李文武，邱文亮，田 甜，張 哲

(1.湖南省交通規(guī)劃勘察設(shè)計院有限公司,長沙 410200;2.大連理工大學(xué) 建設(shè)工程學(xué)部，遼寧 大連 116024)

橋墩是梁式橋承重和抗側(cè)向力的主要構(gòu)件，也是地震作用下的易損構(gòu)件，大量震害資料表明，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]。因此，提高橋墩的損傷容限和抗震性能是解決梁式橋抗震防災(zāi)能力不足的關(guān)鍵。基于對墩柱常見震害[2-3]及破壞機(jī)理的分析，Qiu等[4-5]提出一種新型抗震墩柱——鋼管混凝土組合橋墩(以下簡稱常規(guī)組合橋墩)，其構(gòu)造特點是在墩身內(nèi)通長設(shè)置直徑為墩柱截面尺寸1/3倍～1/2倍的圓鋼管，從而形成一種以圓鋼管為鋼骨的鋼-混凝土組合橋墩。該橋墩方案的抗震優(yōu)勢在于：利用鋼管與核心混凝土結(jié)合后所形成的鋼管混凝土芯柱軸壓強(qiáng)度高和抗剪性能好的優(yōu)點，以達(dá)到避免傳統(tǒng)鋼筋混凝土橋墩彎曲壓潰和剪切脆斷兩類典型震害的發(fā)生并減輕墩身損傷的目的，同時實現(xiàn)對墩身變形和耗能能力的提升。另外，得益于鋼管混凝土芯柱的支撐作用，橋墩的自復(fù)位能力及震后可修復(fù)性也可得到改善[6-8]。

對于大、中剪跨比(受彎破壞)的橋墩，其在地震作用下的滯回耗能主要依靠塑性鉸的非彈性變形來完成，而墩柱中上部進(jìn)入非線性的程度和損傷通常較輕。這種情況下，在墩身內(nèi)通長設(shè)置核心鋼管對整個墩身進(jìn)行加強(qiáng)已無必要。此時，可僅在墩身中下部預(yù)埋核心鋼管，以提高塑性鉸區(qū)的抗彎、抗剪損傷容限以及塑性轉(zhuǎn)動能力。鑒于此，在常規(guī)組合橋墩抗震研究的基礎(chǔ)上，本文進(jìn)一步提出了部分埋置核心鋼管的組合橋墩方案，即只在距墩底一定高度的墩身范圍內(nèi)預(yù)埋核心鋼管，并由此形成一種下部為鋼管混凝土組合截面，上部為鋼筋混凝土截面的墩柱構(gòu)件，以期在改善結(jié)構(gòu)抗震性能的同時不大幅增加鋼材成本，從而較鋼管通長設(shè)置的常規(guī)組合橋墩表現(xiàn)出更好的經(jīng)濟(jì)性。然而，部分埋置核心鋼管組合橋墩的抗震表現(xiàn)究竟如何，能否達(dá)到預(yù)期的目的，是否具備應(yīng)用于工程實踐的可行性，尚需要進(jìn)行研究。為此，本文開展了此類墩柱的抗震性能試驗研究。

本文的主要研究內(nèi)容包含以下三部分：① 探討核心鋼管埋置長度對部分埋置核心鋼管組合橋墩失效模式和抗震性能的影響；② 通過與鋼筋混凝土橋墩和常規(guī)組合橋墩試件的對比，以驗證該墩柱方案的可行性，并得到在本次試驗所采用的結(jié)構(gòu)參數(shù)下最合理的核心鋼管埋置長度；③ 以上述含有最合理鋼管埋置長度的試件為基準(zhǔn)件，進(jìn)一步研究了軸壓比、配箍率和核心鋼管規(guī)格3個參數(shù)對部分埋置核心鋼管組合橋墩抗震性能的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

共設(shè)計了8個剪跨比λ=3.0的圓形截面橋墩試件，各試件的參數(shù)匯總?cè)绫?所示。前期通過5個試件CE-STRC-E0～E4探討了核心鋼管埋置長度的影響，并完成了與鋼筋混凝土橋墩和常規(guī)組合橋墩試件的對比。其中，CE-STRC-E1～E3為部分埋置核心鋼管組合橋墩試件，三者的核心鋼管長度l分別取為墩高h(yuǎn)的1/3倍、1/2倍和2/3倍。CE-STRC-E0墩身內(nèi)未設(shè)置核心鋼管，為鋼筋混凝土橋墩試件；CE-STRC-E4為常規(guī)組合橋墩試件，其核心鋼管長度與墩高h(yuǎn)相同。在完成上述5個試件的試驗之后，后續(xù)又補(bǔ)充設(shè)計了3個試件CE-STRC-E2N～E2T，進(jìn)而考察了軸壓比、配箍率以及核心鋼管規(guī)格對此類橋墩抗震性能的影響，三者的結(jié)構(gòu)參數(shù)以CE-STRC-E2為基礎(chǔ)作相應(yīng)地變動，具體如下：① CE-STRC-E2N的結(jié)構(gòu)參數(shù)與CE-STRC-E2保持一致，變量為軸壓比；② CE-STRC-E2V的箍筋布置為Φ8@50，體積配箍率為1.18%；③ CE-STRC-E2T墩身內(nèi)的核心鋼管規(guī)格為Φ108×5 mm，截面含鋼率為2.28%。

表1 試件設(shè)計參數(shù)匯總Tab.1 Summary of specimen parameters

橋墩試件的具體構(gòu)造和配筋如圖1所示。墩身截面直徑為300 mm，墩柱總高為1 050 mm，有效高度為900 mm，試驗區(qū)段剪跨比λ=3.0，墩柱下方為1 400 mm×600 mm×500 mm的鋼筋混凝土長方體底座。墩柱縱筋為沿截面圓周均勻布置8Φ12的HRB400級熱軋帶肋鋼筋，墩身螺旋箍筋采用Φ8的HPB300級光圓鋼筋，箍筋間距分別為70 mm和50 mm；核心鋼管采用規(guī)格為Φ102×4 mm或Φ108×5 mm的Q345無縫鋼管。試驗軸壓比分0.15和0.075兩種，施加于墩頂?shù)呢Q向力分別為284 kN和142 kN。橋墩試件采用C40商品混凝土澆筑而成，混凝土立方體標(biāo)準(zhǔn)試塊28天抗壓強(qiáng)度為45.0 MPa；Φ102×4 mm和Φ108×5 mm兩種規(guī)格鋼管的屈服強(qiáng)度分別為368 MPa和351 MPa，極限強(qiáng)度分別為562 MPa和554 MPa；Φ12縱筋屈服強(qiáng)度極限強(qiáng)度分別為422 MPa和605 MPa；Φ8箍筋屈服強(qiáng)度和極限強(qiáng)度分別為450 MPa和550 MPa。

圖1 試件尺寸及配筋圖(mm)Fig.1 Dimensions and reinforcement layout of specimens(mm)

1.2 試驗方案

試驗裝置如圖2所示，采用懸臂式加載，以模擬實際橋墩底部為固結(jié)，頂部為自由端的邊界條件。墩頂軸力由加載能力為3 000 kN的豎向千斤頂施加，千斤頂與反力架之間設(shè)有低摩阻滑槽，可使豎向頂隨柱頭平移而不偏轉(zhuǎn)，以避免對柱頭產(chǎn)生附加水平力。水平往復(fù)作用由電液伺服作動器施加，作動器缸體采用倒鏈懸吊在框架連梁上，以避免其自重對墩底產(chǎn)生附加P-Δ效應(yīng)而影響試件的真實力學(xué)性能。作動器最大行程為±300 mm，加載能力為±1 000 kN，正向加載為推，反向加載為拉。水平作用的施加采用位移控制模式，加載歷程依次為2 mm、4 mm、8 mm、12 mm、24 mm、36 mm，每級位移循環(huán)三次，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)加載時結(jié)束試驗。水平作用施加速率較慢，每半個循環(huán)加載時間控制在2～5 min，總加載時間持續(xù)4～5 h。

圖2 試驗加載裝置Fig.2 Test set-up

1.3 數(shù)據(jù)采集

試驗的主要目的是獲取橋墩試件在往復(fù)荷載作用下的整體和局部響應(yīng)，所以首先需要測量的數(shù)據(jù)是墩頂水平作用加載點處的荷載和位移；其次應(yīng)詳細(xì)記錄如裂縫發(fā)展、保護(hù)層剝落、約束混凝土壓潰以及縱筋屈曲、斷裂等能定性描述墩身損傷演化的直觀表象；第三，關(guān)鍵區(qū)域處縱筋、箍筋和核心鋼管的應(yīng)變等能定量反映墩身受力情況的信息也應(yīng)進(jìn)行監(jiān)測；第四，為掌握墩身沿墩高的變形和曲率分布特征，需要分段量測墩身的水平、豎向和斜向變形。水平作用加載點處的荷載和位移由作動器的控制系統(tǒng)自動采集；應(yīng)變和變形信號利用JM3813無線靜態(tài)應(yīng)變測試系統(tǒng)采集；墩身裂縫信息以及混凝土剝落情況采用混凝土裂縫探測儀、鋼尺和量角器測量，并通過拍照記錄。

2 試驗現(xiàn)象及破壞機(jī)理

圖3給出了各試件的最終破壞形態(tài)，照片中墩身水平標(biāo)記線的間距為10 cm。從試驗過程和破壞特征來看，8個試件在水平往復(fù)作用下發(fā)生的破壞模式主要可分為墩身中部剪切破壞、墩身中部彎曲破壞和墩底區(qū)域彎曲破壞三類。

(1) 對于核心鋼管埋置長度為300 mm的試件CE-STRC-E1：Δ=4 mm時，首先在墩身下半段出現(xiàn)水平彎曲裂縫；Δ=8 mm時，水平裂縫朝墩身側(cè)面斜向延伸，并生成若干斜向裂縫；Δ=12 mm時，鋼管截斷處(即鋼管頂部)的水平和斜裂縫寬度陡然變大，而其余位置的裂縫寬度無明顯增長；Δ=24 mm時，該位置處混凝土呈不規(guī)則的網(wǎng)狀開裂并向外鼓出，同時破壞區(qū)域朝墩身上、下側(cè)擴(kuò)展，墩底混凝土也開始被壓碎并成塊剝落；Δ=36～48 mm時，墩身在鋼管截斷區(qū)域發(fā)生明顯的脆性彎折，使得該位置附近的混凝土保護(hù)層大面積脫落，箍筋約束混凝土也嚴(yán)重受損。與此同時，墩底區(qū)域混凝土損傷也進(jìn)一步加重，但其損傷程度要明顯輕于鋼管截斷區(qū)域；Δ=60 mm時，縱筋于鋼管頂部嚴(yán)重屈曲后疲勞斷裂，試件承載力驟降，停止加載。雖然最終因縱筋被拉斷而結(jié)束加載，但由于墩身斜裂縫發(fā)育充分，且破壞突然，該試件仍被判定為剪切破壞，并伴有嚴(yán)重的粘結(jié)劈裂破壞特征。

(2) 核心鋼管規(guī)格較大的試件CE-STRC-E2T在墩身中部發(fā)生彎曲破壞，其損傷發(fā)展過程可描述為：Δ=4～12 mm時，墩身下半段出現(xiàn)水平彎曲裂縫并朝墩身側(cè)面斜向延伸；Δ=24 mm時，距墩底100 mm及450 mm處的裂縫寬度明顯增大；Δ=36 mm時，距墩底0～200 mm范圍內(nèi)保護(hù)層開始呈薄片狀剝落。同時，距墩底400～500 mm處受拉側(cè)裂縫寬度繼續(xù)增加，受壓側(cè)出現(xiàn)豎向受壓裂紋；Δ=48 mm時，墩底保護(hù)層剝落區(qū)域向上延伸，鋼管截斷處的豎向受壓裂紋向下延伸，損傷區(qū)域逐漸匯合。至此，距墩底0～500 mm范圍內(nèi)的混凝土保護(hù)層都表現(xiàn)出明顯的鼓起和剝落趨勢；Δ=60 mm時，該范圍內(nèi)的混凝土保護(hù)層紛紛從墩身剝離。同時，鋼管截斷區(qū)域受損程度明顯加重，墩頂水平位移相當(dāng)一部分由墩身繞核心鋼管頂部的轉(zhuǎn)動提供，導(dǎo)致該位置處縱筋受壓屈曲。而墩底區(qū)域的損傷發(fā)展則相對緩慢，縱筋屈曲程度較輕，箍筋約束混凝土基本完好；Δ=72 mm時，鋼管截斷處縱筋嚴(yán)重屈曲后疲勞斷裂，停止加載。雖然CE-STRC-E2T墩身保護(hù)層脫落嚴(yán)重，但由于破壞前經(jīng)歷了較大的塑性變形，且破壞過程并不突然，因此被認(rèn)為是彎曲破壞。

(3) 其余各橋墩試件均在墩底區(qū)域發(fā)生彎曲破壞，其損傷發(fā)展過程為：Δ=4 mm時，墩身下半部分500 mm范圍內(nèi)出現(xiàn)3～4條水平裂縫；隨著水平荷載的增大，裂縫數(shù)量逐漸增多、間距變小，原有水平裂縫寬度變大，并朝墩身側(cè)面斜向延伸直至相互交叉；Δ=8～12 mm時，縱筋和核心鋼管相繼受拉屈服。此后繼續(xù)加載，裂縫數(shù)量不再明顯增多，開始形成2～3條臨界水平裂縫；Δ=24 mm時，試件的水平承載力達(dá)到峰值，此時墩底區(qū)域混凝土在壓、拉反復(fù)作用下開始起皮、掉渣，并出現(xiàn)若干豎向受壓裂縫；Δ=36 mm時，有呈片狀的混凝土保護(hù)層開始從墩身剝離，且剝落范圍和深度隨著循環(huán)次數(shù)的增多而加大，試件的水平承載力逐步發(fā)生退化；Δ=48 mm時，墩底區(qū)域損傷程度繼續(xù)加重，大塊混凝土保護(hù)層被壓碎、剝落，鋼筋骨架外露；Δ=60 mm或72 mm時，墩底位置沿加載面最外側(cè)兩根縱筋被嚴(yán)重壓曲、失穩(wěn)，經(jīng)幾次循環(huán)后疲勞斷裂，試件因承載力顯著下降而宣告破壞，停止試驗。

對于部分埋置核心鋼管組合橋墩，在往復(fù)荷載作用下，外圍鋼筋混凝土通過擠壓鋼管混凝土芯柱迫使后者共同抵抗外荷載，這種擠壓效應(yīng)的反作用力相當(dāng)于間接荷載作用于墩身內(nèi)部，使鋼管端部的外圍混凝土處于雙向拉、壓的不利應(yīng)力狀態(tài)，會降低局部混凝土的力學(xué)性能并促成裂縫的生成。當(dāng)鋼管的埋長過短時(l≤300 mm)，鋼管混凝土芯柱的側(cè)向剛度大，其對外圍混凝土的擠壓作用強(qiáng)烈，使得局部混凝土力學(xué)性能退化嚴(yán)重。因此，該區(qū)域附近的斜向剪切和豎向劈裂裂縫充分發(fā)展，嚴(yán)重破壞了該部位混凝土的整體性，并進(jìn)一步導(dǎo)致?lián)p傷和變形在鋼管截斷處集中發(fā)展。此時，核心鋼管的加強(qiáng)作用未得到發(fā)揮就發(fā)生了諸如CE-STRC-E1的剪切破壞。而當(dāng)鋼管埋長較長時(l≥450 mm)，鋼管混凝土芯柱的側(cè)向剛度和所分擔(dān)的水平力較小，其反作用力所引起的外圍混凝土應(yīng)力畸變程度較輕。與彎曲應(yīng)力較大的墩底混凝土相比，雖然鋼管端部混凝土的裂縫有所發(fā)展，但較輕的應(yīng)力畸變所引起的局部混凝土受力性能劣化并不明顯，因而損傷未集中在鋼管頂部發(fā)展。另一方面，由于鋼管截斷引起的內(nèi)力畸變區(qū)遠(yuǎn)離墩底區(qū)域，對塑性鉸的轉(zhuǎn)動能力影響很小。因此，核心鋼管的加強(qiáng)作用得到充分發(fā)揮，相關(guān)試件(CE-STRC-E2/E3/E2N/E2V)表現(xiàn)出良好的變形能力。對于CE-STRC-E2T，雖然其核心鋼管埋長同為450 mm，但由于鋼管規(guī)格較大，鋼管混凝土芯柱的擠壓反作用力較為強(qiáng)烈，對局部混凝土的力學(xué)性能削弱明顯。因此，損傷和變形于核心鋼管頂部和墩底塑性鉸區(qū)均有發(fā)展，但鋼管頂部區(qū)域損傷程度較為嚴(yán)重。

3 試驗結(jié)果與分析

3.1 墩身曲率分布

圖4所示為三個典型破壞試件在加載過程中的墩身曲率分布曲線，根據(jù)設(shè)置在墩身兩側(cè)的四對豎向位移傳感器的讀數(shù)計算得到[9]。

從圖4(a)可以看出，試件CE-STRC-E1在距墩底200～400 mm量測區(qū)段內(nèi)的曲率要明顯大于其余區(qū)段，該200 mm區(qū)段即為墩身嚴(yán)重?fù)p傷區(qū)域。當(dāng)水平位移幅值Δ=24 mm時，該區(qū)域內(nèi)墩身曲率開始陡增并超過墩底區(qū)域。此后，繼續(xù)增大水平位移，墩身的脆性彎折集中于該薄弱位置發(fā)展，而墩底區(qū)域的變形則幾乎停滯。進(jìn)一步發(fā)現(xiàn)，在相同的墩頂水平位移增量12 mm下，圖4(a)中各曲率分布曲線的間距呈增大趨勢，這表明塑性變形在鋼管截斷處呈不穩(wěn)定發(fā)展，破壞過程突然、不可控；對于在墩底區(qū)域發(fā)生彎曲破壞的試件，如圖4(b)所示，以CE-STRC-E2為例，整個加載過程中，墩底附近區(qū)域的曲率始終大于墩身中上部，且圖中各曲線基本呈等間距分布，表明塑性變形在墩底區(qū)域穩(wěn)定發(fā)展，試件的破壞過程平穩(wěn)、可控。對于核心鋼管規(guī)格較大的試件CE-STRC-E2T，其墩身曲率分布則是處于上述兩種情況之間，由圖4(c)可見，在距墩底0～100 mm以及距墩底400～500 mm高度范圍內(nèi)的曲率較大，這與試驗中觀察到的墩身破壞情況一致。另外，各位移幅值下的曲率分布曲線間距差別不大，這也表明CE-STRC-E2T的損傷發(fā)展較為平緩，驗證了前述判定其最終失效模式為彎曲破壞的合理性。值得注意的是，試驗中、后期觀察到CE-STRC-E2T繞墩身中部發(fā)生明顯轉(zhuǎn)動，但該區(qū)段的實測曲率反而較墩底區(qū)域要小，這主要是由于以下兩個方面的原因：① 該量測區(qū)段較長(400～700 mm)，而墩底區(qū)域的量測范圍僅為其1/3(0～100 mm)。因此，用實測轉(zhuǎn)角除以量測區(qū)段的長度后就使得墩身中部測量區(qū)段的平均曲率值大幅減??；② 墩底0～100 mm范圍內(nèi)的測量轉(zhuǎn)角還包含了縱筋在底座內(nèi)因拔出效應(yīng)所導(dǎo)致的墩身剛性旋轉(zhuǎn)，從而使得墩底區(qū)段的實測曲率較真實值要大。

(a) CE-STRC-E0

(a) CE-STRC-E1

(a) CE-STRC-E0

(a) CE-STRC-E0

3.2 滯回曲線

各試件的荷載-位移滯回曲線如圖5所示。由圖5可見：① 鋼筋混凝土橋墩試件CE-STRC-E0的滯回環(huán)瘦小，捏縮、滑移現(xiàn)象明顯，表明其滯回性能較差；② 常規(guī)組合橋墩試件CE-STRC-E4的滯回曲線則比較飽滿，表現(xiàn)出較為穩(wěn)定的滯回性能；③ CE-STRC-E2和CE-STRC-E3二者滯回曲線的外觀與CE-STRC-E4差別不大，但進(jìn)一步觀察發(fā)現(xiàn)，隨核心鋼管埋置長度由CE-STRC-E2的450 mm增加到CE-STRC-E4的900 mm，滯回曲線的穩(wěn)定性和飽滿度均有所退化。相關(guān)研究表明[10-11]，墩身內(nèi)部粘結(jié)裂縫的形成與發(fā)展是其根本原因：鋼管與混凝土之間的粘結(jié)性能較差(通常為帶肋鋼筋與混凝土之間粘結(jié)強(qiáng)度的50%不到)，容易產(chǎn)生粘結(jié)裂縫，且核心鋼管的埋置長度直接影響到粘結(jié)裂縫的狀況——即鋼管長度越長，鋼管混凝土芯柱與外圍混凝土界面上的粘結(jié)裂縫分布范圍越廣、發(fā)展越充分，從而導(dǎo)致二者之間的共同工作程度退化越快，試件抵抗反復(fù)荷載的能力以及滯回曲線的穩(wěn)定性隨之而變差。此外，粘結(jié)滑移還會加重滯回環(huán)的捏縮，這也從圖5中有所體現(xiàn)；④ 對于鋼管埋置長度為300 mm的CE-STRC-E1，在加載前、中期，其滯回環(huán)的飽滿度較鋼筋混凝土試件有所提高。但由于墩身剪切效應(yīng)明顯，破壞發(fā)展突然，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，其滯回性能在所有試件中表現(xiàn)最差。

后期補(bǔ)充的3個試件核心鋼管埋置長度均為450 mm，且各試件的結(jié)構(gòu)參數(shù)根據(jù)研究變量以CE-STRC-E2為基礎(chǔ)進(jìn)行調(diào)整：① 對比CE-STRC-E2和CE-STRC-E2N可見，當(dāng)軸壓比由0.15降低到0.075時，雖然滯回曲線的捏縮效應(yīng)加重，但試件在縱筋斷裂前所經(jīng)歷的循環(huán)次數(shù)和位移幅值有所增加，且峰值荷載過后承載力的退化速率減慢，變形能力得到提高；② 對比CE-STRC-E2和CE-STRC-E2V，當(dāng)箍筋間距由70 mm加密到50 mm時，滯回曲線所圍成區(qū)域的面積增大，且縱筋疲勞斷裂也有所延遲，試件的延性和耗能均得到改善；③ 當(dāng)核心鋼管規(guī)格由Φ102×4 mm增大到Φ108×5 mm時，滯回曲線的飽滿度明顯變好，表明試件的耗能能力得到提高，但加載后期滯回環(huán)的穩(wěn)定性變差。

3.3 強(qiáng)度衰減

采用強(qiáng)度衰減系數(shù)κ，即某位移幅值下后兩次循環(huán)的峰值荷載與首次循環(huán)的峰值荷載之比，來描述構(gòu)件抵抗反復(fù)荷載的能力[12]。圖6給出了各試件的κ值隨水平位移Δ的變化曲線，由圖6可知：① CE-STRC-E0在Δ=48 mm時強(qiáng)度衰減突然加快，衰減值為18%；Δ=60 mm時，衰減值達(dá)到45%。這表明鋼筋混凝土橋墩抵抗大幅值位移循環(huán)的能力較差。② 對于剪切破壞的CE-STRC-E1，由于墩身損傷發(fā)展迅速，在Δ=48 mm時的強(qiáng)度衰減率即達(dá)到48%，其強(qiáng)度衰減的穩(wěn)定性在所有試件中表現(xiàn)最差。③ 對于彎曲破壞的CE-STRC-E2～E3，Δ=60 mm時強(qiáng)度衰減率分別為15%和20%，二者強(qiáng)度衰減的穩(wěn)定性要明顯好于CE-STRC-E0和CE-STRC-E1?？梢姡?dāng)核心鋼管在墩身內(nèi)具有足夠的埋置長度時，可顯著改善試件抵抗反復(fù)荷載的能力。④ 對于常規(guī)組合橋墩試件CE-STRC-E4，Δ=60 mm時強(qiáng)度衰減率為21%，其強(qiáng)度衰減的穩(wěn)定性要差于鋼管埋置長度為450 mm的CE-STRC-E2，其原因已在第3.2節(jié)中解釋。⑤ 對比CE-STRC-E2和CE-STRC-E2N，Δ=48 mm時，兩個試件的強(qiáng)度衰減率均為8%；Δ=60 mm時，二者的強(qiáng)度衰減值分別為15%和10%?？梢?，加載后期的強(qiáng)度衰減隨軸壓比的增大有所加快。⑥ 箍筋間距為50 mm的CE-STRC-E2V在整個加載過程中的強(qiáng)度衰減非常穩(wěn)定，Δ=60 mm時僅衰減8%，在所有試件中表現(xiàn)最好?？梢姡岣吲涔柯士擅黠@提高試件抵抗反復(fù)荷載的能力。⑦ 鋼管規(guī)格較大的CE-STRC-E2T在Δ≤48 mm時的強(qiáng)度衰減與CE-STRC-E2差別甚微；Δ=60 mm時，前者的強(qiáng)度衰減值達(dá)到24%，比CE-STRC-E2多9%。可見，增大核心鋼管規(guī)格加劇了加載后期墩身的損傷發(fā)展。

3.4 骨架曲線

各試件的荷載-位移骨架曲線見圖7所示。由圖7(a)可見：① 鋼筋混凝土試件CE-STRC-E0的水平承載力最低，但峰值點過后骨架曲線的下降段較為平緩；② 對比CE-STRC-E0和CE-STRC-E1可知，在墩身內(nèi)埋置300 mm長的鋼管后，試件的水平承載力大幅提高，但由于破壞模式發(fā)生改變，骨架曲線下降段變陡，墩身的變形能力反而較未設(shè)置核心鋼管時要差；③ 當(dāng)鋼管埋置長度分別為450 mm、600 mm和900 mm時，相應(yīng)的三個試件CE-STRC-E2～E4均發(fā)生彎曲延性破壞，三者的變形能力較CE-STRC-E1有顯著提高。進(jìn)一步觀察發(fā)現(xiàn)，隨鋼管埋置長度的增加，骨架曲線的下降段變陡。這同樣是由于核心鋼管與外圍混凝土之間粘結(jié)裂縫的發(fā)展所致，且核心鋼管埋長越長，粘結(jié)問題越突出，峰值點過后承載力退化得越快。后續(xù)補(bǔ)充三個試件的骨架曲線與基準(zhǔn)件CE-STRC-E2對比見圖7(b)～7(d)：① 由圖7(b)可見，當(dāng)軸壓比由0.15減小到0.075時，試件的水平承載力有所降低，但骨架曲線的下降段明顯變緩，表明墩身的變形能力隨軸壓比的減小而提高；② 由圖7(c)可見，當(dāng)箍筋間距由70 mm減小到50 mm時，試件的水平承載力稍有提高。另外，由于箍筋加密對混凝土約束作用的增加，延緩了核心鋼管與外圍混凝土之間粘結(jié)性能的退化以及墩底受壓區(qū)混凝土的剝落，因此峰值荷載后試件的承載力下降速度變慢，極限位移增大；③ 由圖7(d)可見，當(dāng)核心鋼管由Φ102×4 mm增大到Φ108×5 mm時，試件的水平承載力得到提高。但增大鋼管規(guī)格使芯柱與外圍混凝土之間的相互擠壓作用增強(qiáng)，局部混凝土的損傷加重，從而導(dǎo)致峰值點過后承載力退化加快，骨架曲線下降段變陡，墩身變形能力變差。

(a) 鋼管埋置長度的影響

3.5 承載力和變形能力

各試件骨架曲線的特征點匯總見表2，表中數(shù)據(jù)為正、反向加載的平均值。其中，Pcr為墩身首次開裂點對應(yīng)的荷載，Py和Δy為分別名義屈服點對應(yīng)的荷載和位移，采用“Park法”確定[13]；Pm為峰值荷載，即試件的水平承載力；Δu為極限位移，取骨架曲線上水平承載力下降至最大值的85%時所對應(yīng)的位移。極限位移角θu為Δu與墩高h(yuǎn)的比值，位移延性系數(shù)μΔ為Δu與Δy的比值。由表2可見，除去受剪破壞的CE-STRC-E1，5個發(fā)生彎曲破壞的部分埋置核心鋼管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6.81%和6.88，可見此類橋墩具有優(yōu)越的變形能力和位移延性。

表2 試驗結(jié)果匯總Tab.2 Summary of experimental results

(1) 水平承載力分析：① 對于核心鋼管埋置長度分別為300 mm、450 mm和600 mm的三個試件CE-STRC-E1～E3，其水平承載力較CE-STRC-E0依次提高了22.66 kN、33.81 kN和34.95 kN，增幅分別為26.5%、39.6%和40.9%?？梢?，在墩身內(nèi)部分埋置核心鋼管即可明顯提升墩身的水平承載力；② 對比CE-STRC-E1和CE-STRC-E2，當(dāng)鋼管埋置長度由300 mm增至450 mm時，墩身的水平承載力隨之增大。這是因為增加鋼管長度可增大外圍混凝土對鋼管混凝土芯柱的擠壓力臂，從而有助于提高鋼管的彎曲正應(yīng)力，以更好地發(fā)揮其抗彎加強(qiáng)作用；③ 對比CE-STRC-E2和CE-STRC-E3，二者的承載力差別甚微。這是由于當(dāng)鋼管埋置長度l=450 mm時，就可使芯柱基本達(dá)到彎曲屈服狀態(tài)，抗彎強(qiáng)度得到充分發(fā)揮，此后再增加鋼管埋置長度無法使其承擔(dān)更多的外力，因而對繼續(xù)提高水平承載力作用不大；④ 與CE-STRC-E4相比，CE-STRC-E3和CE-STRC-E2的水平承載力分別減小了8.53 kN和9.67 kN，降幅為6.6%和7.5%，在可接受范圍之內(nèi)。由此可知，部分埋置核心鋼管橋墩其水平承載力可達(dá)到與常規(guī)組合橋墩相當(dāng)?shù)乃健τ诤罄m(xù)補(bǔ)充設(shè)計的三個鋼管埋長同為450 mm的試件：① 對比CE-STRC-E2和CE-STRC-E2N，當(dāng)軸壓比由0.15降至0.075時，承載力減小了9.58 kN，降幅為8.0%；② 對比CE-STRC-E2和CE-STRC-E2V，當(dāng)箍筋間距由70 mm加密到50 mm時，水平承載力提高了4.60 kN，增幅為3.9%；③ 對比CE-STRC-E2和CE-STRC-E2T，當(dāng)核心鋼管規(guī)格由Φ102×4 mm增大到Φ108×5 mm時，水平承載力提高了10.22 kN，增幅為8.6%。綜上可知，軸壓比和核心鋼管規(guī)格對水平承載力的影響較為明顯，而配箍率的影響則相對較小。

(2) 變形能力分析：① 對比CE-STRC-E1～E3與鋼筋混凝土橋墩試件CE-STRC-E0發(fā)現(xiàn)，核心鋼管埋置長度為300 mm的CE-STRC-E1其極限位移比CE-STRC-E0還要小8.7 mm。這是由于其核心鋼管的埋長不足，導(dǎo)致墩身的破壞模式發(fā)生了改變，這種情況下，非但達(dá)不到預(yù)期的改善效果，反而惡化了構(gòu)件的變形性能。而對于鋼管埋置長度為450 mm的CE-STRC-E2以及600 mm的CE-STRC-E3，由于鋼管在墩身內(nèi)埋長充足，試件發(fā)生彎曲延性破壞，鋼管的抗彎加強(qiáng)作用得以發(fā)揮，因此二者的極限位移明顯大于CE-STRC-E0。② 對比CE-STRC-E2～E3與CE-STRC-E4發(fā)現(xiàn)，當(dāng)鋼管埋置長度由CE-STRC-E4的900 mm減小到CE-STRC-E3的600 mm時，試件的極限位移反而增大了2.44 mm(+4.9%)；繼續(xù)減小鋼管埋置長度至CE-STRC-E2的450 mm，極限位移進(jìn)一步增大了7.27 mm(+14.5%)。由此可見，在相同結(jié)構(gòu)參數(shù)下，部分埋置核心鋼管組合橋墩甚至具有優(yōu)越于常規(guī)組合橋墩的變形能力。分別對比CE-STRC-E2N～E2T與CE-STRC-E2：① 當(dāng)軸壓比從0.15降至0.075時，極限位移增加了11.97 mm，增幅為20.0%，表明減小軸壓比能顯著改善此類橋墩的變形能力；② 當(dāng)箍筋間距由70 mm加密到50 mm，極限位移增加了6.24 mm，增幅為10.4%，可見增大配箍率對變形能力的改善也較明顯；③ 當(dāng)核心鋼管規(guī)格由Φ102×4 mm增至Φ108×5 mm，極限位移減小了3.22 mm，降幅為5.4%，可見增大鋼管規(guī)格導(dǎo)致墩身的變形能力發(fā)生退化，由此建議此類橋墩核心鋼管外徑不宜超過墩身截面尺寸的1/3倍。

綜合考慮承載力和變形能力兩個基本性能指標(biāo)，當(dāng)核心鋼管的埋長為450 mm時，墩身的變形能力達(dá)到最佳，同時具有較高的水平承載力。這也是后續(xù)補(bǔ)充3個試件的核心鋼管埋長取為450 mm(即以CE-STRC-E2為基準(zhǔn)件)的原因，并基于常規(guī)組合橋墩的相關(guān)研究結(jié)果，擬通過減小軸壓比、增大體積配箍率和核心鋼管規(guī)格來進(jìn)一步發(fā)掘部分埋置核心鋼管組合橋墩的抗震潛力。

4 水平承載力計算

水平作用下，外圍鋼筋混凝土通過擠壓鋼管混凝土芯柱將部分水平荷載傳遞給后者來承擔(dān)，并由此實現(xiàn)二者的共同工作。對于外圍鋼筋混凝土而言，鋼管混凝土芯柱對其存在擠壓反作用力，該反力體現(xiàn)了芯柱對外圍混凝土的支撐作用，相當(dāng)于是對外圍混凝土的側(cè)向約束。芯柱對外圍混凝土的側(cè)向約束減小了墩身的實際剪跨比，使試件的水平承載力較鋼筋混凝土試件有明顯提高。上述力學(xué)特性分析為部分埋置核心鋼管組合橋墩水平承載力的簡化計算提供了一個新思路，其出發(fā)點是采用等效剪跨比λe[14]來替代構(gòu)件的設(shè)計剪跨比λ，通過二者的比值λe/λ來反映芯柱的側(cè)向約束對墩身水平承載力的提高程度，λe/λ越小，側(cè)向約束效應(yīng)越強(qiáng)，承載力的提高幅度越大。該方法的求解步驟為：① 對于給定的墩頂軸向力，首先將其分配給鋼管混凝土芯柱和外圍鋼筋混凝土；② 求出鋼筋混凝土環(huán)形截面在分配所得豎向力下的抗彎承載力Mrc；③ 根據(jù)結(jié)構(gòu)和材料參數(shù)計算構(gòu)件的等效剪跨比λe，其表達(dá)式將在后續(xù)討論中給出；④ 將鋼筋混凝土環(huán)形截面的抗彎承載力扣除掉豎向力P-Δ效應(yīng)所產(chǎn)生的二階彎矩后，再除以等效剪跨比λe與墩身直徑D的乘積，進(jìn)而得到墩身水平承載力的計算值，其結(jié)果亦為部分埋置核心鋼管組合橋墩的水平承載力。下面介紹該方法的具體計算步驟。

步驟1鋼筋混凝土部分分擔(dān)的豎向力Nrc

外圍鋼筋混凝土部分所分擔(dān)的豎向力根據(jù)其對整個墩柱軸向剛度的貢獻(xiàn)比例進(jìn)行分配[15]，并應(yīng)考慮鋼管的約束效應(yīng)對核心混凝土軸向剛度的提高作用。

(1)

(2)

式中：Nstrc為墩頂軸向力設(shè)計值；Ecc、Eco和Acc、Aco分別為鋼管內(nèi)和鋼管外混凝土的彈性模量和橫截面面積；θ為鋼管混凝土的套箍指標(biāo)；fa、Aa分別為鋼管的抗拉強(qiáng)度和鋼管橫截面面積；fcc為鋼管內(nèi)混凝土的抗壓強(qiáng)度。

步驟2鋼筋混凝土部分的抗彎承載力Mrc

外圍鋼筋混凝土部分在分配所得豎向力Nrc下的抗彎承載力Mrc可根據(jù)平截面假定和材料本構(gòu)關(guān)系推導(dǎo)得出。但該計算過程過于復(fù)雜，不便于工程應(yīng)用。通過將縱向鋼筋等效為鋼環(huán)，并采用等效矩形應(yīng)力圖替代受壓和受拉鋼環(huán)的應(yīng)力分布，我國現(xiàn)行GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[16]給出了環(huán)形截面抗彎承載力的簡化計算公式。計算時，先由式(3)求出受壓區(qū)混凝土的面積比α，然后將α值代入式(4)即可求得外圍鋼筋混凝土環(huán)形截面的抗彎承載力Mrc。

Nrc=αfcoAco+(α-αt)fyAs

(3)

(4)

αt=1-1.5α

(5)

式中:fco、Ao分別為外圍混凝土的抗壓強(qiáng)度和橫截面面積；fy為縱筋的抗拉強(qiáng)度；As全部縱向鋼筋的截面面積；α為受壓區(qū)混凝土截面面積與環(huán)形截面面積之比；αt為縱向受拉鋼筋與全部縱向鋼筋截面面積之比；r1、r2和rs分別為環(huán)形截面的內(nèi)、外半徑以及縱筋中心所在圓周的半徑。

步驟3等效剪跨比λe

等效剪跨比λe反映了外圍鋼筋混凝土所受到側(cè)向支撐的強(qiáng)弱，其本質(zhì)上體現(xiàn)的是鋼管混凝土芯柱側(cè)向剛度K的大小，K越大，外圍鋼筋混凝土所受到的支撐作用越強(qiáng)，其λe值就越小，即λe與K呈負(fù)相關(guān)關(guān)系。K取決于核心鋼管規(guī)格Φ和鋼管在墩身內(nèi)埋置長度的三次方l3，那么，K對λe的影響實際上間接反映了Φ和l3兩個參數(shù)的綜合對λe的影響。另外，通過分析具有不同核心鋼管埋置長度l試件的試驗結(jié)果可知，隨l的增加，墩身的水平承載力隨之提高，相當(dāng)于λe在減小，這表明λe還受到l的直接影響，且λe與l呈負(fù)相關(guān)關(guān)系。其余兩個試驗參數(shù)，軸壓比n和體積配箍率ρV，對芯柱的側(cè)向剛度K無直接影響。但試驗結(jié)果表明，隨著n和ρV的增加，墩身的水平承載力均得到提升，這都相當(dāng)于λe在減小，即λe與n、ρV同樣呈負(fù)相關(guān)關(guān)系。根據(jù)以上所述，構(gòu)造了以下表達(dá)式用于反映各研究變量對構(gòu)件等效剪跨比的影響

(6)

K=3EI/l3

(7)

EI=EaIa+EccIcc

(8)

式中:η為l與h之比，即將核心鋼管埋置長度l用墩高h(yuǎn)進(jìn)行歸一化；EI為鋼管混凝土芯柱的截面抗彎剛度；Ea、Ia和Ecc、Icc分別核心鋼管和管內(nèi)混凝土的彈性模量和截面慣性矩；a、b、c、d、α和β為由試驗待定的參數(shù)，其中，前4個為常數(shù)或系數(shù)項，后2個為指數(shù)項。

需要說明一點，在構(gòu)造式(6)的形式時，考慮到η(l)和K(Φ，1/l3)中均隱含了l，即l會從兩個方面對λe產(chǎn)生影響，且l的輕微變化會引起1/l3的顯著變化，并最終導(dǎo)致λe和Pm的劇烈變化，這與試驗結(jié)果不符。故式(6)中分別將η和K配有指數(shù)項α和β，目的是希望擬合出α>1和0<β<1的結(jié)果，以均衡l和1/l3對λe的影響。

利用表3中的試驗數(shù)據(jù)和計算結(jié)果對式(6)進(jìn)行多元非線性回歸分析，可得到以上各參數(shù)的取值依次為a=1.9，b=0.18，c=0.48，d=-2.5、α=1.1和β=0.26，即等效剪跨比的計算式為

表3 參數(shù)回歸用試驗數(shù)據(jù)和計算結(jié)果Tab.3 Experimental data and calculated results for paremeters regressive

(9)

由式(9)可見，擬合所得的α和β值確實落在了所期望的區(qū)間內(nèi)，達(dá)到了預(yù)期的目的；另外，參數(shù)b，c均為正值，說明前述分析的λe受ρV和n的影響規(guī)律同樣正確。以上所述也表明本文所采用的等效剪跨比λe概念合理，所構(gòu)造的λe關(guān)于各參數(shù)的表達(dá)式真實可信。

步驟4水平承載力計算

根據(jù)式(3)～(4)和式(7)～(9)分別計算出Mrc和λe后，再將二者代入式(10)即可得到部分埋置核心鋼管組合橋墩的水平承載力Pmc

(10)

式中：D為墩柱截面直徑；Δm為峰值點對應(yīng)的水平位移。需要說明的是，實際設(shè)計中用式(10)進(jìn)行計算時，Δm受結(jié)構(gòu)參數(shù)和地震動的影響無法提前預(yù)知，導(dǎo)致計算過程受阻，這時可將反映豎向力二階效應(yīng)的NstrcΔm作為一個整體從Mrc中扣除。根據(jù)本次試驗結(jié)果可知，當(dāng)n=0.075時，NstrcΔm/Mrc=5.2%；當(dāng)n=0.15時，NstrcΔm/Mrc=9.4%。因此，在橋墩常處于的軸壓比范圍內(nèi)(n=0.05～0.15)，NstrcΔm/Mrc可根據(jù)以上數(shù)據(jù)采用線性插值或適當(dāng)外延的方法來求得?？傮w來看，豎向力所產(chǎn)生的附加彎矩在墩底總彎矩中所占的比例較小，上述處理方法一般不至于引起太大誤差。

步驟5計算結(jié)果驗證

用步驟1～4對本次試驗中6個部分埋置核心鋼管組合橋墩試件的水平承載力進(jìn)行計算，表4給出了計算值Pmc與試驗實測值Pmt的對比，二者之比Pmc/Pmt的均值為0.97，均方差為0.003?？梢姡接嬎阒蹬c試驗值非常接近且均在偏安全一側(cè)，表明本文所給出的簡化計算方法可用于部分埋置核心鋼管組合橋墩的水平承載力預(yù)測。但需要說明一點，由于本次試驗試件數(shù)量有限，樣本空間所覆蓋的參數(shù)范圍較小，今后尚需要更多的試驗結(jié)果，以進(jìn)一步檢驗該方法的可靠性。

表4 試件水平承載力計算值與實測值對比Tab.4 Comparison of calculated and experimental column lateral resistance

5 結(jié) 論

通過8個橋墩試件的擬靜力試驗，研究了部分埋置核心鋼管組合橋墩在往復(fù)荷載作用下的破壞模式和力學(xué)特性，主要結(jié)論如下：

(1) 核心鋼管埋置長度是影響試件破壞形態(tài)和受力性能的重要參數(shù)。當(dāng)鋼管埋長不足時，墩身于鋼管頂部發(fā)生剪切破壞，試件的滯回性能明顯劣于鋼筋混凝土對比件；當(dāng)鋼管埋長充足時，試件于墩底區(qū)域發(fā)生彎曲破壞，其滯回性能較鋼筋混凝土橋墩有明顯提升。此外，墩身的損傷發(fā)展還受到核心鋼管規(guī)格的影響，鋼管規(guī)格過大，也容易導(dǎo)致局部破壞的發(fā)生，對橋墩抗震反而不利。

(2) 部分埋置核心鋼管組合橋墩的水平承載力明顯高于鋼筋混凝土橋墩對比件，且隨鋼管埋置長度的增加，試件的水平承載力逐漸提升。當(dāng)鋼管埋置長度增加到可使鋼管混凝土芯柱基本達(dá)到彎曲屈服時，繼續(xù)增加鋼管長度對承載力的提高作用不大，但滯回曲線的穩(wěn)定性變差，試件強(qiáng)度衰減加快。另一方面，試件的極限位移隨鋼管埋置長度的增加呈現(xiàn)出先增后降的變化趨勢。

(3) 核心鋼管的埋長并非越長越好，對于本次試驗，當(dāng)埋置長度為0.5倍墩身有效高度時，試件的各項抗震性能指標(biāo)綜合達(dá)到最優(yōu)，其水平承載力較常規(guī)組合橋墩試件僅降低了7.5%，而極限位移卻提高了19.4%，且強(qiáng)度衰減速度減慢。以上所述體現(xiàn)了部分埋置核心鋼管橋墩方案其經(jīng)濟(jì)性和耐震性相統(tǒng)一的特點，從而驗證了本文研究初衷的正確性以及該橋墩方案的可行性。

(4) 在其它結(jié)構(gòu)參數(shù)相同的情況下，軸壓比大的試件滯回曲線較為飽滿，水平承載力高；但峰值點過后骨架曲線下降段坡度大，墩身變形能力差。增大配箍率對水平承載力的提高作用不大，但能明顯改善試件的變形能力，同時降低強(qiáng)度衰減的速率。隨核心鋼管規(guī)格的增大，滯回曲線的飽滿度變好，水平承載力得到提高；但加載后期墩身損傷程度加重，變形能力變差。

(5) 采用等效剪跨比來反映各設(shè)計參數(shù)對墩身水平承載力的影響具有概念清晰、簡明實用的特點；以等效剪跨比作為中間變量來建立部分埋置核心鋼管橋墩的水平承載力計算公式可繞開復(fù)雜的機(jī)理分析，且無需判別構(gòu)件的失效模式。但由于本次試驗試件數(shù)量有限，所建立公式的有效性和適用范圍還有待進(jìn)一步驗證。