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)

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。

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。

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。

表1 试件结构参数汇总

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

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。

(a) CS0

(b) CS02

(c) CS03

(d) CS04

(e) CS05

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和不稳定性，其耗能和变形能力最差。

(a) CS-01

(e) CS-05

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

(e) CS-05

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

(d) 纵筋率的影响

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]；Pu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。

表2 试验结果汇总

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

(d) 纵筋率的影响

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

(d) 纵筋率的影响

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28.1%，核心钢管对构件变形能力的改善作用不甚明显与方箍的约束效率低和本次试验选择的箍筋间距较大有关。

(2) 轴压比大的组合桥墩试件水平承载力高、耗能能力强，但由于损伤发展快其位移延性差、残余位移大。轴压比小的试件骨架曲线下降段平缓，在较长一段位移范围内强度轻微降低，其变形能力在所有试件中表现最为突出；随着配箍率的增加，水平承载力稍有提高，滞回曲线的饱满度和稳定性变好。峰值荷载过后，强度退化减慢，位移延性和耗能能力得到改善；纵筋率对组合桥墩的水平承载力、极限位移、强度衰减和残余变形影响不大，但增加纵筋率对试件的耗能提升明显。

(3) 在其它结构参数都相同的情况下，核心钢管埋置长度决定了组合桥墩的破坏形态，过早地截断钢管会导致延性和耗能极差的剪切破坏；随着钢管埋置长度的增加，组合桥墩的破坏模式由剪切型向弯曲型转变，墩身损伤发展变缓，抗震性能得到改善；当钢管埋置长度超过某一理想长度后，对继续提高抗震性能作用不大，对钢材反而是一种浪费。因此，寻求合理的核心钢管埋置长度，以达到经济指标和抗震性能的协调统一，具有重要的现实意义。

(4) 发生弯曲破坏的6个组合桥墩试件其极限位移角介于5.59%～7.28%，位移延性系数介于5.09～6.59，可见组合桥墩具有良好的变形能力和位移延性，因而可应用于中、高度地震设防区。