陳賽劍，李海鋒,2，呂琨德，洪依萍，舒智

(1. 華僑大學(xué)土木工程學(xué)院，福建廈門，361021；2. 福建省智慧基礎(chǔ)設(shè)施與監(jiān)測(cè)重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室(華僑大學(xué))，福建廈門，361021)

橋梁震后嚴(yán)重受損會(huì)導(dǎo)致交通運(yùn)輸系統(tǒng)陷入癱瘓，影響震后緊急求援和災(zāi)后重建工作。橋墩作為橋梁工程的主要承重結(jié)構(gòu)，用于支撐上部結(jié)構(gòu)，并將其傳來(lái)的豎向荷載和水平荷載傳至基礎(chǔ)，是確保橋梁安全的關(guān)鍵。在歷次大地震中，混凝土橋墩破壞嚴(yán)重且震損難以修復(fù)，嚴(yán)重影響社會(huì)交通、運(yùn)輸和物流等，造成巨大的直接和間接經(jīng)濟(jì)損失。人們普遍認(rèn)為鋼橋墩結(jié)構(gòu)具有良好的抗震性能，然而，在1995 年阪神地震[1?2]中，大量鋼橋墩根部發(fā)生嚴(yán)重局部屈曲，致使鋼橋墩抗震性能急劇劣化，震后嚴(yán)重受損且難以修復(fù)。因此，研究抑制鋼橋墩柱底局部屈曲的有效措施以及震后受損鋼橋墩的可修復(fù)性已成為橋梁抗震研究領(lǐng)域中的重要課題。

考慮到鋼橋墩在地震作用下易發(fā)生局部屈曲和超低周疲勞破壞，學(xué)者們提出根部設(shè)置加勁肋或填充混凝土等抗震加固方法。USAMI等[3]采用試驗(yàn)研究方法，探討了循環(huán)動(dòng)荷載作用條件下部分填充混凝土箱形鋼柱的抗震性能變化規(guī)律。DUARTE等[4]探討了截面形狀、鋼材強(qiáng)度、荷載等因素對(duì)內(nèi)填橡膠混凝土短鋼柱的影響。CHEN 等[5]開發(fā)了一種考慮鋼板局部屈曲效應(yīng)的鋼橋墩滯回模型，并探討了設(shè)置加勁肋的鋼橋墩的滯回性能。YAMAO 等[6]通過(guò)擬靜力試驗(yàn)和理論分析探討了根部設(shè)置十字形加勁板鋼橋墩的抗震性能，其結(jié)果表明設(shè)置十字形加勁板可以提高鋼橋墩的延性和耗能能力。王占飛等[7]采用設(shè)置橫隔板的加固方法，研究填充鋼管混凝土橋墩抗震性能的影響規(guī)律。HSU等[8]針對(duì)有底部鋼框架加固的箱形鋼橋墩開展了擬靜力試驗(yàn)，研究了壁板寬厚比、鋼綴條長(zhǎng)度等因素對(duì)此類橋墩抗震性能的影響。GE 等[9]開展了鋼橋墩的超低周疲勞加載試驗(yàn)，其結(jié)果表明位移幅值對(duì)箱形鋼橋墩的裂紋產(chǎn)生過(guò)程以及最終破壞形態(tài)有顯著影響。

為便于震后修復(fù)鋼橋墩的抗震性能，國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)體系[10?11]進(jìn)行了深入研究。TIRCA 等[12]提出了一種在既有支撐鋼框架下的抗震恢復(fù)力評(píng)估方法，發(fā)現(xiàn)使用抗震恢復(fù)力指標(biāo)可以有效評(píng)估結(jié)構(gòu)的抗震性能。EL-BAHEY等[13?14]提出在雙柱式橋墩之間設(shè)置阻尼器的方法，并通過(guò)擬靜力試驗(yàn)驗(yàn)證了該方法的可行性。呂英婷等[15]采用數(shù)值分析方法，探討了軸壓比、長(zhǎng)細(xì)比以及剪切鋼板強(qiáng)度等參數(shù)對(duì)新型可原位修復(fù)鋼橋墩抗震性能的影響規(guī)律。CHEN等[16]通過(guò)削弱鋼橋墩根部特定位置的加勁肋功能以形成耗能區(qū)，并通過(guò)擬靜力試驗(yàn)，驗(yàn)證了該方法的可行性。SUSARTHA等[17]提出根部壁板采用低屈服點(diǎn)鋼的箱形鋼橋墩，并進(jìn)行了抗震性能試驗(yàn)。LI等[18]采用試驗(yàn)和有限元分析結(jié)合的方法，探討了扇形加勁肋間距、豎向荷載偏心率以及長(zhǎng)細(xì)比等因素對(duì)新型箱形鋼橋墩抗震性能的影響。

目前，人們對(duì)于鋼橋墩的抗震性能和可恢復(fù)功能分別展開了研究，但是對(duì)于具有可恢復(fù)功能的帶有可更換部件的箱形鋼橋墩的抗震性能研究較少。本文基于可恢復(fù)功能和裝配式結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)理念[19?20]，設(shè)計(jì)出一種根部?jī)?nèi)嵌可更換耗能部件的新箱形鋼橋墩，并針對(duì)其抗震性能展開試驗(yàn)研究。

1 新型鋼橋墩構(gòu)造

新型鋼橋墩包括墩柱上端、耗能區(qū)以及剛性支座3個(gè)部分，部件之間采用10.9級(jí)的M30高強(qiáng)螺栓進(jìn)行連接。特殊構(gòu)造的低屈服點(diǎn)鋼板設(shè)置在根部可更換墩柱范圍內(nèi)，作為新型鋼橋墩的主要耗能部件。低屈服點(diǎn)鋼耗能部件與外部鋼橋墩壁板采用8.8級(jí)M16高強(qiáng)螺栓連接，以便于震后快速更換受損的耗能部件。為了充分發(fā)揮低屈服點(diǎn)鋼材的塑性耗能能力，在低屈服點(diǎn)鋼板上設(shè)置加勁肋或約束鋼板，為低屈服點(diǎn)鋼板屈曲時(shí)提供支撐作用，從而激發(fā)低屈服點(diǎn)鋼板的屈服耗能能力。特殊耗能區(qū)的設(shè)置使箱形鋼橋墩的耗能部件、約束鋼板以及壁板的屈曲狀態(tài)相互關(guān)聯(lián)起來(lái)，改變了鋼橋墩的傳力機(jī)理和破壞模式。新型鋼橋墩的三維模型和耗能區(qū)內(nèi)部構(gòu)造分別如圖1(a)和(b)所示。

圖1 內(nèi)嵌耗能鋼板的箱形鋼橋墩構(gòu)造示意圖Fig.1 Structural diagrams of steel-box bridge pier with embedded steel plates

2 試驗(yàn)概況

2.1 試件設(shè)計(jì)

綜合考慮試驗(yàn)設(shè)備和試驗(yàn)場(chǎng)地空間位置等具體條件，本次試驗(yàn)采用1∶4 的縮尺比例設(shè)計(jì)7 個(gè)試件，并將試件分成I，II 和III 這3 個(gè)小組。試件的正立面如圖2(a)所示，3組試件的截面長(zhǎng)×寬×厚度均為350 mm×350 mm×6 mm。試件的主要設(shè)計(jì)參數(shù)如表1 所示。表1 中：L為試件高度；H為耗能區(qū)高度；b為耗能區(qū)橫截面邊長(zhǎng)；t為耗能區(qū)壁板厚度；t1為防屈曲耗能鋼板厚度；t2為防屈曲耗能鋼板兩側(cè)夾板厚度；e為偏心距；n為軸壓比。

表1 試件主要參數(shù)Table 1 Main parameters of specimens

第I組試件只包含1個(gè)標(biāo)準(zhǔn)試件I-1，作為對(duì)比試件。其耗能區(qū)壁板材料為Q345 鋼，且耗能區(qū)內(nèi)部只設(shè)置厚度為6 mm的橫、縱向加勁肋，材料為Q345鋼。I-1試件橫截面構(gòu)造形式如圖2(b)所示。

第II組共有4個(gè)試件，分別編號(hào)為II-1，II-2和II-3 和II-4。該組試件是在第I 組試件構(gòu)造基礎(chǔ)上，在耗能區(qū)內(nèi)部設(shè)置厚度為16 mm的Q100鋼作為耗能鋼板，并在耗能鋼板兩側(cè)分別設(shè)置1 塊6 mm 厚的Q345 鋼作為夾板。其中，試件II-1，II-2 和II-3采用豎向軸心加載，并改變其軸壓比；而試件II-4采用豎向偏壓加載，偏心距e為60 mm。第II組試件截面構(gòu)造形式如圖2(c)所示。

第III 組共有2 個(gè)試件，將其分別編號(hào)III-1 和III-2。2 個(gè)試件構(gòu)造形式和第II 組試件一致，區(qū)別在于第III 組試件耗能區(qū)壁板材料為Q460 鋼材。2個(gè)試件均采用軸壓加載，并改變其軸壓比。第III組試件截面構(gòu)造形式如圖2(c)所示。

圖2 試件構(gòu)造示意圖Fig.2 Schematic diagram of specimens

2.2 材料特性

對(duì)本次擬靜力試驗(yàn)材料進(jìn)行材性拉伸試驗(yàn)，以獲取擬靜力試驗(yàn)試件的材料性能。選取該試驗(yàn)同一批次不同規(guī)格的3 種鋼材，包括Q100 鋼、Q345鋼和Q460鋼，每種規(guī)格的鋼材各取3個(gè)不同性質(zhì)的試樣，共計(jì)9個(gè)試件，將其制作成標(biāo)準(zhǔn)試件進(jìn)行拉伸試驗(yàn)。試件設(shè)計(jì)參數(shù)如圖3所示。通過(guò)拉伸試驗(yàn)得到各試件的實(shí)際屈服強(qiáng)度、抗拉強(qiáng)度以及屈強(qiáng)比，如表2所示。

表2 鋼材試件拉伸試驗(yàn)結(jié)果Table 2 Tensile test result of steel material specimens

圖3 試件設(shè)計(jì)參數(shù)Fig.3 Design parameters of specimens

2.3 試驗(yàn)加載方案

本次擬靜力試驗(yàn)的加載裝置如圖4所示。試驗(yàn)全程通過(guò)位移控制水平作動(dòng)器來(lái)施加柱頂?shù)乃酵鶑?fù)荷載，其加載制度分2個(gè)階段進(jìn)行：第1階段依據(jù)0.50δy和0.75δy(δy為屈服位移)進(jìn)行預(yù)加載，每級(jí)循環(huán)加載1 圈；第2 階段按δy，2δy，3δy，4δy，……進(jìn)行正式加載，每級(jí)循環(huán)加載3圈，直至試件承載力下降至最大值的60%，宣告試件破壞并結(jié)束試驗(yàn)。各試件的試驗(yàn)加載控制參數(shù)如表3 所示。試驗(yàn)正式加載制度如圖5所示。

圖5 試驗(yàn)正式加載制度Fig.5 Formal loading procedure of the test

表3 試驗(yàn)加載控制參數(shù)Table 3 Load control parameters of the test

圖4 試驗(yàn)加載裝置Fig.4 Loading system of the test

試件在最大纖維屈服時(shí)，柱頂?shù)那灰痞膟是由柱頂剪力V引起的位移δV以及柱頂初彎矩產(chǎn)生的位移δM這2個(gè)部分組成，可用以下公式表示：

式中：V為柱頂剪力；N為豎向軸力；I為試件截面慣性矩；E為壁板的彈性模量。

在式(1)中，除柱頂剪力V外，其余均為已知量，因此，需進(jìn)一步求得柱頂剪力V。試件在彎矩和豎向荷載共同作用下，根部壁板達(dá)到屈服，此時(shí)根部應(yīng)力滿足以下公式：

式中：S為試件截面積；fy為壁板材料屈服強(qiáng)度；W為試件截面模量。

通過(guò)該平衡方程求得根部屈服時(shí)對(duì)應(yīng)的柱頂剪力Vy為

將式(3)代入式(1)中，則有：

2.4 測(cè)點(diǎn)布置

將試件按東西南北進(jìn)行標(biāo)記，水平加載方向?yàn)槟媳泵妫瑢⒖拷阶鲃?dòng)器處壁板標(biāo)記為試件北面，反面為南面。在試件南面柱頂加載中心高度位置布置1個(gè)激光位移計(jì)來(lái)監(jiān)控試件平面外的變形。為分析剛性支座的位移變化，在剛性支座沿水平作動(dòng)器方向設(shè)置2 個(gè)水平位移測(cè)點(diǎn)D1和D2，且在剛性支座4個(gè)翼緣板位置沿豎向荷載方向設(shè)置4個(gè)豎向位移測(cè)點(diǎn)D3，D4，D5和D6。位移計(jì)布置如圖6(a)～(b)所示。為了檢測(cè)試件壁根部壁板的局部變形和應(yīng)力變化情況，在耗能區(qū)南面和西面壁板共設(shè)置16 個(gè)應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)(分別編號(hào)為P1～P8，P9～P16)，而在北面和東面壁板共設(shè)置6個(gè)應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)(分別編號(hào)為P17～P22)和10 個(gè)應(yīng)變花測(cè)點(diǎn)(分別編號(hào)為H1～H10)。試件耗能區(qū)的測(cè)點(diǎn)布置如圖6(c)～(f)所示。

圖6 位移計(jì)和測(cè)點(diǎn)布置Fig.6 Layout of displacement meters and measuring points

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 破壞模式

通過(guò)對(duì)7 個(gè)鋼橋墩試件進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)研究，并按照試件破壞形態(tài)將其分為2類：第1類破壞形態(tài)為試件先發(fā)生局部屈曲變形，隨后根部四角的焊縫開裂且裂縫迅速發(fā)展，使得試件承載能力急劇下降。第II組和第III組6個(gè)試件均屬于第1類破壞類型。第2類破壞形態(tài)為試件嚴(yán)重局部屈曲變形并產(chǎn)生過(guò)大的塑性變形，最終導(dǎo)致試件喪失穩(wěn)定的承載能力(如標(biāo)準(zhǔn)試件I-1)。

3.2 荷載?位移滯回曲線

7個(gè)試件的荷載?位移滯回曲線如圖7所示。圖7 中，F(xiàn)為作用于試件柱頂?shù)乃酵鶑?fù)荷載；δ為水平往復(fù)荷載所對(duì)應(yīng)的水平位移。

圖7 試件的荷載?位移滯回曲線Fig.7 Load?displacement hysteretic curves of the specimens

3.2.1 第I組試件

試件I-1 在前2 級(jí)循環(huán)加載即水平位移絕對(duì)值|δ|≤2δy(δy=10.21 mm)時(shí)，試件壁板無(wú)明顯屈曲。在|δ|=3δy時(shí)，北面壁板首先出現(xiàn)輕微屈曲。在 |δ|=4δy時(shí)，試件的水平承載力達(dá)到峰值，西北角焊接部位出現(xiàn)輕微開裂且壁板屈曲現(xiàn)象明顯。此時(shí)水平承載力峰值(正向)和(負(fù)向)分別為279.74 kN和?280.94 kN。在 |δ|=5δy時(shí)，試件的水平承載力略有下降，出現(xiàn)強(qiáng)度退化現(xiàn)象，壁板屈曲現(xiàn)象和開裂現(xiàn)象加劇。在|δ|=6δy時(shí)，試件的承載力急劇下降，此時(shí)，和分別降至180.62 kN和?188.12 kN。

3.2.2 第II組試件

下面以試件II-1為代表分析II組試驗(yàn)結(jié)果。試件II-1在前兩級(jí)循環(huán)加載即水平位移絕對(duì)值 |δ|≤2δy時(shí)，試件壁板無(wú)明顯變化。在 |δ|=3δy時(shí)，南面壁板首先出現(xiàn)輕微屈曲現(xiàn)象。在 |δ|=4δy時(shí)，試件的水平承載力達(dá)到峰值，東北角和西北角2處焊接部分開始形成焊縫且壁板屈曲現(xiàn)象明顯。此時(shí)和分別為310.75 kN 和?316.00 kN。當(dāng)水平位移絕對(duì)值 |δ|=5δy時(shí)，裂縫發(fā)展加劇，水平承載力急劇下降，此時(shí)，和分別降至189.24 kN 和?209.93 kN。

3.2.3 第III組試件

下面以試件III-1 為代表分析III 組試驗(yàn)結(jié)果。試件III-1在前兩級(jí)循環(huán)加載即水平位移絕對(duì)值 |δ|≤2δy時(shí)，試件壁板無(wú)明顯變化。在 |δ|=3δy時(shí)，北面壁板根部出現(xiàn)輕微凹陷現(xiàn)象。在 |δ|=4δy時(shí)，試件的水平承載力達(dá)到峰值，其壁板根部四角焊接部位開始有裂縫產(chǎn)生，并且壁板凹陷程度加深。此時(shí)和分別為421.57 kN 和?437.48 kN。在|δ|=5δy時(shí)，試件的水平承載力持續(xù)下降，四面壁板裂縫發(fā)展均超過(guò)壁板寬度的一半。此時(shí)，和分別降至242.70 kN和?244.75 kN。

3.3 骨架曲線

從試件的荷載?位移滯回曲線中提取對(duì)應(yīng)的骨架曲線，并分別對(duì)比不同試件的骨架曲線，如圖8所示。

由圖8(a)可知：在加載前期，內(nèi)嵌防屈曲耗能鋼板對(duì)試件承載力上升階段影響較小，試件的極限承載力提高約12%；在承載力下降階段，試件I-1 下降趨勢(shì)較平緩，而試件II-1 下降趨勢(shì)較大。這是因?yàn)樵嚰蘒I-1 根部四角焊接位置裂縫發(fā)展迅速，耗能鋼板未能充分發(fā)揮作用，壁板提前開裂。

由圖8(b)可知：在軸心壓力作用下(e=0 mm)，試件的正、反向骨架曲線基本對(duì)稱；豎向偏心壓力(e=60 mm)對(duì)與偏心距同側(cè)的正向加載曲線影響較小，但試件反向極限承載能力降低，且反向強(qiáng)度退化更為明顯。

由圖8(c)和(d)可知：軸壓比越小，骨架曲線下降幅度越大，但趨勢(shì)不夠明顯。同時(shí)由于裂縫迅速發(fā)展，試件強(qiáng)度和剛度退化加劇。而對(duì)于軸壓比較大的試件，軸壓在一定程度上限制了裂縫的發(fā)展，且承載力下降較緩慢。

由圖8(e)和(f)可知：將耗能區(qū)壁板強(qiáng)度由345 MPa 提高到460 MPa，試件的極限承載力提高了約37%。但承載力下降較快，且強(qiáng)度以及剛度退化明顯，同時(shí)延性性能變差。

圖8 不同參數(shù)影響下試件的骨架曲線Fig.8 Skeleton curves of specimens with influences of different parameters

3.4 位移延性系數(shù)

通過(guò)比較位移延性系數(shù)來(lái)直觀判斷結(jié)構(gòu)抗震性能。位移延性系數(shù)u的計(jì)算公式為

式中：δu為極限水平位移。

表4所示為各試件位移延性系數(shù)u對(duì)比。由表4可知：與試件I-1相比，試件II-1的柱頂峰值水平位移絕對(duì)值(反向加載)有所下降，但其極限水平位移(反向加載)未發(fā)生變化。這是因?yàn)樵嚰蘒I-1 在壁板與耗能鋼板未發(fā)揮其應(yīng)有的變形作用情況下，角部焊接裂縫快速發(fā)展，使其承載力迅速下降，極大削弱了試件的延性性能；對(duì)比試件II-1和試件II-4，偏向壓力在反向加載(即遠(yuǎn)離豎向偏心壓力)過(guò)程中對(duì)試件的延性性能影響更顯著；對(duì)比II組和III 組試件可知，提高試件的壁板強(qiáng)度，箱形鋼橋墩試件的延性系數(shù)隨之變小。

表4 試件位移延性系數(shù)對(duì)比Table 4 Comparison of displacement ductility coefficient of specimens

3.5 剛度退化

試件的剛度退化[21]可用割線剛度曲線表示。箱形鋼橋墩試件的割線剛度K計(jì)算公式如下：

由圖9(a)可知，未設(shè)置內(nèi)嵌防屈曲耗能鋼板的試件在δ/δy>4(即試件承載力下降階段)時(shí)，割線剛度曲線的斜率變小，而設(shè)置內(nèi)嵌防屈曲耗能鋼板的試件，割線剛度曲線斜率基本保持一致，這表明內(nèi)嵌防屈曲耗能鋼板能夠使試件的剛度退化減緩。

由圖9(b)可知，試件II-1 和試件II-4 的割線剛度曲線的斜率變化較小，說(shuō)明軸壓試件和偏壓試件的割線剛度曲線均近似呈線性變化。在整個(gè)循環(huán)加載過(guò)程中，軸壓試件II-1的割線剛度曲線的斜率大于偏壓試件II-4的割線剛度曲線的斜率，說(shuō)明軸壓試件的剛度退化較為明顯。

由圖9(c)和(d)可知，在耗能區(qū)壁板材料為Q345 鋼材的條件下，試件的割線剛度曲線近似呈線性變化，且Kj/Ky隨軸壓比減小而減小。在耗能區(qū)壁板材料為Q460 鋼材的條件下，隨著加載級(jí)數(shù)增加，試件的割線剛度曲線越來(lái)越陡，說(shuō)明剛度退化加劇。

由圖9(e)和(f)可知，在軸壓比為0.2的條件下，當(dāng)δ/δy<4(即試件達(dá)到其極限承載力之前)時(shí)，試件II-1和試件III-1的割線剛度曲線基本相似，說(shuō)明改變壁板強(qiáng)度對(duì)試件承載力上升階段的剛度退化影響較小。當(dāng)δ/δy>4(即試件承載力下降階段)時(shí)，試件III-1 的割線剛度曲線變陡，說(shuō)明試件在承載力下降階段的剛度退化現(xiàn)象隨壁板強(qiáng)度提高而加劇。

圖9 不同參數(shù)影響下試件的剛度退化Fig.9 Stiffness degradation of specimens with influences of different parameters

3.6 強(qiáng)度退化

試件的強(qiáng)度退化[21]采用強(qiáng)度退化系數(shù)曲線表征。箱形鋼橋墩試件的強(qiáng)度退化系數(shù)λ計(jì)算公式如下：

由圖10 可知：內(nèi)嵌防屈曲耗能鋼板對(duì)試件承載力上升階段(δ/δy<4)的強(qiáng)度退化影響較小，強(qiáng)度系數(shù)曲線較平緩，說(shuō)明試件的強(qiáng)度退化減緩。在軸壓作用下，試件的正、反向強(qiáng)度退化曲線接近對(duì)稱且曲線較平緩。在偏壓作用下，試件的正向強(qiáng)度退化曲線與軸壓試件的相似，但反向(遠(yuǎn)離豎向壓力一側(cè))的強(qiáng)度退化曲線較陡，說(shuō)明遠(yuǎn)離豎向壓力一側(cè)的強(qiáng)度退化現(xiàn)象更為明顯。試件的強(qiáng)度退化曲線隨著軸壓比減小而變陡，說(shuō)明強(qiáng)度退化現(xiàn)象越明顯。試件的位移加載級(jí)數(shù)隨耗能區(qū)壁板強(qiáng)度提高而減少；提高壁板強(qiáng)度，強(qiáng)度退化現(xiàn)象加劇。

圖10 不同參數(shù)下試件的強(qiáng)度退化Fig.10 Strength degradation of specimens with different parameters

3.7 耗能能力

試件的耗能能力[21]采用等效黏滯阻尼系數(shù)曲線表征。箱形鋼橋墩試件的等效黏滯阻尼系數(shù)he計(jì)算公式如下：

式中：Sz為第j級(jí)位移加載的第1 圈中的滯回環(huán)面積，如圖11所示。其中，SABO為滯回環(huán)左下角三角形陰影面積；SCDO為滯回環(huán)右上方三角形陰影面積。各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)變化如圖12所示。

圖11 滯回環(huán)示意圖Fig.11 Hysteretic loop diagram

由圖12 可知：試件I-1 和試件II-1 的等效黏滯阻尼系數(shù)均隨水平位移增大而變大，表明試件的耗能能力隨加載級(jí)數(shù)提高而增強(qiáng)。軸壓試件II-1在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中，耗能能力在不斷增強(qiáng)。而偏壓試件II-4在δ/δy>5時(shí)，由于試件開裂破壞嚴(yán)重，導(dǎo)致承載力急劇下降，使得其等效黏滯阻尼系數(shù)減小，耗能能力變?nèi)?。?duì)于軸壓比較小的試件，其等效黏滯阻尼系數(shù)比軸壓比較大試件的等效黏滯阻尼系數(shù)大，表明隨著軸壓比減小，試件的耗能能力隨之提高，但提高幅度不明顯。這是因?yàn)楸诎甯亢附恿芽p提前開裂，耗能鋼板未能充分發(fā)揮作用。在軸壓比較大的條件下，提高壁板的強(qiáng)度可以顯著提升試件的耗能能力。

圖12 不同參數(shù)影響下試件的耗能能力Fig.12 Capacity of energy dissipation of specimens with influences of different parameters

3.8 承載力計(jì)算公式

本文在壓彎構(gòu)件軸力和彎矩相關(guān)計(jì)算公式的基礎(chǔ)上，依據(jù)內(nèi)嵌防屈曲耗能鋼板的箱形鋼橋墩的擬靜力試驗(yàn)結(jié)果，提出此類新型鋼橋墩的承載力計(jì)算公式[18]：

式中：Nmax為最大軸壓力；NE為歐拉力；M為構(gòu)造試件最大彎矩；MP為截面塑性彎矩；C1為關(guān)于軸壓比n的函數(shù)；C2為關(guān)于防屈曲耗能鋼板強(qiáng)度f(wàn)y1和厚度t1的函數(shù)。

對(duì)該類試件的試驗(yàn)數(shù)據(jù)進(jìn)行分析，得到承載力計(jì)算公式中各變量之間的關(guān)系。式中：NE=π2EA/λ2；Mp=fyW；C1=25.89?0.042 45nL；C2=32.31?0.872 6fy1+4.988t1。內(nèi)嵌防屈曲耗能鋼板的新型箱形鋼橋墩的試件參數(shù)以及式(9)計(jì)算結(jié)果如表5 所示，其中M1為分析試驗(yàn)數(shù)據(jù)所得的試件最大彎矩，M2為式(9)計(jì)算所得的最大彎矩。

表5 試件的設(shè)計(jì)參數(shù)及式(9)計(jì)算結(jié)果Table 5 Design parameters of specimens and calculation results of equation(9)

由表5可知：在柱頂水平往復(fù)荷載作用下，新型箱形鋼橋墩的M1與M2相對(duì)誤差在±4.0%以內(nèi)，表明本文構(gòu)造的新型箱形鋼橋墩試件承載力計(jì)算公式的準(zhǔn)確度較高。

4 結(jié)論

1)箱形鋼橋墩根部耗能區(qū)設(shè)置內(nèi)嵌防屈曲耗能鋼板后，耗能鋼板充分發(fā)揮了約束壁板屈曲變形的作用，使試件的局部屈曲變形明顯減小，且其承載能力和抗震性能得到較大提升。

2)軸壓比對(duì)新型箱形鋼橋墩的抗震性能的影響較為顯著，試件的耗能能力隨軸壓比減小而提高。

3)提高壁板的強(qiáng)度，試件的承載能力將顯著提高，且耗能能力增強(qiáng)；但試件的強(qiáng)度和剛度退化現(xiàn)象更明顯，延性更差。

4)豎向偏心壓力對(duì)新型箱形鋼橋墩的抗震性能有不利影響。與軸壓試件相比，偏壓試件遠(yuǎn)離豎向偏心壓力一側(cè)的水平承載力明顯小于靠近偏壓一側(cè)的水平承載力，且遠(yuǎn)離偏壓一側(cè)的水平承載力下降更快，強(qiáng)度退化更明顯。偏壓試件的承載能力和延性性能更差，且強(qiáng)度和剛度退化現(xiàn)象更明顯。

5)在7根新型箱形鋼橋墩的擬靜力試驗(yàn)中，試件損傷主要集中在根部可更換的耗能區(qū)，而上部墩柱和剛性支座無(wú)明顯破壞，可重復(fù)使用，實(shí)現(xiàn)了震后可恢復(fù)性能的設(shè)計(jì)理念。