田 甜， 邱 文 亮*， 齊 中 新， 張 哲

( 1.大連理工大學 土木工程學院, 遼寧 大連 116024；2.中國人民解放軍軍事經濟學院， 湖北 武漢 430000 )

剪跨比對鋼管混凝土組合橋墩抗震性能影響試驗研究

田 甜1， 邱 文 亮*1， 齊 中 新2， 張 哲1

( 1.大連理工大學 土木工程學院, 遼寧 大連 116024；2.中國人民解放軍軍事經濟學院， 湖北 武漢 430000 )

鋼管混凝土組合橋墩是一種以圓鋼管為鋼骨的新型鋼-混凝土組合橋墩，具有良好的應用前景．通過3個組合橋墩試件的擬靜力試驗，研究了鋼管混凝土組合橋墩的抗震性能和抗剪強度，分析了剪跨比對組合橋墩破壞形態(tài)、位移延性、剛度退化、滯回耗能和殘余位移的影響．試驗結果表明：剪跨比是決定組合橋墩破壞形態(tài)的關鍵因素，3個不同剪跨比的組合橋墩試件發(fā)生的破壞模式有剪切斜壓破壞、彎剪破壞和彎曲破壞3類；3個組合橋墩試件的滯回曲線均比較飽滿、穩(wěn)定，無明顯的捏縮、滑移現(xiàn)象；隨著剪跨比的增大，試件的變形能力和耗能特性得到改善，剛度退化減慢，殘余位移減??；不同剪跨比的組合橋墩試件均具有良好的變形能力，滿足工程實踐對位移延性系數和極限位移角的要求；對組合橋墩的抗剪強度計算公式進行了有益探討，研究成果可為組合橋墩的抗震設計提供參考．

鋼管混凝土組合橋墩；抗震性能；剪跨比；剛度退化；滯回耗能；抗剪強度

0 引 言

墩柱是橋梁結構承重和抗側向力的主要構件，在地震中易損壞，嚴重的墩柱破壞是導致落梁、結構坍塌，并在震后難以修復的主要原因[1]．為改善橋墩的變形能力，并提高其抗彎、抗剪承載力，以避免發(fā)生彎曲壓潰和脆性剪切破壞，文獻[2-3]介紹了在鋼筋混凝土橋墩內埋置核心鋼管的設計思路，形成一種以鋼管混凝土為加強柱的鋼管混凝土組合橋墩(以下簡稱組合橋墩)．組合橋墩將鋼管混凝土芯柱與外圍鋼筋混凝土有機地結合起來，使二者協(xié)同工作以形成良好的抗力機制．與傳統(tǒng)鋼筋混凝土橋墩相比，組合橋墩具有能減小結構地震響應和提高安全儲備等優(yōu)點，因而在地震設防區(qū)有著良好的應用前景．

從組成形式上看，組合橋墩和高層建筑中的鋼管混凝土組合柱[4](以下簡稱組合柱)具有相似的構造，二者的主要差別在于橋梁工程和高層建筑因結構體系、荷載類型的差異，在研究和應用時選取的結構參數和材料參數范圍有所不同．20世紀90年代以來，我國學者對組合柱的軸壓[5]、壓彎[6]和抗震性能[7-10]進行了一系列研究(大多數是針對高強混凝土或高軸壓比的框架柱開展)，結果表明，組合柱在力學性能和施工工藝方面具有諸多優(yōu)點．目前，組合柱的設計和施工已基本成熟，在我國高層建筑領域得到越來越廣泛的應用，并取得了良好的經濟效益[11]．而關于組合橋墩的研究文獻和工程應用卻鮮有報道，影響其推廣使用的一個重要原因就是對其(采用普通強度混凝土澆筑且具有較低軸壓比的墩柱)抗震性能、變形能力和抗剪強度的研究不夠深入．為促進這一新型橋墩在工程實踐上的應用，本文通過3個組合橋墩試件的擬靜力加載試驗，描述不同剪跨比的組合橋墩試件在低周反復荷載作用下的損傷演化過程，討論剪跨比對組合橋墩各項抗震性能指標的影響規(guī)律，旨在為組合橋墩的抗震設計和進一步的理論研究提供試驗基礎．

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

本次試驗制作了3個圓形截面組合橋墩試件，除剪跨比不同外，其他設計參數均保持一致，見表1．表中n=N/N0為試驗軸壓比，N為施加于墩頂的豎向力，N0=fckAc為墩身的名義抗壓強度，fck為混凝土抗壓強度標準值，Ac為墩身截面面積．各墩頂的豎向力均為284 kN，相應的試驗軸壓比n=0.15，接近或者稍大于工程實踐中橋墩的實際軸壓比．

表1 試件設計參數匯總

試件的尺寸和配筋如圖1所示，墩身截面直徑D均為300 mm，3個試件的剪跨比λ分別為1.5、2.0和3.0，相應的水平力加載點高度h，即墩柱的有效高度分別為450、600和900 mm，設計時柱頭加高150 mm以安裝加載夾具；核心鋼管采用規(guī)格為φ102×4 mm的Q345級低碳合金無縫鋼管，截面的含鋼率為1.74%．鋼管在墩身內的埋置長度與水平力加載點高度相同，在底座內的錨固長度為450 mm；墩身主筋采用8φ14的HRB400級帶肋鋼筋，沿截面周圍均勻布置，相應的縱筋率為1.74%；箍筋采用φ6.5的HPB300級光圓鋼筋，箍筋間距為75 mm，相應的體積配箍率為0.51%．

試件加工時，首先綁扎好墩身與底座的鋼筋骨架，然后將核心鋼管用定位鋼筋固定在墩身的鋼筋籠內，定位時注意使鋼管幾何位置居中，最后支模并澆筑墩身與底座的混凝土．混凝土的配合比按C40設計，與實際工程中橋墩廣泛采用的混凝土標號相同．澆筑試件時制作了3個標準混凝土立方體試塊，與試件同條件養(yǎng)護后實測其抗壓強度均值為42.5 MPa．將鋼管切割成500 mm×15 mm的抗拉強度測定標準件，測得其屈服強度為368 MPa，極限強度為562 MPa；直徑為14 mm的縱筋屈服強度為423 MPa，極限強度為620 MPa；直徑為6.5 mm的箍筋屈服強度為318 MPa，極限強度為416 MPa．

圖1 試件尺寸及配筋(單位：mm)

1.2 試驗裝置與加載方案

本次試驗在大連理工大學橋隧研發(fā)基地實驗大廳進行，試驗裝置如圖2所示，采用懸臂式加載．試件的底座通過高強螺桿、鋼壓梁和水平約束系統(tǒng)錨固在地面反力槽內，以模擬墩底為嵌固端的邊界條件．軸向壓力由加載能力為3 000 kN的豎向千斤頂施加，水平作用由電液伺服作動器施加，作動器的最大行程為±300 mm，加載能力為±1 000 kN，規(guī)定正向加載為推，反向加載為拉．試驗開始前，根據試驗軸壓比施加豎向力至設計值，并在整個試驗過程中維持恒定，然后施加水平往復作用．水平加載采用位移控制，位移幅值逐級增加，每級位移循環(huán)3次，當試件的水平承載力下降至最大值的80%以下或不適于繼續(xù)承載時結束試驗．

圖2 試驗裝置圖

1.3 測量裝置與數據采集

試驗中需要進行測量和記錄的數據主要有荷載、變形(位移)、應變以及墩身的裂縫信息．沿墩身不同高度處布置有水平、豎向和斜向的拉線式位移傳感器以測量墩身的水平、彎曲和剪切變形，在基座側面設有頂桿式位移傳感器以觀測試件在水平作用下是否發(fā)生剛體位移，在墩底范圍的縱筋、箍筋及鋼管上分別粘貼電阻應變片以監(jiān)測測點位置的應變發(fā)展．水平力加載點處的荷載和位移由作動器的控制系統(tǒng)自動采集，并將荷載-位移滯回曲線實時顯示在操作界面上，墩底的應變和墩身的變形信號利用無線靜態(tài)應變測試系統(tǒng)采集，墩身裂縫的寬度、長度和傾角采用混凝土裂縫探測儀、鋼尺和量角器進行測量．

2 試驗現(xiàn)象

3個組合橋墩試件發(fā)生的破壞模式分別為剪切斜壓破壞、彎剪破壞和彎曲破壞，圖3給出了各試件的最終破壞形態(tài)，照片中墩身水平標記線間距為10 cm．

(1)剪跨比λ=1.5的試件CS01發(fā)生剪切斜壓破壞．水平位移為2 mm時在墩底區(qū)域出現(xiàn)微小水平裂縫，隨即朝側面斜向延伸．隨著水平荷載增大，已有裂縫寬度增加，并且在墩身腹部不斷有大致平行的斜裂縫生成，斜裂縫相互交叉并將墩身側面分割成不規(guī)則的菱形小塊體．隨后，斜裂縫逐漸匯合并發(fā)展出兩條主剪斜裂縫，混凝土逐漸退出工作，墩身應力發(fā)生重分布，鋼管混凝土芯柱開始發(fā)揮主要抗剪作用，主剪斜裂縫在芯柱的限制下裂縫寬度開展較慢．試件最終以剪壓區(qū)的混凝土和墩身側面的斜壓小柱體被壓潰而達到極限狀態(tài)，同時出現(xiàn)了較明顯的剪切黏結裂縫，整個破壞過程發(fā)展較為緩慢，具有一定的延性．從試件CS01最終的破壞狀態(tài)可見，墩身基本保持豎直，核心柱有效地限制了墩身的剪切滑移．雖然墩身混凝土嚴重剝落，但鋼筋骨架基本完好，縱筋屈曲程度較輕，箍筋輕微鼓出，剝去鋼管外圍松散混凝土，發(fā)現(xiàn)核心鋼管未發(fā)生局部屈曲．

(a) 試件CS01剪切斜壓破壞

(b) 試件CS02彎剪破壞

(c) 試件CS03彎曲破壞

圖3 試件破壞形態(tài)和裂縫分布

Fig.3 Failure patterns and cracks distribution of specimens

(2)剪跨比λ=3.0的試件CS03發(fā)生彎曲破壞．水平位移為4 mm時，墩身下半部分混凝土首先出現(xiàn)水平微小彎曲裂縫．隨著水平荷載增大，裂縫數量逐漸增多、寬度變大、間距變小，縱筋和核心鋼管受拉屈服后，水平裂縫朝側面斜向延伸并且相互交叉．此后，裂縫數量不再增多，開始形成寬度較大的臨界裂縫，墩底混凝土在壓、拉反復作用下起皮、掉渣．隨著水平位移繼續(xù)增大，墩底混凝土保護層被壓酥并逐漸從墩身剝離，剝落區(qū)沿著墩身向上發(fā)展，墩底鋼筋骨架外露，縱筋壓彎、屈曲經幾次循環(huán)后疲勞斷裂，試件的水平承載力顯著下降而宣告破壞．加載過程中，墩身變形發(fā)展充分，裂縫分布均勻，破壞發(fā)展平緩，在墩底形成了延性和耗能較好的塑性鉸機制．

(3)剪跨比λ=2.0的試件CS02沒有發(fā)生明顯的脆性剪切破壞．在加載初期表現(xiàn)出和彎曲破壞相似的過程，首先在墩底區(qū)域出現(xiàn)水平彎曲裂縫并朝墩身側面斜向發(fā)展，縱筋屈服、受壓區(qū)混凝土保護層輕微脫落后，在墩底形成小范圍的塑性鉸區(qū)．隨著循環(huán)次數的增多和塑性變形的增大，墩底塑性鉸區(qū)的損傷發(fā)展導致混凝土的有效抗剪面積不斷減小，壓區(qū)混凝土所受的正應力和剪應力不斷增加，當主壓應力達到混凝土的極限強度時退出工作，水平力由混凝土逐漸轉移給箍筋和核心柱承擔，組合橋墩的抗剪承載力隨著延性系數的增加逐漸降低．臨近破壞時，墩底塑性鉸區(qū)的斜裂縫發(fā)育比較充分，形成了較明顯的剪切面．試件最終以縱筋被拉斷而結束試驗，屬于彎曲破壞和剪切破壞共存的情況，表現(xiàn)為具有一定延性和耗能能力的彎剪破壞．

3 滯回曲線

試件在反復荷載作用下的荷載-位移滯回曲線是其抗震性能的綜合體現(xiàn)，滯回曲線越飽滿、穩(wěn)定，表明其抗震性能越好．各試件的滯回曲線如圖4所示，圖中P、Δ分別為加載點處的水平荷載和水平位移．

(1)在加載初期，水平位移較小，試件處于彈性工作階段，滯回曲線接近于線性，卸載后基本沒有殘余變形；隨著水平位移增加，試件進入塑性工作狀態(tài)并產生低周疲勞效應，墩身剛度逐漸退化，表現(xiàn)為加、卸載曲線的斜率減小，滯回環(huán)所圍成的面積不斷增加，同一位移幅值下3次循環(huán)的強度發(fā)生衰減，卸載后殘余位移增大．

(2)3個試件的滯回曲線均比較飽滿，即使發(fā)生剪切破壞的試件CS01，由于核心鋼管的限制作用，其滯回曲線也未發(fā)生明顯的滑移現(xiàn)象；當水平力達到峰值荷載以后，滯回曲線仍具有較好的穩(wěn)定性，同一位移下3次循環(huán)的滯回環(huán)差別較小，墩身的強度衰減和剛度退化緩慢，表現(xiàn)出良好的滯回性能．

(a) CS01

(b) CS02

(c) CS03

(d) 3個試件比較

圖4 試件荷載-位移滯回曲線

Fig.4 Load-displacement hysteretic curves of specimens

(3)對比3個試件的滯回曲線可見，剪跨比對滯回環(huán)的形狀及割線剛度影響較大．剪跨比最小的試件CS01其滯回曲線的捏縮現(xiàn)象相對較為明顯，飽滿度稍差．由于墩身抗側向力剛度最大，其加、卸載曲線均非常陡峭，峰值荷載過后，強度降低較快；隨著剪跨比逐漸增大，滯回曲線愈加飽滿，捏縮效應減輕，試件在破壞前所能抵抗的塑性變形和循環(huán)次數逐漸增大，滯回耗能和變形能力得到改善．

4 試驗結果分析

4.1 骨架曲線

根據滯回曲線得到各試件的荷載-位移骨架曲線如圖5所示，圖中縱坐標取正、反向加載的平均值，從圖中可以看出：①剪跨比小的試件，墩身的側向剛度和水平承載力較大，骨架曲線的上升段和下降段均比較陡峭，表現(xiàn)出相對較差的變形能力；②隨著剪跨比的增大，試件的水平承載力逐漸減小，骨架曲線的上升段和下降段趨于平緩，水平力達到峰值以后，剪跨比越大的試件承載力降低越緩慢，表現(xiàn)出更好的位移延性和變形能力．

圖5 試件荷載-位移骨架曲線

各試件骨架曲線的特征點匯總見表2，其中，Py和Δy分別為名義屈服荷載和名義屈服位移，采用Park法確定；Pu為峰值荷載，即試件所能抵抗的最大水平荷載；Δu為墩頂的極限位移，取水平荷載下降至峰值荷載的85%時所對應的位移值；極限位移角θu為極限位移與墩高的比值，位移延性系數μΔ為極限位移與屈服位移的比值．從表2可見：①組合橋墩試件的水平承載力與剪跨比呈負相關關系，極限位移和位移延性系數與剪跨比呈正相關關系；②3個剪跨比試件的位移延性系數均大于3.0，極限位移角也都大于5.0%．這表明組合橋墩應用于高墩和矮墩時，均能滿足工程實踐中認為構件具有良好變形能力時位移延性系數不小于3.0以及極限位移角不小于4.0%的要求．

結合課題組前期的研究以及相關文獻[12]可知，雖然鋼管能為截面核心位置混凝土提供良好約束，但組合墩柱仍應滿足一定配箍率的要求，以延緩鋼管混凝土芯柱與外圍混凝土之間的黏結破壞，并使受箍筋約束的鋼管外圍混凝土保持較好的完整性，避免過早地被壓潰或剪壞，以協(xié)同鋼管混凝土芯柱抵抗外荷載，從而充分發(fā)揮組合結構強度高和延性好的優(yōu)勢．根據本次試驗，建議圓形截面組合橋墩的螺旋箍筋體積配箍率不應小于0.5%，并應滿足中國現(xiàn)行橋梁抗震設計規(guī)范[13-14]中關于箍筋構造要求的相關規(guī)定．

表2 試件骨架曲線特征點

4.2 剛度退化

橋梁結構的地震響應不僅與橋墩的初始剛度有關，還與地震過程中橋墩的剛度退化規(guī)律有關，剛度退化過快的橋墩可能會導致結構整體垮塌的嚴重后果．試件的剛度可用滯回環(huán)的割線剛度KN,i(i=1,2,3)來表示，即某一滯回環(huán)的峰值荷載與相應位移之比．取各級位移下3次循環(huán)的剛度平均值KN作為代表值，各試件的剛度退化曲線如圖6所示．

圖6 試件剛度退化曲線

(1)3個試件的剛度退化曲線均比較光滑、平順，表現(xiàn)為逐步穩(wěn)定的剛度退化，表明組合橋墩在豎向力和水平反復作用下的損傷發(fā)展平穩(wěn)、可控．

(2)隨著水平位移的增加，各試件的剛度退化曲線呈現(xiàn)出先快后慢的變化規(guī)律．加載初期墩身屈服以前，裂縫的大量出現(xiàn)與發(fā)展使初始剛度退化較快．墩身屈服以后，裂縫基本出齊，剛度退化曲線逐漸變平緩．當鋼管外圍混凝土嚴重損傷后，試件的殘余剛度趨近于核心鋼管混凝土的抗彎剛度這一穩(wěn)定值，且剪跨比越大的試件，殘余剛度值越?。?/p>

(3)剪跨比較小時，墩身的初始彈性剛度較大，但剛度退化速度較快．隨著剪跨比的增加，試件的初始剛度逐漸減小，剛度退化曲線隨之由陡峭變?yōu)槠骄彛@說明不同的破壞類型會導致不同的剛度退化速度，發(fā)生剪切破壞的試件其墩身損傷發(fā)展最為迅速，剛度退化速度最快，而彎曲破壞則反之．

4.3 耗能特性

耗能能力是評價結構或構件抗震性能的重要指標，在工程結構抗震設計中，可用滯回耗能來定量地評估結構的耗能能力．滯回耗能定義為荷載-位移滯回曲線中封閉滯回環(huán)所包圍的面積，累加所有滯回環(huán)面積得到當前位移下的累積耗能，圖7為各試件的累積耗能Ehyst隨水平加載位移Δ的變化曲線．

圖7 試件累積耗能曲線

(1)加載初期，構件處于彈性或局部剛進入塑性的工作狀態(tài)，各試件的滯回耗能均處于較低水平，耗能曲線增長緩慢；隨著滯回位移的增大和循環(huán)次數的增多，混凝土和鋼材進入塑性狀態(tài)的程度不斷加深，墩身的損傷程度逐漸加重，耗能曲線開始穩(wěn)定增長．

(2)在相同水平位移下，剪跨比越小的試件其耗能能力越強，這是因為剪跨比小的試件其抗側向力剛度大，相應地恢復力也較大，從而使滯回曲線所圍成的面積較大．同時，剪跨比越小的試件墩身破壞程度越重．

(3)試件最終的累積耗能隨剪跨比的增大而大幅增多，試件CS02和CS03由于經歷了更大的塑性變形和更多的循環(huán)次數，最終的累積耗能分別達到CS01的1.5和2.0倍．

結構的耗能能力還可用等效阻尼比he來評價，he越大表明耗能越強．試件CS01、CS02和CS03在破壞時(水平承載力下降至峰值荷載的85%時所在的位移循環(huán))的等效阻尼比分別為0.222、0.317和0.313．文獻[15]的研究表明發(fā)生彎曲破壞的鋼筋混凝土墩柱等效阻尼比為0.15～0.25，本次試驗中發(fā)生彎曲破壞的組合橋墩試件等效阻尼比為0.3左右，這表明發(fā)生彎曲破壞的組合橋墩比鋼筋混凝土墩柱具有更強的耗能能力．

4.4 殘余位移

橋墩在遭遇強震過后，由于經歷了塑性變形會留下殘余位移，在確定維修受損橋墩的技術和經濟性評估中，殘余位移是重要的參考指標，殘余位移較大的橋墩往往損傷程度較重而難以修復，需要拆掉重建．如果橋墩的殘余變形保持在較低水平，不僅有利于震后橋梁的繼續(xù)運營，保障救援工作及時開展，還能大幅減小橋墩的修復費用．圖8給出了各試件的殘余位移Δr隨水平加載位移Δ的變化曲線．

圖8 試件殘余位移曲線

(1)在加載初期，墩身損傷程度較輕，卸載后殘余位移很小；水平位移為8 mm時，各試件殘余位移曲線的斜率陡增，此時縱筋和核心鋼管基本屈服，試件進入塑性工作狀態(tài)，開始發(fā)生較明顯的殘余變形；隨著水平位移繼續(xù)增大，可恢復的彈性變形基本保持不變，而殘余變形接近于線性地穩(wěn)定增長．

(2)在相同的水平位移幅值下，小剪跨比試件的殘余位移較大．隨著剪跨比的增大，同一位移下的殘余位移逐漸減?。@是由于在相同的墩頂位移下，小剪跨比試件的側向位移角要大得多，從而導致墩身損傷程度較嚴重，殘余位移較大．

4.5 抗剪強度計算探討

橋墩的抗剪強度計算是能力設計原理的重要組成部分，準確評估橋墩的抗剪強度對于能力保護構件的設計，以及保證橋墩在地震作用下發(fā)生期望的破壞模式具有重要意義．中國現(xiàn)行的鋼管混凝土疊合柱設計規(guī)程[4]給出了矩形截面疊合柱在偏心受壓作用下斜截面抗剪強度計算公式，根據文獻[16]中相關規(guī)定，對圓形鋼筋混凝土截面按照“等效慣性矩原則”換算成等效矩形截面，可得到適用于圓形截面組合墩柱的抗剪強度計算公式如下：

Vcs=(Vrc+Vst)/γre

(1)

(2)

(3)

b=1.76R，h0=1.6R

(4)

式中：Vcs為組合柱的抗剪強度；Vrc為混凝土、箍筋和軸壓力三部分對抗剪強度的貢獻之和；Vst為核心鋼管對抗剪強度的貢獻；λ為構件的剪跨比；b和h0分別為圓形截面等效成矩形截面的寬度和有效高度；R為組合橋墩的截面半徑；Asv和s分別為同一截面內箍筋的總截面面積和箍筋間距；Aa為鋼管截面面積；N為軸向力設計值；γre為承載力抗震調整系數，軸壓比等于0.15時取為0.8；ft為混凝土抗拉強度設計值；fyv為箍筋抗拉強度設計值；fa為鋼管鋼材的抗拉強度設計值．

式(1)～(3)是在38個高強混凝土組合柱擬靜力試驗的基礎上，采用疊加各分項抗力體系的簡化計算方法，對實測水平承載力進行回歸分析得到的[17]，具有表達形式簡單、設計使用方便、考慮因素全面的特點．

利用上述公式對3個組合橋墩試件的抗剪承載力進行計算，并與試驗結果對比列入表3中．由表3可見，上述公式給出了偏于不安全的預測結果，計算值達到試驗值的2倍之多，產生如此偏差的原因可能是本次試驗所采用的試驗參數(如混凝土強度、試驗軸壓比)與規(guī)范編制所依托的試驗資料其相關參數差異過大．因此，對于采用普通強度混凝土澆筑且處于較低軸壓比下的組合橋墩其抗剪強度的計算不能直接搬用疊合柱設計規(guī)程中的相關公式．

表3 試驗結果與計算結果對比

5 結 論

(1)剪跨比是決定組合橋墩破壞形態(tài)和抗震性能的關鍵因素；組合橋墩試件在水平反復作用下的損傷發(fā)展平穩(wěn)、可控，墩身剛度退化曲線光滑、平順；不同剪跨比組合橋墩試件的滯回曲線均比較飽滿、穩(wěn)定，由于核心柱的限制作用，即使發(fā)生剪切破壞的矮墩試件，其滯回曲線也未發(fā)現(xiàn)明顯的捏縮和滑移．

(2)組合橋墩應用于不同剪跨比的橋墩時均具有較好的變形能力．為滿足工程實踐中對構件位移延性系數不小于3.0和極限位移角不小于4.0%的要求，建議圓形截面組合橋墩的螺旋箍筋體積配箍率應不小于0.5%．

(3)得益于核心鋼管的加強作用，發(fā)生彎曲破壞的組合橋墩比鋼筋混凝土墩柱具有更強的耗能能力；相同的墩頂水平位移下，小剪跨比試件由于其墩身損傷程度嚴重導致殘余位移較大，大剪跨比試件則相反．

(4)文獻[4]中給出的抗剪強度計算公式不適用于鋼管混凝土組合橋墩，采用普通強度混凝土澆筑且處于較低軸壓比下組合墩柱的抗剪機理以及抗剪強度計算需進一步研究．

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Experimental study for effects of shear span ratio on seismic performance of concrete filled steel tube (CFST) composite bridge columns

TIAN Tian1, QIU Wenliang*1, QI Zhongxin2, ZHANG Zhe1

( 1.School of Civil Engineering, Dalian University of Technology, Dalian 116024, China；2.Chinese People′s Liberation Army Military School of Economics, Wuhan 430000, China )

Concrete-filled steel tube(CFST) composite bridge column, which is formed by pre-embedding a steel tube into a reinforced concrete bridge column, is an innovative type of steel-concrete composite bridge column, and has prosperous potential in widespread application. Quasi-static tests of three specimens are conducted to investigate the seismic behavior and shear strength of CFST composite bridge columns. The influences of shear span ratio on failure patterns, displacement ductility, stiffness degradation, hysteretic energy dissipation and residual displacement of CFST composite bridge columns are discussed. Test results indicate that the shear span ratio is the critical factor in determining the failure patterns of CFST composite bridge columns. Three specimens with different shear span ratios suffer from shear diagonal-compression, flexural-shear and flexural failure, respectively. The hysteretic curves of the tested specimens show good plumpness and stability, without any noticeable pinching and slippage effect. With the increase of shear span ratio, the deformation ability and energy dissipation capacity are improved, while the residual displacement and the rate of stiffness degradation decrease. Three specimens with different shear span ratios all exhibit favorable deformation ability, satisfying the requirements of displacement ductility factor and ultimate drift ratio specified in engineering practice. At last, some beneficial discussions are made based on the shear strength computational formula of CFST composite bridge column. Research findings can provide reference for seismic-resistant design of CFST composite bridge columns.

CFST composite bridge column; seismic performance; shear span ratio; stiffness degradation; hysteretic energy dissipation; shear strength

2016-07-18；

2017-01-18．

國家自然科學基金資助項目(51178080).

田 甜(1985-)，男，博士生，E-mail:tian3316625@163.com；邱文亮*(1972-)，男，教授，E-mail:qwl@dlut.edu.cn.

1000-8608(2017)02-0133-09

U443.22

A

10.7511/dllgxb201702004