帶耗能系梁的搖擺自復位雙肢薄壁高墩抗震性能研究

佘振揚，黎雅樂，李雪紅，徐秀麗，劉徑愷

(1.南京工業大學 土木工程學院，江蘇 南京 211816；2.江蘇開放大學 建筑工程學院，江蘇 南京 210036)

連續剛構橋由于跨越能力大、地形適應性強及造價適中等優勢成為西部山區跨越峽谷地形的主要橋型.由于地形的限制，連續剛構橋的橋墩越來越高.若是墩柱高度小于40 m，采用支座隔震[1]設計效果較好；若是墩柱高度大于40 m，采用支 座隔震設計延長結構整體周期反而對減震不利.基于延性設計的思想，在大多情況下，連續剛構 橋的墩柱截面優化設計是依靠墩柱自身的彎曲變形耗能，但是震后的墩柱損傷修復工作是一大難題[2].

為了解決以上難題，有學者提出搖擺橋墩的抗震設計思想[3]，工作原理是墩柱與下部基礎在承臺處分離設計，當地震力大到一定程度時，墩底晃動，邊界條件改變，從而瞬間釋放墩底彎矩.隔絕地震力的傳遞可以有效地降低墩底剪力與彎矩，避免墩柱發生破壞.橋墩充分利用主梁和橋墩自重來平衡風荷載、車輛活載的制動力及中小地震作用引起的水平荷載以滿足正常使用.在強震時利用橋墩的提離進行搖擺隔震，震后靠豎向恒載和預應力鋼筋實現自復位.與常規現澆橋墩相比，搖擺自復位橋墩在地震后的殘余位移更小，具有良好的震后復位能力.前期的研究對象未設置耗能組件[4-6]，耗能能力較差.針對該問題，Palermo等[7-9]提出在墩底內置耗能低碳鋼筋以增強耗能能力，并進行擬靜力試驗，試驗表明耗能鋼筋雖然能夠增強橋墩的耗能能力，但是存在殘余位移較大、耗能鋼筋屈曲或斷裂后不易更換等問題.孫治國等[10]針對雙柱墩提出角鋼和耗能鋼筋結合的搖擺隔震設計方案，并開展擬靜力試驗和動力時程分析，論證耗能鋼筋設置的必要性.為了實現“可更換構件的可恢復功能橋梁防震結構”的抗震理念[11]，國內外學者開始研發耗能組件可更換的搖擺-自復位橋墩體系.Han等[12]研究耗能鋼棒、屈曲約束鋼板2種外置耗能構件對自復位（rocking self-centering， RSC）雙柱墩滯回性能的影響，結果表明外置的耗能鋼棒以及屈曲約束鋼板提高了RSC雙柱墩的抗震性能，并且便于震后檢查和更換，但是耗能能力與現澆橋墩仍有差距.Saiidi團隊[13-14]將記憶合金（shape memory alloys，SMA）用來提高墩柱耗能能力，并將內置SMA棒和搖擺接縫處沒橡膠支座兩者相結合以實現預制墩柱塑性鉸區可更換的目的.振動臺試驗證明這種新型預制橋墩在抗震性能和震后快速修復方面的優勢，但是橡膠支座的存在會增加墩頂的位移[15].魏博等[16]以中國已建的首座RSC橋梁黃徐路跨線橋為背景，通過3組不同抗側強度耗能器的RSC橋墩水平擬靜力往復試驗研究[17]發現，外置耗能器耗能作用明顯.耗能器的抗側強度貢獻率越高，墩柱的滯回曲線越飽滿，墩柱的耗能能力和抗側承載力也明顯提高.耗能器更換前后的擬靜力試驗[18]結果表明，在耗能組件更換前后，墩柱承載能力和耗能能力基本一致.石巖等[19]選取鉛擠壓阻尼器(lead-extrusion dampers， LEDs)作為可更換的耗能裝置，并且通過擬靜力試驗和數值分析.分析表明，RSC-LEDs雙柱墩能夠達到預期的能力曲線，減小橋墩損傷以及控制地震位移目標.當前國內外學者都對可更換構件的恢復功能結構進行研究，以上研究對象以中低墩為主，針對高墩結構的研究比較少，并且搖擺墩柱大多數為整體或節段預制混凝土獨柱墩[4-9,11, 13-15, 20]，部分為雙柱墩[10,12,16-19]，少見雙肢薄壁墩方面的搖擺隔震研究.

本研究設計了一種可更換耗能系梁的搖擺自復位雙肢薄壁高墩，采用擬靜力試驗研究帶耗能系梁的搖擺自復位雙肢薄壁高墩的強度、耗能、位移延性和殘余位移等抗震性能.與配筋相同的常規雙肢薄壁墩結果進行對比，驗證了帶耗能系梁的搖擺自復位雙肢薄壁高墩抗震性能的優越性，并為后續結構優化設計和分析提供參考.

1 試驗方案

1.1 試件設計

以太極溪特大橋主橋13#墩為原型，設計2個1/16縮尺比的雙肢高墩模型，即帶耗能系梁阻尼器的搖擺自復位雙肢薄壁高墩（試件1）和常規雙肢薄壁高墩（試件0）.模型的尺寸及構造細節如圖1所示，橋墩模型的加載高度為3.25 m，控制試件軸壓比為0.2.試件選用C50混凝土，橋墩縱筋采用直徑為16 mm的HRB400鋼筋，箍筋采用直徑為10 mm的HRB400鋼筋，橋墩保護層厚度為30 mm.縱筋的配筋率和箍筋體積配箍率分別為1.910%和0.897%，滿足我國《公路橋梁抗震設計規范》[21]的要求.試件0墩柱為整體現澆，試件1墩柱中心預留50 mm PVC管用于無黏結預應力鋼絞線張拉，管道中鋼絞線為3束1×7(1×7是指7根鋼絲絞合為一股鋼絞線)-ФS15.2 mm預應力鋼絞線.預應力鋼絞線采用雙端局部式張拉，長度為1200 mm.預應力張拉采用分段施工的方式，先澆筑混凝土，后張拉預應力，預埋在墩柱混凝土內的錨具采用自鎖式錨具.為了防止墩底墩頂接縫處在往復加載搖擺中混凝土過早破壞以及避免接縫處縱筋剪切破壞，接縫處設置2片厚度為10 mm的波折鋼板斷開形成嵌合式接頭，接縫處的縱筋為從蓋梁至承臺的通長鋼筋.試件的細節構造見圖1（c）.北側墩柱記為D1柱，南側墩柱記為D2柱

圖1 試件0和1的立面和截面Fig.1 Cross section and elevations view of specimens 0 and 1

1.2 阻尼器設計

耗能系梁阻尼器由波紋板、側板、上下邊板、加勁板等部件構成.所有鋼板的材質均為Q235B鋼材，波紋板長為362 mm，寬為180 mm，厚度為4 mm，波紋板的波角均為45°.波紋板與墩柱中預埋件通過長度為80 mm的12.9級M20高強度螺栓連接以實現可更換的功能.阻尼器示意圖如圖2所示.

1.3 模型加載和測試方案

本次擬靜力試驗在南京工業大學江蘇省土木工程與防災減災重點實驗室進行，擬靜力試驗加載及裝置如圖3所示.墩柱承臺通過4根預應力錨桿錨固在剛性地面上，蓋梁與MTS (mechanical testing simulation)作動器連接用以施加水平荷載，豎向軸壓由豎向千斤頂施加.在試驗前難以確定試件的屈服強度和屈服位移，因此本次低周反復加載試驗的加載機制采用變幅、等幅混合位移控制，每級加載等幅循環3次再變幅加載.當位移小于40 mm時，變幅級差為5 mm；當位移超過40 mm后，變幅級差為10 mm，加載至墩柱縱筋斷裂或試件承載力下降至峰值承載力的80%時認為試件已破壞，此時終止試驗.

試驗的測點布置圖及受壓區高度計算示意圖如圖4所示.墩頂側向力由MTS作動器內置力傳感器測試，墩頂水平位移由與墩頂蓋梁連接的拉線式位移計測試.鋼絞線預應力大小通過預應力錨具下方的預應力傳感器測試.接縫處張口大小通過安裝在柱角的2個拉桿式位移計測試.試件墩底的附近截面的平均曲率與受壓區高度變化采用拉桿位移計數據進行間接計算得到.

圖4 測點布置及受壓區高度測量示意圖Fig.4 Measuring points and measurement of compression depthschematic diagram

為了方便進行計算，這里將接縫處的凹面簡化為平面，根據接縫處截面三角形的幾何相似關系可以得到式(1)和(2)：

實際上接縫處并非為平面，因此根據接縫開口測量數據以及式(1)和(2)計算出受壓區高度非實際受壓區高度c′， 這里將計算出的受壓區高度定義為名義受壓區高度c.曲率測試段的墩柱(圖4中虛線至墩底)的平均曲率計算公式為式(3).

式中：Z1與Z2分別為接縫處拉桿式位移計所測得的接縫張開量，L1與L2分別為墩柱兩側拉桿式位移計至受壓區高度邊緣的距離，c為接縫處名義受壓區高度，K為曲率，h1為位移計拉桿長度.位移計數據由TST3826E靜態應變采集分析系統采集，預應力數據由DH5908N無線動態應變測試分 析系統采集.

2 試驗結果分析

2.1 加載過程及現象

2.1.1 試件0 試件0破壞過程為混凝土系梁出現裂縫→墩柱出現裂縫→系梁鋼筋屈服→墩柱縱筋屈服→系梁失效→柱底混凝土壓潰→墩柱混凝土剝落.具體過程如下：當加載位移為5 ～15 mm時，系梁與雙肢連接處出現豎向與橫向裂縫并拓展，在墩底30 cm處出現若干條水平裂縫.之后隨加載位移的繼續增大，原有裂縫繼續拓展，系梁與雙肢連接處混凝土壓潰，系梁出現斜裂縫，墩柱開始出現大量水平裂縫.當加載位移至70 mm時，系梁與雙肢連接處混凝土大量剝落，系梁縱筋斷裂，墩底部分混凝土被壓潰突出.當加載位移至80 mm時系梁嚴重破壞退出工作.而后隨加載位移的增大，墩底破壞逐漸加劇，加載位移至110 mm時，墩底15 mm以下混凝土被壓碎剝落.如圖5所示，此時試件0承載力已降至最大荷載的80%，試驗加載中止.

圖5 在加載位移110mm時試件0的破壞形態Fig.5 Failure modes of specimen 0 under loading displacement of 110 mm

2.1.2 試件1 試件1從位移為0至110 mm的加載過程中， 主要出現阻尼器屈服、墩底和基礎之間的接縫張開和閉合等現象，并且由于墩底和墩頂間接縫設有鋼板，接觸面僅有少許混凝土被壓碎.具體過程如下：當加載位移為5～15 mm時， 墩身在阻尼器預埋件處產生橫向裂縫并向側面貫通.當加載位移為20 mm時，墩底接縫開始張開，D1柱外側出現水平裂縫.而后隨加載位移的增大，墩身開始出現大量水平裂縫并出現斜裂縫.當加載位移至80 mm時，柱角部分保護層混凝土剝落.當加載位移至90 mm時，阻尼器側板與頂底板焊縫出現裂縫，波紋板與側板焊接處也出現裂縫.當加載位移至100 mm時，接縫張口加大，阻尼器波紋板產生肉眼可見的塑性變形.當加載位移至110 m時，柱角被輕微壓碎，柱頂有少許保護層混凝土剝落，墩柱基本為輕微損傷如圖6所示.

圖6 在加載位移110mm時試件1的破壞形態Fig.6 Failure modes of specimen 1 under loading displacement of 110 mm

2.1.3 破壞現象對比 試件0及試件1破壞現象的共同點是系梁先屈服，之后墩身產生裂縫、縱筋屈服、墩柱塑性鉸區混凝土被壓潰剝落.破壞現象的差異是當加載位移為30 mm時，試件0墩柱縱筋首次進入屈服，而試件1在加載位移為30～35 mm時耗能系梁阻尼器的波紋板開始屈服，極大延緩墩柱縱筋的屈服時間，試件1墩柱頂部、底部的縱筋屈服時的加載位移分別為50和60 mm.當加載位移至110 mm時，試件0破壞嚴重，承載力已降至最大承載力的80%，而試件1只有輕微損傷，承載力基本沒有降低.

2.2 滯回曲線及骨架曲線

根據擬靜力往復加載過程中的水平位移 Δ和水平荷載F繪制滯回曲線，如圖7所示.在加載初期混凝土尚未開裂，此時滯回曲線呈線性，加載與卸載曲線幾乎重合.隨著位移幅值的增加，試件0的混凝土系梁首先屈服進入耗能階段，滯回曲線包絡的面積逐漸增大，隨系梁的逐漸破壞，結構的剛度也開始出現退化，當系梁逐漸失效、墩柱縱筋屈服進入塑性，試件0的承載力增長緩慢，并逐漸逼近于峰值.此時結構的剛度顯著退化，滯回曲線包絡的面積繼續增大.試件0滯回曲線顯示典型的“弓形”，耗能能力較好，但墩柱損傷破壞嚴重，震后不具可恢復性.

圖7 試件0和1的滯回曲線Fig.7 Hysteretic curves of specimen 0 and 1

對于試件1隨著加載幅值的增大，耗能系梁阻尼器和縱向鋼筋先后屈服，其滯回曲線面積逐漸變大，最終滯回呈偏向“弓形”的“旗幟”狀態，這是由于墩柱接縫處設置的通長鋼筋，在一定程度上阻礙了試件1的搖擺能力，使得試件1不是一個完全自由的搖擺橋墩，且耗能系梁阻尼器與預應力鋼筋所提供的承載能力貢獻比越大，殘余變形就越大，滯回曲線的形狀就越偏向于“弓形”.

連接圖7的滯回曲線上，每級加載的峰值點形成骨架曲線，如圖8所示.在加載初期，骨架曲線呈線性，隨著位移幅值的增加，兩試件承載力逐漸增長.當加載幅值達到70 mm時，試件0承載力達到峰值，此后骨架曲線出現下降段，下降較為緩慢.而試件1承載力繼續增長，達到極限荷載后，承載力下降較小，最終試件1的抗側承載力遠高于試件0，如試件1正負極限承載力為247.85和-241.64 kN，比試件0的正負極限承載力高51.4%和47.9%.

圖8 試件0和1的骨架曲線Fig.8 Skeleton curves of specimen 0 and 1

在強度退化方面，試件1比試件0更不顯著.試件0和試件1在極限位移時，所對應的水平荷載分別為極限荷載的80.81%和90.67%.在結構剛度方面，試件0和試件1的初始切線剛度分別為10.27和10.38 kN/mm；當加載幅值增長至110 mm時，2試件的切線剛度降低為1.18和2.19 kN/mm.由于耗能系梁阻尼器提高了橋墩的抗側剛度，因此試件1早期抗側剛度較大，但是后期阻尼器耗能作用體現于減小橋墩的損傷，同時延緩橋墩的剛度退化.由上述對比可知，試件1相較試件0具有更高的抗側剛度和抗側承載能力，且同等幅值下試件1的結構損傷更小.

2.3 試件耗能能力

根據骨架曲線計算試件的延性及屈服點，試件的屈服點采用等能量法[22]計算.根據Park法[23]以延性系數表示結構的延性.延性系數μ為極限位移與屈服位移之比，表達式為

式中：Δd為試件承載力下降至80%峰值承載力或墩柱縱筋斷裂時所對應的極限位移，Δy為由等能量法求出的屈服位移.

經過計算，試件0和試件1的平均最大延性系數分別為3.023和3.395，后者的延性系數比前者增大約12.31%，說明帶耗能系梁阻尼器的搖擺體系能夠提高雙肢薄壁高墩的位移延性能力.

2.3.1 等效黏滯阻尼系數 用等效黏滯阻尼系數ζeq[24]來比較試件0以及試件1的耗能能力.等效黏滯阻尼系數與位移延性系數的變化曲線ζeqμ如圖9所示.試件0及試件1曲線變化趨勢基本相同，前期試件0混凝土系梁較早屈服耗能，因此其等效黏滯阻尼系數略高于試件1，后期混凝土系梁破壞退出工作，而試件1耗能系梁阻尼器開始屈服，因此試件1等效黏滯阻尼系數逐漸增大超過試件0，最終試件1的峰值等效黏滯阻尼系數為試件0的1.42倍.

圖9 試件0和1的等效黏滯阻尼系數-位移延性變化曲線Fig.9 Equivalent viscons damping coefficient-displacement ductility change cure for specimens 0 and 1

2.3.2 規格化累計耗能 為了直觀評價試件在往復循環荷載下累計耗能的能力，采用規格化累計滯回耗能系數EN[25]來表示試件累計耗能的變化情況.試件規格化累計滯回耗能系數EN隨位移延性系數μ的變化關系如圖10所示.2個試件的變化趨勢大致相同，均在前期均穩定上升，后期試件1耗能系梁阻尼器屈服后，累計耗能大幅度增加.試件0混凝土系梁退出工作后，墩柱很快達到承載能力極限狀態，墩底形成塑性鉸.墩底破壞后，承載能力顯著下降，累計耗能趨于穩定.最終試件1規格化累計耗能為試件0的2.5倍.

圖10 試件0和1的規格化累計滯回耗能系數-位移延性變化曲線Fig.10 Normalized cumulative hysteresis energy dissipation coefficient-displacement ductulity change curve for specimens 0 and 1

2.4 試件殘余位移

試件的殘余位移為墩頂水平荷載為0時的水平位移，是衡量墩柱可恢復能力及自復位能力的重要指標[26].圖11為試件殘余位移 ΔR隨水平位移Δ的變化關系曲線.由圖11可以看出， 2個試件的殘余位移都隨加載幅值的增加而增加.在位移幅值110 mm時，試件0殘余位移為40.44 mm，殘余位移偏移率β超過1%；而試件1殘余位移為30.59 mm，殘余位移偏移率為0.941%.結構失效、作動器卸載后再次測量殘余位移，試件0的D1、D2柱分別為16、22 mm，試件1的D1、D2柱為12、14 mm.

圖11 試件0和1的殘余位移-水平位移變化曲線Fig.11 Residual displacement-horizontal displacement curve of specimen 0 and 1

對上述2種情況得到的殘余位移進行對比，可以發現搖擺體系由于設置預應力鋼筋，相較于常規現澆雙肢薄壁高墩，具有更好的自復位能力和震后可恢復性能.試件1的殘余位移偏移率仍高于自復位結構一般要求的0.5%.因為縱筋為穿過接縫貫入蓋梁或承臺的通長鋼筋，在接縫處也沒有為縱筋設置無黏結段，所以試件1結構并不是一個理想的搖擺體系.接頭構造在一定程度上限制了墩柱的搖擺能力.在試驗加載后期，接縫附近的縱筋屈服，提高了試件1的墩頂殘余位移.此外， 在耗能過程中，耗能系梁阻尼器產生塑性變形，橋墩若要復位必須消除耗能系梁塑性變形的影響.由于以上3個方面原因，試件1的殘余位移偏移率比常規自復位結構大.

2.5 彎矩曲率關系

試件底部曲率測試段的彎矩計算式為

式中:F為試件頂端施加的水平荷載，H為試件加載高度，N為試件的軸向壓力， δ為作動器加載點位置處的水平位移.

根據式(3)、(5)計算得到的彎矩曲率曲線Mk如圖12所示.在試驗加載前期，試件0和試件1這2種體系的鋼筋都未屈服，墩柱底部截面的彎矩都隨曲率的增大而增大.當試件0的墩底截面曲率增大到一定程度后鋼筋屈服，墩柱底部混凝土大面積剝落，墩柱底部截面彎矩達到峰值后逐漸下降.試件1墩底鋼筋相較試件0進入屈服階段更晚，并且具有更高的極限彎矩值.這是由于試件1耗能系梁阻尼器的存在延緩縱筋的屈服，減輕了墩柱底部的損傷.當曲率增大至試件0不適于繼續承載時，試件1剛達到承載力峰值，因此墩柱只存在輕微損傷現象.

圖12 試件0和1的彎矩-曲率關系示意圖Fig.12 Schematic diagram of bending moment-curvature relationship of specimen 0 and 1

2.6 接縫開口及受壓區高度分析

大量試驗證明在加載位移幅值達到一定值后，鋼絞線預應力值關于位移的變化曲線的切線剛 度 趨 于 定 值[7,12, 17-18,27]，受 壓 區 高 度 隨 位 移 增 大到一定值后也趨向一個定值，預應力增量與受壓區高度間存在一定關系.試件的預應力增量分析模型如圖13所示.橋墩在搖擺過程中，由于轉動產生的預應力鋼絞線拉伸量為

圖13 試件預應力增量分析模型示意圖Fig.13 Schematic of analytical model of specimen prestress increment

式中: θ為墩柱搖擺后接縫張開角度(搖擺后橋墩轉動角度)，h為墩高，D為墩柱沿加載方向的尺寸，c為前述接縫處名義受壓區高度.

墩頂的水平位移與鋼絞線預應力增量之間的關系為

式中：ΔFpt為鋼絞線預應力增量，Fpti為試件加載過程中鋼絞線預應力，Fpt為鋼絞線初始張拉力，Ept為預應力鋼絞線彈性模量，A為預應力鋼絞線的截面面積，l為預應力鋼絞線長度.

由于實際試驗中橋墩不是剛體，墩柱軸向壓縮變形會引起預應力鋼絞線長度的變化.因此引入墩柱軸向變形對鋼絞線拉伸長度的影響系數λ[28].

式中：ρ為預應力鋼絞線的配筋率，Ee為墩柱軸向的彈性模量.

墩柱軸向剛度越大， λ就越小，預應力引起的變形就越小.預應力增量計算值就越接近墩柱為剛體時的計算值，如果墩柱剛度足夠大可以不考慮λ的影響.考慮墩柱軸向變形用式(8)乘以λ得到修正后的鋼絞線預應力內力增量與墩頂水平位移的關系式為

為了驗證理論計算的正確性，以魏博等[17-18]所做的試驗數據進行驗證，結果如圖14所示，由圖可知式(10)計算出的預應力增量與實際預應力增量吻合較好，表明所提出的計算公式可以較好地預測接縫處為平面時鋼絞線預應力增量.

圖14 文獻中預應力增量比較曲線Fig.14 Curves of prestress increment in literature

本次試驗中名義受壓區高度c隨水平位移的變化情況如圖15所示，受壓區高度在往復加載過程中隨水平位移Δ不斷變化，在加載初期受壓區高度變化較大，隨著水平位移的增加，受壓區高度逐漸趨向一個定值，這與其他學者所做的試驗結果一致[17-18].

圖15 墩底受壓區高度隨墩頂水平位移的變化曲線Fig.15 Curves of height of compression zone with lateral displacement at column top

通過式(10)以及實測接縫張口位移求出的名義受壓區高度計算出的預應力增量與實際預應力增量比較.如圖16可見，理論計算值與實際試驗值較為接近，有一定差距的原因是理論值計算時為簡化模型，而實際上接縫處的截面并不是平面，隨著水平位移的增加，名義受壓區高度c和實際受壓區高度c′的差異不斷增大.

圖16 公式修正后預應力增量比較曲線Fig.16 Comparison curve of prestressed increment after formula correction

為了進一步地優化預應力增量計算公式，考慮墩柱搖擺截面為凹面的特殊情況，引入截面影響參數α:

由于引入截面影響參數α，式(10)改寫為

通過式(12)計算得到預應力增量計算值并與式(10)對比，結果見圖16.由圖16可見，式(12)計算出的預應力增量與實際預應力增量吻合較好，表明引入截面影響參數后能夠較好地預測搖擺截面為凹面時鋼絞線預應力增量變化情況.

3 有限元數值分析

3.1 有限元模型

為了進一步驗證試驗結果的合理性，基于OpenSees平臺[29]，進行試件0和試件1的橋墩纖維模型的有限元分析，并在此基礎上對混凝土無系梁模型（模型1）、混凝土系梁阻尼器模型（模型2）、搖擺墩無系梁模型（模型3）、搖擺墩混凝土系梁模型（模型4）的數值模型建立與分析.

模型墩身、蓋梁和混凝土系梁采用纖維梁柱單元，系梁阻尼器采用殼單元，無黏結預應力鋼筋采用Truss單元，混凝土本構選用Concrete01，鋼筋選用與無黏結預應力鋼筋材料選用steel02本構模型，通過施加初始應力的方法施加預應力.阻尼器選用J2Plasticity本構通過給材料施加初始應力的方法模擬預應力.搖擺界面的處理采用孫治國等[30]提出的分布彈簧模型，使用只受壓不受拉的單壓材料ENT（elastic-no tension），彈簧的剛度選用司炳君等[31]建議的公式.

3.2 數值分析結果

試件0和試件1試驗與數值分析對比結果如圖17所示.由圖可知2試件的試驗與有限元結果較為一致，表明所建立的數值分析模型是可行的，能夠較好地反映出試件的滯回特性.在此基礎上，試件0與模型1、模型2，試件1與模型3、模型4對比結果如圖18所示.

圖17 試驗-數值滯回曲線與骨架曲線的對比Fig.17 Comparison of experimental-numerical hysteresis curves with skeleton curves

由圖18可知，相對于不設置系梁，設置系梁能提高2種結構體系的承載力以及耗能能力，但同時會加大殘余位移，不同的是設置耗能系梁阻尼器的模型提高更顯著.相同系梁的不同結構體系相對比，搖擺結構由于接縫搖擺隔振并設置預應力筋，承載力更高，殘余位移更小.通過試驗以及數值模擬的結果綜合比較，抗震性能更優越.

圖18 不同參數下滯回曲線與骨架曲線的對比Fig.18 Comparison of hysteresis curve and skeleton curve under different parameters

4 結語

通過對常規雙肢薄壁高墩以及帶耗能系梁阻尼器的搖擺自復位雙肢薄壁高墩的抗震性能試驗研究，得出以下結論.

1)帶耗能系梁阻尼器的搖擺自復位雙肢薄壁高墩的破壞模式類似常規雙肢薄壁高墩，均是屬于彎曲破壞，即在墩底、墩頂形成塑性鉸.區別是試件1的墩柱損傷破壞時間延后，并且在通常情況下僅需更換耗能系梁中段波折腹板節段即可實現震后可恢復性，而試件0的混凝土系梁最先損傷且不易更換維修.

2)帶耗能系梁阻尼器的搖擺自復位雙肢薄壁高墩與常規高墩體系相比，具有更高的承載能力，其等效黏滯阻尼系數、延性系數分別為常規高墩體系的1.42倍和1.12倍.

3)預應力鋼筋的設置可幫助帶耗能系梁阻尼器的搖擺自復位雙肢薄壁高墩減小殘余位移，以及提供更好的自復位能力和震后的可恢復性能.

4)波折鋼板型耗能系梁阻尼器的設置提高了雙肢高墩的延性能力，若是進一步優化耗能系梁阻尼器的抗側剛度，使阻尼器整體屈服后墩柱縱筋再屈服、阻尼器失效時墩柱處于彈性階段或剛進入塑性階段，則可以更好發揮對墩柱的保護作用、增強墩柱體系整體的耗能能力.

5)提出適合凹形搖擺截面的自復位組件預應力增量的計算公式和名義受壓區高度的概念.當名義受壓區高度大于0.5D時，名義受壓區高度和實際受壓區高度相近.隨著墩頂水平位移的增加，受壓區高度逐漸趨向一個定值.

6)進行了2個試件的數值模擬分析，并在此基礎上對2種結構無系梁、混凝土系梁、系梁阻尼器的數值模擬分析，證明了搖擺帶耗能系梁阻尼器的結構抗震性能最優.