-M2-M3鉸模擬引橋橋墩和主橋橋墩可能出現(xiàn)的非線性行為,無約束混凝土和約束混凝土的材料特性基于Mander模型[11],二期鋪裝采用線荷載和面荷載。采用分層土彈簧模型對主引橋樁基的樁土相互作用進(jìn)行模擬,土層m值按照規(guī)范[12]建議值取值,有限元模型見圖2。板式橡膠支座采用線性彈簧單元模擬;滑板式橡膠支座和盆式橡膠支座均按照《公路橋梁抗震設(shè)計規(guī)范(JTG/T 2231-01—2020)》的建議采用理想彈塑性滯回曲線模擬,其中盆式支座屈服位移取0.003 m;固定盆式橡膠支座通過約束墩梁節(jié)點(diǎn)的3個平動自由度和繞縱軸的轉(zhuǎn)動自由度,并釋放其余2個自由度進(jìn)行模擬。橋臺與臺后填土的接觸關(guān)系采用Duncan-Chang非線性本構(gòu)關(guān)系定義的Multilinear Elastic Link單元進(jìn)行模擬[13],非線性本構(gòu)關(guān)系式和計算結(jié)果分別如式(1)和圖3所示。

圖2 連續(xù)梁橋結(jié)構(gòu)體系彈塑性動力分析模型Fig.2 Elastoplastic dynamic analysis model of the structural system of continuous girder bridge

圖3 橋臺與背土相互作用彈簧模型Fig.3 Spring model for the interaction between abutment and back soil

(1)

式中:p為土體作用于臺背的土壓力;u為臺背后土體的水平位移;Pult是作用于臺背的被動土壓力;K為初始剛度;Rf為經(jīng)驗系數(shù),取0.8。其中,根據(jù)工程實際和《公路橋梁抗震設(shè)計規(guī)范(JTG/T 2231-01—2020)》可以計算出初始剛度K和被動土壓力Pult。

本文采用文獻(xiàn)[14]中組合Kelvin碰撞單元模擬伸縮縫間的接觸非線性,如圖4所示。碰撞單元剛度根據(jù)王東升等[15-16]的建議取較短主梁軸向剛度值的0.5倍,不考慮梁端碰撞損傷。伸縮縫處碰撞單元非線性力-位移關(guān)系如式(2)所示:

圖4 Kelvin碰撞單元及接觸力關(guān)系Fig.4 Kelvin pounding element and contact force relationship

(2)

式中:Δ為伸縮縫初始間隙,根據(jù)設(shè)計文件取主引橋間為0.19 m,引橋與橋臺間為0.06 m;u1、u2分別為地震作用下伸縮縫處相鄰梁體的位移。

3 地震動輸入與橋墩截面分析

采用縱橋向一致激勵進(jìn)行非線性時程分析研究該橋在E2地震作用下的響應(yīng),橋址處設(shè)防烈度為9度,場地類別為Ⅲ類,場地系數(shù)和罕遇地震的地震重要性系數(shù)分別為1.0和1.7,根據(jù)《公路橋梁抗震設(shè)計規(guī)范(JTG/T 2231-01—2020)》計算設(shè)計反應(yīng)譜,并以此作為目標(biāo)反應(yīng)譜,利用SIMQKE GR生成人工地震波。同時從PEER的強(qiáng)震數(shù)據(jù)庫中隨機(jī)選擇場地條件相近的7條地震波,利用SeismoMatch以設(shè)計反應(yīng)譜為目標(biāo)對其進(jìn)行調(diào)幅得到與目標(biāo)反應(yīng)譜匹配的加速度時程,對所選地震動與目標(biāo)反應(yīng)譜的匹配程度采用均方誤差MSE來衡量,如式(3)。放大系數(shù)為調(diào)幅后地震波峰值加速度值與調(diào)幅前的比值。選取的天然地震波及其調(diào)幅信息如表1所列,人工地震波和調(diào)幅后的天然地震波與設(shè)計反應(yīng)譜的匹配情況如圖5和圖6所示。

表1 選取的地震動資料Table 1 Selected ground motion data

圖5 人工合成地震波時程曲線Fig.5 Time-history curve of synthetic seismic wave

圖6 目標(biāo)反應(yīng)譜與所選地震波反應(yīng)譜Fig.6 Target response spectrum and response spectra of selected seismic waves

(3)

式中:Starget(Ti)、Srecord(Ti)分別為目標(biāo)反應(yīng)譜與所選地震波的反應(yīng)譜值;w(Ti)為權(quán)重函數(shù);f為線性比例因子,f=Starget(Ti)/Srecord(Ti);Ti為第i個數(shù)據(jù)點(diǎn)對應(yīng)的周期。

利用CSiBridge Section Designer程序?qū)Ω鳂蚨蘸蜆痘孛孢M(jìn)行截面分析,計算各墩柱和樁基截面的屈服極限、強(qiáng)度極限、屈服曲率和極限曲率。同時,依據(jù)《公路橋梁抗震設(shè)計規(guī)范(JTG/T 2231-01—2020)》分別計算各橋墩墩頂允許位移。計算結(jié)果如表2所列。

表2 截面分析數(shù)據(jù)Table 2 Cross-section analysis data

4 主橋結(jié)構(gòu)形式對結(jié)構(gòu)體系地震響應(yīng)的影響

為了研究不同主橋結(jié)構(gòu)形式對結(jié)構(gòu)體系地震響應(yīng)的影響,將原剛構(gòu)連續(xù)梁橋體系4號剛構(gòu)墩的墩梁固結(jié)約束變化為固定盆式支座約束,其他約束條件不變,使結(jié)構(gòu)成為連續(xù)梁橋體系;同樣使原結(jié)構(gòu)體系的5號墩活動盆式支座約束變化為墩梁固結(jié)約束,使結(jié)構(gòu)成為連續(xù)剛構(gòu)橋體系;采用相同的地震波對上述3種不同的結(jié)構(gòu)體系進(jìn)行縱橋向一致激勵比較分析。為了量化各橋墩內(nèi)力和變形的改變,本文定義最大改變率i=(imax-imin)/imin,其中imax為橋墩最大響應(yīng)值,imin為最小響應(yīng)值。不同主橋結(jié)構(gòu)形式時結(jié)構(gòu)體系地震響應(yīng)的分析結(jié)果如表3和表4所列。

表3 墩底彎矩Table 3 Bending moment at pier bottom

表4 墩頂位移Table 4 Displacement at pier top

從表2和表3可以發(fā)現(xiàn):主橋結(jié)構(gòu)形式改變對左右引橋墩底彎矩和剪力以及墩頂位移基本無影響,最大改變率均在10%以內(nèi),但主橋墩因約束條件變化而發(fā)生內(nèi)力重分布,不同主橋結(jié)構(gòu)形式主橋墩內(nèi)力和變形區(qū)別較大。剛構(gòu)-連續(xù)梁橋剛構(gòu)墩由于承擔(dān)較大水平慣性力而產(chǎn)生24 cm墩頂水平位移,分別為連續(xù)剛構(gòu)和連續(xù)梁橋的3倍和2倍;墩底彎矩為317 283.3 kN·m,為連續(xù)剛構(gòu)和連續(xù)梁橋墩底彎矩的1.4倍和2.5倍,同時也超過了等效屈服極限。連續(xù)剛構(gòu)橋由于5號墩頂固結(jié)墩頂位移和墩底彎矩相對較大,分別為5.7 cm和426 378.7 kN·m,分別是剛構(gòu)-連續(xù)梁橋和連續(xù)梁橋的3.6倍和7.0倍,且墩底彎矩遠(yuǎn)超過等效屈服極限。

圖7為A-B伸縮縫碰撞力時程曲線,主橋結(jié)構(gòu)為連續(xù)剛構(gòu)橋時A-B縫碰撞力峰值為160 500 kN,是連續(xù)梁和剛構(gòu)-連續(xù)梁橋的2.1倍和1.7倍;碰撞次數(shù)為4次,是連續(xù)梁和剛構(gòu)-連續(xù)梁橋的4倍和1.3倍。各伸縮縫處碰撞效應(yīng)具有相同的趨勢,主橋為連續(xù)剛構(gòu)時最大,剛構(gòu)-連續(xù)梁橋時次之。圖8為左橋臺縱向位移時程曲線,右橋臺也具有同樣的趨勢,可以發(fā)現(xiàn)主橋結(jié)構(gòu)為連續(xù)剛構(gòu)時較大的碰撞力也使橋臺產(chǎn)生了更大的縱向位移4.5 cm,是連續(xù)梁橋和剛構(gòu)-連續(xù)梁橋的2.3倍和1.9倍,但臺后填土仍處于彈性范圍內(nèi)。

圖7 A-B伸縮縫碰撞力時程Fig.7 Pounding force time history of expansion joint A-B

圖8 左橋臺位移時程Fig.8 Displacement time history of left abutment

因此,綜合主橋墩在不同結(jié)構(gòu)形式時的內(nèi)力和變形以及伸縮縫處的碰撞效應(yīng),當(dāng)主橋墩墩高差較大時,連續(xù)梁橋在地震時各主橋墩受力和伸縮縫處碰撞響應(yīng)更為合理。若采用剛構(gòu)-連續(xù)梁橋和連續(xù)剛構(gòu)橋時需采取合理的減隔震措施,以免在地震作用下主橋墩發(fā)生屈服破壞。

5 墩高對結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)的影響

表5為不同墩高時的主橋特征周期和引橋周期比。由表5可知,隨著剛構(gòu)墩高增加,主橋特征周期由1.6 s延長至7.5 s,主引橋周期比由1.1增大至5.4,表明主引橋間動力特性差異增大。且由圖9不難發(fā)現(xiàn),隨著主橋墩高和主引橋間周期比增大,主橋右側(cè)C-D縫和D-E縫處碰撞力峰值呈緩慢增大趨勢,碰撞力峰值分別增大2.2倍和1.3倍;主橋左側(cè)A-B縫和B-C縫碰撞力峰值呈先增大后減小趨勢,在墩高64.95 m時碰撞力達(dá)到最大值,碰撞力峰值分別增大1.9倍和23.3倍。由此可以發(fā)現(xiàn):剛構(gòu)墩墩高增大導(dǎo)致主引橋周期比增大,各伸縮縫處碰撞效應(yīng)也隨之增大。

表5 各工況時主引橋周期比Table 5 Period ratio of main approach bridge under different working conditions

圖9 墩高對伸縮縫碰撞力峰值的影響Fig.9 Influence of pier height on peak pounding force of expansion joint

圖10為3號～7號橋墩墩頂位移和墩底剪力隨剛構(gòu)墩墩高增加的變化趨勢?？梢园l(fā)現(xiàn):剛構(gòu)墩頂位移呈先增大后減小趨勢,在墩高64.95 m時達(dá)到最大,增大1.2倍;其余橋墩頂位移基本無變化,其原因為墩高增加結(jié)構(gòu)使結(jié)構(gòu)柔度增大,墩頂位移增大,但由于相鄰引橋的碰撞接觸限制,墩頂位移增大后呈現(xiàn)減小趨勢。圖11中墩底剪力呈先減小后增大的趨勢,在墩高44.95 m時最小為19.3 kN,其余橋墩墩底剪力基本無變化。剛構(gòu)墩墩高變化僅對剛構(gòu)墩自身變形和內(nèi)力產(chǎn)生影響,對其余橋墩基本無影響,其原因可以解釋為其他橋墩墩頂支座屈服后不再向下傳遞水平地震力。同時,通過對比碰撞與無碰撞工況時墩頂位移和墩底剪力可以發(fā)現(xiàn):碰撞使各橋墩墩底剪力和墩頂位移減小,主橋4號剛構(gòu)墩尤為顯著。而且碰撞并未改變墩頂位移和墩底剪力隨墩高變化的趨勢。綜上可以得出結(jié)論:主引橋周期比增大使伸縮縫處碰撞效應(yīng)增大,僅影響主橋剛構(gòu)墩。當(dāng)主引橋周期比為2.1時,剛構(gòu)墩內(nèi)力和變形較為合理。

圖10 墩高對橋墩頂位移的影響Fig.10 Influence of pier height on displacement at pier top

圖11 墩高對橋墩墩底剪力的影響Fig.11 Influence of pier height on shear force at pier bottom

6 引橋跨數(shù)對結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)的影響

為研究引橋跨數(shù)對橋梁結(jié)構(gòu)體系地震響應(yīng)的影響,左右引橋跨數(shù)同時由1跨增至5跨。

圖12(a)為引橋跨數(shù)對各伸縮縫碰撞力的影響,可以發(fā)現(xiàn):隨著引橋跨數(shù)增大,主引橋間B-C縫和C-D縫處碰撞力峰值呈緩慢增大趨勢,在引橋跨數(shù)為5跨時達(dá)到最大值,分別為20 209 kN和18 217 kN,最大改變率為98.7%和69.6%。橋臺處伸縮縫碰撞力隨引橋跨數(shù)變化較大,由于采用一致激勵,左、右橋臺處伸縮縫碰撞力呈現(xiàn)相反的變化趨勢,左橋臺A-B縫和右橋臺D-E縫碰撞力分別呈先增大后減小和先減小后增大趨勢,最大碰撞力峰值為102 853 kN和179 173 kN,改變率為92.3%和2 032%。但是,圖12(b)中左右橋臺縱向位移呈線性增大趨勢,在引橋為5跨時達(dá)到最大值分別為3.2 cm和3.0 cm,改變率分別為139.8%和84.2%。因此,引橋跨數(shù)增大總體上使各伸縮縫處碰撞效應(yīng)呈顯著增大趨勢。

圖12 引橋跨數(shù)對結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)的影響Fig.12 Influence of span number of approach bridge on seismic response of structure

圖12(c)和(d)分別為引橋跨數(shù)增多對3號～6號橋墩墩頂位和墩底剪力的影響。可以發(fā)現(xiàn):引橋跨數(shù)增多僅對剛構(gòu)墩的墩頂位移和墩底剪力產(chǎn)生影響,均呈減小趨勢。剛構(gòu)墩墩頂位移和墩底剪力在引橋跨數(shù)為5跨時達(dá)到最小,分別為23.3 cm和12 235.6 kN,最大改變率分別為-7.5%和-11.9%。但引橋跨數(shù)增加對于其他橋墩墩頂位移和墩底剪力基本無影響,最大改變率均在5%以內(nèi)。

7 伸縮縫間距對結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)的影響

圖13為主引橋伸縮縫間距為10、15、19、22、26、28和30 cm時主引橋間B-C伸縮縫和橋臺處A-B伸縮縫的碰撞力時程曲線。從圖中可以看出:主引橋間伸縮縫間距增大使主引橋間B-C伸縮縫碰撞力峰值和碰撞次數(shù)均減小,在間距30 cm時主引橋間伸縮縫峰值碰撞力和碰撞次數(shù)分別減小為4 766 kN和2次,最大改變率為-82.1%和-88.9%。橋臺處A-B縫碰撞次數(shù)由7次顯著減少為2次,碰撞力變化較大,但無明顯規(guī)律趨勢。因此,主引橋間伸縮縫間距增大將會導(dǎo)致各伸縮縫處碰撞效應(yīng)減小,其原因可以解釋為伸縮縫間距增大使得碰撞所需能量更多,加速度減小和速度反向?qū)沟门鲎泊螖?shù)和碰撞力也減小。

圖13 主引橋伸縮縫間距變化對碰撞力的影響Fig.13 Influence of expansion joint spacing of main approach bridge on pounding force

圖14為橋臺處伸縮縫間距為1、3、6、7、9和11 cm時主引橋間C-D縫和橋臺處D-E縫碰撞力時程曲線。從圖中可以看出:C-D縫和D-E縫碰撞力峰值和碰撞次數(shù)均呈先增大后減小趨勢,在間距為6 cm時達(dá)到最大。此時,C-D縫和D-E縫碰撞力峰值為18 245 kN和159 558 kN,最大改變率為19%和1 144%;碰撞次數(shù)分別為11次和8次,最大改變率為1 000%和700%。因此,橋臺處伸縮縫間距增大使各伸縮縫處碰撞效應(yīng)呈先增大后減小趨勢。產(chǎn)生這種現(xiàn)象的原因可以解釋為:橋臺處伸縮縫間距較小,盡管梁體加速度較大,但橋臺和主橋的約束使得梁體在較小速度時就發(fā)生碰撞,因此碰撞力較小。當(dāng)伸縮縫間距增大后,主梁在正向加速度作用下運(yùn)動一段距離后未能發(fā)生碰撞,隨后加速度方向發(fā)生改變使梁體運(yùn)動速度和碰撞力減小,因此各伸縮縫處碰撞效應(yīng)呈先增大后減小趨勢。

圖14 橋臺處伸縮縫間距變化對碰撞力的影響Fig.14 Influence of expansion joint spacing at abutment on pounding force

圖15和圖16為主引橋間伸縮縫間距和橋臺處伸縮縫間距變化對各橋墩墩頂位移和墩底彎矩的影響。由圖可以發(fā)現(xiàn):隨著主引橋間伸縮縫間距增大,剛構(gòu)墩墩頂位移由18.9 cm逐漸增大至25.2 cm,改變率為33.3%;墩底彎矩在間距為0～10 cm內(nèi)逐漸增大至317 098 kN·m,之后基本不變,改變率為31.6%。其主要原因為:主引橋伸縮縫間距增大使伸縮縫處碰撞效應(yīng)減小,碰撞約束減小導(dǎo)致主橋剛構(gòu)墩底彎矩和墩頂位移增大。另外,主引橋間伸縮縫間距的變化對其他橋墩基本無影響,改變率均在5%以內(nèi)。其原因可以解釋為:其他橋墩墩頂支座在地震作用下屈服后剛度為零,碰撞力無法傳遞至橋墩。

圖15 伸縮縫間距變化對各橋墩墩頂位移的影響Fig.15 Influence of expansion joint spacing on displacement of pier top

圖16 伸縮縫間距變化對各橋墩墩底彎矩的影響Fig.16 Influence of expansion joint spacing on bending moment at pier bottom

橋臺處伸縮縫間距的變化對各橋墩內(nèi)力和變形無影響。產(chǎn)生這種現(xiàn)象的原因可以解釋為:由于引橋墩頂支座屈服后不傳遞水平地震力,所以對引橋墩內(nèi)力和變形無影響。同時橋臺伸縮縫間距變化對主引橋間伸縮縫碰撞力峰值的改變率僅為19%,而剛構(gòu)-連續(xù)橋整體剛度較大,所以對主橋墩的內(nèi)力和變形也基本無影響。綜合以上分析考慮橋墩內(nèi)力和變形以及伸縮縫處碰撞效應(yīng),本節(jié)建議主橋伸縮縫間距取值為22 cm,橋臺處伸縮縫間距取值7 cm。

8 結(jié)論

通過上述分析,可得如下結(jié)論:

(1) 地震作用下主橋相鄰墩高差較大時,主橋結(jié)構(gòu)選擇連續(xù)梁橋更為合理。連續(xù)剛構(gòu)橋5號墩底彎矩因墩梁固結(jié),線剛度大而超過屈服極限破壞,且伸縮縫處碰撞效應(yīng)最大。剛構(gòu)連續(xù)梁橋4號墩因承擔(dān)全部水平地震力而發(fā)生屈服破壞,且墩頂位移是剛構(gòu)橋和連續(xù)梁橋的3倍和2倍。

(2) 剛構(gòu)墩高增加使主橋特征周期延長和主引橋周期比增大,導(dǎo)致伸縮縫處碰撞效應(yīng)增大,但對于主橋活動墩和各引橋墩基本無影響,建議主引橋周期比取2.1時較合理。剛構(gòu)墩墩頂位移先增大后減小,在64.95 m時達(dá)到最大;墩底剪力先減小后增大,在44.95 m時達(dá)到最小。

(3) 引橋跨數(shù)增多使各伸縮縫處碰撞效應(yīng)增強(qiáng),原因是碰撞質(zhì)量變大使碰撞接觸剛度增大,碰撞抑制作用增強(qiáng)使剛構(gòu)墩墩頂位移和墩底彎矩減小,但對于其他橋墩的變形和內(nèi)力基本無影響。

(4) 主引橋伸縮縫間距增大使各伸縮縫處碰撞效應(yīng)減小,碰撞抑制作用減弱使得剛構(gòu)墩墩頂位移和墩底彎矩先增大后趨于穩(wěn)定,但對其他橋墩基本無影響,建議取值22 cm較合理。橋臺伸縮縫間距增大使各伸縮縫處碰撞效應(yīng)先增大后減小,但對于各橋墩變形和內(nèi)力的影響較小,建議取值9 cm較合理。

(5) 主橋結(jié)構(gòu)形式的改變主要是通過影響各主橋墩內(nèi)力分布從而影響結(jié)構(gòu)地震響應(yīng);主橋墩高增加主要是通過改變主引橋間周期比,即主引橋間動力特性差異,從而影響結(jié)構(gòu)地震響應(yīng);引橋跨數(shù)和伸縮縫間距主要通過影響伸縮縫處碰撞效應(yīng)從而影響結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和變形。