程新俊，景立平，崔 杰，梁海安，徐琨鵬

（1.東華理工大學(xué)土木與建筑工程學(xué)院，江西 南昌 330013；2.中國(guó)地震局工程力學(xué)研究所，黑龍江 哈爾濱 150080；3.廣州大學(xué)土木工程學(xué)院，廣東 廣州 510006）

水域沉管隧道為優(yōu)化城市交通功能、推動(dòng)城市群建設(shè)[1]提供極大助力，其抗震安全性不容忽視.沉管隧道接頭是各管節(jié)之間的重要連接部位，沉管隧道接頭通常由鋼剪力鍵、鋼筋混凝土剪力鍵來(lái)抵御水平和豎向荷載，相對(duì)于沉管隧道管節(jié)本體而言，其剛度較小，在遭遇地震荷載、波浪作用、不均勻沉降時(shí)接頭易產(chǎn)生較大變形，影響隧道水密性，導(dǎo)致沉管隧道運(yùn)營(yíng)安全受到嚴(yán)重威脅.因此，沉管隧道接頭是抗震的薄弱環(huán)節(jié)，其抗震性能和減震措施亟待研究[2].

國(guó)內(nèi)外學(xué)者主要從理論分析和模型試驗(yàn)方面對(duì)沉管隧道的抗震性能進(jìn)行了相關(guān)研究.嚴(yán)松宏等[3]基于多質(zhì)點(diǎn)梁-彈簧模型對(duì)沉管隧道縱向地震反應(yīng)進(jìn)行了有限元分析.Anastasopoulos等[4]采用梁-彈簧模型對(duì)深水區(qū)超長(zhǎng)沉管隧道在遭遇地震荷載時(shí)的非線性反應(yīng)進(jìn)行了數(shù)值計(jì)算.陳貴紅[5]采用動(dòng)力有限元法對(duì)南京長(zhǎng)江沉管隧道進(jìn)行了地震反應(yīng)分析，探討了水、埋深、邊界條件對(duì)沉管隧道地震響應(yīng)的影響.禹海濤等[6]以港珠澳超長(zhǎng)沉管隧道為例，選取接頭止水帶為切入點(diǎn)，通過(guò)靜力試驗(yàn)?zāi)M了接頭的壓縮性能.袁勇等[7-8]基于沉管隧道的幾何與結(jié)構(gòu)特征，建立了關(guān)于沉管隧道的多剛體-彈性阻尼鉸-阻尼鉸理論模型和數(shù)學(xué)表達(dá)式，并采用算例驗(yàn)證了該方法的可靠性；通過(guò)臺(tái)陣試驗(yàn)?zāi)M了非一致激勵(lì)作用下沉管隧道的地震響應(yīng).李偉華[9]考慮了水-土-結(jié)構(gòu)耦合作用，重點(diǎn)研究了地質(zhì)條件對(duì)沉管隧道地震反應(yīng)的影響.郭毅之等[10]通過(guò)LS-DYNA有限元計(jì)算平臺(tái)的并行計(jì)算程序?qū)θS沉管隧道進(jìn)行了非線性地震反應(yīng)分析.丁峻宏等[11]以上海某沉管隧道為工程背景，通過(guò)三維數(shù)值模擬研究了土-沉管隧道整體模型在地震荷載下的相互作用及變形情況.董云等[12]對(duì)超長(zhǎng)沉管隧道地震響應(yīng)中的瑞利阻尼展開了分析與討論.Okamoto等[13]采用振動(dòng)臺(tái)模型試驗(yàn)研究了場(chǎng)地土特性及與隧道相連不同動(dòng)力特性的結(jié)構(gòu)物對(duì)沉管隧道地震反應(yīng)的影響.Chen等[14-15]采用比例尺為1∶30的振動(dòng)臺(tái)模型試驗(yàn)研究了土-沉管隧道-半剛性接頭體系的地震反應(yīng).程新俊等[16]開展了不同場(chǎng)地中沉管隧道振動(dòng)臺(tái)模型試驗(yàn)研究，考慮了場(chǎng)地土和柔性接頭的影響.上述研究均側(cè)重于沉管隧道整體地震反應(yīng)，限于試驗(yàn)條件，罕見對(duì)原型鋼筋混凝土接頭剪力鍵抗震性能的研究.

本文在分析沉管隧道接頭剪力鍵抗震力學(xué)特性的基礎(chǔ)上探討減震裝置對(duì)接頭抗震性能的影響.基于實(shí)際工程背景以管節(jié)接頭剪力鍵為研究對(duì)象，設(shè)計(jì)了相似比為1/4的試驗(yàn)?zāi)Ｐ?，通過(guò)循環(huán)加載試驗(yàn)得到剪力鍵的力學(xué)特性；設(shè)計(jì)了一種耗能減震裝置，并運(yùn)用到試驗(yàn)?zāi)Ｐ椭?；通過(guò)對(duì)比兩組試驗(yàn)結(jié)果探明兩種剪力鍵的破壞模式及接頭減震的可行性.

1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

本試驗(yàn)在中國(guó)地震局工程力學(xué)研究所地震工程與工程振動(dòng)重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室完成，本文以某實(shí)際沉管隧道工程為研究背景，沉管段總長(zhǎng)5664 m，最大沉放水深可達(dá)44.5 m，隧道共含33節(jié)管節(jié)，標(biāo)準(zhǔn)管節(jié)長(zhǎng)度180 m，管節(jié)接頭眾多，縱斷面如圖1所示.

圖1 沉管隧道縱斷面Fig.1 Longitudinal profile of the immersed tunnel

沉管隧道接頭主要由端鋼殼、剪力鍵（鋼筋混凝土剪力鍵和鋼剪力鍵）、GINA止水帶和OMEGA止水帶構(gòu)成，見圖2.GINA和OMEGA止水帶是構(gòu)成沉管隧道接頭密封安全性的關(guān)鍵措施，通常采用水力壓接法[17]在水下完成施工.軸向荷載主要由止水帶承擔(dān)，水平、豎向剪力主要由剪力鍵承擔(dān).取接頭鋼筋混凝土剪力鍵（見圖3）為研究對(duì)象，設(shè)計(jì)相似比為1/4的接頭剪力鍵試驗(yàn)?zāi)Ｐ?為較好地反應(yīng)實(shí)際工程原型結(jié)構(gòu)的力學(xué)性能，試驗(yàn)中所用材料均與原型相同：C50商品混凝土和HRB400鋼筋，受力筋直徑為20 mm，箍筋直徑為8 mm.

圖2 接頭構(gòu)造示意Fig.2 Schematic of the immersion joint structure

圖3 管節(jié)接頭剪力鍵Fig.3 Shear keys in immersion joint

1.1 減震思路

接頭相對(duì)于沉管隧道管體而言剛度較小，地震荷載中的剪切作用對(duì)沉管隧道的破壞性極大，而接頭在破壞之前存在一定的剪切變形，因此可通過(guò)一定的變形儲(chǔ)備來(lái)消耗地震能量.結(jié)構(gòu)減震[18]則是在結(jié)構(gòu)關(guān)鍵部位設(shè)置減震裝置，通過(guò)減震裝置的塑性變形來(lái)消耗由地震產(chǎn)生并輸入結(jié)構(gòu)中的能量，減小結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)，以免結(jié)構(gòu)產(chǎn)生破壞.目前，沉管隧道里的構(gòu)件一般不進(jìn)入塑性工作階段，即隧道內(nèi)的彈性應(yīng)變能可通過(guò)變形的恢復(fù)而釋放.因此，沉管隧道接頭本身并不會(huì)耗散或者吸收地震輸入結(jié)構(gòu)的能量，結(jié)構(gòu)安全性存在極大風(fēng)險(xiǎn)，考慮到提高沉管隧道接頭的地震安全性，結(jié)合接頭構(gòu)造特點(diǎn)，自行研制了相應(yīng)的減震裝置.

1.2 試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮O(shè)計(jì)

1.2.1 鋼筋混凝土剪力鍵模型

試驗(yàn)?zāi)Ｐ桶从袩o(wú)減震措施分為兩組（后文中統(tǒng)稱傳統(tǒng)模型為P1，減震模型為P2）.單組試件包含剪力鍵和凹槽的上、下兩部分，管壁（墻體）厚187 mm，（見圖4）剪力鍵尺寸650 mm × 100 mm × 187 mm,橡膠墊尺寸50 mm × 100 mm × 187 mm.剪力鍵與凹槽間采用天然橡膠墊進(jìn)行填充（橡膠墊設(shè)計(jì)尺寸與剪力鍵、連接部位間隙基本一致，組裝后橡膠墊與剪力鍵緊密相貼），力學(xué)參數(shù)見表1.

圖4 試驗(yàn)?zāi)Ｐ土⒚鍲ig.4 Experimental model elevation

表1 橡膠墊材料參數(shù)Tab.1 Mechanical parameters of rubber pads

1.2.2 減震裝置設(shè)計(jì)

為提高剪力鍵的抗震性能，減震裝置安裝在剪力鍵模型橡膠填塞縫處，由于主要承受水平往復(fù)荷載，故可依靠中間50 mm的矩形核心段鋼板受荷時(shí)產(chǎn)生塑性變形進(jìn)行耗能.為防止鋼板過(guò)早屈曲，在核心段四角處通過(guò)圓弧處理，以削弱鋼板角端的應(yīng)力集中，如圖5所示.由于實(shí)際工程中沉管隧道外壁與水、土相接觸，考慮到在深水中減震裝置的安裝和更換難度較大，故擬在接頭臨近沉管隧道頂、底板與側(cè)墻一側(cè)安裝減震裝置.

圖5 減震裝置Fig.5 Damping device

連接設(shè)計(jì)：接頭剪力鍵兩端受力筋上設(shè)置預(yù)埋件，將連接減震鋼板的螺栓（采用強(qiáng)度等級(jí)為10.9的M24高強(qiáng)螺栓）固定，待鋼筋混凝土試件養(yǎng)護(hù)完成后通過(guò)螺栓將減震裝置與試件相連，見圖6.減震裝置采用Q235軟鋼制作而成，由于本文為低周變幅加載，在允許其產(chǎn)生局部塑性破壞加載幅前（1/10核心板長(zhǎng)度即5 mm）需控制在彈性階段防止其產(chǎn)生疲勞破壞，材料性能試驗(yàn)參數(shù)如表2.

圖6 減震裝置設(shè)計(jì)Fig.6 Connection design of the damping device

表2 Q235板材力學(xué)參數(shù)Tab.2 Mechanical parameters of steel plate

2 加載連接及傳感器布置方案設(shè)計(jì)

2.1 加載連接

選取沉管隧道接頭在正常使用階段（軸力為300 kN）發(fā)生壓-剪循環(huán)變形為研究?jī)山M沉管隧道接頭剪力鍵試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷牡湫凸r.加載裝置如圖7所示.模型位于反力架正中心，通過(guò)高強(qiáng)螺栓將模型底座與實(shí)驗(yàn)室地錨孔固接，模型軸壓通過(guò)連接在反力架上的豎向作動(dòng)器（最大噸位為200 t，行程為 ± 250 mm）提供，水平往復(fù)荷載通過(guò)水平伺服液壓作動(dòng)器施加（最大噸位為100 t，行程為 ± 250 mm，其中，水平作動(dòng)器一端與反力墻相連，另一端與試件上部抱梁體系相連，抱梁體系通過(guò)四根直徑40 mm的高強(qiáng)絲杠貫穿加載梁兩端的抱板形成）.

圖7 加載體系Fig.7 Loading system

2.2 傳感器布置

通過(guò)在上部試件布置頂桿位移計(jì)（d1、d2）監(jiān)測(cè)接頭的位移情況，地梁上布置位移計(jì)d2監(jiān)測(cè)試驗(yàn)中是否出現(xiàn)試件的水平滑移.水平加載力則由安裝在水平作動(dòng)器上的力傳感器F測(cè)得，見圖8.此外，為監(jiān)測(cè)加載過(guò)程中模型鋼筋應(yīng)力發(fā)展情況，在上部試件和下部試件的縱向鋼筋和分布筋上都布置了應(yīng)變片（其中：A1～A6為上部試件縱筋應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)，AG1～AG6為上部試件分布筋應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)；B1～B6為下部試件縱筋應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)，BG1～BG6為下部試件分布筋應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)），見圖9.

圖8 傳感器布置Fig.8 Sensor arrangement

圖9 應(yīng)變片布置Fig.9 Strain gauge arrangement

2.3 加載工況

試驗(yàn)加載過(guò)程采用位移控制，加載初期從0加載至5 mm，此后每級(jí)位移增量為2 mm，直至接頭剪力鍵模型失效為止，同級(jí)加載量循環(huán)兩次（見圖10）.試驗(yàn)中將作動(dòng)器對(duì)模型產(chǎn)生推力的方向規(guī)定為正向荷載，反之為負(fù)向.

圖10 試驗(yàn)加載工況Fig.10 Loading cases during the tests

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

試驗(yàn)體裂縫發(fā)展情況見圖11、12.

圖11 試件P1裂縫發(fā)展情況Fig.11 Cracking development of specimen P1

3.1.1 傳統(tǒng)剪力鍵模型

當(dāng)加載位移為5 mm時(shí)，試件P1底部凹槽兩端端部分別出現(xiàn)輕微裂縫；當(dāng)試驗(yàn)加載位移增至7 mm時(shí)，試件凹槽端部混凝土裂縫寬度增大（如圖11（a））；當(dāng)輸入位移為11 mm時(shí)，試件剪力鍵端部始出現(xiàn)剪切長(zhǎng)裂縫，且該裂縫伴隨輸入位移的增大而逐步蔓延至剪力鍵中部，裂縫變寬；當(dāng)加載位移達(dá)到15 mm時(shí)，剪力鍵混凝土出現(xiàn)大面積剝落，凹槽端部混凝土出現(xiàn)小面積混凝土剝落（如圖11（b））；當(dāng)荷載達(dá)到280 kN后，試件裂縫快速發(fā)展，但荷載基本保持不變.傳統(tǒng)剪力鍵的失效模式為：與剪力鍵相接觸附近管壁端部混凝土開裂并脫落，橡膠填充墊先于剪力鍵失效，剪力鍵剪切斜裂縫先由端部開始發(fā)展并逐漸延伸至中部.

3.1.2 減震剪力鍵模型

在1 ～ 5 mm小位移加載情況下，減震剪力鍵模型整體完好，未出現(xiàn)明顯變形.加載位移增大至7 mm，減震裝置核心板角部及螺桿開始出現(xiàn)部分屈曲（如圖12（a）、（b）），橡膠填塞墊變形明顯，接頭混凝土并未產(chǎn)生變形；當(dāng)加載位移增至9 mm時(shí)，試件凹槽端部率先出現(xiàn)細(xì)微裂縫，當(dāng)加載位移在11 ～ 15 mm區(qū)間時(shí)，減震裝置開始出現(xiàn)“嗡嗡”的響聲，凹槽端部裂縫發(fā)展明顯，橡膠墊出現(xiàn)剪切變形（如圖12（c））；當(dāng)加載位移增至17 mm時(shí)，減震鋼板體系變形增大，剪力鍵裂縫發(fā)展明顯，凹槽端部混凝土出現(xiàn)剝離（如圖12（d））；當(dāng)荷載達(dá)到362 kN后，減震裝置變形明顯，剪力鍵及附近位置裂縫快速發(fā)展.減震剪力鍵的失效模式為：減震裝置率先出現(xiàn)塑性變形，隨后橡膠墊出現(xiàn)明顯剪切變形，剪力鍵及相接觸管壁附近混凝土最后發(fā)生貫通剪切裂縫.

圖12 試件P2裂縫發(fā)展情況Fig.12 Cracking development of specimen P2

3.2 鋼筋應(yīng)力分析

限于篇幅，此處僅列出剪力鍵處受力筋的應(yīng)力，如圖13.

由圖13可知：兩組模型在加載過(guò)程中隨著輸入荷載的增大，鋼筋應(yīng)力水平均逐步提高；位于剪力鍵端部的測(cè)點(diǎn)A3和A5要高于靠近管體處的測(cè)點(diǎn)A4和A6，分布筋靠剪力鍵端部的測(cè)點(diǎn)AG1和AG2的應(yīng)力發(fā)展水平要高于管體部位的測(cè)點(diǎn)AG4和AG5，由于加載過(guò)程中剪力鍵端主要承力，該部位的鋼筋應(yīng)力發(fā)展也相對(duì)較快，這也與試驗(yàn)破壞現(xiàn)象相吻合；兩組試件在加載中后期鋼筋均發(fā)揮其承載作用；試件P1中縱向受力筋承受的最大應(yīng)力（此處均取絕對(duì)值）為415.2 MPa，分布筋的承受的最大應(yīng)力為454.0 MPa，試件P2中縱向受力筋承受的最大應(yīng)力為824.0 MPa，分布筋的承受的最大應(yīng)力為712.0 MPa，均超過(guò)其屈服強(qiáng)度；試件P1的縱筋與分布筋均早于試件P2達(dá)屈服，這主要是因?yàn)樵嚰2中增加了減震裝置，其先于剪力鍵承載，推遲了試件P2的破壞時(shí)間.

圖13 試件鋼筋應(yīng)力Fig.13 Steel stress distribution of specimens

3.3 滯回性能

荷載-位移滯回曲線是衡量抗震性能的重要指標(biāo)，滯回曲線的飽滿程度直接反映試件的抗震性能.基于兩組試驗(yàn)結(jié)果，以模型水平位移為橫坐標(biāo)，水平荷載為縱坐標(biāo)，繪制滯回曲線如圖14.對(duì)比兩組試件滯回曲線結(jié)果可知：

圖14 滯回曲線Fig.14 Hysteretic loop

1）與傳統(tǒng)剪力鍵相比，減震剪力鍵模型的滯回曲線整體更加飽滿，表現(xiàn)出添加減震措施后的剪力鍵抗震性能及延性（定義延性系數(shù)為破壞位移與屈服位移的比值，兩組試件的延性系數(shù)分別為1.56、1.89）要優(yōu)于傳統(tǒng)剪力鍵；

2）兩組試件雖然在設(shè)計(jì)中均為對(duì)稱加載，但是兩組試驗(yàn)結(jié)果滯回曲線均出現(xiàn)不對(duì)稱現(xiàn)象（即負(fù)向水平荷載大于正向水平荷載，到加載中后期表現(xiàn)更加明顯）.這主要是源于剪力鍵及橡膠墊的破壞順序不對(duì)稱及加工誤差.

3.4 骨架曲線

試件P1、P2的骨架曲線如圖15.由圖可知：兩組試件的骨架曲線在加載初始階段呈線彈性，試件出現(xiàn)混凝土開裂后，骨架曲線斜率出現(xiàn)衰減，達(dá)到加載峰值階段后骨架曲線漸入平緩直至試件破壞，試件P1、P2在點(diǎn)A開始接頭凹槽端部出現(xiàn)混凝土開裂，接頭點(diǎn)B進(jìn)入屈服階段剪力鍵端部及凹槽端部出現(xiàn)損傷，試件在點(diǎn)C出現(xiàn)較大損傷，點(diǎn)D接頭失效.從兩組試件的整體骨架曲線可看出P2較P1的下降段明顯，其延性更好.

圖15 骨架曲線Fig.15 Skeleton curves

3.5 承載力分析

兩組模型各承載特征階段所對(duì)應(yīng)的承載力如圖16.其中，將試件出現(xiàn)開裂時(shí)對(duì)應(yīng)的荷載取為開裂荷載，屈服荷載參照等效能量法[19]和屈服應(yīng)變法（即試驗(yàn)?zāi)Ｐ涂v筋屈服點(diǎn)對(duì)應(yīng)骨架曲線的荷載作為屈服荷載），峰值荷載取為結(jié)構(gòu)所承受的水平力峰值，破壞荷載則取試件由屈服點(diǎn)加載至承載力下降至峰值承載力85%左右時(shí)所對(duì)應(yīng)的荷載.

由圖16可知：傳統(tǒng)剪力鍵模型在試驗(yàn)各階段的承載力值要低于減震剪力鍵模型；兩組試件的開裂荷載分別為265 kN和385 kN，屈服荷載分別為300 kN和412 kN，增設(shè)了減震裝置后試件P2較傳統(tǒng)剪力鍵荷載提高了112 kN，由橡膠墊抗剪剛度和剪切面面積計(jì)算其抗剪承載力約10.4 kN，大部分荷載仍由鋼筋混凝土剪力鍵承擔(dān)，這也與實(shí)際工程相吻合，峰值荷載分別為336 kN和426 kN，破壞荷載分別為280 kN和362 kN.較傳統(tǒng)剪力鍵模型，減震剪力鍵模型在各受力階段的承載力均可得到提高，開裂階段、屈服階段、峰值階段及破壞階段分別提高了45.2%、37.33%、26.8%和29.2%，而各階段的提高程度存在差異是由于減震裝置在試件進(jìn)入開裂階段后發(fā)生塑性變形程度逐漸增大，其剛度相對(duì)下降.因此，在沉管隧道減震設(shè)計(jì)中可根據(jù)工程所處情況設(shè)計(jì)具有相應(yīng)能力（變形）的減震裝置.

圖16 各階段模型承載力Fig.16 Bearing capacity at different stages

3.6 剛度退化

等效剛度定義為試件每級(jí)循環(huán)中正負(fù)荷載峰值和正負(fù)位移峰值的比值，將兩組試驗(yàn)中每一級(jí)加載位移下的等效剛度繪制成剛度退化曲線，如圖17所示.由圖可知：1）整體來(lái)看，兩組試件剛度下降趨勢(shì)大體相同，在推力和拉力作用下剛度衰減曲線基本呈對(duì)稱分布，在模型屈服前迅速下降，隨后下降速度變緩；2）相較于傳統(tǒng)剪力鍵模型，減震模型的初始剛度提高9.8% （兩組模型的初始剛度分別為183、201 kN/mm），最終剛度差異不大.減震裝置因其較好的塑性變形能力對(duì)剪力鍵起到提高延性的作用，對(duì)剪力鍵的初始剛度并無(wú)太大影響，滿足接頭具有一定變形能力的要求.

圖17 試件剛度衰減曲線Fig.17 Stiffness attenuation curves

3.7 耗能分析

兩組試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷膯稳哪芗袄鄯e耗能如圖18所示.由圖可知：1）兩組試件單圈耗能結(jié)果均呈現(xiàn)出隨加載位移量級(jí)的增大逐漸增長(zhǎng)的趨勢(shì)，在相同加載位移的情況下試件P2的耗能能力明顯高于試件P1，試件P2單圈滯回耗能比試件P1最大可提高55.1%，累積滯回耗能提高了31.9%；2）從耗能角度來(lái)看，要想充分發(fā)揮減震接頭的耗能能力，需弱化減震裝置的平面剛度，讓其充分發(fā)揮塑性變形能力，至于其剛度設(shè)計(jì)值還需結(jié)合工程抗震設(shè)防性態(tài)水準(zhǔn)來(lái)定義.

圖18 耗能曲線Fig.18 Energy dissipation curves

4 結(jié) 論

通過(guò)開展有無(wú)減震措施兩組沉管隧道剪力鍵擬靜力模型試驗(yàn)，對(duì)剪力鍵抗震性能開展了系統(tǒng)的研究，主要結(jié)論如下：

1）傳統(tǒng)沉管隧道接頭剪力鍵在水平循環(huán)荷載下，剪力鍵及銜接處是應(yīng)力集中部位，在大荷載時(shí)率先出現(xiàn)破壞，從而引起接頭失效，在工程設(shè)計(jì)中可考慮在剪力鍵兩端通過(guò)局部加強(qiáng)筋提高其抗震水平；

2）可通過(guò)減震裝置提高接頭剪力鍵的延性：加載初期階段減震裝置參與工作，隨著加載量級(jí)的增大，減震裝置率先出現(xiàn)局部屈曲，隨后模型凹槽端部開始出現(xiàn)裂縫，接頭剪力鍵最后產(chǎn)生塑性變形；

3）新型減震措施在沉管隧道接頭減震中發(fā)揮作用明顯，較傳統(tǒng)接頭，峰值承載力可提高26.8%，單圈耗能能力最大可提高至55.1%，接頭累積滯回能力可提高31.9%，驗(yàn)證了減震設(shè)計(jì)對(duì)提高沉管隧道接頭抗震性能的可行性；

4）本試驗(yàn)減震裝置在加載位移5 mm范圍內(nèi)處于彈性，7 mm左右進(jìn)入局部彈塑性，滿足規(guī)范要求，較好地延遲了剪力鍵及管壁混凝土的開裂時(shí)間，基本實(shí)現(xiàn)工程抗震規(guī)范要求；

5）利用擬靜力試驗(yàn)對(duì)本文提出的減震裝置進(jìn)行了初步探索，限于加載尺寸，僅考慮單個(gè)剪力鍵模型進(jìn)行加載試驗(yàn)，后期考慮通過(guò)足尺剪力鍵群試驗(yàn)來(lái)進(jìn)一步研究接頭處不同減震設(shè)計(jì)的實(shí)現(xiàn)及組合效果.

致謝：東華理工大學(xué)博士科研啟動(dòng)基金項(xiàng)目（DHBK2018049）、中國(guó)地震局工程力學(xué)研究所基本科研業(yè)務(wù)費(fèi)專項(xiàng)（2020D24）的資助；廣州大學(xué)崔杰教授和中國(guó)地震局工程力學(xué)研究所景立平研究員課題組及實(shí)驗(yàn)室所有成員對(duì)本論文的支持.