江凱萍，李海鋒,2，趙雪航，鄭雙杰,2

(1. 華僑大學土木工程學院，福建，廈門 361021；2. 福建省智慧基礎設施與監(jiān)測重點實驗室(華僑大學)，福建，廈門 361021；3. 杭州藍城瑞沐建筑設計有限公司，浙江，杭州 310012)

隨著城市道路交通網(wǎng)絡系統(tǒng)的不斷完善，門式橋墩在高架橋和互通式立交橋建設中的應用也隨之增多。橋梁結構的抗震性能與可恢復功能城市建設息息相關，而橋墩作為橋梁的主要承重構件對全橋的抗震性能起著控制作用。相比于傳統(tǒng)鋼筋混凝土橋墩，鋼橋墩除了具有更好的抗震性能以外還具有天然的可預制-裝配的施工優(yōu)勢，已廣泛應用于城市交通和基礎設施建設中。然而，就目前已有震害調(diào)查和相關鋼橋墩研究[1-3]發(fā)現(xiàn)在地震作用下鋼橋墩根部易發(fā)生局部屈曲失穩(wěn)破壞和超低周疲勞裂縫。

針對鋼橋墩易發(fā)生局部屈曲和超低周疲勞開裂等問題，傳統(tǒng)的加固措施主要是在鋼橋墩內(nèi)部或局部填充混凝土形成鋼-混凝土組合結構、根部增設加勁肋及內(nèi)置耗能區(qū)三種方式。鋼橋墩填充混凝土后，混凝土能夠延緩鋼管局部應變擴展速度，與鋼管共同抵御外荷載，提高橋墩承載力和延性，但當混凝土填充率超過最佳填充率后對橋墩延性提升效果甚微[4-6]。AOKI 等[7]、YAMAO 等[8]和SUSANTHA 等[9]采用試驗與理論分析相結合的方法進行研究，結果表明：鋼橋墩設置縱向異形板或加勁肋可擴展橋墩的屈服區(qū)，減小平面外應變集中，改善結構變形能力和延性。LI 等[10-11]通過有限元模型探討了內(nèi)置耗能鋼板的箱型鋼橋墩在偏心受壓和多向地震耦合作用下的受力性能。傳統(tǒng)的加固方式主要是通過壁板塑性變形來耗散地震能量，不同程度上改善了橋梁的抗震性能，但震后橋墩壁板受損導致結構喪失功能和震后無法快速修復等問題都將帶來巨大的間接損失。

為保障災后交通生命線暢通和縮短災后城市功能停擺時間，呂西林等[12-13]研發(fā)新型可恢復功能抗震結構，并對其可恢復性能進行量化分析。李賢等[14]和汪夢甫等[15]提出多種可更換耗能減震鋼桁架式組合連梁并開展低周反復擬靜力試驗，結果表明：采用屈曲約束鋼腹板的鋼桁架式連梁承載力、極限變形和延性提升效果最佳，可滿足高烈度區(qū)的抗震需求。許多學者采用局部削弱的翼緣連接蓋板[16-19]、金屬阻尼器[20]和低屈服點鋼板[21-22]作為連接節(jié)點的保險絲，提出多種震后可恢復裝配式梁柱連接節(jié)點結構，結合試驗和非線性有限元模型分析驗證了新型連接節(jié)點構造的合理性。呂英婷等[23]提出一種帶位移型剪切鋼板的可修復鋼橋墩，經(jīng)過有限元模型驗證了該橋墩能夠?qū)崿F(xiàn)震后快速修復功能，并提出承載力計算公式。部分學者[24-27]提出多種搖擺-自復位雙柱墩，采用動力分析方法探討了各結構在不同地震作用下的動力反應特性。王源等[28]和謝文等[29]通過擬靜力試驗和振動臺試驗驗證消能連梁的存在能夠有效提高雙柱式橋墩的耗能和變形能力。對于新型震后可恢復功能結構，已有研究主要探討可恢復功能梁柱節(jié)點、連梁和單墩柱的抗震性能研究，而關于雙墩柱式可恢復功能門式鋼橋墩抗震性能研究不充分，對此類結構破壞模式、抗震機理和理論設計方法尚不明確。雙墩柱式鋼橋墩在地震作用下的受力性能、變形能力、損傷演化、受損后內(nèi)力重分布和破壞模式等方面都與單墩柱式結構不同，在城市橋梁建設中也較多使用，因此需對雙墩柱式鋼橋墩結構開展系統(tǒng)的研究。

本文從可恢復功能結構設計概念出發(fā)，基于裝配式設計理念和損傷控制理論，提出一種具有可更換耗能部件的新型門式箱型鋼橋墩。該門式箱型鋼橋墩可依據(jù)不同地震損傷程度，更換不同結構部件來實現(xiàn)震后快速恢復其抗震性能。為明晰此類新型門式鋼橋墩的抗震性能，開展了6 榀門式箱型鋼橋墩試件的擬靜力試驗并建立準確的有限元模型，通過分析結構的破壞特征、滯回曲線、延性、剛度和強度退化、耗能能力，獲得內(nèi)置耗能鋼板、軸壓比及耗能鋼板厚度對新型門式箱型鋼橋墩抗震性能的影響規(guī)律，并依據(jù)試驗結果提出新型門式箱型鋼橋墩的抗震設計公式。

1 試驗概況

1.1 構造設計

門式箱型鋼橋墩正立面如圖1 所示，各組箱型墩柱構造如圖2 所示。在地震作用下，門式鋼橋墩的根部和頂部承受較大的彎矩和剪力，易在地震作用下發(fā)生局部屈曲進而形成塑性鉸。為實現(xiàn)新型門式鋼橋墩的損傷控制，在中間墩柱壁板內(nèi)側增設橫隔板和縱向加勁肋，使墩柱的塑性變形集中于墩柱上下端耗能墩柱區(qū)域，且在根部和頂部的耗能墩柱區(qū)設置易更換的耗能部件。可更換耗能部件由一塊Q235 耗能鋼板及兩側Q345 約束夾板組成；為便于震后快速損傷檢測和修復，兩者通過高強螺栓連接?？筛鼡Q耗能部件與端部墩柱外圍壁板也采用高強螺栓連接?？筛鼡Q耗能部件作為抵抗地震作用的第一道防線，地震作用下屈服點較低的耗能鋼板最先進入塑性階段，消耗地震能量并能防止墩柱壁板發(fā)生損傷。隨著耗能鋼板塑性變形不斷累積，兩側約束夾板將限制耗能鋼板的側向屈曲變形，進而激發(fā)耗能鋼板的高階屈曲形態(tài)，充分發(fā)揮其塑性耗能能力。當遭受設防地震后，結構的塑性變形主要集中于屈服點較低的耗能鋼板上，通過更換受損的耗能鋼板易實現(xiàn)“中震可修”的抗震設計理念。當結構遭受罕遇地震時，根部耗能墩柱也可整體更換以實現(xiàn)快速恢復橋梁結構的抗震性能，保障城市抗震救災生命線的暢通。

圖1 門式箱型鋼橋墩正立面 /mmFig. 1 Front elevation of portal box-shaped steel pier

圖2 箱型墩柱構造示意圖 /mmFig. 2 Structural diagram of box bridge piers

1.2 試件設計

綜合考慮試驗室條件，采用1∶4 縮尺比例設計制作了6 榀門式箱型鋼橋墩試件，分為I、II、III 三組試件。門式箱型鋼橋墩試件由上部加載橫梁、2 根箱型墩柱和剛性底座構成，各個部件采用12.9 級M30 高強螺栓依次連接?？拷阶鲃悠鞯南湫投罩鶚擞洖锳 柱，遠離一側為B 柱。箱型墩柱壁板材料均采用Q345 鋼材。I 組試件為標準試件I-0，僅在墩柱中間壁板內(nèi)側增設橫隔板和縱向加勁肋。II 組、III 組試件為新型內(nèi)置耗能鋼板的門式箱型鋼橋墩，II 組試件的軸壓比不同，試件編號為II-1、II-2 和II-3；III 組試件的耗能鋼板厚度不同，試件編號為III-1 和III-2。試件設計參數(shù)詳見表1。

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

1.3 加載方案

本試驗采用大型多功能電液伺服加載系統(tǒng)進行加載，加載裝置如圖3 所示。豎向采用2 個100 t液壓千斤頂聯(lián)合作用施加變軸向壓力，水平方向采用100 t 的電液伺服MTS 水平作動器進行位移控制加載。往復水平位移加載制度為：1)預加載，按0.5δy、0.75δy加載，每級循環(huán)加載1 圈；2)正式加載，按1δy、2δy、3δy…加載，每級循環(huán)加載3 圈，加載制度如圖4 所示。δy為試件的理論屈服位移，δy的計算公式如下：

圖3 試驗加載裝置Fig. 3 Test set-up

圖4 試驗加載制度Fig. 4 Loading procedure of test

式中：He為試件加載高度(即箱型墩柱底部端板底邊到加載中心點的高度)；θe為結構彈性層間位移角限值，根據(jù)《設計抗震規(guī)范》(GB 50011-2010)[30]θe取值為1/250。各試件的加載參數(shù)列于表2。

表2 試件加載參數(shù)Table 2 Loading parameters of specimens

1.4 測量內(nèi)容

如圖5 所示，水平作動器加載方向為南北向，正向為作動器向南方伸長，反向為作動器向北縮回。將箱型墩柱試件的四個面分為東西南北四面。試件加載中心所受水平和豎向荷載由加載系統(tǒng)數(shù)據(jù)通道自動采集。試件頂部實際水平加載位移由布置在加載梁南面加載中心處的非接觸式水平激光位移計(D11)測量。布置接觸式位移計10 個，分別量測剛性底座可能發(fā)生的側向滑移(D1、D3)和豎向轉動(D2、D4、D5)、試件A 柱、B 柱根部壁板局部屈曲變形(D6～D10)。試件耗能區(qū)墩柱頂部及根部應變變化由單向或三向應變片采集，試件具體測點布置如圖5(a)～圖5(d)所示。圖5 中：字母D 代表位移計；P 代表應變片；H 代表應變花。

圖5 試件測點布置圖Fig. 5 Arrangement of measurement points on the specimens

1.5 材料特性

選取試件耗能墩柱區(qū)所采用的4 mm、6 mm、8 mm 厚Q235 鋼和6 mm 厚Q345 鋼的同批鋼材，根據(jù)《金屬材料 拉伸試驗第1 部分: 室溫試驗方法》(GB/T 228.1-2010)[31]，將4 種鋼材分別制成3 個尺寸一致的標準試件進行拉伸試驗，試件基本尺寸如圖6 所示，測得的材料性能試驗結果列于表3。

圖6 材性試件設計參數(shù) /mmFig. 6 Design parameters of material specimens

表3 材料性能試驗結果Table 3 Test results of steel material specimens

2 試驗結果及分析

2.1 破壞模式

各試件的破壞模式如圖7～圖12 所示。根據(jù)試件破壞部件及破壞形態(tài)可分為三類：a 類，壁板產(chǎn)生嚴重的單波屈曲變形，根部轉角處裂縫發(fā)展程度小，此類破壞是由壁板嚴重屈曲變形導致試件最終喪失承載力，試件I-0 屬a 類破壞；b 類，由壁板先產(chǎn)生屈曲變形，隨后試件根部轉角處壁板產(chǎn)生裂縫并迅速擴展，墩柱根部剛性約束逐漸失效，試件逐步變成幾何可變體系而最終喪失承載力，Ⅱ組的3 個試件均屬b 類破壞；c 類，壁板和耗能鋼板均先產(chǎn)生局部屈曲變形，隨后發(fā)生的破壞與b 類相似，III 組2 個試件均屬c 類破壞。

圖7 試件I-0 A 柱根部破壞形態(tài)Fig. 7 Failure mode of A-pillar root of specimen I-0

圖8 試件II-1 A 柱根部破壞形態(tài)Fig. 8 Failure mode of A-pillar root of specimen II-1

圖9 試件II-2 B 柱根部破壞形態(tài)Fig. 9 Failure mode of B-pillar root of specimen II-2

圖10 試件II-3 B 柱根部破壞形態(tài)Fig. 10 Failure mode of B-pillar root of Specimen II-3

圖11 試件III-1 A 柱根部破壞形態(tài)Fig. 11 Failure mode of A-pillar root of Specimen III-1

圖12 試件III-2 破壞形態(tài)Fig. 12 Failure mode of Specimen III-2

通過觀察II 組、III 組試件的破壞過程可知試件發(fā)生塑性變形區(qū)域的產(chǎn)生順序相似，但變形程度不同。由于南北面為主要受力面且試件根部和頂部所受彎矩較大，各試件首先在根部區(qū)A 柱北面、B 柱南面壁板或耗能鋼板由下向上一二排螺栓中間位置處發(fā)生局部屈曲變形(II 組試件為壁板，III 組試件為壁板和耗能鋼板)；其次，在頂部區(qū)A 柱南面、B 柱北面壁板或耗能鋼板由上向下一二排螺栓位置中間處發(fā)生屈曲變形(II 組試件為壁板，III 組試件為壁板和耗能鋼板)，頂部區(qū)變形程度隨著軸壓比的減小而減小，隨耗能鋼板厚度的減小而增大；最后，由于墩柱壁板經(jīng)大面切割導致壁板受力面積減小，加之壁板開孔導致螺栓孔附近易產(chǎn)生應力集中現(xiàn)象，使得II 組、III 組試件加載至第6 級(6δy=49.15 mm)時都在根部區(qū)A 柱、B 柱壁板螺栓孔附近開裂，隨后裂縫快速擴展使得試件最大承載力迅速降低，最終在第7 級(7δy=57.34 mm)加載時形成不同程度的貫通裂縫而使結構失效。當試驗停止時，D11 測得II 組試件的殘余變形為40.25 mm、40.91 mm、41.78 mm，且軸壓比更大的試件塑性變形更顯著。當軸壓比小于等于0.2 時，越大的軸壓比能使試件更好地發(fā)揮出它的變形能力且具有更好的震后可恢復性能。

在試驗過程中，試件壁板產(chǎn)生塑性變形的時間不同，I-0 在第2 級加載、II 組和III 組試件在第4 級加載時產(chǎn)生明顯可見的塑性變形。表明設置耗能鋼板后，有效延后了壁板塑性變形的發(fā)生。對比I 組、II 組、III 組試件壁板變形可知，設置耗能部件能夠有效減小壁板塑性變形，而壁板變形程度與耗能鋼板厚度有關。通過觀察試件II-1、III-1、III-2 的破壞形態(tài)可知：II-1 僅壁板產(chǎn)生屈曲變形；III-1 根部壁板及耗能鋼板均產(chǎn)生屈曲變形，且兩者變形程度相似；III-2 根部及頂部的耗能鋼板產(chǎn)生了嚴重的屈曲變形，而壁板變形較小。表明當耗能鋼板厚度大于壁板厚度時，變形主要由壁板產(chǎn)生；當耗能鋼板厚度逐漸小于壁板厚度時，壁板變形逐漸轉移到耗能鋼板上，充分發(fā)揮出耗能鋼板變形耗能作用的同時也有益于實現(xiàn)震后快速恢復功能。

2.2 荷載-位移滯回曲線

門式箱型鋼橋墩試件的荷載-位移滯回曲線如圖13 所示，縱坐標V表示加載位移所對應的水平荷載，橫坐標δ 表示柱頂激光位移計D11 測得的加載位移。所有試件的滯回曲線飽滿，呈明顯的梭形，表明各試件耗能能力良好。相比于標準試件I-0，II 組、III 組試件的屈服點、極值點、壁板開裂點和破壞點對應的水平位移值均更大，試件強化階段水平位移明顯增長，表明設置耗能鋼板有利于提高門式箱型鋼橋墩的變形能力，并且有效延緩了試件壁板開裂的發(fā)生。但II 組、III 組試件的水平荷載峰值較試件I-0 降低且試件在達到峰值荷載后壁板螺栓孔附近迅速開裂。原因是試件壁板開孔后，螺栓孔附近壁板存在復雜的應力集中現(xiàn)象，使得試件承載力降低并易在螺栓孔附近開裂。表明壁板性能很大程度上決定了試件的抗側承載力。

圖13 試件荷載-位移滯回曲線Fig. 13 Load-displacement curves of specimens

對比圖13(b)～圖13(d)可知，隨著軸壓比的增大，曲線水平荷載峰值增加。原因是在高軸壓比作用下，加載過程中壁板微裂縫擴展受到一定程度的抑制，使試件最大水平承載力提升；而當試件達到最大承載力后，大軸壓力抑制作用的影響減弱，壁板在達到最大水平峰值荷載后就迅速開裂。試件II-1 在第7 級第2 圈加載循環(huán)階段破壞，而試件II-2 和II-3 均在第7 級第3 圈加載循環(huán)階段破壞，試件II-1 循環(huán)加載圈數(shù)最少，破壞更迅速，滯回性能更差。而對于軸壓比相同，耗能鋼板厚度減小的試件II-1、III-1、III-2 而言，試件的抗側承載力隨耗能鋼板厚度的減小而降低。厚度越小的耗能鋼板更易通過變形耗散地震能量，使得試件滯回曲線更飽滿，具有更好的變形和耗能能力。當耗能鋼板厚度小于壁板厚度時(t1=4 mm)，塑性變形由壁板轉移至耗能鋼板上使壁板開裂延后，且試件在極值點后抗震性能下降更為緩慢。

2.3 骨架曲線

門式箱型鋼橋墩試件的骨架曲線如圖14 所示，縱坐標V表示加載位移所對應的水平荷載，橫坐標δ 表示柱頂激光位移計D11 測得的加載位移。從圖14(a)可知，由于新型門式鋼橋墩壁板開孔和設置了屈服點較低的耗能鋼板，降低了試件前期的側向剛度、承載力，使其提前進入屈服狀態(tài)。試件彈塑性變形階段延長，變形能力顯著提升；而在加載后期，試件的承載力提高，強度和剛度退化現(xiàn)象明顯減緩，試件抗震性能穩(wěn)定性得到改善。對比II 組試件的骨架曲線，試件的抗側承載力隨著軸壓比的增大而增大。當δ≤6δy時，試件II-1、II-2、II-3 的骨架曲線基本保持平行，表明此階段軸壓比對試件剛度影響較??；當δ＞6δy時，軸壓比越大的試件壁板開裂后裂縫擴展更為迅速，使得試件在此階段的承載力和剛度下降更迅速。耗能鋼板厚度對試件承載力和側向剛度影響較大，表現(xiàn)為抗側承載力隨耗能鋼板厚度的減小而降低。當耗能鋼板厚度小于壁板厚度時(t1=4 mm)，加載過程中耗能鋼板已產(chǎn)生明顯的屈曲變形，導致試件側向剛度提前降低；隨著耗能鋼板屈曲變形不斷累積和橋墩根部壁板裂縫擴展，致使試件加載后期的剛度退化較為顯著。

圖14 試件骨架曲線Fig. 14 Skeleton curves of specimens

2.4 位移延性系數(shù)

對各試件的骨架曲線運用作圖法確定其名義屈服點[32]，取該點對應的水平位移為名義屈服位移 δ′y；再取曲線中水平荷載下降到峰值荷載的85%時的點為極限點，該點對應的水平位移δu為極限位移。運用位移延性系數(shù)定量衡量各試件的延性，采用式(2)計算位移延性系數(shù)：

表4 試件位移延性系數(shù)Table 4 The displacement ductility coefficient of specimens

由于作動器在拉試件(反向加載)的過程中作動器與試件連接位置存在滑移縫隙，使得試件測得的反向屈服位移高于正向屈服位移，反向延性系數(shù)低于正向延性系數(shù)。與試件I-0 相比，試件II-1 的正、反向平均屈服位移、峰值位移、極限位移和延性系數(shù)分別增加了32%、193%、71%和29%，表明設置耗能鋼板能夠有效提高試件的變形能力和延性。試件II-1、II-2、II-3 的正、反向延性系數(shù)均值分別為3.22、3.23、3.10，試件II-3 的延性系數(shù)小于II-1、II-2 的延性系數(shù)。這是由于此類試件根部壁板易因應力集中而開裂，較大的軸壓比在一定程度上限制了裂縫的快速開展，對試件的延性產(chǎn)生了影響；但當軸壓比增大到一定程度后抑制作用影響效果減弱，軸壓比越大的試件其延性系數(shù)越小。從試件II-1、III-1、III-2 的延性系數(shù)可知，隨著耗能鋼板厚度的減小，試件的延性增加。大部分試件的延性系數(shù)介于3～4 之間，當耗能鋼板厚度小于壁板厚度時(t1=4 mm)，其正向延性系數(shù)大于4，表明耗能鋼板厚度是影響試件延性的重要因素。

2.5 剛度退化

采用剛度退化曲線描述各試件在循環(huán)加載過程中的剛度退化情況，剛度退化曲線如圖15 所示，縱坐標Kj/Ky表示第j級循環(huán)加載割線剛度Kj與第1 級循環(huán)加載割線剛度Ky的比值，橫坐標δ/δy表示試件循環(huán)加載級數(shù)。采用式(3)計算割線剛度：

圖15 試件剛度退化曲線Fig. 15 Stiffness degradation curves of specimens

式中：Vj為第j級循環(huán)加載下的水平荷載峰值；δj為第j級循環(huán)加載下水平荷載峰值所對應的水平位移值。

當δ/δy≥3 時，試件II-1 的割線剛度比值始終大于試件I-0，且曲線斜率更平緩，表明設置耗能鋼板可以有效減緩試件在循環(huán)加載中后期的剛度退化速度和趨勢。II 組試件的每級循環(huán)加載對應的割線剛度比值和曲線斜率基本一致，表明軸壓比變化對試件的剛度退化影響較小。對比試件II-1、III-1、III-2 的曲線可知，在加載前期試件處于彈性階段，耗能鋼板厚度對試件剛度退化影響較??；而當試件進入彈塑性階段(δ/δy≥3)，耗能鋼板開始發(fā)揮塑性變形作用。隨著耗能鋼板厚度減小，試件剛度退化越快且退化趨勢也越明顯；當耗能鋼板厚度小于壁板厚度時(t1=4 mm)，耗能鋼板厚度變化對剛度退化影響更顯著。

2.6 強度退化

采用強度退化曲線描述各試件在循環(huán)加載過程中的強度退化情況，強度退化曲線如圖16 所示，縱坐標λj表示第j級循環(huán)加載的強度退化系數(shù)，橫坐標δ/δy表示試件循環(huán)加載級數(shù)。采用式(4)計算強度退化系數(shù)：

式中：Vji為試件第j級第i圈循環(huán)加載時的水平荷載峰值；Vj1為試件第j級第1 圈循環(huán)加載時的水平荷載峰值。

由圖16(a)可得，當δ/δy≥2 時，試件I-0 就開始產(chǎn)生較明顯的強度退化現(xiàn)象；試件I-0 曲線先變陡再變平緩，表明加載后期試件I-0 的壁板屈曲變形達到最大后，強度退化程度會趨于穩(wěn)定。整個加載過程中，試件II-1 強度退化系數(shù)的絕對值始終大于試件I-0，且試件II-1 直到第6 級加載(δ/δy≥6)才開始產(chǎn)生較明顯的強度退化現(xiàn)象，表明設置耗能鋼板能夠有效推遲強度退化現(xiàn)象的產(chǎn)生和減緩強度退化程度。對于II 組試件，當δ/δy≤5 時，試件II-1、II-2 和II-3 的強度退化曲線基本重合，且未產(chǎn)生明顯的強度退化現(xiàn)象；當δ/δy≥6 時，三個試件才產(chǎn)生較明顯的強度退化現(xiàn)象且試件II-1 的正向強度退化系數(shù)減小最多，表明軸壓比變化對試件后期強度退化略有影響，軸壓比更大的試件后期強度退化更明顯。對于耗能鋼板厚度不同的試件，其強度退化曲線基本重合，表明相比于軸壓比，耗能鋼板厚度對試件強度退化影響更小。

圖16 試件強度退化曲線Fig. 16 Strength degradation curves of specimens

2.7 耗能能力

試件的耗能能力可采用滯回曲線包絡面積即累積滯回耗能來定量衡量。滯回曲線越飽滿，包絡面積越大即累積滯回耗能越大，試件的耗能能力越強。累積滯回耗能曲線如圖17 所示，縱坐標表示累積滯回耗能，橫坐標表示循環(huán)加載級數(shù)。從圖17(a)可知，加載前期(δ/δy≤2)試件處于彈性階段，因此二者耗能能力相差不大。在加載中期(2<δ/δy＜6)，試件II-1 由于壁板經(jīng)大面積開孔造成其各級循環(huán)加載的最大水平荷載降低，導致II-1累積滯回耗能低于I-0；而在第5 級加載時，由于試件I-0 已產(chǎn)生嚴重塑性變形且承載力急劇降低，導致試件I-0 試驗終止且累積滯回耗能低于II-1。在加載后期(δ/δy≥6)，試件II-1 曲線保持穩(wěn)定的斜率繼續(xù)增長，最終II-1 累積滯回耗能總量比I-0增長了96%。表明設置耗能鋼板會降低試件加載前中期的耗能能力；而在加載后期，由于耗能鋼板開始發(fā)揮變形耗能作用，約束夾板也對耗能鋼板起到了部分支撐約束作用，使得試件耗能能力得到顯著提升。對比II 組試件曲線，三條曲線基本保持平行關系，表明軸壓比對累積滯回耗能增加速率影響較小。隨著軸壓比的增加，試件耗能能力增加；但當n＞1.5 時，增大軸壓比提升耗能能力的效果并不明顯。當軸壓比相同，減小耗能鋼板厚度可提升試件加載后期的耗能能力。相比于耗能鋼板厚度，軸壓比對新型門式鋼橋墩耗能能力的影響更顯著。

圖17 累積滯回耗能曲線Fig. 17 Cumulative hysteretic energy curves

3 設計建議公式

3.1 延性評估簡化公式

試驗研究結果表明：耗能鋼板厚度t1對新型內(nèi)置耗能鋼板的門式箱型鋼橋墩的延性性能影響較大，軸壓比對延性也有影響。為便于評估此類門式鋼橋墩延性性能，運用1stOpt 軟件對試驗所得各試件正、負延性系數(shù)的均值進行回歸分析得到新型內(nèi)置耗能鋼板的門式箱型鋼橋墩延性評估簡化公式，如式(5)所示：

式中：μ為延性系數(shù)；n為軸壓比；t1為耗能鋼板厚度。延性系數(shù)影響參數(shù)和計算結果如表5 所示。由表5 可知，由于試件II-3 受加工制作影響易在根部壁板發(fā)生應力集中，試件II-3 計算公式誤差為6.45%，其余試件誤差均小于2.5%，表明所提出的延性評估簡化公式擬合效果較好。

表5 試件設計參數(shù)及延性系數(shù)計算結果Table 5 Design parameters and displacement ductility factor calculation results of specimens

3.2 承載力簡化公式

為優(yōu)化新型內(nèi)置耗能鋼板的門式箱型鋼橋墩的抗震設計，便于此類門式鋼橋墩的推廣應用，本文基于試驗數(shù)據(jù)運用1stOpt 軟件擬合得到新型內(nèi)置耗能鋼板的門式箱型鋼橋墩的承載力抗震設計公式，如式(6)所示：

式中：N為試件的最大軸壓力；NE=π2EA/λ2為歐拉臨界力，A為箱型墩柱橫截面積，λ 為試件計算長度；M為最大彎矩；MP=fyW為截面塑性彎矩，W為截面模量；C1=-109.9+264.6n為關于軸壓比n的 函 數(shù)；C2=0.4163+0.001393fLy-0.01294t1為 關于耗能鋼板強度fLy與厚度t1的函數(shù)。承載力簡化式(6)計算結果如表6 所示，表中M1為試驗所得的最大彎矩，M2為通過承載力簡化式(6)計算所得的最大彎矩。由表6 可知，由承載力簡化公式計算所得的彎矩承載力與實際試驗結果誤差值小于1.5%，表明提出的內(nèi)置耗能鋼板的門式箱型鋼橋墩的承載力抗震設計公式計算精度較高。

表6 試件設計參數(shù)及承載力計算結果Table 6 Design parameters and bearing capacity calculation results of specimens

內(nèi)置耗能鋼板的門式箱型鋼橋墩設計流程如圖18 所示。引入承載力簡化公式(6)驗算試件最大承載力；通過延性評估簡化公式(5)計算結構在罕遇地震作用下的極限位移；可保障結構實現(xiàn)“大震不倒”的抗震設計理念。

圖18 設計流程圖Fig. 18 The design flow chart

4 有限元模擬

4.1 有限元模型的建立

利用ANSYS 數(shù)值模擬軟件對6 個內(nèi)置耗能鋼板的門式箱型鋼橋墩開展有限元仿真。有限元模型采用板殼單元SHELL181。采用多線性隨動強化模型KINH[33]并根據(jù)鋼板材性試驗數(shù)據(jù)定義材料的本構關系，鋼板彈性模量取206 GPa，泊松比取0.3。通過設置接觸對和耦合螺栓對應節(jié)點的平面位移來模擬螺栓連接。試件柱底采用剛性連接，在上部加載梁垂直對應2 根箱型墩柱的頂部節(jié)點位置施加軸向應力，如圖19 所示。在試件頂部施加與試驗加載制度一致的等效線荷載。

圖19 有限元模型Fig. 19 Finite element model

4.2 有限元模型驗證

圖20 為試件I-0、II-1 的試驗與有限元模擬的破壞模式對比圖；圖21 為I-0 的試驗與有限元模擬的滯回曲線對比圖；圖22 為II-3 的試驗與有限元模擬的骨架曲線對比圖。對比圖20～圖22 可知，有限元模擬的試件I-0 根部壁板屈曲變形與試驗破壞模式基本一致，II-1 壁板高應力區(qū)變形與試驗根部壁板屈曲變形一致；有限元模擬的I-0 的滯回曲線與試驗的滯回曲線在各級加載過程中吻合度較高；有限元模擬的II-3 試件的骨架曲線能夠較好地反映出試件在反復荷載作用下的主要受力特點。對比結果表明：本文建立的有限元模型的分析結果與試驗結果吻合較好，可作為開展門式箱型鋼橋墩抗震性能分析與研究的數(shù)值模型。

圖20 破壞模式對比圖Fig. 20 Comparison of failure modes

圖21 I-0 滯回曲線對比圖Fig. 21 Comparison of hysteresis curves of I-0

圖22 II-3 骨架曲線對比圖Fig. 22 Comparison of skeleton curves of II-3

5 結論

本文對6 個內(nèi)置耗能鋼板的門式箱型鋼橋墩進行擬靜力試驗，主要分析了設置耗能鋼板、軸壓比及耗能鋼板厚度等對試件抗震性能的影響，得出如下結論：

(1) 試件破壞模式分為三類：a 類，壁板產(chǎn)生嚴重的單波屈曲變形，根部轉角處裂縫發(fā)展程度小，最終由于壁板嚴重屈曲變形而失穩(wěn)；b 類，壁板先產(chǎn)生屈曲變形，隨后試件根部轉角處壁板開裂并最終因裂縫迅速擴展而失穩(wěn)；c 類，壁板和耗能鋼板均先產(chǎn)生屈曲變形，隨后發(fā)生的破壞與b類相似。

(2) 設置耗能鋼板能夠有效提升門式箱型鋼橋墩的延性、變形能力和耗能能力；減緩試件強度、剛度退化現(xiàn)象；提升試件加載后期的承載力。新型門式鋼橋墩根部壁板易因應力集中而開裂，應進一步改進鋼橋墩根部構造細節(jié)和加工工藝。

(3) 隨著軸壓比增大，試件承載力和耗能能力均得到有效提升；當軸壓比不大于0.2 時，軸壓比越大，試件殘余變形越小，震后可恢復性越好。軸壓比對試件剛度和強度退化影響較小。

(4) 隨著耗能鋼板厚度的減小，試件延性和耗能能力顯著提升而承載能力降低，剛度退化越快。耗能鋼板厚度對試件強度退化的影響較小。

(5) 門式箱型鋼橋墩設置耗能鋼板后有效延緩了壁板的屈曲變形和開裂，適應震后快速恢復要求。當內(nèi)置耗能鋼板厚度小于橋墩壁板厚度時，試件的塑性變形由橋墩壁板轉移至內(nèi)置可更換耗能鋼板上，以實現(xiàn)新型門式鋼橋墩的震后可恢復性能。