考虑地震碰撞效应的双柱式高墩桥梁地震响应特性分析

考虑地震碰撞效应的双柱式高墩桥梁地震响应特性分析

0结构地震碰撞研究随着道路交通的推移，中国西南部的许多公路经过了复杂的高海拔地震区，修建了大量的桥梁。其中，直径连续梁桥和侧面连续横截面系统梁桥发挥着主导作用。然而,强烈的地震作用对此类桥梁的破坏作用是巨大的,其抗震设防的合理与否是生命线工程在灾后能否发挥作用的重要因素之一。目前,有关山区高墩桥梁的抗震性能研究大多集中在大跨连续刚构桥,对于量大面广的中小跨径双柱式高墩梁桥抗震性能进行深入研究的文献却很少见。对于此类桥梁的抗震分析通常简化为单墩模型,采用反应谱法进行。然而,在强烈地震作用下,桥跨结构将表现出各种非线性结构行为,这些行为不仅包括由于墩柱产生塑性铰区而表现出的材料非线性特性,而且还包括各种边界条件非线性因素,诸如伸缩缝处的梁间碰撞效应、板式支座的滑动性能以及桥台与填土的相互作用等。因此,在目前基于性能的抗震设计思想被越来越重视的背景下,针对我国桥梁建设的实际情况,对常用中小跨径双柱式高墩桥梁进行考虑包括梁间碰撞效应在内的各种非线性因素的地震响应特性研究很有必要。在过去30年,地震中有关桥梁结构物间的碰撞现象已有诸多文献报道。如在1971年美国圣费尔南多(SanFernando)地震中,观察到带有座式桥台的公路桥梁由于桥面板之间以及桥面与桥台之间的碰撞而引发了广泛的破坏;在1989年美国洛马·普里埃塔(LomaPrieta)地震中ChinaBasin/Southern高架桥I-280截面处,因下层路面与支承上层路面的桥墩之间在地震中发生了冲撞,导致桥墩和下层路面都发生了中等程度的破坏现象;1995年日本Hanshin高速公路桥桥面在Kobe地震中产生0.30m的纵向位移,过大的纵向振动所引起的相邻结构间的相互碰撞导致桥梁结构严重破坏;在我国1976年的唐山大地震中,滦河大桥的严重落梁破坏曾引起桥梁抗震工作者们的关注,他们对震害现象进行的各种解释中在不同程度上都提到了碰撞作用;我国在2008年发生的汶川地震中同样在多处观察到了梁式体系桥伸缩缝处防撞栏杆或护栏的撞击损坏。国外对桥梁伸缩缝间的碰撞现象研究得较早也较为深入,研究者为了在理论上对碰撞作用进行模拟,已经发展了各种模拟碰撞现象的方法,这些方法主要有基于碰撞动力学的恢复系数法和接触单元法2类,接触单元法又可分为线性弹簧单元、线性弹簧阻尼器单元(Kelvin模型)、非线性弹簧单元(Hertz模型)、非线性弹簧阻尼器单元(Hertz-damp模型)、改进的Hertz-damp模型以及三维-接触摩擦模型等几种。我国对该领域的研究目前还处于起步阶段,至目前有关桥梁结构地震碰撞问题研究的文献还很少。本文以西南山区线路中常用的双柱式高墩桥梁为研究对象,建立典型桥跨结构的空间动力分析模型,采用非线性动力时程分析法,详细研究了考虑碰撞效应时桥梁结构的地震响应特性,并探讨了碰撞接触单元刚度、间隙宽度、桥台刚度以及板式橡胶支座滑动性能等因素对桥梁结构动力响应的影响。1有限元模型建立某高速公路常用中小跨径连续梁桥设计荷载等级为公路-I级,整幅式路基宽度为26m,双柱式桥墩为配合预应力混凝土T梁使用的钢筋混凝土变截面高墩,双柱墩间距为15.3m。墩高大于30m时,墩身采用变截面空箱形结构,墩高在20～40m之间时,墩身采用实心矩形变截面,变截面桥墩纵桥向沿高度均设有80∶1的坡度。选取墩高为30m的4跨简支梁桥为基准模型,并考虑不同的墩高布置形式进行分析,所建立的有限元模型立面示意图如图1所示。计算模型的建立采用大型有限元通用分析软件ANSYS实现,模型中上部结构T梁采用空间弹性梁单元(BEAM44)按照单根主梁建模,40m跨径单幅桥跨T梁截面面积为5.86m2,上部结构单幅T梁每孔质量(包括二期恒载)为1020t。伸缩缝处的碰撞作用通过Kevin模型来模拟,板式橡胶支座的纵向剪切刚度采用纵向弹簧模拟。计算中还考虑了桥台的纵向约束作用,分别考虑2种不同刚度值的台后填土情况。本文着重考虑各种非线性边界条件因素的影响,未考虑墩柱的弹塑性性能,假定桥墩在弹性范围内工作,桥跨结构各种边界非线性特性值的模拟及确定方法详见第2节中的叙述。计算时输入地震动选取了3条实际的强震记录,如表1所列。在时程分析之前,首先对基准模型进行了模态分析,得出桥跨结构纵向振动基本周期值为2.12s,基本振型为桥墩纵桥向同向弯曲。2桥梁结构的非线性边界条件的模拟2.1anasas悬架模型的建立目前,在模拟桥梁结构地震碰撞作用时多采用由线性弹簧与阻尼器并联而成的Kevin碰撞间隙单元,线性弹簧用来模拟撞击力,阻尼器用来模拟碰撞过程中的能量耗散作用。Jankowski的研究指出只要参数选取合理,Kevin模型能够给出与试验结果比较吻合的结果。由于碰撞,在两相邻桥跨之间所产生的碰撞力可表示为:F={kk(d+d0)+ckvd+d0<00d+d0>0,(1)F={kk(d+d0)+ckv0d+d0<0d+d0>0,(1)式中,kk为连接弹簧的刚度;ck为阻尼系数;v为相对速度;d为弹簧的变形值;d0为初始间隙。根据碰撞过程中的能量守恒关系,可以建立起阻尼系数ck与碰撞恢复系数e之间的关系:ck=2ζ√kkm1m2m1+m2‚(2)ζ=-lne√π2+(lne)2。(3)Kelvin模型的组成结构及其恢复力特性如图2所示。在ANSYS软件中可用非线性弹簧单元(COMBIN40)来模拟这一特性,它由弹簧-滑移元件与阻尼器并联,再与一间隙单元串联组成,在应用这一单元时可以根据需要分别考虑其质量、滑移、阻尼及间隙等特性值。根据以往研究成果,混凝土构件间的碰撞恢复系数可取为0.65。对于本文的算例,上部结构T梁混凝土弹性模量E=3.45×104MPa,横截面面积A=5.86m2,主梁跨径为40m,碰撞弹簧刚度若按主梁轴向刚度取值,则有EA/L=5.0×106kN/m;上部结构单幅T梁每孔质量为m=5.86×105kg,则由公式(2)可求得阻尼系数ck=3.1×105(kN·s)/m。2.2桥台荷载-变形关系和刚度值的计算桥台是桥梁结构的端部支承构件,在强震作用下,桥台的受力行为对整体桥跨结构的地震响应具有重要影响。关于桥台在桥梁抗震分析中的具体模拟方法在我国桥梁抗震设计规范中没有具体规定,而美国现行的桥梁抗震设计规范中,均规定在桥梁抗震分析动力计算模型中以等效的线性弹簧单元来模拟桥台-填土体系的作用。现行的加州交通部桥梁抗震设计规范给出了一种弹塑性的力-位移关系来模拟桥台-填土的非线性特性,这一模型是Romstadt和Maroney等人于1995年进行的2个足尺桥台模型试验结果为基础的。这一模型能较好地预测以粘性土为填料,高度为1.7m桥台的荷载-变形关系。近几年来,在美国加州交通部的资助下,加州大学一些学者对桥台的承载能力及荷载-变形关系进行了更为深入的试验研究及理论分析。结合这些最新研究成果,本文在SDC(2006)规定的基础上,推荐了一种新的弹塑性桥台荷载-变形关系如下:kabut=k50⋅w⋅f,(4)Ρbw=Ae⋅Fult⋅f‚(5)式中,kabut为桥台的弹性刚度;Pbw为台后填土屈服荷载;k50为填土平均弹性刚度,对于粘性土取14.5kN/mm,对于沙土取为粘性土的2倍,即29.0kN/mm;Fult为土体极限抗力值,取260kPa;f为桥台高度修正因子,对于粘性土,f=H/1.7,对于沙土f=(H/1.7)1.5;Ae为桥台与填土的有效接触面积。这一模型依然采用弹塑性的力-变形关系,便于实际应用,同时吸收了最新研究成果,扩大了其应用范围,并重新考虑了不同桥台高度的修正因子计算方法,从而由此计算的桥台荷载-变形关系将会更加符合实际情况。按照上述方法,根据常用的桥台类型,考虑了2种台后填土情况(粘性土和沙土),得到了2种桥台刚度值,分别代表刚度较弱和刚度较大的情况。所确定的2种桥台刚度值分别为k1=2.6×105kN/m和k2=4.6×106kN/m。2.3双线性恢复力模型在我国山区典型标准跨径简支及连续梁桥中,上部结构多采用多片T梁,每片梁两端底部各设置一个板式橡胶支座,且橡胶支座直接放置于墩顶,墩顶和梁底的接触面没有螺栓连接。这种结构形式在较大的地震作用下,墩顶或梁底与支座的接触面之间可能会产生滑动,当板式橡胶支座与墩顶或梁底接触面之间产生滑动后,通常采用的线性恢复力模型与实际地震反应情况可能会有较大的出入,此时应采用双线性恢复力模型来反应橡胶支座与墩顶或梁底接触面之间的滑动性能,如图3所示。在计算模型中仍然采用非线性弹簧单元(COMBIN40)来模拟这一特性,模型中主梁与桥墩盖梁间的连接通过单主梁伸出刚臂进行单支座连接实现,对于40mT梁设置的单个橡胶支座纵向剪切刚度取值为3500kN/m。板式橡胶支座与混凝土面间的滑动摩擦系数按0.15考虑,而单支座恒载反力为800kN,则其临界屈服力为120kN,临界滑动位移为3.43cm。3主要动力响应分析对仅考虑碰撞作用引起的非线性特性的算例模型进行了详细的时程分析,碰撞接触单元的初始间隙宽度按设计取用为6cm。计算时将地震动加速度峰值统一调整为0.4g,相当于8度设防烈度地区罕遇地震作用下的地震动水平。在ElCentro波纵向输入情况下桥跨结构的主要动力响应结果时程曲线如图4～图7所示,图8给出各地震波输入情况下1#缝处梁间碰撞力时程曲线。通过对比考虑碰撞作用与不考虑碰撞作用的分析结果,可以得出以下一些主要结论:(1)当考虑碰撞效应时,由于碰撞引起的边界条件非线性的存在,将使桥跨结构整体动力响应不再关于桥中心对称。(2)由于碰撞的发生限制了梁体的自由运动,将使得中间桥跨主梁位移峰值减小,但当不考虑桥台处的碰撞作用时,碰撞将使边跨梁体位移峰值有所增大。(3)碰撞作用限制了相邻梁体间的相向运动,并消耗掉部分能量,使得伸缩缝处梁端相对位移峰值减小,同时,碰撞作用的存在使得各桥墩墩顶位移及墩底内力值减小。(4)碰撞发生时,将在梁体中产生较大的短时加速度脉冲效应。(5)碰撞效应主要发生在接近桥台处的1#缝和3#缝处,位于桥中心的2#缝碰撞效应并不明显。4桥-地震撞灾反应的影响因素分析4.1梁桥等效kelren撞击模型的建立及验证尽管Kelvin接触单元模型适合于模拟结构碰撞问题,但在运用Kelvin模型对地震碰撞作用进行模拟时,其中的碰撞单元接触刚度是一个独立的参量,其取值缺乏依据。在以往的研究中通常假定很大的弹簧刚度,但这将导致很大的碰撞力,还可能引起数值计算的收敛问题。针对这一问题,Malhotra采用经典直杆共轴碰撞理论分析邻梁碰撞问题,建立了邻梁碰撞恢复系数的计算方法。我国学者王东升等认为桥梁结构间的碰撞介于刚体碰撞与直杆共轴碰撞之间可能更为合理,并利用美国加州强震观测计划(CSMIP)获得的碰撞强震记录,估计了碰撞弹簧刚度约为0.31～0.56倍较短主梁的轴向刚度。但其采用的地震波有限,这种估计存在一定局限性。此外,碰撞弹簧刚度与碰撞截面性质及相邻结构碰撞前的接近速度也有关,这些参数对碰撞接触刚度的影响必须考虑。近年来人们对于桥梁碰撞问题的分析中,通常将碰撞单元刚度取为相邻梁体的轴向刚度值,即EA/L。李忠献和岳福青等运用Hertz接触刚度理论,按最大撞击力与最大撞击变形的比值考虑波动效应,建立了等效的Kelvin撞击模型碰撞刚度的确定方法,并给出适于城市梁桥地震碰撞反应分析的k值,其取值范围为3×105～6×105kN/m。他们对于Hertz接触刚度的取值是依据VanMier等对混凝土构件间碰撞试验研究得出的,Muthukumar认为VanMier等的试验主要针对小型构件,其结果不适合桥梁主梁这种大构件间的碰撞反应。鉴于Hertz接触刚度是两接触体几何形状的函数,Muthukumar将发生碰撞的邻梁按质量等效为球体,它们分别具有半径R1和R2,此时Hertz接触刚度可表示为:kh=43(1-ν21E1+1-ν22E2)(R1R2R1+R2)1/2,(6)式中,ν1、ν2、E1、E2分别为相邻结构的泊松比和弹性模量。对于本文上部结构单幅T梁,其每孔质量为m=5.86×105kg,材料密度取ρ=2600kg/m3,则可按式(7)求得与梁体质量等效的球体半径为:R=3√3m4πρ=3.825m。(7)若取混凝土材料的泊松比为0.2,弹性模量E=3.45×104MPa,则可得出其等效的Hertz接触刚度值为kh=3.31×107kN/m3/2。文献推导出的等效Kelvin撞击模型碰撞刚度的表达式如下:k=max(Fh)max(δ)=[V21m1m2(m1+m2)⋅54]15⋅(kh)45‚(8)式中,Fh为由Hertz模型计算的碰撞力;δ为撞击变形;V1为相邻梁体的相对速度。如算例模型1#缝处在加速度峰值为0.4g的ElCentro波输入下,其最大梁端相对速度为0.78m/s,据此可求得等效Kelvin模型中弹簧刚度值为k=1.2×107kN/m。可见这一等效刚度约为梁体轴向刚度的2.4倍。为了解碰撞刚度的取值对桥梁碰撞反应分析结果的影响,令碰撞刚度取值从10kN/m到1.0×1010kN/m变化,以加速度峰值为0.4g的ElCentro波为地震动输入,分别计算桥梁的地震响应。图9给出当接触单元取用不同碰撞刚度值时,1#墩顶位移及1#墩底弯矩值与不考虑碰撞时的比值变化情况。可见,从桥墩的位移和内力响应来看,当碰撞刚度值k≤1.0×104kN/m时,碰撞作用的考虑对桥墩地震反应结果几乎没有影响;而当1.0×104kN/m≤k≤5.0×106kN/m(主梁轴向刚度)时,比值经历了一个过渡段,随着碰撞刚度的增加这一比值不断减小,且当碰撞刚度值取主梁轴向刚度时达到最小。当碰撞刚度值介于1.0×106～1.0×107kN/m之间时(0.2～2.0倍主梁轴向刚度),桥墩的位移及内力响应关于刚度的变化并不敏感。当k≥5.0×107kN/m时,墩顶位移比及墩底弯矩比将趋于一个稳定的值。分析还表明,梁体的加速度响应和接触单元的碰撞力均随着刚度取值的增大而不断增大,当k≥5.0×107kN/m时,其值变化趋势不稳定,且当k≥1.0×109kN/m时,将产生很大的碰撞力结果,这将与实际情况不符。综合以上分析,当接触单元碰撞刚度取值在0.1～10倍主梁轴向刚度范围内变化时,从工程的角度来看,均能达到分析桥梁结构碰撞效应的目的,但需综合考虑结构加速度响应和碰撞力结果来确定更加合理的碰撞刚度值。本文结合Muthukumar的观点,运用李忠献和岳福青等提出的等效Kelvin模型撞击刚度确定方法得出的刚度参数取值结果(1.2×107kN/m),是一个比较理想的取值。可见,在桥梁结构碰撞响应分析中关于碰撞单元刚度的合理取值是一个比较复杂的问题,其合理取值范围有待进一步通过实桥模型振动台试验进行研究。4.2桥台约束作用为了解不同的桥台刚度约束对桥梁结构非线性地震响应特性的影响,分别考虑了2种桥台刚度值(即k1=2.6×105kN/m和k2=4.6×106kN/m),梁间碰撞单元的刚度按上节中确定的结果取为1.2×107kN/m,相邻梁体间以及梁体与桥台之间的间隙宽度均按设计值6cm取用。计算时对于每一条地震波分别考虑了3种不同的地震动强度(0.2g、0.4g和0.6g)。图10、图11给出不同桥台约束刚度情况下,桥跨结构1#伸缩缝处梁体相对位移和1#墩顶位移与不考虑桥台约束作用时的比值随不同地震波及不同地震动强度的变化情况。从分析结果可以看出:(1)考虑桥台的约束刚度后,桥跨结构主要位移及内力响应整体上比不考虑桥台作用要小,而且随着地震动强度的增加和桥台刚度的增大,桥台的约束作用将更加明显。(2)就3条地震波而言,Northridge波输入下桥台的约束作用最为明显,ElCentro波次之,而在Taft波输入情况下只有当加速度峰值较大时(0.6g),桥台的约束作用才比较明显;在0.4g的Taft波输入时且桥台刚度较弱的情况下,2#梁体位移值、墩顶位移及墩底弯矩值却有所增大,这说明输入地震动频谱特性对桥跨结构的地震响应具有较大影响。(3)桥台的纵向约束作用对2#缝处碰撞效应的影响比较显著,考虑桥台作用后2#缝处梁端相对位移将有所增大,即考虑桥台约束刚度后将使得2#缝处发生碰撞,其碰撞次数少但碰撞力较大。(4)当地震动水平较高时(PGA≥0.4g),考虑桥台约束刚度后碰撞作用较为明显,使得梁体加速度响应进一步被放大,如桥台约束刚度为k1时,放大倍数为1.06～1.93,桥台约束刚度为k2时,放大倍数可达1.73～2.68。(5)从碰撞力的情况来看,考虑桥台约束刚度后,将使得1#缝处的碰撞力增大,且桥台刚度越大碰撞力越大,如在0.4g的ElCentro波输入下,桥台刚度为k2时,1#缝处碰撞力是不考虑桥台刚度时的2.7倍。(6)桥台处的碰撞力随着桥台刚度的增大而增大,本文考虑的2种刚度情况下,桥台均未达到其屈服力。可见,桥台的约束作用对桥跨结构整体地震响应具有重要影响。当桥跨结构不是很长时,桥台刚度的约束作用将使得梁间碰撞效应增强,从而产生很大的碰撞力,这将导致梁端混凝土易于发生局部破损、剥落等震害。4.3间隙宽度的影响分析为了分析不同梁间距情况下碰撞效应对桥梁结构地震响应结果的影响,仍以前述3条地震波作为地震动输入,并将其峰值加速度调整为0.4g,分别选取梁间距为2、4、6、8、10、12cm,对算例模型进行非线性时程响应分析,分析按考虑与不考虑桥台纵向约束刚度(k2=4.6×106kN/m)2种情况进行。图12给出考虑桥台作用时1#缝相邻梁体间相对位移随间隙宽度的变化情况,图13为1#墩顶位移随间隙宽度的变化情况,图14、图15为1#缝处梁间碰撞次数及碰撞力大小随间隙宽度的变化情况。文章限于篇幅没有列出有关2#缝的图形结果,但对其计算结果及规律仍然做了总结。通过分析桥梁结构的地震响应,可以得出以下一些主要结论:(1)就考虑桥台刚度的情况而言,随着间隙宽度的增加,由于在地震动作用下梁体的可运动范围扩大,从而梁体的位移响应将增大,因此,1#缝处梁端相对位移及支座位移也将随间隙宽度的增大而增大;但对于2#缝处,由于相邻2跨梁体同步运动的程度较高,当间隙宽度大于8cm时,在ElCentro波和Taft波输入下桥跨结构轻微碰撞或无碰撞发生,此时2#缝处相对位移及支座位移将随间隙宽度的增大而减小。(2)桥墩的位移及内力响应总体上随着间隙宽度的增加呈现线性增大的趋势。但在Taft波输入下,当不考虑桥台刚度时1#墩顶位移及墩底弯矩值随着间隙宽度的增加略有减小的趋势。考虑桥台刚度时,桥墩的位移及内力响应受间隙宽度值的影响较大,当间隙宽度在2～12cm间变化时,最大墩底弯矩值是最小值的1.6～2.2倍,最大墩顶位移可达最小值的1.8～2.8倍;当间隙宽度较大时(8～12cm),在ElCentro波和Taft波输入下桥跨结构碰撞效应不明显或无碰撞发生,此时墩顶位移及墩底弯矩值受间隙宽度变化的影响较小。(3)无论考虑桥台的纵向约束作用与否,当间隙宽度从2～12cm变化时,随着间隙宽度的增加,梁体间发生地震碰撞的次数将不断减少。(4)从梁间碰撞力的量值来看,其总体趋势随着间隙宽度的增加而减小,但在Northridge波输入下,当考虑桥台刚度时碰撞力随着间隙宽度的增加而有所增大,且产生的碰撞力较大;同时,考虑桥台刚度作用后,梁间碰撞力将显著增大。(5)对比考虑与不考虑桥台刚度作用情况下的桥梁位移及内力地震响应结果可以看出,当考虑桥台刚度作用时,桥跨结构的纵向位移受到约束,此时在各条地震波作用下其地震响应量值集中在一个小范围内变化,而当不考虑桥台约束作用时其计算结果受地震波频谱特性影响较大,从而离散性较大。可见,对于多跨简支梁桥而言,当桥台刚度较大且同时设置较小的相邻梁体间隙宽度时,对桥墩在强震作用下的位移及内力响应将起到保护作用,但同时会产生很大的碰撞力且使得碰撞次数大大增加,这将导致梁端混凝土易于发生局部破损,需要采取防止梁端被撞坏的有效措施。当桥台刚度较弱同时设置较大的相邻梁体间隙宽度时,可以大为减小梁间碰撞发生的可能性,但此时桥墩的位移及内力响应也将大为增加,使得桥跨结构整体抗震性能下降。考虑到桥梁结构的实际使用情况,太小的梁体间隙会影响到梁体温度应力的释放,而梁缝过大又会影响桥上行车平稳性,在通常采用的间隙宽度范围内,强震作用时梁间的碰撞现象将不可避免地发生。因此,需要根据桥梁布置的实际情况,采用考虑碰撞效应的非线性时程分析方法对强震作用下桥梁的抗震性能作出综合评价。4.4桥跨不同地震波及不考虑支护滑动性能时程内容分析结果为了解支座滑动性能对桥跨整体地震响应的影响,分别按4种情况对算例模型进行非线性时程反应分析,即:(1)不考虑桥台刚度和碰撞边界条件也不考虑支座滑动性能(无碰撞无滑动);(2)不考虑桥台刚度和碰撞边界条件但考虑支座滑动性能(无碰撞有滑动);(3)考虑桥台刚度和碰撞边界条件但不考虑支座滑动性能(有碰撞无滑动);(4)既考虑桥台刚度和碰撞边界条件也考虑支座滑动性能(有碰撞有滑动)。为了考虑地震动强度与地震动频谱特性的影响,计算时仍以3条不同的地震动作为输入,对于每种地震波分别考虑了3种不同的地震动强度(0.2g、0.4g和0.6g)。图16、图17给出ElCentro波(PGA=0.4g)纵向输入下,不同工况下桥跨1#墩顶位移峰值及1#缝右侧支座位移峰值的对比情况,图18为2#墩顶位移时程曲线对比情况,图19给出考虑与不考虑支座滑动时1#缝处梁间碰撞力时程曲线对比情况。通过分析计算结果,可以得出以下一些主要结论:(1)当输入地震动强度相对较低时(PGA=0.2g),桥台约束、碰撞作用及支座滑动性能等非线性边界条件对桥墩的位移及内力响应的影响并不显著,但随着输入地震动强度的增大,非线性边界条件对桥墩位移及内力响应的影响程度越加明显。(2)当不考虑桥台约束及梁体间碰撞效应时,支座处滑动性能的存在将使得墩顶位移及墩底弯矩值大幅减小。可见,支座的滑动性能对桥墩的地震响应可以起到隔震的作用。(3)当同时考虑桥台约束、梁间碰撞效应以及支座滑动性能时,由于各种非线性边界因素的综合作用而使得桥跨结构地震响应变得较为复杂,在不同的地震波及地震动强度输入情况下,支座滑动性能的存在可能使桥墩的地震响应增大,也可能使桥墩的地震响应减小。(4)当不考虑支座滑动性能时,