邱文亮, 田 甜, 張 哲

(大連理工大學(xué) 建設(shè)工程學(xué)部，遼寧 大連 116024)

梁式橋具有經(jīng)濟(jì)指標(biāo)高、施工周期短和技術(shù)成熟等優(yōu)點(diǎn)，是工程實(shí)踐中應(yīng)用最為廣泛的一種橋型。但由于其結(jié)構(gòu)形式簡(jiǎn)單，傳力途徑和耗能機(jī)制單一，在地震中往往會(huì)發(fā)生嚴(yán)重破壞。橋墩是決定梁式橋抗震性能的關(guān)鍵構(gòu)件，國(guó)內(nèi)外多次地震表明，嚴(yán)重的墩柱破壞是導(dǎo)致上部結(jié)構(gòu)落梁、橋梁整體垮塌等災(zāi)難性后果的主要原因[1]。為改善梁式橋的抗震性能，提高其震后可修復(fù)性，針對(duì)傳統(tǒng)鋼筋混凝土橋墩脆性剪切和彎曲壓潰[2-3]兩種典型破壞形式，Qiu等[4-5]將鋼管預(yù)埋于墩身內(nèi)，形成一種以鋼管混凝土為核心加強(qiáng)柱的新型鋼-混凝土組合橋墩。

組合橋墩的提法源自于建筑結(jié)構(gòu)領(lǐng)域的鋼管高強(qiáng)混凝土組合柱[6]，后者在鋼管混凝土和型鋼混凝土的基礎(chǔ)上發(fā)展而來，目的是通過核心鋼管的約束和增強(qiáng)作用來減小高強(qiáng)混凝土的脆性和柱子的軸壓比，從而改善高層結(jié)構(gòu)的整體延性[7]。組合柱一方面避免了鋼管混凝土用鋼量大、節(jié)點(diǎn)連接復(fù)雜、局部屈曲以及防火、防腐等問題；另一方面，鋼管與核心混凝土形成鋼管混凝土芯柱，較型鋼混凝土中的鋼骨，具有更好的軸壓和抗剪能力。針對(duì)高層框架柱的特點(diǎn)，我國(guó)學(xué)者對(duì)組合柱的進(jìn)行了一系列研究[8-13]，證明其在靜、動(dòng)力性能方面具有諸多優(yōu)點(diǎn)。與此同時(shí)，組合柱在我國(guó)結(jié)構(gòu)工程領(lǐng)域得到越來越廣泛地應(yīng)用。

將組合柱用作橋梁墩柱，在地震作用下其表現(xiàn)如何，這是值得研究的課題，主要由于：①高層框架柱通常采用高強(qiáng)砼澆筑且具有較高的軸壓比，而橋梁墩柱多采用普通強(qiáng)度砼澆筑且軸壓比一般不超過0.2。因此，已有的研究成果如破壞形態(tài)、承載力計(jì)算以及合理配箍率和含鋼率等是否適用于組合橋墩，還有待商榷；②橋梁結(jié)構(gòu)因“頭重腳輕”的質(zhì)量分布，其耗能主要依賴墩底塑性鉸的滯回變形來完成，這有別于遵循“強(qiáng)柱弱梁”思想設(shè)計(jì)的框架結(jié)構(gòu)“先梁鉸、后柱鉸”的耗能機(jī)理。因此，橋梁墩柱比建筑框架柱更具有地震易損性的特點(diǎn)，這也對(duì)組合柱作為橋墩構(gòu)件提出了更高的性能目標(biāo)和損傷容限要求。

目前，組合橋墩的相關(guān)研究比較少見，Qiu等通過少量試件和基于OpenSees平臺(tái)的三跨連續(xù)梁橋地震響應(yīng)數(shù)值模擬，對(duì)組合橋墩的抗震性能進(jìn)行了初步探討，發(fā)現(xiàn)其能改善結(jié)構(gòu)的變形和耗能能力，并減小大震作用下墩頂?shù)奈灰祈憫?yīng)。在此基礎(chǔ)上，為全面了解組合橋墩的抗震性能，推動(dòng)其工程應(yīng)用，本文進(jìn)一步通過8個(gè)橋墩試件的擬靜力試驗(yàn)：①比較了組合橋墩和普通鋼筋混凝土橋墩在低周反復(fù)荷載作用下的破壞形態(tài)和力學(xué)性能差異；②分析了軸壓比和配箍率兩個(gè)重要設(shè)計(jì)參數(shù)對(duì)組合橋墩抗震性能的影響；③針對(duì)目前鮮有文獻(xiàn)涉及縱筋率和核心鋼管埋置長(zhǎng)度對(duì)組合墩柱抗震性能影響的研究現(xiàn)狀，本文的研究變量還包含了縱筋率和鋼管埋置長(zhǎng)度。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

共設(shè)計(jì)8個(gè)方形截面橋墩試件，包括7個(gè)鋼管混凝土組合橋墩試件和1個(gè)鋼筋混凝土橋墩試件。組合橋墩試件CS01作為對(duì)比的基準(zhǔn)件，其尺寸和配筋如圖1所示，墩身有效高度(即水平力作用點(diǎn)距墩底交界面的距離)為900 mm，截面尺寸為300 mm×300 mm，相應(yīng)的剪跨比λ=3.0。墩身四周對(duì)稱布置8Φ14的HRB400級(jí)熱軋帶肋鋼筋，縱筋率為1.37%；箍筋采用直徑為Φ8的HPB300級(jí)光圓鋼筋，箍筋間距為80 mm，體積配箍率為0.73%；核心鋼管采用規(guī)格為Φ108×5 mm的Q345級(jí)無(wú)縫鋼管，截面含鋼率為1.80%。鋼管在墩身內(nèi)埋置長(zhǎng)度為900 mm，在底座內(nèi)錨固長(zhǎng)度為450 mm。

表1中CS02～CS08為試驗(yàn)對(duì)比件，各對(duì)比件的結(jié)構(gòu)或材料參數(shù)根據(jù)研究變量以CS01為基礎(chǔ)作相應(yīng)變動(dòng)，具體為：CS02墩身內(nèi)未設(shè)置核心鋼管，為普通鋼筋混凝土橋墩試件；CS03結(jié)構(gòu)和材料參數(shù)與CS01保持一致，變量為墩頂?shù)呢Q向力；CS04和CS05箍筋間距分別為50 mm和100 mm，體積配箍率分別為1.16%和0.58%；CS06縱筋直徑為12 mm，縱筋率為1.0%；CS07和CS08墩身內(nèi)核心鋼管埋置長(zhǎng)度分別為600 mm和300 mm，相當(dāng)于2/3和1/3倍墩身有效高度。需要說明的是，特意將CS05的箍筋間距設(shè)計(jì)為大于縱筋直徑的6倍，以研究不滿足我國(guó)現(xiàn)行橋梁抗震設(shè)計(jì)規(guī)范[14]中關(guān)于箍筋構(gòu)造要求的組合橋墩抗震性能。除此以外，各試件的配筋和構(gòu)造細(xì)節(jié)均滿足文獻(xiàn)[14]中的相關(guān)規(guī)定。

表1 試件結(jié)構(gòu)參數(shù)匯總

表1中:n為試驗(yàn)軸壓比，n=N/N0。其中，N為墩頂豎向力，N0=fcAc為墩身名義抗壓強(qiáng)度，fc為混凝土軸心抗壓強(qiáng)度，Ac為墩身截面面積。試驗(yàn)時(shí)，施加于墩頂?shù)呢Q向力分別為362 kN和181 kN，相應(yīng)的軸壓比分別為0.125和0.063，接近或者稍大于工程實(shí)踐中0.05～0.1的橋墩實(shí)際軸壓比。橋墩試件采用C40商品砼連續(xù)澆筑而成，混凝土立方體試塊實(shí)測(cè)抗壓強(qiáng)度為47.0 MPa；Φ14和Φ12縱筋屈服強(qiáng)度分別為420 MPa和432 MPa，極限強(qiáng)度分別為617 MPa和638 MPa；Φ8箍筋屈服強(qiáng)度為395 MPa，極限強(qiáng)度為460 MPa；從鋼管中截取三個(gè)尺寸為500 mm×15 mm的抗拉強(qiáng)度測(cè)定標(biāo)準(zhǔn)件，測(cè)得其屈服和極限強(qiáng)度分別為362 MPa和577 MPa。

1.2 加載裝置與數(shù)據(jù)采集

試驗(yàn)在大連理工大學(xué)橋隧研發(fā)基地結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)大廳進(jìn)行，加載裝置如圖2所示，采用懸臂式加載，試件底部為嵌固端。試驗(yàn)開始時(shí)，由加載能力為3 000 kN的豎向千斤頂施加軸向壓力，并維持恒定；水平往復(fù)作用由電液伺服作動(dòng)器施加，作動(dòng)器的最大行程為±300 mm，加載能力為±1 000 kN，正向加載為推，反向加載為拉。水平加載以位移控制，反復(fù)施加的位移幅值逐級(jí)增加，每級(jí)位移循環(huán)三次，加載速率根據(jù)位移幅值適當(dāng)調(diào)整，當(dāng)試件的水平承載力下降到最大值的80%以下或不適于繼續(xù)加載時(shí)結(jié)束試驗(yàn)。試驗(yàn)中需要測(cè)量和記錄的數(shù)據(jù)主要有力、變形(位移)、應(yīng)變以及裂縫信息。沿墩身100 mm、200 mm、400 mm和700 mm高度處分別設(shè)有橫向、豎向和斜向拉線位移傳感器以測(cè)量墩身的水平、彎曲和剪切變形，在基座側(cè)面布置頂桿位移計(jì)以觀測(cè)試件的剛體滑移，在墩底范圍的縱筋、箍筋及鋼管上分別粘貼電阻應(yīng)變片以監(jiān)測(cè)測(cè)點(diǎn)的應(yīng)變發(fā)展。加載點(diǎn)處的水平力和位移由作動(dòng)器的控制系統(tǒng)自動(dòng)記錄，墩底的應(yīng)變和墩身的變形信號(hào)利用無(wú)線靜態(tài)應(yīng)變測(cè)試儀采集，墩身裂縫的寬度、長(zhǎng)度和傾角采用裂縫探測(cè)儀、鋼尺和量角器測(cè)量。

圖2 試驗(yàn)加載裝置

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

圖3給出了各試件在試驗(yàn)結(jié)束后的破壞形態(tài)，照片中墩身水平標(biāo)記線間距為10 cm，可以看出：鋼筋混凝土橋墩試件CS02在塑性鉸區(qū)呈彎剪破壞；組合橋墩試件除核心鋼管埋置長(zhǎng)度最短的CS08發(fā)生剪切破壞外，其余均表現(xiàn)為彎曲破壞。

發(fā)生彎曲破壞的組合橋墩試件其損傷發(fā)展可概括如下：水平位移Δ=4 mm時(shí)，墩身下半部分首先出現(xiàn)2～3條水平裂縫；繼續(xù)加載，裂縫數(shù)量增多、間距變小，原有水平裂縫寬度變大，并朝墩身側(cè)面斜向延伸直至互相交叉；Δ=8 mm和12 mm時(shí)，縱筋和核心鋼管相繼受拉屈服。此后，裂縫數(shù)量不再明顯增多，開始形成寬度較大的臨界裂縫；Δ=24 mm和36 mm時(shí)，試件正、負(fù)方向的水平承載力分別達(dá)到峰值，墩底混凝土在壓、拉反復(fù)作用下開始起皮、掉渣；隨著循環(huán)次數(shù)增多和位移幅值的繼續(xù)增大，墩底損傷區(qū)域沿著墩身向上發(fā)展，構(gòu)件的水平承載力逐漸降低；Δ=48 mm時(shí)，大面積混凝土保護(hù)層被壓碎并從墩身剝落，墩底鋼筋骨架外露；水平位移接近極限變形時(shí)，縱筋向外鼓出、壓屈并迫使箍筋中段彎折、135°彎鉤崩直，失去箍筋約束的內(nèi)部混凝土大量破碎；最終，縱筋嚴(yán)重屈曲后被拉斷，試件的水平承載力顯著下降而宣告破壞，試驗(yàn)停止。

試件CS02在加載早期裂縫的生成、發(fā)展與彎曲破壞的組合橋墩試件類似，在加載中、后期則以剪切裂縫充分發(fā)育和約束混凝土被壓潰為主要特征。Δ=48 mm時(shí)，CS02塑性鉸兩側(cè)的水平和斜向裂縫相互貫通，墩身在水平作用下相對(duì)于底座發(fā)生滑移錯(cuò)位，且在完全卸載后不能還原。試驗(yàn)結(jié)束后，由于箍筋約束混凝土被嚴(yán)重壓潰，測(cè)得其墩高被壓矮達(dá)18 mm。組合橋墩試件則由于核心鋼管的存在，遏制了拉、壓區(qū)裂縫的貫通，阻礙了滑移錯(cuò)位的發(fā)生，使墩身的整體性得以保證；同時(shí)，核心鋼管提高了墩柱的軸壓和抗剪承載力，避免了試件發(fā)生豎向壓潰和彎剪破壞。

(a) CS0

(b) CS02

(c) CS03

(d) CS04

(e) CS05

試件CS08，由于核心鋼管埋置長(zhǎng)度過短，鋼管混凝土芯柱的側(cè)向剛度大，鋼管端頭與附近混凝土之間的相互擠壓作用強(qiáng)烈，使局部混凝土處于二維拉、壓的不利應(yīng)力狀態(tài)，受力性能劣化嚴(yán)重。Δ=24 mm時(shí)，墩身從核心鋼管頂部開始發(fā)生集中損傷，該區(qū)域水平和斜裂縫寬度明顯增大；Δ=36 mm，該位置附近混凝土開始外鼓、剝落，并朝墩身上、下側(cè)擴(kuò)展，這與其它試件先從墩底區(qū)域開始破壞有所不同；Δ=48 mm時(shí)，墩身在鋼管頂部區(qū)域發(fā)生剛性彎折，鋼筋骨架扭曲，縱筋屈曲失穩(wěn)，箍筋彎鉤崩直并偏離原位，試件承載力大幅降低，停止加載。試驗(yàn)結(jié)束后，距墩底40 cm高度范圍內(nèi)的混凝土保護(hù)層全部剝落，這是由于斜裂縫寬度較大時(shí)，混凝土骨料間的咬合力喪失，縱筋銷栓作用增大，往復(fù)加載時(shí)大面積混凝土保護(hù)層被縱筋牽扯從墩身剝落；同時(shí)，彎曲的縱筋壓迫箍筋向外鼓出，喪失了對(duì)內(nèi)部混凝土的約束，約束混凝土被剪切裂縫分割成數(shù)塊。圖3-h給出了試件破壞后核心鋼管頂部殘留的“榫頭”狀混凝土，剪切痕跡清晰可見。

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 滯回曲線

各試件在反復(fù)荷載作用下的荷載-位移滯回曲線如圖4所示。

鋼筋混凝土試件CS02的滯回環(huán)瘦小，捏縮效應(yīng)明顯，這主要是由于其剪切裂縫發(fā)育較為充分。Δ=60 mm所在的位移循環(huán)，由于箍筋被拉開、脫落，約束混凝土被壓潰，試件的承載力驟降，滯回曲線開始嚴(yán)重發(fā)散，總體表現(xiàn)出較差的滯回性能。組合橋墩基準(zhǔn)件CS01的滯回環(huán)則相對(duì)要飽滿、穩(wěn)定，即使接近于極限位移時(shí)，同一位移幅值下三個(gè)滯回環(huán)的差別仍然很小，墩身的強(qiáng)度衰減和剛度退化緩慢，表現(xiàn)出較好的滯回性能。對(duì)比CS01和CS03可見，軸壓比對(duì)滯回曲線影響明顯，尤其在負(fù)方向，軸壓比大的CS01在峰值荷載過后強(qiáng)度迅速降低，而軸壓比小的CS03在負(fù)方向未見明顯的強(qiáng)度退化。對(duì)比試件CS01、CS04和CS05可見，隨著配箍率的增大，滯回曲線愈加飽滿，發(fā)散現(xiàn)象有所減輕，且峰值荷載后的強(qiáng)度退化也較為緩慢。對(duì)比CS01和CS06可見，縱筋率小的CS06滯回環(huán)相對(duì)狹長(zhǎng)，縱筋率大的CS01滯回曲線較飽滿，可見適當(dāng)提高組合橋墩試件的縱筋率有助于改善其耗能能力。對(duì)比CS01和CS07，在加載前、中期二者滯回曲線差別不明顯。在加載后期，CS07在同一位移幅值下的三個(gè)滯回環(huán)發(fā)散較嚴(yán)重，其穩(wěn)定性要差于CS01。對(duì)于試件CS08，由于核心鋼管過早被截?cái)嗍蛊浒l(fā)生脆性剪切破壞，最終在較小的水平位移下，滯回曲線就表現(xiàn)出發(fā)散和不穩(wěn)定性，其耗能和變形能力最差。

(a) CS-01

(e) CS-05

3.2 強(qiáng)度衰減

往復(fù)荷載作用下，構(gòu)件的損傷體現(xiàn)在兩方面：①在骨架曲線上，表現(xiàn)為隨位移幅值的增大，其割線剛度逐漸退化；②在滯回曲線上，表現(xiàn)為某一位移幅值下，峰值荷載隨循環(huán)次數(shù)的增多而衰減。相同控制位移下，對(duì)比構(gòu)件的割線剛度，其實(shí)質(zhì)是在比較其水平承載力的大小。因此，構(gòu)件的剛度退化規(guī)律可直觀地由骨架曲線反映出來，故在此不多作討論。本節(jié)主要研究低周疲勞損傷導(dǎo)致的強(qiáng)度衰減規(guī)律，用某位移幅值下后兩次循環(huán)的峰值荷載與該位移下首次循環(huán)的峰值荷載之比κ來表示，κ(κ=Pi/P1，i=2、3)值越接近于1，表明強(qiáng)度衰減越少，構(gòu)件損傷越輕。圖5給出了各試件的強(qiáng)度衰減系數(shù)κ隨水平位移Δ的變化曲線，由圖5可見，各試件的強(qiáng)度衰減現(xiàn)象隨水平位移的增大而表現(xiàn)得更為突出，且各位移幅值下第三個(gè)循環(huán)的強(qiáng)度衰減值要小于第二次的衰減值。

(a) CS-01

(e) CS-05

對(duì)比試件CS01和CS02，水平位移Δ≤48 mm時(shí)，組合橋墩基準(zhǔn)件CS01強(qiáng)度衰減稍快，核心鋼管與外圍混凝土之間的黏結(jié)退化是其主要原因；然而，在整個(gè)加載過程中，CS01呈穩(wěn)定的強(qiáng)度衰減，在Δ=60 mm時(shí)的強(qiáng)度降低值為24%。對(duì)于試件CS02，Δ=60 mm的第二次循環(huán)強(qiáng)度驟降55%?？梢?，內(nèi)置核心鋼管可減輕加載后期的墩身?yè)p傷，提高橋墩的抗倒塌能力。對(duì)比試件CS01、CS03、CS04和CS05，軸壓比小的CS03和配箍率大的CS04強(qiáng)度衰減較慢，最后一級(jí)循環(huán)的衰減值均在16%左右。這表明，減小軸壓比或增大配箍率可延緩墩身?yè)p傷。這是因?yàn)椋孩佥S壓力會(huì)引起鋼管外圍混凝土向外膨脹，導(dǎo)致鋼管與混凝土黏結(jié)失效、共同工作效果削弱，較大的軸壓力使得該問題更加嚴(yán)重;②箍筋能為鋼管外圍混凝土提供側(cè)向約束，可延緩鋼管與混凝土界面間的黏結(jié)強(qiáng)度退化。同時(shí)，約束作用可使混凝土的延性得到提高，能承受更大的塑性變形并與鋼管混凝土核芯柱協(xié)同受力，配箍率越高這種改善效果越明顯。對(duì)比CS01和CS06可見，二者強(qiáng)度退化曲線差別很小，最后一級(jí)循環(huán)的強(qiáng)度衰減值相差不超過4%，表明縱筋率對(duì)墩身的損傷發(fā)展影響不明顯。對(duì)比CS07和CS08，當(dāng)鋼管埋置長(zhǎng)度從300 mm增至600 mm時(shí)，試件從剪切破壞轉(zhuǎn)變?yōu)閺澢有云茐模瑥?qiáng)度衰減速率顯著降低；繼續(xù)增加鋼管長(zhǎng)度至900 mm，最后一級(jí)循環(huán)的強(qiáng)度衰減值由33%減小至24%，可見較長(zhǎng)的核心鋼管有利于延緩墩身的損傷發(fā)展。

3.3 骨架曲線

將滯回曲線各位移幅值下首次循環(huán)的峰值點(diǎn)相連得到試件的骨架曲線，如圖6所示。由于正、反向骨架曲線不對(duì)稱，為方便對(duì)比，圖6中縱坐標(biāo)取兩個(gè)加載方向的平均值。

(a) 內(nèi)置鋼管的影響

(d) 縱筋率的影響

由圖6(a)可見，CS01和CS02的墩身初始剛度沒有明顯差異，但前者的水平承載力較后者有顯著提升。這表明內(nèi)置核心鋼管不改變結(jié)構(gòu)的剛度和固有頻率，因而橋墩在地震作用下所受的慣性力不變，而核心鋼管對(duì)承載力的提高相當(dāng)于增加了結(jié)構(gòu)的安全儲(chǔ)備。由圖6(b)可見，軸壓比大的CS01側(cè)向剛度大、承載力高；峰值荷載過后，CS01由于墩頂軸力大，P-Delt效應(yīng)導(dǎo)致二階彎矩增加明顯，故墩底混凝土較早達(dá)到極限壓應(yīng)變而退出工作，從而導(dǎo)致強(qiáng)度退化加快，骨架曲線下降段變陡。由圖6(c)可見，隨著配箍率的增加，試件的水平承載力稍有提高，骨架曲線的下降段變緩，變形能力得到改善。由圖6(d)可見，不同縱筋率的試件骨架曲線上升段基本重合，表明縱筋率對(duì)墩身初始剛度沒有明顯影響，但縱筋率大的試件CS01其水平承載力較高，且骨架曲線下降段也較為平緩。由圖6(e)可見，當(dāng)鋼管埋置長(zhǎng)度從900 mm減小到600 mm時(shí)，試件的水平承載力略有降低，骨架曲線下降段在接近極限位移部分斜率增大。繼續(xù)減小鋼管埋置長(zhǎng)度到300 mm，水平承載力顯著減小，骨架曲線下降段明顯變陡，峰值荷載后強(qiáng)度退化加快。

3.4 承載力和位移延性

各試件骨架曲線的特征點(diǎn)匯總見表2，表中數(shù)據(jù)為正、反向加載的平均值。其中，Py和Δy分別為名義屈服荷載和名義屈服位移[15]；Pu為峰值荷載，即試件所能抵抗的最大水平力；Δu為極限位移，取骨架曲線上水平荷載下降至最大值的85%時(shí)對(duì)應(yīng)的位移；極限位移角θu為極限位移與墩高的比值，位移延性系數(shù)μΔ為極限位移與屈服位移的比值。由表2可得，除去發(fā)生剪切破壞的CS08，6個(gè)組合橋墩試件的極限位移角和位移延性系數(shù)均值分別為6.05%和6.02?？梢姡M合橋墩具備良好的變形能力和位移延性，因而可用于中、高烈度地震設(shè)防區(qū)。

表2 試驗(yàn)結(jié)果匯總

CS01的水平承載力較CS02提高了40.0%，可見內(nèi)置核心鋼管可大幅提高橋墩的承載力；然而在本次試驗(yàn)所采用的結(jié)構(gòu)和材料參數(shù)下，核心鋼管對(duì)橋墩變形能力的改善并不十分明顯(為5.3%)，其原因是方形箍約束效果差且本次試驗(yàn)選擇的箍筋間距大，未能為鋼管外圍混凝土提供足夠約束，使得該部分混凝土過早地剝落，導(dǎo)致組合橋墩協(xié)同受力的工作機(jī)制和變形能力強(qiáng)的優(yōu)勢(shì)沒有得到充分發(fā)揮。另外，由于核心鋼管的存在延緩了墩身的屈服過程，屈服位移從5.44 mm增加到9.37 mm，使得試件CS01的位移延性系數(shù)較CS02減小了39.0%。

對(duì)比試件CS01和CS03，當(dāng)軸壓比從0.063增加到0.125時(shí)，水平承載力提高了11.3%，但變形能力退化明顯，極限位移和延性系數(shù)分別降低了19.5%和7.1%?？梢姡c其它鋼-混凝土組合構(gòu)件相同，軸壓比依然是影響組合橋墩抗震性能的重要因素，控制軸壓比是保證其具有良好變形能力的有效措施。對(duì)比試件CS01、CS04和CS05，當(dāng)體積配箍率從0.58%增大到1.16%，組合橋墩的水平承載力、極限位移和延性系數(shù)均得到提高，增幅分別為4.6%、10.0%和23.2%。這表明，對(duì)于發(fā)生彎曲破壞的組合橋墩，加密箍筋對(duì)提高構(gòu)件的承載力作用有限，但對(duì)改善其變形能力非常有利。注意到，不滿足規(guī)范箍筋間距要求的CS05其極限位移角與普通橋墩試件CS02基本相當(dāng)?？梢?，若僅要求組合橋墩具備與鋼筋混凝土墩柱相同的變形能力，可適當(dāng)放大其箍筋間距，以減少箍筋用量。對(duì)比試件CS01和CS06，當(dāng)縱筋直徑從12 mm增大到14 mm時(shí)，縱筋率增加37.0%，承載力僅提高了6.6%，這是由于核心鋼管的存在減小了縱筋對(duì)墩身承載力的貢獻(xiàn)比重。同時(shí)，增大縱筋直徑使極限位移略有提高，而屈服位移明顯變大，使得CS01的延性系數(shù)較CS06減小了14.6%。當(dāng)核心鋼管埋置長(zhǎng)度從300 mm增加到600 mm時(shí)，組合橋墩的承載力、極限位移和延性系數(shù)均大幅提高，增幅分別為11.2%、25.7%和46.4%；繼續(xù)增加鋼管長(zhǎng)度至900 mm，承載力和極限位移分別緩慢增長(zhǎng)了3.4%和2.6%。可見，鋼管頂端300 mm部分對(duì)于進(jìn)一步提升組合橋墩的強(qiáng)度和變形能力作用不大。因而，核心鋼管并非必須在墩身內(nèi)通長(zhǎng)設(shè)置，存在某一合理鋼管埋置長(zhǎng)度值，在保證組合橋墩良好抗震性能的同時(shí)，能最大程度減少用鋼量。

3.5 耗能特性

橋墩的滯回耗能定義為荷載-位移滯回環(huán)所包圍的面積，累加所有滯回環(huán)的面積得到當(dāng)前位移水平下的累積滯回耗能[16-17]。圖7給出了各試件的累積滯回耗能Ehyst隨加載位移Δ的變化曲線。由圖7可見，當(dāng)水平位移Δ≤12 mm時(shí)，墩身尚處于彈性階段或局部剛進(jìn)入塑性，各試件的滯回耗能均處于較低水平，耗能曲線增長(zhǎng)緩慢；隨著位移幅值的增大和循環(huán)次數(shù)的增多，混凝土和鋼材進(jìn)入塑性工作狀態(tài)的程度不斷加深，墩身?yè)p傷逐漸加重，耗能曲線穩(wěn)定增長(zhǎng)。

(a) 內(nèi)置鋼管的影響

(d) 縱筋率的影響

由圖7(a)可見，Δ≤24 mm時(shí)，CS02的耗能曲線與CS01基本重合；繼續(xù)加載，二者差距越來越大；破壞時(shí)，試件CS01的累積耗能達(dá)到CS02的1.28倍，可見核心鋼管能明顯提高橋墩的耗能能力。增大軸壓比，一方面提高了試件的水平承載力，另一方面加重了滯回曲線的捏縮效應(yīng)，兩方面作用呈相互抵消趨勢(shì)，使滯回環(huán)的面積略有增大。由圖7(b)可見，軸壓比大的CS01耗能多，軸壓比小的CS03耗能少，但二者最終的累積耗能差異不超過8%。由圖7(c)可見，Δ≤36 mm時(shí)，配箍率對(duì)累積耗能無(wú)明顯影響；Δ>36 mm后，配箍率越高的試件表現(xiàn)出更好的耗能能力。這是由于較密的箍筋能為混凝土提供更強(qiáng)的約束，更有利于維持加載后期滯回環(huán)的穩(wěn)定。由圖7(d)可見，縱筋率對(duì)累積耗能影響較明顯，縱筋率大的試件CS01水平承載力高且滯回曲線更飽滿，因而其累積耗能多。由圖7(e)可見，試件CS01和CS07在整個(gè)加載過程中耗能差別甚微，而CS08則表現(xiàn)出最差的耗能特性，最終的累積耗能僅為CS01和CS07的50%左右。這主要與其破壞形態(tài)有關(guān)，在墩身下部塑性變形沒有充分發(fā)展的情況下，于核心鋼管截?cái)鄥^(qū)域發(fā)生脆性剪切破壞。

3.6 殘余位移

Kobe地震后日本學(xué)者開始深入研究橋墩的殘余位移問題，并將其納入橋梁抗震設(shè)計(jì)規(guī)程，作為性能化設(shè)計(jì)和評(píng)估的重要指標(biāo)[18-19]。圖8給出了各試件殘余位移Δr隨加載位移Δ的變化曲線，Δr定義為滯回曲線卸載段與水平坐標(biāo)軸的交點(diǎn)。從圖8可見，Δ≤8 mm時(shí)，各試件的殘余位移基本可忽略不計(jì)；Δ=12 mm時(shí)，殘余位移曲線斜率陡增，此時(shí)墩身縱筋和核心鋼管基本受拉屈服，試件進(jìn)入塑性工作狀態(tài)，墩身側(cè)向恢復(fù)力剛度明顯降低；Δ=20 mm時(shí)，殘余位移與可恢復(fù)的變形基本持平；隨著水平位移繼續(xù)增大，殘余位移穩(wěn)定增長(zhǎng)，可恢復(fù)的變形有所增加但變化不大。

(a) 內(nèi)置鋼管的影響

(d) 縱筋率的影響

由圖8(a)可見，由于核心鋼管能減輕墩身?yè)p傷，從而使組合橋墩試件CS01具有較強(qiáng)的復(fù)位能力，在各位移幅值下的殘余位移均小于鋼筋混凝土試件CS02。由圖8(b)可見，當(dāng)Δ≤48 mm時(shí)，試件CS01和CS03的殘余位移差別很??；加載后期，軸壓比大的試件CS01損傷發(fā)展快，其殘余位移較CS03要大。箍筋率和縱筋率對(duì)殘余位移的影響不明顯，由圖8(c)和8(d)可見，隨著水平位移的增加，試件CS04、CS05、CS06與CS01的殘余位移曲線基本重合。這是因?yàn)樵阡摴芡鈬炷羾?yán)重?fù)p傷的情況下，鋼管混凝土芯柱依然能夠?yàn)闃蚨仗峁┓€(wěn)定的恢復(fù)力剛度，組合橋墩的殘余位移最終收斂于鋼管混凝土芯柱的殘余位移。由圖8(e)可見，在Δ≤36 mm時(shí)，CS08的殘余位移在三者中最小，而CS01和CS07差別不大；此后，由于墩身在鋼管頂部嚴(yán)重?fù)p傷，CS08的恢復(fù)力剛度迅速降低，殘余位移陡增超過CS01和CS07，而CS07在加載后期的墩身?yè)p傷比CS01要重，其殘余位移要稍大于CS01。

4 結(jié) 論

通過8個(gè)方形橋墩試件的低周反復(fù)加載試驗(yàn)，研究了內(nèi)置核心鋼管對(duì)橋墩抗震性能的改善作用，以及不同設(shè)計(jì)參數(shù)對(duì)組合橋墩各項(xiàng)抗震性能指標(biāo)的影響規(guī)律，主要結(jié)論如下：

(1) 鋼筋混凝土橋墩試件表現(xiàn)為塑性鉸區(qū)豎向壓潰和彎剪破壞的聯(lián)合失效模式，內(nèi)置核心鋼管可避免此類破壞的發(fā)生，從而可減輕墩身?yè)p傷，提高其震后可修復(fù)性；組合橋墩基準(zhǔn)件的水平承載力、極限位移和累積耗能較普通橋墩對(duì)比件分別提升了40.0%、5.3%和28.1%，核心鋼管對(duì)構(gòu)件變形能力的改善作用不甚明顯與方箍的約束效率低和本次試驗(yàn)選擇的箍筋間距較大有關(guān)。

(2) 軸壓比大的組合橋墩試件水平承載力高、耗能能力強(qiáng)，但由于損傷發(fā)展快其位移延性差、殘余位移大。軸壓比小的試件骨架曲線下降段平緩，在較長(zhǎng)一段位移范圍內(nèi)強(qiáng)度輕微降低，其變形能力在所有試件中表現(xiàn)最為突出；隨著配箍率的增加，水平承載力稍有提高，滯回曲線的飽滿度和穩(wěn)定性變好。峰值荷載過后，強(qiáng)度退化減慢，位移延性和耗能能力得到改善；縱筋率對(duì)組合橋墩的水平承載力、極限位移、強(qiáng)度衰減和殘余變形影響不大，但增加縱筋率對(duì)試件的耗能提升明顯。

(3) 在其它結(jié)構(gòu)參數(shù)都相同的情況下，核心鋼管埋置長(zhǎng)度決定了組合橋墩的破壞形態(tài)，過早地截?cái)噤摴軙?huì)導(dǎo)致延性和耗能極差的剪切破壞；隨著鋼管埋置長(zhǎng)度的增加，組合橋墩的破壞模式由剪切型向彎曲型轉(zhuǎn)變，墩身?yè)p傷發(fā)展變緩，抗震性能得到改善；當(dāng)鋼管埋置長(zhǎng)度超過某一理想長(zhǎng)度后，對(duì)繼續(xù)提高抗震性能作用不大，對(duì)鋼材反而是一種浪費(fèi)。因此，尋求合理的核心鋼管埋置長(zhǎng)度，以達(dá)到經(jīng)濟(jì)指標(biāo)和抗震性能的協(xié)調(diào)統(tǒng)一，具有重要的現(xiàn)實(shí)意義。

(4) 發(fā)生彎曲破壞的6個(gè)組合橋墩試件其極限位移角介于5.59%～7.28%，位移延性系數(shù)介于5.09～6.59，可見組合橋墩具有良好的變形能力和位移延性，因而可應(yīng)用于中、高度地震設(shè)防區(qū)。