本次试验的位移和承载力结果汇总如表3.2-6所示。
本次试验的位移延性结果汇总如表3.2-7所示。
表3.2-6 桥墩实测数据汇总
表3.2-7 试件延性性能参数汇总
3.2.3.1 原型桥墩模型分析
本试验中的A1、A2、B1试件是以具体工点中的3个典型桥墩（分别为1号墩、2号墩和3号墩）为原型进行1∶5缩尺设计的，以研究具体工点桥墩塑性铰区抗剪设计的合理性。
1.A1试件
图3.2-13展示了A1试件在破坏时的状态。从图中可以看到，A1试件在破坏状态时，侧面的斜裂缝很少，发育并不充分，而在正面底部的横裂缝发育非常充分，底部混凝土压碎剥落，钢筋裸露，并在严重屈曲后断裂，呈现出典型的弯曲破坏状态。
图3.2-13 试件A1的最终破坏状态
图3.2-14为A1试件的骨架曲线，经计算可知A1的位移延性能力为10.18，为弯曲破坏，具有足够的延性储备，因此验证了该原型墩抗震设计的合理性。
图3.2-14 A1试件的骨架曲线
2.A2试件
图3.2-15为A2试件破坏时的状态。从图中可以看出，当桥墩破坏时，在正面和侧面距墩底70 cm范围内产生的均为横裂缝，侧面也未见明显的斜裂缝，正面墩底混凝土剥落，横裂缝宽度1.5 cm，钢筋断裂，呈现为弯曲破坏模式。
图3.2-15 试件A2的最终破坏状态
图3.2-16为A2的骨架曲线，延性能力为9.74，具有足够的延性储备，因此可以推断该原型墩抗震设计是合理的。
图3.2-16 A2试件的骨架曲线
3.B1试件
图3.2-17为B1试件破坏时的状态，从图中同样可以看到，B1试件在极限破坏状态时，侧面的斜裂缝很少，主要是正面的横裂缝充分发展，底部混凝土大量剥落，钢筋屈曲断裂，呈现典型弯曲破坏状态。
图3.2-17 试件B1的最终破坏状态
图3.2-18显示，由B1试件的骨架曲线可以算出，B1试件的位移延性能力达11.76，是典型的弯曲破坏，具有足够的延性储备。故该原型墩抗震设计是合理的。
图3.2-18 B1试件的骨架曲线
综上所述，3个原型墩均为典型的弯曲破坏，具有足够的延性储备，由此可以推断出按照现行规范设计制造出的铁路桥墩是经得起相应地震荷载考验的。
3.2.3.2 抗剪性能影响因素分析
在本节中对比各组骨架曲线时，为消除混凝土强度和截面面积的影响，将对骨架曲线纵坐标进行无量纲处理，具体为：
式中 v——名义侧向承载力；
V——墩顶侧向力；
Ag——桥墩毛截面面积；
fc——混凝土立方体抗压强度，并按3.2.1.1节的实测值取值。
1.纵筋配筋率
在本试验中，C1、C2、C3试件考察纵筋配筋率对抗剪性能的影响，三者的纵筋率分别为0.61%、0.93%、1.45%。国内外已有抗剪强度公式均不包含纵筋率的影响，即通常认为纵筋率的不同对抗剪能力没有影响。图3.2-19为C1、C2、C3试件的骨架曲线对比，可以看出，随着纵筋率的提高，试件的名义侧向承载力会明显提高，表现为骨架曲线的上移。
2.剪跨比(www.xing528.com)
D1、C2、D4、D2、D3试件为变剪跨比组，剪跨比由小到大依次为1.5、2.0、2.3、2.5、3.0。剪跨比是影响桥墩抗剪性能的又一重要因素。五者的骨架曲线对比如图3.2-20所示。从试验结果来看，随着剪跨比的增大，桥墩的名义侧向承载力逐渐减小。既有研究表明，剪跨比对桥墩的破坏形式起着一定的控制作用。本试验中剪跨比为1.5、2.0、2.3的试件，位移延性较小，属于典型的弯剪破坏；剪跨比为2.5的试件，剪切斜裂缝仍很明显，但位移延性相对较大；剪跨比为3.0的试件，呈现明显的弯曲破坏。
图3.2-19 变纵筋率组骨架曲线对比
图3.2-20 变剪跨比组骨架曲线对比
3.轴压比
C2、E1、E2试件为变轴压比组，三者的轴压比分别为0.99%、1.98%、2.98%。根据已有的抗剪能力公式，提高轴压比，对抗剪能力有提高作用，如Priestly等专门提出一项VP作为轴压力提供的抗剪能力，其他学者如Sezen等将轴压作用归入混凝土提供的抗剪能力部分一起考虑，也均一致认为轴压力会提高抗剪能力。三者骨架曲线对比情况如图3.2-21所示。从试验结果对比来看，随着轴压比的提高，桥墩的名义侧向承载力也随之提高，延性系数随之减小，即桥墩的延性能力随之减小。
图3.2-21 变轴压比组骨架曲线对比
4.截面形式
变截面组分为两种形式：C2、F2、F1为变宽高比组，它们的宽高比分别为1.7、3.0、4.0；另一组是变圆端形组，包括F4、F3（分别对应矩形桥墩C2、F2）。根据以往的研究，变化截面形式对桥墩的抗剪性能影响不大，在本次试验中同样证明了这个结论。
图3.2-22为变高宽比组骨架曲线对比。从图中可以看出，当消除混凝土强度和截面面积的影响后，随着宽高比的增大，桥墩的骨架曲线并没有明显的变化。根据表3.2-7中的数据可知，三者的延性系数相差不大，因此可以认为，宽高比对桥墩的抗剪性能影响不大。
图3.2-22 变宽高比组的骨架曲线对比
图3.2-23为F2和F3的骨架曲线对比，图3.2-24为C2和F4的骨架曲线对比。从两个图中可以看到，F2和F3、C2和F4的骨架曲线均无明显差别，从延性系数来看，圆端形桥墩比矩形桥墩略低，但差距很小，因此可以认为，在截面面积和截面高度相等的情况下，圆端形桥墩和矩形桥墩的抗剪性能几乎相同。
图3.2-23 变截面组（F2和F3）骨架曲线对比
图3.2-24 变截面组（C2和F4）骨架曲线对比
图3.2-25 变配箍率组骨架曲线对比
5.配箍率
G2、C2、G1、G3试件构成了变配箍率组，它们的配箍率由小到大依次为0.08%、0.12%、0.15%、0.18%。配箍率是影响桥墩抗剪性能的主要因素，提高配箍率，将明显地提高桥墩的抗剪能力，在大部分抗剪计算公式中，都单独列出一项Vs作为箍筋提供的抗剪能力。该组试件的骨架曲线对比如图3.2-25所示。从试验结果对比来看，4个试件的最大名义侧向承载力几乎相同，随着配箍率从0.08%提高至0.18%，试件延性能力从4.08提高至9.33，4个试件均为弯曲破坏。因此，提高弯曲破坏试件的配箍率，并不能提高其需求曲线，而能提高其能力曲线，从而使二者的交点后移，即延性能力增大。
3.2.3.3 塑性铰区域高度分析
为了监测桥墩墩底纵筋首次屈服时间以及塑性铰区域高度，试验中沿试件高度方向1～2倍的截面高度范围布置了纵筋应变片。
本试验通过距离墩底5 cm处的钢筋应变值来监测墩底纵筋首次屈服的时间，纵筋等级均为HRB400，则当应变值达到2 000 με时即认为钢筋屈服。但试验中桥墩墩底处不止一根最外侧钢筋布置了应变片，若只根据其中某一根钢筋应变值达到2 000 με即认为桥墩进入屈服状态，则具有很大的偶然性，是不可靠的。因此在本试验中，首先将同侧墩底处各最外侧钢筋应变值进行筛选，剔除失效或奇异性较大的数据，然后将剩余数据求平均值，当平均值达到2 000 με时则认为桥墩进入屈服状态，此时对应的墩顶位移为首次屈服位移。
图3.2-26展示了试件C2不同位置的纵筋应变值随加载等级的变化。从图中可以看出，在加载初期，墩底处的纵筋首先屈服，随着加载等级的提升，墩底的塑性区域不断升高。当加载至桥墩破坏时（4Δy时），A面和C面的塑性铰长度均在45 cm至55 cm之间，此处通过线性插值的方法算出2 000 με时对应的距墩底的高度作为该面的塑性铰区域高度，然后将A、C两面的塑性铰区域高度求平均值作为桥墩的塑性铰区域高度。
图3.2-26 试件C2纵筋应变值变化规律
根据该方法算出的各试件塑性铰区域高度见表3.2-8。
表3.2-8 各试件塑性铰区域高度
塑性铰区域高度通常用于确定实际设计中延性桥墩箍筋加密段的长度，《铁路工程抗震设计规范》中规定加密区高度为截面高度。从表中可以看出，对于剪跨比小于2.5的桥墩，《铁路工程抗震设计规范》中所规定的“墩高与验算方向截面高度的比值小于2.5时，应对所有截面进行加强”是偏于安全的。对于塑性铰区域在桥墩底部且剪跨比超过2.5的桥墩，《铁路工程抗震设计规范》中规定“当塑性铰区域位于桥墩底部时，加强区高度为截面高度”，而在本试验中A2、D3试件的塑性铰区域高度均超过了截面高度，故该规定可能是偏于不安全的，由于样本仅有2个，数量较少，因此对剪跨比超过2.5的桥墩，在《铁路工程抗震设计规范》中规定的箍筋加密区高度这一问题尚有待进一步研究。
3.2.3.4 箍筋受力分析
本试验中，将桥墩受到的总剪力分为两部分：一部分是箍筋提供的抗剪承载力，可以通过应变片的数据算出；另一部分都归纳为混凝土抗剪承载力，包括混凝土、轴压力和纵筋提供的抗剪承载力。总剪力可以通过水平作动器读出，因此混凝土抗剪承载力也可以求出。图3.2-27给出了D1试件的总剪力以及各部分抗剪承载力随延性系数的变化规律，其他试件均可得出同样的规律。
图3.2-27 试件D1箍筋和混凝土抗剪贡献变化
图3.2-27形象地说明了在反复荷载作用下桥墩试件的抗剪能力变化机理：在纵筋屈服之前，斜裂缝比较少，箍筋几乎不承担剪力，混凝土几乎承担全部的剪力。当纵筋屈服后，裂缝快速发展。当与箍筋相交的斜裂缝形成之后，箍筋提供的抗剪贡献逐渐增大，而核心混凝土由于裂缝的产生、发展使受压区面积逐渐减小，反复的剪切滑移使得裂缝处的骨料咬合作用及摩阻力不断减小，同时随着混凝土的逐渐压溃，纵筋的消栓作用也不断减少，这一切都使得混凝土的抗剪贡献逐渐减少。一旦箍筋屈服，将导致对核心混凝土的约束作用大大减弱，混凝土的抗剪贡献开始明显下降，并且此时箍筋已经达到最大抗剪承载力，已无法再弥补混凝土抗剪承载力的缺失，从而导致试件的承载力快速下降，使试件发生破坏。
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