套筒連接的預制拼裝橋墩抗震性能研究

徐文靖，馬 骉，黃 虹，蘇 儉，李建中，王瑞龍

(1. 同濟大學土木工程防災國家重點實驗室，上海 200092；2. 上海市政工程設計研究總院(集團)有限公司，上海 200092)

預制拼裝技術由于具有施工時交通干擾少、現場施工工期短、噪聲低、環境污染小等優點，在城市橋梁建設中得到廣泛應用[1]。隨著對下部結構的研究深入，預制拼裝技術在橋梁下部結構中的運用得到越來越多的關注[2?3]。20 世紀60 年代Yee 等[4]提出在預制拼裝結構中采用套筒灌漿的連接方式，解決了裝配式構件中的縱筋連接問題，為預制拼裝橋墩提供了一種切實可行的連接方法。

鋼筋套筒灌漿連接技術主要應用于預制構件的鋼筋連接、鋼筋籠整體對接以及既有建筑的改造工程中[5?6]。國際上眾多學者針對鋼筋套筒灌漿技術開展了較多的研究工作，對鋼筋套筒灌漿連接試件在拉伸荷載作用下的力學性能及破壞形態進行了深入分析[7?9]。近年來，隨著預制拼裝橋墩的興起，鋼筋套筒灌漿連接技術在預制拼裝橋墩的構件或節段之間的連接應用得到密切關注。

目前，國內外學者針對灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩進行了大量的試驗研究。魏紅一、王志強等[10?11]通過對套筒預埋位置不同的預制橋墩進行擬靜力試驗，并與現澆橋墩對比，表明不同預埋位置的灌漿套筒預制試件在損傷形式和塑性鉸形成上有所不同，但抗震性能總體相近，預制試件的損傷均小于整體現澆試件，且主要集中在接縫處；Haber 和Pantelides 等[12?13]學者分別進行了灌漿套筒的擬靜力試驗，均發現采用套筒灌漿連接的預制拼裝橋墩，其位移承載能力與整體現澆橋墩相比減小了25 %～40 %，且預制橋墩的最終破壞模式主要有以下三種：接縫處鋼筋斷裂、搭接鋼筋從套筒滑出和套筒自身破壞；Tazarv 等[14]根據灌漿套筒的性能特點，提出了灌漿套筒放置于塑性鉸區域后橋墩塑性鉸高度的修正公式，為灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩提供了理論分析依據。然而，目前對于灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩的最終破壞形式研究較少，現有文獻中很少涉及灌漿套筒連接的預制橋墩在接縫處的受力機理，關于接縫處的力學行為對橋墩整體抗震性能影響的研究幾乎處于空白。

本文首先通過理論分析，研究了采用灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩在墩底接縫處的受力機理以及套筒段剛性區域的力學行為對橋墩抗震性能的影響。在此基礎上，采用擬靜力方法研究了灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩在水平往復荷載作用下的受力性能。同時，采用數值模擬方法，分析比較了灌漿套筒橋墩與整體現澆橋墩的性能差異，探討了不同套筒直徑和長度對灌漿套筒橋墩接縫處的性能影響，為實際橋梁工程的運用提供參考依據。

1 灌漿套筒橋墩受力機理

1.1 灌漿套筒工作原理

對于預制拼裝結構，構件或節段間的有效連接對結構整體性能影響重大，其中灌漿套筒連接是預制拼裝橋墩常采用的連接方法。灌漿套筒連接(見圖1)依靠灌漿料與鋼筋和筒壁間的黏結來達到鋼筋對接錨固作用，鋼筋與灌漿料和灌漿料與套筒內壁之間的黏結作用由材料黏附力、表面摩擦力和結合面之間的機械咬合力構成。同時，套筒可有效約束灌漿料，增強結合面處的黏結錨固作用，確保灌漿套筒的傳力能力[15?16]。當鋼筋受到拉力作用時，拉力通過鋼筋-灌漿料結合面與灌漿料-套筒結合面，從內部鋼筋傳遞到外部套筒，完成力的傳遞。灌漿套筒的理想破壞模式為套筒外的鋼筋被拉斷，為避免套筒先于鋼筋發生破壞，套筒一般采用球墨鑄鐵或優質碳素鋼鑄造而成，以確保套筒具有較高的強度與剛度。

圖1 灌漿套筒連接方式Fig.1 Grouted splice sleeves

1.2 灌漿套筒橋墩受力分析

對于現澆橋墩，在地震荷載作用下，橋墩墩底為薄弱部位，在距墩底一定高度內橋墩發生塑性變形。歐昱辰等學者[17]提出橋墩的極限位移定義為，當橋墩達到以下三種極限狀態之一時，墩頂所能達到的最大位移：1)核心混凝土達到極限壓應變，即核心混凝土破壞；2)鋼筋達到極限拉應變，即鋼筋拉斷；3)橋墩承載力下降至峰值承載力的80%。橋墩的極限位移 ?u由兩部分組成：橋墩自身彈性變形引起的屈服位移 ?y和塑性變形引起的塑性位移 ?p(見圖2)。

圖2 橋墩變形圖Fig.2 Deflected shape of pier

對于受彎為主的單柱墩，其墩頂位移與橋墩的曲率分布之間存在如式(1)所示關系：

當墩底截面剛達到屈服狀態時，墩身曲率可近似認為沿墩高線性分布(見圖3(a))，通過曲率積分，可得此時墩頂的屈服位移為：

式中： ?y為截面理論屈服曲率；L為墩底截面到墩頂的距離。

圖3 橋墩曲率分布圖Fig.3 Curvature diagram of deflected pier

當墩底截面曲率達到極限曲率時，實際墩身曲率沿墩高的分布曲線如圖3(b)所示， ?p為截面的塑性曲率。為了便于分析，各國規范[18?19]引入了“等效塑性鉸長度”的概念，即假定橋墩屈服后彈性曲率仍沿墩身線性分布，而塑性曲率在等效塑性鉸長度Lp范圍內均勻分布[20?21]，墩頂的塑性位移為：

對于灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩，套筒通常預埋在墩柱底部，即傳統橋墩的塑性鉸區域內，以實現承臺與墩柱的連接，如圖4(a)所示。圖4(a)中Lsp為套筒長度，Hsp為套筒底端距承臺的垂直距離(即接縫高度)，我國Hsp一般接近于0，即接縫位于墩底。當橋墩以彎曲受力為主時，由于套筒自身剛度和面積較大，套筒區域一般不會屈服，使得橋墩的非彈性變形發生在套筒區域以外地方，橋墩墩身的曲率分布與傳統整體現澆橋墩的曲率分布存在差異(見圖4(b))。圖4(b)中虛線為傳統整體現澆橋墩曲率簡化分布情況，實線為墩柱預埋套筒橋墩的曲率分布情況。由(見圖4(b))可以看出，在水平力作用下，由于灌漿套筒面積遠大于鋼筋面積，套筒區域內曲率較小，而與套筒相連的交界處，曲率增大，尤其套筒底部與承臺頂部相連的接縫處曲率增加更多，已有試驗研究表明[12?14]，套筒底部與承臺頂部的接縫距離越小，曲率增加越明顯，鋼筋應變集中現象越突出。

圖4 灌漿套筒橋墩曲率分布Fig.4 Curvature diagram for column with grouted sleeves

同時，墩頂的極限位移與橋墩的曲率分布息息相關，當在墩底埋置套筒后，墩身曲率重新分布，套筒段剛性區域一般在彈性范圍內，當連接套筒長度較長時，橋墩的塑性變形主要集中在墩底接縫處。相比較于整體現澆橋墩，如假設塑性曲率在等效塑性鉸長度Lp范圍均勻分布(如圖4(c))，則灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩等效塑性鉸長度Lspp比整體現澆橋墩的等效塑性鉸長度Lp要小。美國推薦的《AASHTO 預制拼裝結構設計和施工規范》[22]通過修正(減小)灌漿套筒連接橋墩的等效塑性鉸區域長度，來計算極限位移。建議的灌漿套筒連接橋墩塑性鉸等效長度Lspp計算公式為：

式中：Lp為整體現澆橋墩的塑性鉸長度，計算公式可參考AASHTO 規范[22]或《城市橋梁抗震設計規范》[18]；Lsp為連接套筒長度；Hsp為套筒底端與承臺之間的距離，即為接縫處高度； β為連接段剛性長度因子，根據推薦的《AASHTO 預制拼裝結構設計和施工規范》[22]， β取值0.75 較為合理。

由式(5)計算出的灌漿套筒連接預制拼裝橋墩的接縫高度Hsp和套筒長度Lsp對橋墩等效塑性鉸長度Lspp的影響如圖5 所示。從圖中可以看出，對于給定的套筒長度，灌漿套筒橋墩的等效塑性鉸長度隨著接縫高度的增大而增大；對于給定的套筒底端與承臺間的距離，橋墩的等效塑性鉸長度隨套筒長度的增大而減小。

圖5 灌漿套筒等效塑性鉸長度變化規律Fig.5 Variation of plastic hinge length of grouting sleeve

確定了等效塑性鉸長度后，灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩墩頂極限位移可以按下式計算：

式中： ?′u為灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩墩頂極限位移； ?′p為灌漿套筒連接橋墩墩頂的塑性位移。

2 試驗驗證

2.1 試驗設計和制作

為驗證上述對灌漿套筒橋墩受力分析的正確性，本文結合實際工程背景，設計了墩身埋置灌漿套筒的橋墩試件(見圖6)。試件墩身設計尺寸為600 mm×600 mm×3760 mm，加載端尺寸為900 mm×900 mm×3000 mm，底座尺寸為2400 mm×2400 mm×600 mm，試件加載中心到立柱底的距離為4210 mm，試件的剪跨比為7。墩身與底座混凝土的強度等級均為C40，墩身配筋如圖7 所示，主筋采用直徑40 mm 的HRB400 熱軋帶肋鋼筋，配筋率1.4%。墩身和承臺主筋錨固在灌漿套筒中，灌漿料采用強度100 MPa 的高性能灌漿材料，套筒長度為800 mm，套筒構造如圖8 所示。

圖6 試件構造示意圖 /mm Fig.6 Geometry of pier specimens

圖7 立柱截面配筋設計 /mm Fig.7 Reinforcement arrangement of pier specimens

2.2 試驗加載裝置及加載制度

圖8 灌漿套筒構造示意圖 /mm Fig.8 Details of grouted splice sleeve

圖9 試驗加載裝置Fig.9 Experimental loading device

灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩擬靜力試驗加載裝置如圖9 所示，豎向承受恒定軸向壓力，軸壓比為15%，水平向進行循環荷載加載直至破壞。試件的豎向荷載通過兩個豎向作動器對稱施加在橫梁上，水平荷載通過一個水平作動器施加。水平加載時，采用先力控制、后位移控制的加載方法。力控制階段，水平力由50 kN 每隔50 kN增加直至墩底主筋接近屈服；轉為位移控制，墩頂位移由20 mm 先每隔10 mm 增至60 mm，超過60 mm 后，設定每個荷載等級位移加載幅度為30 mm，直至橋墩達到破壞狀態[23]。每次加載階段均采用3 次循環加載，每次循壞加載到最大力(位移)時持載，進行破壞現象的觀察和記錄工作。

2.3 試驗結果和分析

2.3.1 試件損傷現象描述

為便于描述，將立柱的四個面進行了標記，水平助動器的加載面為E 面，其余三個面按照立柱俯視圖中逆時針方向，依次標記為N、W、S 面(見圖10)。

圖10 試件標記示意圖Fig.10 Label of pier specimen

力控制加載初期，當水平力加載到100 kN時，墩身首次出現受拉裂縫，裂縫的位置位于套筒段中部(距離墩底400 mm)和套筒段上方(距離墩底1000 mm)，此時試件接縫未張開，坐漿層保持完好，表明低荷載水平下接縫處為非薄弱環節。

隨著荷載增大，墩身出現多條彎曲裂縫和斜裂縫，各條彎曲裂縫間距約200 mm，分布在距離墩底1200 mm 的高度范圍內，如圖11 所示。當完成±150 kN 力控制加載時，墩底縱筋接近屈服，此時轉換為位移控制加載，當側向加載位移為30 mm時，墩底縱筋應變約為2000 με，達到屈服。

圖11 試驗裂縫分布Fig.11 Crack distribution of specimen

當加載位移為60 mm 時，坐漿層開始有裂縫產生。當加載位移為120 mm 時，坐漿層混凝土破壞明顯，墩角混凝土出現輕微剝落，此時可通過坐漿層破壞處開口微見套筒底部。在進行±210 mm級位移加載工況下，當正向位移達到150 mm 時，E 面對應的墩底接縫處鋼筋發生斷裂，橋墩承載力降低，無法達到目標位移210 mm。同樣，在進行反向210 mm 位移加載時，W 面對應的墩底接縫處鋼筋在位移加載到150 mm 左右時發生斷裂，橋墩承載力迅速降低，兩側承載力均下降到峰值承載力的80%，加載結束。

試驗結束后，清理墩底接縫處破壞的砂漿和保護層混凝土后，試件的破壞狀態如圖12 所示。從圖中可以看出，試件的最終破壞形態與前述理論分析結果一致，墩身底部套筒區域因套筒面積較大，混凝土損傷較小，箍筋沒有屈曲、外鼓，核心混凝土保持完好。試件的破壞區域集中在墩底接縫處，接縫處混凝土壓潰，搭接鋼筋斷裂，導致橋墩承載能力迅速降低。

圖12 試件最終破壞形態Fig.12 Characteristics of pier models

2.3.2 試驗結果分析

結構的力-位移滯回曲線反應了結構的基本抗震性能，主要包括延性變形能力、滯回耗能能力以及殘余位移等，根據滯回環的形態可以判斷試件的破壞機制。圖13 給出了本次試驗試件的實測水平力-墩頂位移滯回曲線。從圖中可以看出，試件在加載初期，基本處于彈性階段，滯回環較為集中；隨著混凝土裂縫出現、鋼筋屈服，滯回環逐漸拉開；到加載后期，滯回環逐漸呈扁平的四邊形，殘余位移增大。在進行210 mm 級位移加載時，正反向加載位移到150 mm 左右時，滯回曲線均出現一個急劇的下降段(如圖13 中虛線曲線所示)，此時E 面和W 面對應的墩底接縫處鋼筋發生斷裂，橋墩承載力迅速降低。

骨架曲線是將滯回曲線每次循環的峰值點連接起來，和單調加載時的力-位移曲線相似，只是極限荷載略低，能夠比較明顯的反應構件的初始剛度、最大加載力、屈后剛度、延性等抗震指標[24]。圖14 為本次試驗試件的骨架曲線圖，可以看出試件的屈服點和強度下降點較為明顯，當水平加載±90 mm 位移時，試件承載力達到最大值219 kN；進行最后一級位移加載，當位移達到150 mm 時，鋼筋斷裂，承載力降低，此時水平加載力為160 kN，約為最大加載力的73%，結構破壞。

圖13 試件水平力-位移滯回曲線Fig.13 Hysteretic curves of load-displacement

圖14 試件骨架曲線Fig.14 Skeleton curve of specimen

為了進一步探討試件在各加載等級下的變形分布情況，圖15 給出了試件各加載等級的實測曲率分布曲線。從圖中可以看出，墩底接縫處曲率較大，隨著墩高增加，曲率驟然減小，當墩高約為800 mm(即套筒頂部位置)時，墩身曲率有輕微增加。這表明立柱預埋套筒后，套筒區域處于彈性范圍內，該區域曲率較小，使非彈性變形主要發生于套筒區域以外，尤其使得立柱與承臺接縫處的曲率增大明顯，變形更為劇烈。

圖15 試件塑性鉸區曲率分布Fig.15 Distribution of curvature in plastic hinge area

3 數值分析

為進一步分析探討灌漿套筒連接對橋墩受力性能的影響，本文依據前述試驗模型，采用OpenSees[25]建立有限元纖維模型，進行數值分析。

3.1 模型建立

為準確分析橋墩的力學行為，本研究中采用彈塑性纖維梁單元[26]來模擬鋼筋混凝土橋墩。在纖維截面中，約束混凝土和保護層混凝土采用Kent-Scott-Park 混凝土本構模型[27]，其應力-應變如圖16(a)所示；鋼筋采用Giuffre-Menegotto-Pinto鋼筋模型模擬[28]，應力-應變曲線如圖16(b)所示。通過前述分析可知，墩身預埋套筒處因套筒自身剛度和面積較大，形成了一個相對剛性區域，等同于該區域設置了一根很粗的鋼筋，在建立模型時，依據文獻[22]對灌漿套筒的研究分析，可采用面積等效原則，將套筒等效為同等性能鋼筋，同時相比較于套筒和主筋，套筒與主筋間的灌漿料強度相對較低，因此在模擬套筒連接段時，忽略套筒內灌漿料的影響，僅對套筒和套筒內的主筋進行等效處理。依據試驗模型參數建立對應的纖維模型(見圖17)，在纖維模型中，主筋直徑為40 mm，套筒連接段等效為直徑64 mm的鋼筋。

圖16 材料本構模型Fig.16 Material constitutive relationship models

3.2 與試驗結果對比

圖17 纖維模型Fig.17 Diagram of fiber models

圖18 數值計算與試驗結果對比Fig.18 Comparison between numerical calculation and test results

對建立的纖維模型進行往復推拉分析和推倒分析，分別將數值模擬分析得到的滯回曲線、骨架曲線和曲率分布曲線與試驗結果對比，如圖18所示。在有限元模型中，當鋼筋發生斷裂后數值分析難以收斂，因此往復推拉分析結果中只給出了鋼筋發生斷裂前的計算曲線。從圖中可以看出，有限元計算結果與試驗結果基本吻合，說明纖維模型中將套筒等效為同等性能鋼筋的分析方法可以很好的模擬試驗結果。從曲率對比曲線可以看出，有限元計算結果與試驗結果均表明立柱預埋套筒后，在套筒段形成的相對剛性區域里，套筒區域在彈性范圍，曲率較小，而墩底接縫處鋼筋變形大，曲率數值較高，致使墩底接縫處為薄弱部位，易產生鋼筋應變集中現象從而導致鋼筋斷裂。表1 給出了數值模擬與試驗分析的屈服位移、屈服力、極限位移、極限承載力和接縫處曲率的結果對比情況，從表中可以看出，有限元模型數值計算結果與試驗結果誤差在20%以內，驗證了有限元模型的正確性，為進一步的數值分析討論提供了計算依據。

表1 關鍵數據對比Table 1 Comparison of key data

3.3 參數分析

通過分析和試驗對比，驗證了有限元計算模型的有效性，為了分析灌漿套筒橋墩與整體現澆橋墩的性能差異，以及進一步研究灌漿套筒連接預制拼裝橋墩在地震作用下的受力性能，對套筒直經和套筒長度的效應進行參數分析。根據灌漿套筒的規格尺寸及相關技術要求，套筒直徑的選取與鋼筋直徑一一對應，分析灌漿套筒直徑對橋墩性能的影響即為探討不同主筋直徑的效應。

在參數分析時，套筒直徑分別取66 mm、77 mm和95 mm，相應的主筋直徑分別為20 mm、32 mm和40 mm，如表2 所示；針對套筒直徑66 mm(即主筋直徑20 mm)，套筒長度分別取360 mm、460 mm和560 mm 進行套筒長度的參數分析。

表2 模型參數 /mmTable 2 Characteristics of pier model

針對以上工況，采用3.1 節的模型建立方法，分別建立了整體現澆和套筒連接預制拼裝橋墩共計8 個模型。

3.4 分析結果對比

對所有計算模型進行推倒分析，整理計算結果，對比如下。

3.4.1 極限位移對比

依據前述建立的有限元模型，計算分析各模型的極限位移，主筋40 mm(套筒直徑95 mm)、主筋32 mm(套筒直徑77 mm)和主筋20 mm(套筒直徑66 mm)三個工況的最終破壞模式相同，對于整體現澆橋墩，加載過程中，墩底核心混凝土首先達到極限壓應變，即整體現澆橋墩的破壞形式為墩底混凝土破壞；而對于套筒連接的橋墩，在加載過程中，鋼筋首先達到極限拉應變，即套筒連接橋墩的破壞形式為鋼筋拉斷，橋墩不同破壞模式對應的極限位移有限元計算結果如表3 所示。同時，依據第一節所述的灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩等效塑性鉸長度簡化公式(5)和極限位移計算公式(6)，分別計算主筋40 mm、主筋32 mm 和主筋20 mm 灌漿套筒連接橋墩的等效塑性鉸長度、極限位移和對應的整體現澆橋墩的塑性鉸長度和極限位移，計算結果如表4 所示。

表3 不同套筒直徑有限元極限位移計算結果 /mTable 3 Results of displacement capacity with different sleeve diameters calculated by finite element analysis

表4 簡化公式極限位移計算結果 /mTable 4 Results of displacement capacity calculated by simplified formula

對比分析表3 和表4 可以看出，采用有限元建模分析得到的計算結果和簡化公式計算得到的結果誤差在10%以內。結合表3 和表4 數據可知，采用套筒連接后，主筋40 mm、主筋32 mm和主筋20 mm 三個工況套筒連接橋墩的等效塑性鉸長度均比對應的整體現澆橋墩塑性鉸長度小，極限位移降低。對于主筋40 mm 的橋墩，采用套筒連接后，塑性鉸長度相比于整體現澆橋墩減小了70%，極限位移相較于整體現澆橋墩減小了約50%；對于主筋32 mm 的橋墩，采用套筒連接后，塑性鉸長度相比于整體現澆橋墩減小了60%，極限位移相較于整體現澆橋墩減小了約45%；對于主筋20 mm 的橋墩，套筒連接橋墩的塑性鉸長度對應減小了50%，極限位移降低了約40%。

相比于主筋20 mm 和主筋32 mm 的橋墩，主筋40 mm 橋墩中套筒對橋墩等效塑性鉸長度和極限位移的影響程度更大，主要原因如下：1)對于主筋40 mm 的橋墩，采用的是直徑為95 mm 的套筒，等效為同等面積的鋼筋直徑為64 mm，而主筋20 mm 的橋墩，采用的套筒直徑為66 mm，等效為同等面積的鋼筋直徑為53 mm，套筒直徑越大，自身剛度和面積就越大，對橋墩的變形影響程度越大。2)對于主筋40 mm 的橋墩，套筒連接段的長度大于其整體現澆橋墩的塑性鉸長度，為整體現澆橋墩塑性鉸長度的1.14 倍，而主筋20 mm橋墩的套筒連接段長度比其整體現澆橋墩的塑性鉸長度小，僅為其整體現澆橋墩塑性鉸長度的71%，這表明，將套筒預埋在橋墩塑性鉸區域后，主筋40 mm 橋墩的塑性鉸區域全被套筒覆蓋，新的塑性區域主要位于墩底接縫區域，而主筋20 mm橋墩的塑性鉸區域仍有部分未被套筒覆蓋的混凝土段可以發生塑性變形，因此采用套筒連接后，主筋20 mm 橋墩的極限位移減小幅度相較于主筋40 mm 橋墩較小，表明不同的套筒直徑，對于橋墩的極限位移影響程度不同，套筒直徑越大，則套筒連接段越長，其對橋墩極限位移的減小幅度也就越大。表5 給出了主筋20 mm 工況下不同套筒長度橋墩對應的極限位移的有限元計算結果。由表中數據可以看出，當套筒直徑相同時，橋墩預埋套筒長度越長，對橋墩極限位移的影響越大，橋墩極限位移減小越明顯。

表5 不同套筒長度有限元極限位移計算結果 /mTable 5 Displacement capacities with different sleeve lengths calculated by finite element analysis

3.4.2 橋墩截面曲率和應變分布對比

圖19 有限元結果分布圖Fig.19 Distribution diagram of finite element analysis results

利用有限元模型計算得到的墩身曲率和鋼筋應變隨墩高的分布情況，如圖19 所示，主筋32 mm的分布圖與主筋40 mm 的相似，本文僅給出鋼筋直徑40 mm 和20 mm 的作為比較。從圖中可以看出，兩個工況中，套筒連接橋墩和整體現澆橋墩的墩身曲率與鋼筋應變分布相差較大，套筒段剛度、面積越大，曲率與應變越小，而在套筒的交界面處，即墩底接縫處和套筒頂位置，曲率增大且應變集中現象明顯。

1)橋墩接縫處結果對比

表6 給出了主筋40 mm、主筋32 mm 和主筋20 mm 三種工況下，墩頂位移加載到150 mm 時，橋墩接縫處，整體現澆和套筒連接兩個模型的曲率計算結果對比。從表中可以看出，無論主筋40 mm的橋墩還是主筋32 mm 和主筋20 mm 的橋墩，套筒存在后，均使接縫處的曲率值增大，但主筋40 mm橋墩的套筒對接縫處的影響稍大，相比于整體現澆橋墩，套筒的存在使接縫處的曲率擴大了2.42 倍，而主筋20 mm 的橋墩，套筒的存在使接縫處的曲率擴大了2.39 倍。表7 給出了主筋20 mm 工況下，不同套筒長度橋墩當墩頂位移加載到150 mm 時，橋墩接縫處的曲率計算結果對比。通過表中數據可以看出，套筒長度對接縫處的曲率有一定的影響，當套筒長度越長，接縫處曲率越大。

表6 不同套筒直徑接縫處曲率結果對比 /m?1 Table 6 Comparison of curvatures at segmental interface of different sleeve diameters

表7 不同套筒長度接縫處曲率結果對比 /m?1Table 7 Comparison of curvatures at segmental interface of different sleeve lengths

表8 為主筋40 mm、主筋32 mm 和主筋20 mm三種工況下，墩頂位移加載到150 mm 時，橋墩接縫處整體現澆與套筒連接兩個模型的鋼筋應變計算結果對比。從表中可看出，鋼筋應變的變化情況和曲率的變化情況一致，套筒的存在均增大了接縫處鋼筋的應變值。對于主筋40 mm 的橋墩，套筒的存在使接縫處的鋼筋應變擴大了2.36 倍，而對于主筋20 mm 的橋墩，擴大了2.32 倍，兩者變化程度略有差異。表9 給出了主筋20 mm 工況下，不同套筒長度橋墩當墩頂位移加載到150 mm時，橋墩接縫處鋼筋應變計算結果對比，其變化情況與曲率變化情況一致，套筒越長，接縫處鋼筋應變越大。

表8 不同套筒直徑接縫處鋼筋應變結果對比 /μεTable 8 Comparison of strains at segmental interface of different sleeve diameters

表9 不同套筒長度接縫處鋼筋應變結果對比 /μεTable 9 Comparison of strains at segmental interface of different sleeve lengths

表10 不同套筒直徑的套筒頂部位置(不含套筒)曲率對比 /m?1Table 10 Comparison of curvatures at top of sleeve with different sleeve diameters (excluding sleeve)

2)套筒頂部位置(不含套筒)結果對比

表10 給出了主筋40 mm、主筋32 mm 和主筋20 mm 三種工況下，墩頂位移加載到150 mm時，套筒頂部位置(不含套筒)，有無套筒兩個模型的墩身曲率計算結果對比。從表中可以看出，無論主筋40 mm 的橋墩還是主筋32 mm 和主筋20 mm的橋墩，套筒存在后，交界面處剛度突變，均使套筒與非套筒段相連處的墩身曲率值增大，但主筋20 mm 橋墩在套筒頂部(不含套筒)處墩身曲率相比于整體現澆橋墩增大了30%，而對應的主筋40 mm 的橋墩，僅增大了17%，主筋20 mm 套筒橋墩的影響程度更大。因主筋20 mm 的套筒連接段長度小于其對應的整體現澆橋墩的塑性鉸長度，所以在套筒連接段上方，仍有部分鋼筋混凝土處于塑性鉸區域，而主筋40 mm 的橋墩，套筒連接段長度大于整體現澆橋墩的塑性鉸長度，套筒上方曲率增加相對較少。表11 給出了主筋20 mm工況下，不同套筒長度橋墩當墩頂位移加載到150 mm 時，套筒頂部位置曲率計算結果對比。從表中可以看出，套筒長度越長，其頂部曲率越小，當套筒長度增長到一定長度后，曲率增長趨于平緩。

表11 不同套筒長度的套筒頂部位置(不含套筒)曲率對比 /m?1Table 11 Comparison of curvatures at top of sleeve with different sleeve lengths (excluding sleeve)

表12 為主筋40 mm、主筋32 mm 和主筋20 mm三種工況下，墩頂位移達到150 mm 時，套筒頂部位置(不含套筒)，有、無套筒兩個模型的鋼筋應變計算結果對比。從表中可看出，鋼筋應變的變化情況和曲率的變化情況一致，套筒的存在均增大了套筒頂部鋼筋的應變值，且主筋20 mm 套筒的影響程度略大，表明不同套筒直徑對套筒頂部的鋼筋應變影響程度略有差別，但影響程度均遠小于接縫處的影響程度。表13 給出了主筋20 mm工況下，不同套筒長度橋墩當墩頂位移加載到150 mm 時，套筒頂部位置鋼筋應變計算結果對比，從表中可以看出，套筒長度越長，其套筒頂部鋼筋應變越小。

表12 不同套筒直徑的套筒頂部(不含套筒)鋼筋應變對比 /μεTable 12 Comparison of strains at top of sleeve with different sleeve diameters (excluding sleeve)

表13 不同套筒長度的套筒頂部位置(不含套筒)鋼筋應變對比 /μεTable 13 Comparison of strains at top of sleeve with different sleeve lengths (excluding sleeve)

4 結論

本文以灌漿套筒預埋于墩身的預制拼裝橋墩為研究對象，通過擬靜力試驗和數值模擬分析得到以下結論：

(1)地震作用下，灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩受力性能與傳統現澆橋墩不同，因套筒自身剛度較大，套筒連接段形成一個剛性區域，致使墩身曲率與鋼筋應變發生重新分布，墩底接縫處應變集中現象明顯。

(2)灌漿套筒預埋在墩底塑性鉸區域時，因套筒剛度較大，套筒區域處在彈性狀態，橋墩的等效塑性鉸高度減小，從而灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩的極限位移減小。

(3)采用灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩模型擬靜力試驗結果表明，橋墩的破壞部位集中在墩底接縫處，套筒區域損傷較小，試件的最終破壞形式為墩底接縫處鋼筋拉斷，破壞時墩身混凝土損傷較小，驗證了灌漿套筒受力機理的理論分析。

(4)通過有限元數值分析可知，灌漿套筒連接的預制拼裝橋墩與整體現澆橋墩相比，彎曲變形能力降低，約為整體現澆橋墩的60%；在套筒段交界面處，墩身曲率和鋼筋應變有所增加，其中墩底接縫處增加明顯。

(5)套筒直徑對橋墩接縫處的墩身曲率和鋼筋應變影響較大。套筒直徑越大，橋墩接縫處的墩身曲率和鋼筋應變相比于無套筒情況增大越明顯；而套筒直徑對套筒頂部的墩身曲率和鋼筋應變影響較小。

(6)套筒長度對橋墩接縫處的墩身曲率和鋼筋應變的影響與套筒直徑產生的影響相同。套筒長度越長，橋墩接縫處的墩身曲率和鋼筋應變越大；而對于套筒頂部的墩身曲率和鋼筋應變影響較小。