反復荷載作用下鋼管混凝土組合橋墩抗震性能試驗研究

邱文亮, 田 甜, 張 哲

(大連理工大學 建設工程學部，遼寧 大連 116024)

梁式橋具有經濟指標高、施工周期短和技術成熟等優點，是工程實踐中應用最為廣泛的一種橋型。但由于其結構形式簡單，傳力途徑和耗能機制單一，在地震中往往會發生嚴重破壞。橋墩是決定梁式橋抗震性能的關鍵構件，國內外多次地震表明，嚴重的墩柱破壞是導致上部結構落梁、橋梁整體垮塌等災難性后果的主要原因[1]。為改善梁式橋的抗震性能，提高其震后可修復性，針對傳統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]將鋼管預埋于墩身內，形成一種以鋼管混凝土為核心加強柱的新型鋼-混凝土組合橋墩。

組合橋墩的提法源自于建筑結構領域的鋼管高強混凝土組合柱[6]，后者在鋼管混凝土和型鋼混凝土的基礎上發展而來，目的是通過核心鋼管的約束和增強作用來減小高強混凝土的脆性和柱子的軸壓比，從而改善高層結構的整體延性[7]。組合柱一方面避免了鋼管混凝土用鋼量大、節點連接復雜、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。針對高層框架柱的特點，我國學者對組合柱的進行了一系列研究[8-13]，證明其在靜、動力性能方面具有諸多優點。與此同時，組合柱在我國結構工程領域得到越來越廣泛地應用。

將組合柱用作橋梁墩柱，在地震作用下其表現如何，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砼澆筑且具有較高的軸壓比，而橋梁墩柱多采用普通強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、承載力計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橋梁結構因“頭重腳輕”的質量分布，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“強柱弱梁”思想設計的框架結構“先梁鉸、后柱鉸”的耗能機理。因此，橋梁墩柱比建筑框架柱更具有地震易損性的特點，這也對組合柱作為橋墩構件提出了更高的性能目標和損傷容限要求。

目前，組合橋墩的相關研究比較少見，Qiu等通過少量試件和基于OpenSees平臺的三跨連續梁橋地震響應數值模擬，對組合橋墩的抗震性能進行了初步探討，發現其能改善結構的變形和耗能能力，并減小大震作用下墩頂的位移響應。在此基礎上，為全面了解組合橋墩的抗震性能，推動其工程應用，本文進一步通過8個橋墩試件的擬靜力試驗：①比較了組合橋墩和普通鋼筋混凝土橋墩在低周反復荷載作用下的破壞形態和力學性能差異；②分析了軸壓比和配箍率兩個重要設計參數對組合橋墩抗震性能的影響；③針對目前鮮有文獻涉及縱筋率和核心鋼管埋置長度對組合墩柱抗震性能影響的研究現狀，本文的研究變量還包含了縱筋率和鋼管埋置長度。

1 試驗概況

1.1 試件設計

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

表1中CS02～CS08為試驗對比件，各對比件的結構或材料參數根據研究變量以CS01為基礎作相應變動，具體為：CS02墩身內未設置核心鋼管，為普通鋼筋混凝土橋墩試件；CS03結構和材料參數與CS01保持一致，變量為墩頂的豎向力；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墩身內核心鋼管埋置長度分別為600 mm和300 mm，相當于2/3和1/3倍墩身有效高度。需要說明的是，特意將CS05的箍筋間距設計為大于縱筋直徑的6倍，以研究不滿足我國現行橋梁抗震設計規范[14]中關于箍筋構造要求的組合橋墩抗震性能。除此以外，各試件的配筋和構造細節均滿足文獻[14]中的相關規定。

表1 試件結構參數匯總

表1中:n為試驗軸壓比，n=N/N0。其中，N為墩頂豎向力，N0=fcAc為墩身名義抗壓強度，fc為混凝土軸心抗壓強度，Ac為墩身截面面積。試驗時，施加于墩頂的豎向力分別為362 kN和181 kN，相應的軸壓比分別為0.125和0.063，接近或者稍大于工程實踐中0.05～0.1的橋墩實際軸壓比。橋墩試件采用C40商品砼連續澆筑而成，混凝土立方體試塊實測抗壓強度為47.0 MPa；Φ14和Φ12縱筋屈服強度分別為420 MPa和432 MPa，極限強度分別為617 MPa和638 MPa；Φ8箍筋屈服強度為395 MPa，極限強度為460 MPa；從鋼管中截取三個尺寸為500 mm×15 mm的抗拉強度測定標準件，測得其屈服和極限強度分別為362 MPa和577 MPa。

1.2 加載裝置與數據采集

試驗在大連理工大學橋隧研發基地結構實驗大廳進行，加載裝置如圖2所示，采用懸臂式加載，試件底部為嵌固端。試驗開始時，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，正向加載為推，反向加載為拉。水平加載以位移控制，反復施加的位移幅值逐級增加，每級位移循環三次，加載速率根據位移幅值適當調整，當試件的水平承載力下降到最大值的80%以下或不適于繼續加載時結束試驗。試驗中需要測量和記錄的數據主要有力、變形(位移)、應變以及裂縫信息。沿墩身100 mm、200 mm、400 mm和700 mm高度處分別設有橫向、豎向和斜向拉線位移傳感器以測量墩身的水平、彎曲和剪切變形，在基座側面布置頂桿位移計以觀測試件的剛體滑移，在墩底范圍的縱筋、箍筋及鋼管上分別粘貼電阻應變片以監測測點的應變發展。加載點處的水平力和位移由作動器的控制系統自動記錄，墩底的應變和墩身的變形信號利用無線靜態應變測試儀采集，墩身裂縫的寬度、長度和傾角采用裂縫探測儀、鋼尺和量角器測量。

圖2 試驗加載裝置

2 試驗現象

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

發生彎曲破壞的組合橋墩試件其損傷發展可概括如下：水平位移Δ=4 mm時，墩身下半部分首先出現2～3條水平裂縫；繼續加載，裂縫數量增多、間距變小，原有水平裂縫寬度變大，并朝墩身側面斜向延伸直至互相交叉；Δ=8 mm和12 mm時，縱筋和核心鋼管相繼受拉屈服。此后，裂縫數量不再明顯增多，開始形成寬度較大的臨界裂縫；Δ=24 mm和36 mm時，試件正、負方向的水平承載力分別達到峰值，墩底混凝土在壓、拉反復作用下開始起皮、掉渣；隨著循環次數增多和位移幅值的繼續增大，墩底損傷區域沿著墩身向上發展，構件的水平承載力逐漸降低；Δ=48 mm時，大面積混凝土保護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，縱筋向外鼓出、壓屈并迫使箍筋中段彎折、135°彎鉤崩直，失去箍筋約束的內部混凝土大量破碎；最終，縱筋嚴重屈曲后被拉斷，試件的水平承載力顯著下降而宣告破壞，試驗停止。

試件CS02在加載早期裂縫的生成、發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育和約束混凝土被壓潰為主要特征。Δ=48 mm時，CS02塑性鉸兩側的水平和斜向裂縫相互貫通，墩身在水平作用下相對于底座發生滑移錯位，且在完全卸載后不能還原。試驗結束后，由于箍筋約束混凝土被嚴重壓潰，測得其墩高被壓矮達18 mm。組合橋墩試件則由于核心鋼管的存在，遏制了拉、壓區裂縫的貫通，阻礙了滑移錯位的發生，使墩身的整體性得以保證；同時，核心鋼管提高了墩柱的軸壓和抗剪承載力，避免了試件發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度過短，鋼管混凝土芯柱的側向剛度大，鋼管端頭與附近混凝土之間的相互擠壓作用強烈，使局部混凝土處于二維拉、壓的不利應力狀態，受力性能劣化嚴重。Δ=24 mm時，墩身從核心鋼管頂部開始發生集中損傷，該區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、下側擴展，這與其它試件先從墩底區域開始破壞有所不同；Δ=48 mm時，墩身在鋼管頂部區域發生剛性彎折，鋼筋骨架扭曲，縱筋屈曲失穩，箍筋彎鉤崩直并偏離原位，試件承載力大幅降低，停止加載。試驗結束后，距墩底40 cm高度范圍內的混凝土保護層全部剝落，這是由于斜裂縫寬度較大時，混凝土骨料間的咬合力喪失，縱筋銷栓作用增大，往復加載時大面積混凝土保護層被縱筋牽扯從墩身剝落；同時，彎曲的縱筋壓迫箍筋向外鼓出，喪失了對內部混凝土的約束，約束混凝土被剪切裂縫分割成數塊。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 試驗結果分析

3.1 滯回曲線

各試件在反復荷載作用下的荷載-位移滯回曲線如圖4所示。

鋼筋混凝土試件CS02的滯回環瘦小，捏縮效應明顯，這主要是由于其剪切裂縫發育較為充分。Δ=60 mm所在的位移循環，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，滯回曲線開始嚴重發散，總體表現出較差的滯回性能。組合橋墩基準件CS01的滯回環則相對要飽滿、穩定，即使接近于極限位移時，同一位移幅值下三個滯回環的差別仍然很小，墩身的強度衰減和剛度退化緩慢，表現出較好的滯回性能。對比CS01和CS03可見，軸壓比對滯回曲線影響明顯，尤其在負方向，軸壓比大的CS01在峰值荷載過后強度迅速降低，而軸壓比小的CS03在負方向未見明顯的強度退化。對比試件CS01、CS04和CS05可見，隨著配箍率的增大，滯回曲線愈加飽滿，發散現象有所減輕，且峰值荷載后的強度退化也較為緩慢。對比CS01和CS06可見，縱筋率小的CS06滯回環相對狹長，縱筋率大的CS01滯回曲線較飽滿，可見適當提高組合橋墩試件的縱筋率有助于改善其耗能能力。對比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滯回環發散較嚴重，其穩定性要差于CS01。對于試件CS08，由于核心鋼管過早被截斷使其發生脆性剪切破壞，最終在較小的水平位移下，滯回曲線就表現出發散和不穩定性，其耗能和變形能力最差。

(a) CS-01

(e) CS-05

3.2 強度衰減

往復荷載作用下，構件的損傷體現在兩方面：①在骨架曲線上，表現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，表現為某一位移幅值下，峰值荷載隨循環次數的增多而衰減。相同控制位移下，對比構件的割線剛度，其實質是在比較其水平承載力的大小。因此，構件的剛度退化規律可直觀地由骨架曲線反映出來，故在此不多作討論。本節主要研究低周疲勞損傷導致的強度衰減規律，用某位移幅值下后兩次循環的峰值荷載與該位移下首次循環的峰值荷載之比κ來表示，κ(κ=Pi/P1，i=2、3)值越接近于1，表明強度衰減越少，構件損傷越輕。圖5給出了各試件的強度衰減系數κ隨水平位移Δ的變化曲線，由圖5可見，各試件的強度衰減現象隨水平位移的增大而表現得更為突出，且各位移幅值下第三個循環的強度衰減值要小于第二次的衰減值。

(a) CS-01

(e) CS-05

對比試件CS01和CS02，水平位移Δ≤48 mm時，組合橋墩基準件CS01強度衰減稍快，核心鋼管與外圍混凝土之間的黏結退化是其主要原因；然而，在整個加載過程中，CS01呈穩定的強度衰減，在Δ=60 mm時的強度降低值為24%。對于試件CS02，Δ=60 mm的第二次循環強度驟降55%。可見，內置核心鋼管可減輕加載后期的墩身損傷，提高橋墩的抗倒塌能力。對比試件CS01、CS03、CS04和CS05，軸壓比小的CS03和配箍率大的CS04強度衰減較慢，最后一級循環的衰減值均在16%左右。這表明，減小軸壓比或增大配箍率可延緩墩身損傷。這是因為：①軸壓力會引起鋼管外圍混凝土向外膨脹，導致鋼管與混凝土黏結失效、共同工作效果削弱，較大的軸壓力使得該問題更加嚴重;②箍筋能為鋼管外圍混凝土提供側向約束，可延緩鋼管與混凝土界面間的黏結強度退化。同時，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同受力，配箍率越高這種改善效果越明顯。對比CS01和CS06可見，二者強度退化曲線差別很小，最后一級循環的強度衰減值相差不超過4%，表明縱筋率對墩身的損傷發展影響不明顯。對比CS07和CS08，當鋼管埋置長度從300 mm增至600 mm時，試件從剪切破壞轉變為彎曲延性破壞，強度衰減速率顯著降低；繼續增加鋼管長度至900 mm，最后一級循環的強度衰減值由33%減小至24%，可見較長的核心鋼管有利于延緩墩身的損傷發展。

3.3 骨架曲線

將滯回曲線各位移幅值下首次循環的峰值點相連得到試件的骨架曲線，如圖6所示。由于正、反向骨架曲線不對稱，為方便對比，圖6中縱坐標取兩個加載方向的平均值。

(a) 內置鋼管的影響

(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。這表明內置核心鋼管不改變結構的剛度和固有頻率，因而橋墩在地震作用下所受的慣性力不變，而核心鋼管對承載力的提高相當于增加了結構的安全儲備。由圖6(b)可見，軸壓比大的CS01側向剛度大、承載力高；峰值荷載過后，CS01由于墩頂軸力大，P-Delt效應導致二階彎矩增加明顯，故墩底混凝土較早達到極限壓應變而退出工作，從而導致強度退化加快，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，當鋼管埋置長度從900 mm減小到600 mm時，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。繼續減小鋼管埋置長度到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匯總見表2，表中數據為正、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%時對應的位移；極限位移角θu為極限位移與墩高的比值，位移延性系數μΔ為極限位移與屈服位移的比值。由表2可得，除去發生剪切破壞的CS08，6個組合橋墩試件的極限位移角和位移延性系數均值分別為6.05%和6.02。可見，組合橋墩具備良好的變形能力和位移延性，因而可用于中、高烈度地震設防區。

表2 試驗結果匯總

CS01的水平承載力較CS02提高了40.0%，可見內置核心鋼管可大幅提高橋墩的承載力；然而在本次試驗所采用的結構和材料參數下，核心鋼管對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，導致組合橋墩協同受力的工作機制和變形能力強的優勢沒有得到充分發揮。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的位移延性系數較CS02減小了39.0%。

對比試件CS01和CS03，當軸壓比從0.063增加到0.125時，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分別降低了19.5%和7.1%。可見，與其它鋼-混凝土組合構件相同，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。對比試件CS01、CS04和CS05，當體積配箍率從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均得到提高，增幅分別為4.6%、10.0%和23.2%。這表明，對于發生彎曲破壞的組合橋墩，加密箍筋對提高構件的承載力作用有限，但對改善其變形能力非常有利。注意到，不滿足規范箍筋間距要求的CS05其極限位移角與普通橋墩試件CS02基本相當。可見，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，可適當放大其箍筋間距，以減少箍筋用量。對比試件CS01和CS06，當縱筋直徑從12 mm增大到14 mm時，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墩身承載力的貢獻比重。同時，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的延性系數較CS06減小了14.6%。當核心鋼管埋置長度從300 mm增加到600 mm時，組合橋墩的承載力、極限位移和延性系數均大幅提高，增幅分別為11.2%、25.7%和46.4%；繼續增加鋼管長度至900 mm，承載力和極限位移分別緩慢增長了3.4%和2.6%。可見，鋼管頂端300 mm部分對于進一步提升組合橋墩的強度和變形能力作用不大。因而，核心鋼管并非必須在墩身內通長設置，存在某一合理鋼管埋置長度值，在保證組合橋墩良好抗震性能的同時，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-位移滯回環所包圍的面積，累加所有滯回環的面積得到當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，當水平位移Δ≤12 mm時，墩身尚處于彈性階段或局部剛進入塑性，各試件的滯回耗能均處于較低水平，耗能曲線增長緩慢；隨著位移幅值的增大和循環次數的增多，混凝土和鋼材進入塑性工作狀態的程度不斷加深，墩身損傷逐漸加重，耗能曲線穩定增長。

(a) 內置鋼管的影響

(d) 縱筋率的影響

由圖7(a)可見，Δ≤24 mm時，CS02的耗能曲線與CS01基本重合；繼續加載，二者差距越來越大；破壞時，試件CS01的累積耗能達到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，兩方面作用呈相互抵消趨勢，使滯回環的面積略有增大。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，配箍率對累積耗能無明顯影響；Δ>36 mm后，配箍率越高的試件表現出更好的耗能能力。這是由于較密的箍筋能為混凝土提供更強的約束，更有利于維持加載后期滯回環的穩定。由圖7(d)可見，縱筋率對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在整個加載過程中耗能差別甚微，而CS08則表現出最差的耗能特性，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有關，在墩身下部塑性變形沒有充分發展的情況下，于核心鋼管截斷區域發生脆性剪切破壞。

3.6 殘余位移

Kobe地震后日本學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計規程，作為性能化設計和評估的重要指標[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軸的交點。從圖8可見，Δ≤8 mm時，各試件的殘余位移基本可忽略不計；Δ=12 mm時，殘余位移曲線斜率陡增，此時墩身縱筋和核心鋼管基本受拉屈服，試件進入塑性工作狀態，墩身側向恢復力剛度明顯降低；Δ=20 mm時，殘余位移與可恢復的變形基本持平；隨著水平位移繼續增大，殘余位移穩定增長，可恢復的變形有所增加但變化不大。

(a) 內置鋼管的影響

(d) 縱筋率的影響

由圖8(a)可見，由于核心鋼管能減輕墩身損傷，從而使組合橋墩試件CS01具有較強的復位能力，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Δ≤48 mm時，試件CS01和CS03的殘余位移差別很小；加載后期，軸壓比大的試件CS01損傷發展快，其殘余位移較CS03要大。箍筋率和縱筋率對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。這是因為在鋼管外圍混凝土嚴重損傷的情況下，鋼管混凝土芯柱依然能夠為橋墩提供穩定的恢復力剛度，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，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重損傷，CS08的恢復力剛度迅速降低，殘余位移陡增超過CS01和CS07，而CS07在加載后期的墩身損傷比CS01要重，其殘余位移要稍大于CS01。

4 結 論

通過8個方形橋墩試件的低周反復加載試驗，研究了內置核心鋼管對橋墩抗震性能的改善作用，以及不同設計參數對組合橋墩各項抗震性能指標的影響規律，主要結論如下：

(1) 鋼筋混凝土橋墩試件表現為塑性鉸區豎向壓潰和彎剪破壞的聯合失效模式，內置核心鋼管可避免此類破壞的發生，從而可減輕墩身損傷，提高其震后可修復性；組合橋墩基準件的水平承載力、極限位移和累積耗能較普通橋墩對比件分別提升了40.0%、5.3%和28.1%，核心鋼管對構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選擇的箍筋間距較大有關。

(2) 軸壓比大的組合橋墩試件水平承載力高、耗能能力強，但由于損傷發展快其位移延性差、殘余位移大。軸壓比小的試件骨架曲線下降段平緩，在較長一段位移范圍內強度輕微降低，其變形能力在所有試件中表現最為突出；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定性變好。峰值荷載過后，強度退化減慢，位移延性和耗能能力得到改善；縱筋率對組合橋墩的水平承載力、極限位移、強度衰減和殘余變形影響不大，但增加縱筋率對試件的耗能提升明顯。

(3) 在其它結構參數都相同的情況下，核心鋼管埋置長度決定了組合橋墩的破壞形態，過早地截斷鋼管會導致延性和耗能極差的剪切破壞；隨著鋼管埋置長度的增加，組合橋墩的破壞模式由剪切型向彎曲型轉變，墩身損傷發展變緩，抗震性能得到改善；當鋼管埋置長度超過某一理想長度后，對繼續提高抗震性能作用不大，對鋼材反而是一種浪費。因此，尋求合理的核心鋼管埋置長度，以達到經濟指標和抗震性能的協調統一，具有重要的現實意義。

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