反复荷载作用下钢管混凝土组合桥墩抗震性能试验研究_邱文亮.pdf

 振动与冲击 第 38 卷第 17 期JOURNAL OF VIBRATION AND SHOCKVol．38 No．17 2019 基金项目 国家自然科学基金 51178080 收稿日期 2017 －12 －20修改稿收到日期 2018 －06 －10 第一作者 邱文亮 男， 博士， 教授， 博士生导师， 1971 年生 反复荷载作用下钢管混凝土组合桥墩抗震性能试验研究 邱文亮，田甜，张哲 大连理工大学 建设工程学部， 辽宁 大连116024 摘 要 为研究钢管混凝土组合桥墩的抗震性能， 完成了 8 个剪跨比 λ 3． 0 方形截面桥墩试件的低周反复加载 试验。基于试件的破坏特征及荷载- 位移滞回曲线， 分析了内置核心钢管对钢筋混凝土桥墩抗震性能的改善作用， 讨论了 轴压比、 配箍率、 纵筋率和钢管埋置长度对组合桥墩抗震性能的影响。结果表明 在墩身内埋置核心钢管可避免桥墩发生 竖向压溃和弯剪破坏， 同时提高试件的承载力、 变形和耗能能力， 并减小卸载后的残余位移; 轴压比大的组合桥墩试件承 载力高、 耗能能力强， 但变形能力差且残余位移大; 随着配箍率或纵筋率的增加， 滞回曲线的饱满度变好， 变形和耗能能力 得到提高; 核心钢管在墩身内的埋置长度是决定组合桥墩破坏形态和抗震性能的重要因素， 随着钢管埋置长度的增加， 组 合桥墩试件的破坏形态由剪切型转化为弯曲型， 其各项抗震性能指标随之得到改善。 关键词 钢- 混凝土组合桥墩; 抗震性能; 拟静力试验; 破坏形态; 滞回曲线 中图分类号 U443． 22文献标志码 ADOI10． 13465/j． cnki． jvs． 2019． 17． 021 Experimental study on the seismic behavior of steel tube reinforced concrete bridge columns under cyclic loading QIU Wenliang，TIAN Tian，ZHANG Zhe School of Civil Engineering，Dalian University of Technology，Dalian 116024，China AbstractTo investigate the seismic behavior of steel tube reinforced concrete STRC bridge column，eight square column specimens with a shear span ratio of 3． 0 were tested under simulated seismic loading conditions． Based on the observed failure patterns and the obtained force- displacement hysteretic curves，the effectiveness of core steel tube in improving the seismic resistance of reinforced concrete RC bridge column is uated． In addition，the effects of axial load ratio，stirrup ratio，longitudinal steel ratio，and core steel tube embedment length on the seismic behavior of STRC bridge column are also examined． Test results demonstrate that accompany by eliminating the combined failure mode of vertical crushing and flexural- shear in the RC counterpart，incorporating a core steel tube in the column can enhance the column lateral strength，deability，energy dissipation，and self- centering capacity． Despite a larger lateral strength and a higher energy dissipation， the STRC column that sustained a higher axial load ratio exhibited relatively poor ductility and self- centering capacity． With the increase of stirrup ratio or longitudinal steel ratio，the hysteretic curvesof STRC bridge column became plumper，and the deability and energy dissipation capacity were also improved． Core steel tube embedment length is of an essential structural parameter in determining the failure mode and therefore the seismic behavior of STRC bridgecolumn，as thisvariable increased，each seismic perance index of STRC bridge column was significantlyimproved because of the change of failure mode from brittle shear to ductile flexure． Key wordssteel- concrete composite bridge column;seismic behavior;pseudo- static test;failure mode; hysteretic curves 梁式桥具有经济指标高、 施工周期短和技术成熟 等优点， 是工程实践中应用最为广泛的一种桥型。但 由于其结构形式简单， 传力途径和耗能机制单一， 在地 震中往往会发生严重破坏。桥墩是决定梁式桥抗震性 能的关键构件， 国内外多次地震表明， 严重的墩柱破坏 是导致上部结构落梁、 桥梁整体垮塌等灾难性后果的 主要原因 ［1 ］。为改善梁式桥的抗震性能， 提高其震后 可修复性， 针对传统钢筋混凝土桥墩脆性剪切和弯曲 压溃 ［2- 3 ］两种典型破坏形式， Qiu 等［4- 5 ］将钢管预埋于墩 身内， 形成一种以钢管混凝土为核心加强柱的新型钢- 混凝土组合桥墩。 ChaoXing 组合桥墩的提法源自于建筑结构领域的钢管高强 混凝土组合柱 ［6 ］， 后者在钢管混凝土和型钢混凝土的 基础上发展而来， 目的是通过核心钢管的约束和增强 作用来减小高强混凝土的脆性和柱子的轴压比， 从而 改善高层结构的整体延性 ［7 ］。组合柱一方面避免了钢 管混凝土用钢量大、 节点连接复杂、 局部屈曲以及防 火、 防腐等问题; 另一方面， 钢管与核心混凝土形成钢 管混凝土芯柱， 较型钢混凝土中的钢骨， 具有更好的轴 压和抗剪能力。针对高层框架柱的特点， 我国学者对 组合柱的进行了一系列研究 ［8- 13 ］， 证明其在静、 动力性 能方面具有诸多优点。与此同时， 组合柱在我国结构 工程领域得到越来越广泛地应用。 将组合柱用作桥梁墩柱， 在地震作用下其表现如 何， 这是值得研究的课题， 主要由于 ①高层框架柱通 常采用高强砼浇筑且具有较高的轴压比， 而桥梁墩柱 多采用普通强度砼浇筑且轴压比一般不超过 0． 2。因 此， 已有的研究成果如破坏形态、 承载力计算以及合理 配箍率和含钢率等是否适用于组合桥墩， 还有待商榷; ②桥梁结构因“头重脚轻” 的质量分布， 其耗能主要依 赖墩底塑性铰的滞回变形来完成， 这有别于遵循“强柱 弱梁” 思想设计的框架结构 “先梁铰、 后柱铰” 的耗能机 理。因此， 桥梁墩柱比建筑框架柱更具有地震易损性 的特点， 这也对组合柱作为桥墩构件提出了更高的性 能目标和损伤容限要求。 目前， 组合桥墩的相关研究比较少见， Qiu 等通过 少量试件和基于 OpenSees 平台的三跨连续梁桥地震响 应数值模拟， 对组合桥墩的抗震性能进行了初步探讨， 发现其能改善结构的变形和耗能能力， 并减小大震作 用下墩顶的位移响应。在此基础上， 为全面了解组合 桥墩的抗震性能， 推动其工程应用， 本文进一步通过 8 个桥墩试件的拟静力试验 ①比较了组合桥墩和普通 钢筋混凝土桥墩在低周反复荷载作用下的破坏形态和 力学性能差异; ②分析了轴压比和配箍率两个重要设 计参数对组合桥墩抗震性能的影响; ③针对目前鲜有 文献涉及纵筋率和核心钢管埋置长度对组合墩柱抗震 性能影响的研究现状， 本文的研究变量还包含了纵筋 率和钢管埋置长度。 1试验概况 1． 1试件设计 共设计 8 个方形截面桥墩试件， 包括 7 个钢管混 凝土组合桥墩试件和 1 个钢筋混凝土桥墩试件。组合 桥墩试件 CS01 作为对比的基准件， 其尺寸和配筋如图 1 所示， 墩身有效高度 即水平力作用点距墩底交界面 的距离 为 900 mm， 截面尺寸为 300 mm 300 mm， 相 应的剪跨比 λ 3． 0。墩身四周对称布置 8Φ14 的 HRB400 级热轧带肋钢筋， 纵筋率为 1． 37; 箍筋采用 直径为 Φ8 的 HPB300 级光圆钢筋， 箍筋间距为 80 mm， 体积配箍率为 0． 73; 核心钢管采用规格为 Φ108 5 mm 的 Q345 级无缝钢管， 截面含钢率为 1． 80。 钢管在墩身内埋置长度为 900 mm， 在底座内锚固长度 为 450 mm。 图 1基准试件构造及配筋图 mm Fig． 1Dimensions and reinforcement layout of the reference specimen mm 表 1 中 CS02 ～ CS08 为试验对比件， 各对比件的结 构或材料参数根据研究变量以 CS01 为基础作相应变 动， 具体为 CS02 墩身内未设置核心钢管， 为普通钢筋 混凝土桥墩试件; CS03 结构和材料参数与 CS01 保持 一致， 变量为墩顶的竖向力; CS04 和 CS05 箍筋间距分 别为 50 mm 和 100 mm， 体积配箍率分别为 1． 16 和 0． 58; CS06 纵筋直径为 12 mm， 纵筋率为 1． 0; CS07 和 CS08 墩身内核心钢管埋置长度分别为600 mm 和 300 mm， 相当于 2/3 和 1/3 倍墩身有效高度。需要 说明的是， 特意将 CS05 的箍筋间距设计为大于纵筋直 径的 6 倍， 以研究不满足我国现行桥梁抗震设计规 范 ［14 ］中关于箍筋构造要求的组合桥墩抗震性能。除此 以外， 各试件的配筋和构造细节均满足文献［ 14］中的 相关规定。 751第 17 期邱文亮等 反复荷载作用下钢管混凝土组合桥墩抗震性能试验研究 ChaoXing 表 1试件结构参数汇总 Tab． 1Summary of specimen parameters 试件 编号 纵筋 率/ 配箍 率/ 含钢 率/ 钢管 长 h 轴压 比 n 剪跨 比 λ 研究 参数 CS011． 370． 731． 809000． 1253． 0基准件 CS021． 370． 730． 1253． 0无钢管 CS031． 370． 731． 809000． 0633． 0轴压比 CS041． 371． 161． 809000． 1253． 0配箍率 CS051． 370． 581． 809000． 1253． 0配箍率 CS061． 000． 731． 809000． 1253． 0纵筋率 CS071． 370． 731． 806000． 1253． 0钢管长 CS081． 370． 731． 803000． 1253． 0钢管长 表 1 中 n 为试验轴压比， n N/N0。其中， N 为墩 顶竖向力， N0 fcAc为墩身名义抗压强度， fc为混凝土 轴心抗压强度， Ac为墩身截面面积。试验时， 施加于墩 顶的竖向力分别为 362 kN 和 181 kN， 相应的轴压比分 别为0． 125 和0． 063， 接近或者稍大于工程实践中0． 05 ～0． 1 的桥墩实际轴压比。桥墩试件采用 C40 商品砼 连续浇筑而成， 混凝土立方体试块实测抗压强度为 47． 0 MPa; Φ14 和 Φ12 纵筋屈服强度分别为 420 MPa 和 432 MPa， 极限强度分别为 617 MPa 和 638 MPa; Φ8 箍筋屈服强度为 395 MPa， 极限强度为 460 MPa; 从钢 管中截取三个尺寸为500 mm 15 mm 的抗拉强度测定 标准件， 测得其屈服和极限强度分别为 362 MPa 和 577 MPa。 1． 2加载装置与数据采集 试验在大连理工大学桥隧研发基地结构实验大厅 进行， 加载装置如图 2 所示， 采用悬臂式加载， 试件底 部为嵌固端。试验开始时， 由加载能力为 3 000 kN 的 竖向千斤顶施加轴向压力， 并维持恒定; 水平往复作用 由电液伺服作动器施加， 作动器的最大行程为 300 mm， 加载能力为 1 000 kN， 正向加载为推， 反向加载 为拉。水平加载以位移控制， 反复施加的位移幅值逐 级增加， 每级位移循环三次， 加载速率根据位移幅值适 当调整， 当试件的水平承载力下降到最大值的 80 以 下或不适于继续加载时结束试验。试验中需要测量和 记录的数据主要有力、 变形 位移 、 应变以及裂缝信 息。沿墩身 100 mm、 200 mm、 400 mm 和 700 mm 高度 处分别设有横向、 竖向和斜向拉线位移传感器以测量 墩身的水平、 弯曲和剪切变形， 在基座侧面布置顶杆位 移计以观测试件的刚体滑移， 在墩底范围的纵筋、 箍筋 及钢管上分别粘贴电阻应变片以监测测点的应变发 展。加载点处的水平力和位移由作动器的控制系统自 动记录， 墩底的应变和墩身的变形信号利用无线静态 应变测试仪采集， 墩身裂缝的宽度、 长度和倾角采用裂 缝探测仪、 钢尺和量角器测量。 图 2试验加载装置 Fig． 2Schematic of test set- up 2试验现象 图 3 给出了各试件在试验结束后的破坏形态， 照 片中墩身水平标记线间距为 10 cm， 可以看出 钢筋混 凝土桥墩试件 CS02 在塑性铰区呈弯剪破坏; 组合桥墩 试件除核心钢管埋置长度最短的 CS08 发生剪切破坏 外， 其余均表现为弯曲破坏。 发生弯曲破坏的组合桥墩试件其损伤发展可概括 如下 水平位移 Δ 4 mm 时， 墩身下半部分首先出现 2 ～3 条水平裂缝; 继续加载， 裂缝数量增多、 间距变小， 原有水平裂缝宽度变大， 并朝墩身侧面斜向延伸直至 互相交叉; Δ 8 mm 和12 mm 时， 纵筋和核心钢管相继 受拉屈服。此后， 裂缝数量不再明显增多， 开始形成宽 度较大的临界裂缝; Δ 24 mm 和36 mm 时， 试件正、 负 方向的水平承载力分别达到峰值， 墩底混凝土在压、 拉 反复作用下开始起皮、 掉渣; 随着循环次数增多和位移 幅值的继续增大， 墩底损伤区域沿着墩身向上发展， 构 件的水平承载力逐渐降低; Δ 48 mm 时， 大面积混凝 土保护层被压碎并从墩身剥落， 墩底钢筋骨架外露; 水 平位移接近极限变形时， 纵筋向外鼓出、 压屈并迫使箍 筋中段弯折、 135弯钩崩直， 失去箍筋约束的内部混凝 土大量破碎; 最终， 纵筋严重屈曲后被拉断， 试件的水 平承载力显著下降而宣告破坏， 试验停止。 试件 CS02 在加载早期裂缝的生成、 发展与弯曲破 坏的组合桥墩试件类似， 在加载中、 后期则以剪切裂缝 充分发育和约束混凝土被压溃为主要特征。Δ 48 mm 时， CS02 塑性铰两侧的水平和斜向裂缝相互贯通， 墩身在水平作用下相对于底座发生滑移错位， 且在完 全卸载后不能还原。试验结束后， 由于箍筋约束混凝 土被严重压溃， 测得其墩高被压矮达 18 mm。组合桥 墩试件则由于核心钢管的存在， 遏制了拉、 压区裂缝的 851振 动 与 冲 击2019 年第 38 卷 ChaoXing a CS01 b CS02 c CS03 d CS04 e CS05 f CS06 g CS07 h CS08 图 3试件破坏形态和裂缝分布 Fig． 3Failure pattern and crack distribution of specimens 贯通， 阻碍了滑移错位的发生， 使墩身的整体性得以保 证; 同时， 核心钢管提高了墩柱的轴压和抗剪承载力， 避免了试件发生竖向压溃和弯剪破坏。 试件 CS08， 由于核心钢管埋置长度过短， 钢管混凝 土芯柱的侧向刚度大， 钢管端头与附近混凝土之间的 相互挤压作用强烈， 使局部混凝土处于二维拉、 压的不 利应力状态， 受力性能劣化严重。Δ 24 mm 时， 墩身 从核心钢管顶部开始发生集中损伤， 该区域水平和斜 裂缝宽度明显增大; Δ 36 mm， 该位置附近混凝土开 始外鼓、 剥落， 并朝墩身上、 下侧扩展， 这与其它试件先 从墩底区域开始破坏有所不同; Δ 48 mm 时， 墩身在 钢管顶部区域发生刚性弯折， 钢筋骨架扭曲， 纵筋屈曲 失稳， 箍筋弯钩崩直并偏离原位， 试件承载力大幅降 低， 停止加载。试验结束后， 距墩底 40 cm 高度范围内 的混凝土保护层全部剥落， 这是由于斜裂缝宽度较大 时， 混凝土骨料间的咬合力丧失， 纵筋销栓作用增大， 往复加载时大面积混凝土保护层被纵筋牵扯从墩身剥 落; 同时， 弯曲的纵筋压迫箍筋向外鼓出， 丧失了对内 部混凝土的约束， 约束混凝土被剪切裂缝分割成数块。 图 3- h 给出了试件破坏后核心钢管顶部残留的“榫头” 状混凝土， 剪切痕迹清晰可见。 3试验结果分析 3． 1滞回曲线 各试件在反复荷载作用下的荷载- 位移滞回曲线如 图 4 所示。 钢筋混凝土试件 CS02 的滞回环瘦小， 捏缩效应明 显， 这主要是由于其剪切裂缝发育较为充分。Δ 60 mm 所在的位移循环， 由于箍筋被拉开、 脱落， 约束混凝 土被压溃， 试件的承载力骤降， 滞回曲线开始严重发 散， 总体表现出较差的滞回性能。组合桥墩基准件 CS01 的滞回环则相对要饱满、 稳定， 即使接近于极限 位移时， 同一位移幅值下三个滞回环的差别仍然很小， 墩身的强度衰减和刚度退化缓慢， 表现出较好的滞回 性能。对比 CS01 和 CS03 可见， 轴压比对滞回曲线影 响明显， 尤其在负方向， 轴压比大的 CS01 在峰值荷载 过后强度迅速降低， 而轴压比小的 CS03 在负方向未见 明显的强度退化。对比试件 CS01、 CS04 和 CS05 可见， 随着配箍率的增大， 滞回曲线愈加饱满， 发散现象有所 减轻， 且峰值荷载后的强度退化也较为缓慢。对比 CS01 和 CS06 可见， 纵筋率小的 CS06 滞回环相对狭 长， 纵筋率大的 CS01 滞回曲线较饱满， 可见适当提高 组合桥墩试件的纵筋率有助于改善其耗能能力。对比 CS01 和 CS07， 在加载前、 中期二者滞回曲线差别不明 显。在加载后期， CS07 在同一位移幅值下的三个滞回 环发散较严重， 其稳定性要差于 CS01。对于试件 CS08， 由于核心钢管过早被截断使其发生脆性剪切破 坏， 最终在较小的水平位移下， 滞回曲线就表现出发散 951第 17 期邱文亮等 反复荷载作用下钢管混凝土组合桥墩抗震性能试验研究 ChaoXing a CS- 01 b CS- 02 c CS- 03 d CS- 04 e CS- 05 f CS- 06 g CS- 07 h CS- 08 图 4试件荷载- 位移滞回曲线 Fig． 4Load- displacement hysteretic curves of specimens 和不稳定性， 其耗能和变形能力最差。 3． 2强度衰减 往复荷载作用下， 构件的损伤体现在两方面 ①在 骨架曲线上， 表现为随位移幅值的增大， 其割线刚度逐 渐退化; ②在滞回曲线上， 表现为某一位移幅值下， 峰 值荷载随循环次数的增多而衰减。相同控制位移下， 对比构件的割线刚度， 其实质是在比较其水平承载力 的大小。因此， 构件的刚度退化规律可直观地由骨架 曲线反映出来， 故在此不多作讨论。本节主要研究低 周疲劳损伤导致的强度衰减规律， 用某位移幅值下后 两次循环的峰值荷载与该位移下首次循环的峰值荷载 之比 κ 来表示， κ κ Pi/P1， i 2、 3 值越接近于 1， 表 明强度衰减越少， 构件损伤越轻。图 5 给出了各试件 的强度衰减系数 κ 随水平位移 Δ 的变化曲线， 由图 5 可见， 各试件的强度衰减现象随水平位移的增大而表 现得更为突出， 且各位移幅值下第三个循环的强度衰 减值要小于第二次的衰减值。 a CS- 01 b CS- 02 c CS- 03 d CS- 04 e CS- 05 f CS- 06 g CS- 07 h CS- 08 图 5试件承载力退化曲线 Fig． 5Strength degradation curves of specimens 对比试件 CS01 和 CS02， 水平位移 Δ≤48 mm 时， 组合桥墩基准件 CS01 强度衰减稍快， 核心钢管与外围 混凝土之间的黏结退化是其主要原因; 然而， 在整个加 载过程中， CS01 呈稳定的强度衰减， 在 Δ 60 mm 时的 强度降低值为 24。对于试件 CS02， Δ 60 mm 的第 二次循环强度骤降 55。可见， 内置核心钢管可减轻 加载后期的墩身损伤， 提高桥墩的抗倒塌能力。对比 试件 CS01、 CS03、 CS04 和 CS05， 轴压比小的 CS03 和配 箍率大的 CS04 强度衰减较慢， 最后一级循环的衰减值 均在 16左右。这表明， 减小轴压比或增大配箍率可 延缓墩身损伤。这是因为 ①轴压力会引起钢管外围 混凝土向外膨胀， 导致钢管与混凝土黏结失效、 共同工 061振 动 与 冲 击2019 年第 38 卷 ChaoXing 作效果削弱， 较大的轴压力使得该问题更加严重; ②箍 筋能为钢管外围混凝土提供侧向约束， 可延缓钢管与 混凝土界面间的黏结强度退化。同时， 约束作用可使 混凝土的延性得到提高， 能承受更大的塑性变形并与 钢管混凝土核芯柱协同受力， 配箍率越高这种改善效 果越明显。对比 CS01 和 CS06 可见， 二者强度退化曲 线差别很小， 最后一级循环的强度衰减值相差不超过 4， 表明纵筋率对墩身的损伤发展影响不明显。对比 CS07 和 CS08， 当钢管埋置长度从300 mm 增至600 mm 时， 试件从剪切破坏转变为弯曲延性破坏， 强度衰减速 率显著降低; 继续增加钢管长度至 900 mm， 最后一级 循环的强度衰减值由 33 减小至 24， 可见较长的核 心钢管有利于延缓墩身的损伤发展。 3． 3骨架曲线 将滞回曲线各位移幅值下首次循环的峰值点相连 得到试件的骨架曲线， 如图 6 所示。由于正、 反向骨架 曲线不对称， 为方便对比， 图 6 中纵坐标取两个加载方 向的平均值。 a 内置钢管的影响 b 轴压比的影响 c 配箍率的影响 d 纵筋率的影响 e 钢管长度的影响 图 6试件荷载- 位移骨架曲线 Fig． 6Load- displacement skeleton curves of specimens 由图 6 a 可见， CS01 和 CS02 的墩身初始刚度没 有明显差异， 但前者的水平承载力较后者有显著提升。 这表明内置核心钢管不改变结构的刚度和固有频率， 因而桥墩在地震作用下所受的惯性力不变， 而核心钢 管对承载力的提高相当于增加了结构的安全储备。由 图 6 b 可见， 轴压比大的 CS01 侧向刚度大、 承载力 高; 峰值荷载过后， CS01 由于墩顶轴力大， P- Delt 效应 导致二阶弯矩增加明显， 故墩底混凝土较早达到极限 压应变而退出工作， 从而导致强度退化加快， 骨架曲线 下降段变陡。由图6 c 可见， 随着配箍率的增加， 试件 的水平承载力稍有提高， 骨架曲线的下降段变缓， 变形 能力得到改善。由图 6 d 可见， 不同纵筋率的试件骨 架曲线上升段基本重合， 表明纵筋率对墩身初始刚度 没有明显影响， 但纵筋率大的试件 CS01 其水平承载力 较高， 且骨架曲线下降段也较为平缓。由图6 e 可见， 当钢管埋置长度从 900 mm 减小到 600 mm 时， 试件的 水平承载力略有降低， 骨架曲线下降段在接近极限位 移部分斜率增大。继续减小钢管埋置长度到 300 mm， 水平承载力显著减小， 骨架曲线下降段明显变陡， 峰值 荷载后强度退化加快。 3． 4承载力和位移延性 各试件骨架曲线的特征点汇总见表 2， 表中数据为 正、 反向加载的平均值。其中， Py和 Δy分别为名义屈 服荷载和名义屈服位移 ［15 ］; P u为峰值荷载， 即试件所 能抵抗的最大水平力; Δu为极限位移， 取骨架曲线上水 平荷载下降至最大值的 85 时对应的位移; 极限位移 角 θu为极限位移与墩高的比值， 位移延性系数 μΔ为极 限位移与屈服位移的比值。由表 2 可得， 除去发生剪 切破坏的 CS08， 6 个组合桥墩试件的极限位移角和位 表 2试验结果汇总 Tab． 2Summary of test results 试件 编号 Py/ kN Pu/ kN Δy/ mm Δu/ mm θu Δu/h μΔ Δu /Δ y CS01152． 9178． 09． 3752． 785． 865． 63 CS02108． 9127． 25． 4450． 145． 579． 23 CS03136． 3160． 010． 8265． 567． 286． 06 CS04157． 9183． 58． 8355． 376． 156． 27 CS05149． 4175． 59． 8950． 345． 595． 09 CS06142． 8167． 07． 8151． 445． 726． 59 CS07149． 8172． 27． 9551． 455． 726． 47 CS08130． 1154． 99． 2640． 924． 554． 42 161第 17 期邱文亮等 反复荷载作用下钢管混凝土组合桥墩抗震性能试验研究 ChaoXing 移延性系数均值分别为 6． 05 和 6． 02。可见， 组合桥 墩具备良好的变形能力和位移延性， 因而可用于中、 高 烈度地震设防区。 CS01 的水平承载力较 CS02 提高了 40． 0， 可见 内置核心钢管可大幅提高桥墩的承载力; 然而在本次 试验所采用的结构和材料参数下， 核心钢管对桥墩变 形能力的改善并不十分明显 为 5． 3 ， 其原因是方 形箍约束效果差且本次试验选择的箍筋间距大， 未能 为钢管外围混凝土提供足够约束， 使得该部分混凝土 过早地剥落， 导致组合桥墩协同受力的工作机制和变 形能力强的优势没有得到充分发挥。另外， 由于核心 钢管的存在延缓了墩身的屈服过程， 屈服位移从 5． 44 mm 增加到 9． 37 mm， 使得试件 CS01 的位移延性系数 较 CS02 减小了 39． 0。 对比试件 CS01 和 CS03， 当轴压比从0． 063 增加到 0． 125 时， 水平承载力提高了 11． 3， 但变形能力退化 明显， 极限位移和延性系数分别降低了 19． 5 和 7． 1。可见， 与其它钢- 混凝土组合构件相同， 轴压比 依然是影响组合桥墩抗震性能的重要因素， 控制轴压 比是保证其具有良好变形能力的有效措施。对比试件 CS01、 CS04 和 CS05， 当体积配箍率从 0． 58 增大到 1． 16， 组合桥墩的水平承载力、 极限位移和延性系数 均得到提高， 增幅分别为 4． 6、 10． 0 和 23． 2。这 表明， 对于发生弯曲破坏的组合桥墩， 加密箍筋对提高 构件的承载力作用有限， 但对改善其变形能力非常有 利。注意到， 不满足规范箍筋间距要求的 CS05 其极限 位移角与普通桥墩试件 CS02 基本相当。可见， 若仅要 求组合桥墩具备与钢筋混凝土墩柱相同的变形能力， 可适当放大其箍筋间距， 以减少箍筋用量。对比试件 CS01 和 CS06， 当纵筋直径从 12 mm 增大到 14 mm 时， 纵筋率增加 37． 0， 承载力仅提高了 6． 6， 这是由于 核心钢管的存在减小了纵筋对墩身承载力的贡献比 重。同时， 增大纵筋直径使极限位移略有提高， 而屈服 位移明显变大， 使得 CS01 的延性系数较 CS06 减小了 14．6。当核心钢管埋置长度从 300 mm 增加到 600 mm 时， 组合桥墩的承载力、 极限位移和延性系数均大 幅提高， 增幅分别为 11． 2、 25． 7 和 46． 4; 继续增 加钢管长度至 900 mm， 承载力和极限位移分别缓慢增 长了 3． 4 和 2． 6。可见， 钢管顶端 300 mm 部分对 于进一步提升组合桥墩的强度和变形能力作用不大。 因而， 核心钢管并非必须在墩身内通长设置， 存在某一 合理钢管埋置长度值， 在保证组合桥墩良好抗震性能 的同时， 能最大程度减少用钢量。 3． 5耗能特性 桥墩的滞回耗能定义为荷载- 位移滞回环所包围的 面积， 累加所有滞回环的面积得到当前位移水平下的 累积滞回耗能 ［16- 17 ］。图 7 给出了各试件的累积滞回耗 能 Ehyst随加载位移 Δ 的变化曲线。由图 7 可见， 当水 平位移 Δ≤12 mm 时， 墩身尚处于弹性阶段或局部刚进 入塑性， 各试件的滞回耗能均处于较低水平， 耗能曲线 增长缓慢; 随着位移幅值的增大和循环次数的增多， 混 凝土和钢材进入塑性工作状态的程度不断加深， 墩身 损伤逐渐加重， 耗能曲线稳定增长。 a 内置钢管的影响 b 轴压比的影响 c 配箍率的影响 d 纵筋率的影响 e 钢管长度的影响 图 7试件累积耗能曲线 Fig． 7Accumulative energy dissipation curves of specimens 261振 动 与 冲 击2019 年第 38 卷 ChaoXing 由图7 a 可见， Δ≤24 mm 时， CS02 的耗能曲线与 CS01 基本重合; 继续加载， 二者差距越来越大; 破坏 时， 试件 CS01 的累积耗能达到 CS02 的 1． 28 倍， 可见 核心钢管能明显提高桥墩的耗能能力。增大轴压比， 一方面提高了试件的水平承载力， 另一方面加重了滞 回曲线的捏缩效应， 两方面作用呈相互抵消趋势， 使滞 回环的面积略有增大。由图 7 b 可见， 轴压比大的 CS01 耗能多， 轴压比小的 CS03 耗能少， 但二者最终的 累积耗能差异不超过 8。由图 7 c 可见， Δ≤36 mm 时， 配箍率对累积耗能无明显影响; Δ ＞36 mm 后， 配箍 率越高的试件表现出更好的耗能能力。这是由于较密 的箍筋能为混凝土提供更强的约束， 更有利于维持加 载后期滞回环的稳定。由图 7 d 可见， 纵筋率对累积 耗能影响较明显， 纵筋率大的试件 CS01 水平承载力高 且滞回曲线更饱满， 因而其累积耗能多。由图 7 e 可 见， 试件 CS01 和 CS07 在整个加载过程中耗能差别甚 微， 而 CS08 则表现出最差的耗能特性， 最终的累积耗 能仅为 CS01 和 CS07 的50左右。这主要与其破坏形 态有关， 在墩身下部塑性变形没有充分发展的情况下， 于核心钢管截断区域发生脆性剪切破坏。 3． 6残余位移 Kobe 地震后日本学者开始深入研究桥墩的残余位 移问题， 并将其纳入桥梁抗震设计规程， 作为性能化设 计和评估的重要指标 ［18- 19 ］。图 8 给出了各试件残余位 移 Δr随加载位移 Δ 的变化曲线， Δr定义为滞回曲线卸 载段与水平坐标轴的交点。从图 8 可见， Δ≤8 mm 时， 各试件的残余位移基本可忽略不计; Δ 12 mm 时， 残 余位移曲线斜率陡增， 此时墩身纵筋和核心钢管基本 受拉屈服， 试件进入塑性工作状态， 墩身侧向恢复力刚 度明显降低; Δ 20 mm 时， 残余位移与可恢复的变形 基本持平; 随着水平位移继续增大， 残余位移稳定增 长， 可恢复的变形有所增加但变化不大。 a 内置钢管的影响 b 轴压比的影响 c 配箍率的影响 d 纵筋率的影响 e 钢管长度的影响 图 8试件残余位移曲线 Fig． 8Residual displacement curves of specimens 由图8 a 可见， 由于核心钢管能减轻墩身损伤， 从 而使组合桥墩试件 CS01 具有较强的复位能力， 在各位 移幅值下的残余位移均小于钢筋混凝土试件 CS02。由 图8 b 可见， 当 Δ≤48 mm 时， 试件 CS01 和 CS03 的残 余位移差别很小; 加载后期， 轴压比大的试件 CS01 损 伤发展快， 其残余位移较 CS03 要大。箍筋率和纵筋率 对残余位移的影响不明显， 由图 8 c 和 8 d 可见， 随 着水平位移的增加， 试件 CS04、 CS05、 CS06 与 CS01 的 残余位移曲线基本重合。这是因为在钢管外围混凝土 严重损伤的情况下， 钢管混凝土芯柱依然能够为桥墩 提供稳定的恢复力刚度， 组合桥墩的残余位移最终收 敛于钢管混凝土芯柱的残余位移。由图 8 e 可见， 在 Δ≤36 mm 时， CS08 的残余位移在三者中最小， 而 CS01 和 CS07 差别不大; 此后， 由于墩身在钢管顶部严重损 伤， CS08 的恢复力刚度迅速降低， 残余位移陡增超过 CS01 和 CS07， 而 CS07 在加载后期的墩身损伤比 CS01 要重， 其残余位移要稍大于 CS01。 4结论 通过 8 个方形桥墩试件的低周反复加载试验， 研 究了内置核心钢管对桥墩抗震性能的改善作用， 以及 不同设计参数对组合桥墩各项抗震性能指标的影响规 律， 主要结论如下 1 钢筋混凝土桥墩试件表现为塑性铰区竖向压 溃和弯剪破坏的联合失效模式， 内置核心钢管可避免 此类破坏的发生， 从而可减轻墩身损伤， 提高其震后可 361第 17 期邱文亮等 反复荷载作用下钢管混凝土组合桥墩抗震性能试验研究 ChaoXing 修复性; 组合桥墩基准件的水平承载力、 极限位移和累 积耗能较普通桥墩对比件分别提升了 40． 0、 5． 3 和 28．