楊仕力，施 洲，蒲黔輝，姜興洪，曾 敏，劉振標(biāo)

(1.成都大學(xué) 建筑與土木工程學(xué)院，四川 成都 610106；2.西南交通大學(xué) 土木工程學(xué)院，四川 成都 610031；3.中鐵第四勘察設(shè)計(jì)院集團(tuán)有限公司，湖北 武漢 430063)

箱形混合梁斜拉橋具有跨越能力強(qiáng)、施工便捷、比鋼桁梁斜拉橋梁高小、中邊跨重力平衡、經(jīng)濟(jì)性好等優(yōu)點(diǎn)，已成為國(guó)內(nèi)外大跨度斜拉橋建設(shè)的比選方案之一[1]。該橋型在公路橋梁中應(yīng)用較為廣泛，目前也被逐步引入鐵路大跨度橋梁中，但鮮有建成的高速鐵路雙箱混合梁斜拉橋?qū)嵗齕2]。鋼-混結(jié)合段作為傳遞混合梁斜拉橋主梁巨大內(nèi)力的關(guān)鍵部位，其受力及傳力特性較為復(fù)雜。

為探究鋼-混結(jié)合段的傳力機(jī)制及承載能力，陳開利等[3]通過(guò)縮尺模型試驗(yàn)對(duì)桃夭門大橋鋼-混結(jié)合段傳力特性進(jìn)行了研究，結(jié)果表明鋼-混結(jié)合段具有足夠的承載能力及安全冗余度。黃彩萍等[4]采用模型試驗(yàn)與數(shù)值分析相結(jié)合的方式對(duì)武漢二七長(zhǎng)江大橋鋼-混結(jié)合段的承載性能及傳力機(jī)制進(jìn)行了研究，結(jié)果表明結(jié)合段構(gòu)造合理，承載能力滿足設(shè)計(jì)要求。Cheng等[5]對(duì)永川長(zhǎng)江大橋鋼-混結(jié)合段縱向傳力機(jī)制進(jìn)行了研究，探究其在不同結(jié)構(gòu)參數(shù)下的荷載-滑移曲線關(guān)系、應(yīng)力分布和破壞模式，并提出了剪力連接件承載力和相應(yīng)的荷載-滑移曲線關(guān)系的計(jì)算公式。唐細(xì)彪等[6]對(duì)萬(wàn)州長(zhǎng)江公路三橋鋼-混結(jié)合段開展了1∶4的縮尺模型試驗(yàn)，探究其在1.0倍及1.4倍最不利工況下的應(yīng)力、變形及界面滑移規(guī)律。張仲先等[7]采用模型試驗(yàn)和數(shù)值模擬手段對(duì)南昌英雄大橋鋼-混結(jié)合段的受力與變形性能進(jìn)行了研究。結(jié)果表明，結(jié)合段的承載能力和變形性能均滿足設(shè)計(jì)要求。占玉林等[8]對(duì)東平大橋鋼-混結(jié)合段開展了1∶2.5的縮尺模型試驗(yàn)，試驗(yàn)過(guò)程包含靜力、疲勞和破壞3個(gè)階段。He等[9]對(duì)荊岳長(zhǎng)江大橋鋼-混結(jié)合段的傳力機(jī)制進(jìn)行了試驗(yàn)研究，結(jié)果表明，承壓板約傳遞55%～60%的軸力，其余軸力將通過(guò)剪力連接件進(jìn)行傳遞。劉榮等[10]采用數(shù)值模擬手段對(duì)鄂東長(zhǎng)江大橋鋼-混結(jié)合段剪力連接件受力情況和內(nèi)力分擔(dān)比例進(jìn)行了研究，結(jié)果表明承壓板約傳遞50%的軸力。李小珍等[11]采用試驗(yàn)手段對(duì)廈門新馬大橋鋼-混結(jié)合段的傳力與受力特性進(jìn)行了研究，結(jié)果表明，鋼-混結(jié)合段傳力順暢，協(xié)同工作能力良好。針對(duì)鐵路混合梁斜拉橋鋼-混結(jié)合段，姚亞?wèn)|等[12]對(duì)甬江特大橋鋼-混結(jié)合段開展了1∶5的模型試驗(yàn)，對(duì)最不利工況下的承載能力和極限彎矩作用下的破壞模式進(jìn)行了研究。周陽(yáng)等[13]對(duì)甬江特大橋鋼-混結(jié)合段局部構(gòu)造開展了足尺疲勞模型試驗(yàn)，對(duì)最不利荷載工況下鋼-混結(jié)合段的疲勞性能進(jìn)行了研究。

目前，針對(duì)公路箱形混合梁斜拉橋鋼-混結(jié)合段的受力特性已有不少研究成果，但針對(duì)荷載更大的鐵路混合梁斜拉橋的研究工作相對(duì)較少，且鮮有針對(duì)高速鐵路雙箱混合梁斜拉橋鋼-混結(jié)合段力學(xué)行為的研究成果。鑒于高速鐵路混合梁斜拉橋鋼-混結(jié)合段傳遞的內(nèi)力較大、寬高比小、縱橫向剛度對(duì)高速列車運(yùn)行舒適性和安全性影響顯著等特點(diǎn)，依托國(guó)內(nèi)首座采用分離式雙箱混合梁的大跨度高速鐵路斜拉橋——潭江特大橋，開展鋼-混結(jié)合段仿真分析及縮尺模型試驗(yàn)，深入研究其力學(xué)性能。

1 工程概況

如圖1(a)所示，新建深茂鐵路潭江特大橋主橋?yàn)?64+256+130+57+32)m的單塔雙箱混合梁斜拉橋，設(shè)計(jì)荷載為雙線ZK荷載，采用無(wú)砟軌道，設(shè)計(jì)時(shí)速200 km，為該橋型在高速鐵路橋梁中的首次應(yīng)用。潭江特大橋采用H形混凝土塔，塔底以上索塔高158 m，橋面以上塔高131 m。全橋共設(shè)置30對(duì)斜拉索，呈扇形布置，其中，混凝土梁上索距在11.5～15.3 m之間，鋼箱梁上索距為15 m。斜拉索由1 670 MPa的鍍鋅平行鋼絲拉索制成，單根斜拉索截面面積在76.6～129.7 cm2之間。

圖1 潭江特大橋鋼-混結(jié)合段

在滿足雙線鐵路界限寬度及主梁剛度要求的前提下，為減小主梁工程量，潭江橋主梁采用分離式雙主梁結(jié)構(gòu)，單側(cè)箱主梁寬2.5 m，兩側(cè)箱主梁之間通過(guò)密橫梁進(jìn)行連接，橫梁寬9.2 m，間隔為3.0 m，橫梁、橋面鋼頂板和閉口V肋共同組成正交異性鋼橋面，如圖1(b)、圖1(c)所示。鐵路雙線及無(wú)砟軌道板布置在中部正交異性鋼橋面板之上，列車活載將通過(guò)密橫梁體系傳遞給兩側(cè)主梁。該橋中跨鋼箱主梁全寬19.2 m，邊跨預(yù)應(yīng)力混凝土梁全寬15.2 m，主梁高為4.6 m，鋼箱梁風(fēng)嘴采用薄鋼板制造，不參與主梁受力。主梁寬度的變化是由邊箱風(fēng)嘴形式改變引起的，寬度變化位置位于前承壓板處。全橋在130 m跨輔助墩附近設(shè)置1處鋼-混結(jié)合段，總長(zhǎng)7.0 m，采用有格室前后承壓板形式，如圖1(d)所示。結(jié)合面(后承壓板處)與邊跨輔助墩中心(Z3-Z3截面)的距離為5.0 m，該輔助墩墩頂設(shè)置一道3 m厚的混凝土橫梁，主要起橫向聯(lián)系和壓重的作用[14]。預(yù)應(yīng)力分散錨固在后承壓板上，將承壓板與混凝土牢固結(jié)合在一起。為減小剛度突變，在結(jié)合段與中跨標(biāo)準(zhǔn)鋼梁之間設(shè)置1.5 m長(zhǎng)的鋼梁剛度過(guò)渡段，并在結(jié)合段與邊跨標(biāo)準(zhǔn)混凝土梁段間設(shè)置4.0 m長(zhǎng)的混凝土過(guò)渡段，如圖1(d)所示。結(jié)合段鋼結(jié)構(gòu)部分材料等級(jí)為Q345qD，混凝土材料為C60細(xì)石混凝土。

2 鋼-混結(jié)合段力學(xué)性能分析

2.1 有限元模型

為分析潭江特大橋鋼-混結(jié)合段的傳力特性，采用Ansys軟件對(duì)截取的包含結(jié)合段在內(nèi)的原橋節(jié)段進(jìn)行數(shù)值模擬，有限元模型如圖2所示。通過(guò)模型總長(zhǎng)度試取值，確保充分考慮圣維南效應(yīng)后，原橋節(jié)段模型總長(zhǎng)確定為21.0 m，由6.5 m的鋼梁段、7.0 m的鋼-混結(jié)合段以及7.5 m的混凝土梁段共3部分組成。有限元模型中未包含鋼梁風(fēng)嘴，考慮對(duì)稱性，僅建立半幅有限元模型，并對(duì)橋梁中心線所在縱向截面上的所有節(jié)點(diǎn)施加對(duì)稱約束。

圖2 原橋鋼-混結(jié)合段有限元模型(單位：m)

鐵路橋梁安全系數(shù)一般在2.0以上，因此，使用線彈性本構(gòu)關(guān)系和非線性本構(gòu)關(guān)系模擬結(jié)合段各組成材料時(shí)計(jì)算結(jié)果差異較小，且均與試驗(yàn)結(jié)果吻合較好[13]。為提高計(jì)算效率，模型中使用線彈性關(guān)系模擬材料的本構(gòu)關(guān)系，其中，鋼材彈性模量取為210 GPa，混凝土彈性模量取為36 GPa。為準(zhǔn)確模擬有限元模型中不同單元之間的連接關(guān)系，同時(shí)保證計(jì)算精度和收斂性，結(jié)合段中各構(gòu)件的單元尺寸相對(duì)較小，且單元尺寸相近[15]。剪力釘及PBL鋼筋采用二維梁?jiǎn)卧狟eam44進(jìn)行模擬。根據(jù)文獻(xiàn)[16]的研究成果，為使模型中梁?jiǎn)卧目辜魟偠扰c剪力連接件的實(shí)際抗剪剛度接近，剪力連接件單元尺寸為30 mm(即單元數(shù)不少于5個(gè))；主梁鋼板采用Shell63單元進(jìn)行模擬，結(jié)合段鋼結(jié)構(gòu)單元尺寸為40 mm，其余鋼梁段單元尺寸為70 mm?；炷敛捎肧olid45單元進(jìn)行模擬，結(jié)合段混凝土單元尺寸為45 mm，其余梁段單元尺寸為100 mm。使用施加初應(yīng)變的Link8單元模擬預(yù)應(yīng)力筋，單元尺寸也與混凝土保持一致。有限元模型共包含3 066 606個(gè)單元，625 718個(gè)節(jié)點(diǎn)。計(jì)算時(shí)選用Ansys自帶的PCG求解器，該求解器在執(zhí)行不同單元?jiǎng)澐殖叽缦碌那蠼膺^(guò)程中均表現(xiàn)出較好的收斂性。

由于承壓板與混凝土之間存在較大的法向壓力，相互之間協(xié)同作用且無(wú)相對(duì)滑移，因此采用耦合二者各節(jié)點(diǎn)3個(gè)平動(dòng)自由度的方式模擬承壓板與混凝土之間的協(xié)同作用，而其余鋼板單元與混凝土單元不進(jìn)行連接，即不考慮其余鋼板和混凝土之間的摩擦力和化學(xué)黏結(jié)力[5,13,15]。剪力釘、PBL剪力連接件單元均通過(guò)共節(jié)點(diǎn)的方式與鋼板單元進(jìn)行連接，并通過(guò)節(jié)點(diǎn)耦合的方式與混凝土單元建立連接關(guān)系。

原橋節(jié)段采用一端約束、一端自由的懸臂約束方式，即約束模型混凝土端截面所有節(jié)點(diǎn)的自由度形成錨固端，并在鋼結(jié)構(gòu)端截面形心建立主節(jié)點(diǎn)，使之與鋼結(jié)構(gòu)端截面所有節(jié)點(diǎn)耦合形成局部剛域，并用以加載。加載時(shí)，將從全橋有限元模型中提取的鋼-混結(jié)合面最不利組合內(nèi)力(需扣除預(yù)應(yīng)力效應(yīng)和剪力施加位置由于遠(yuǎn)離控制截面所引起的彎矩)施加到所建立的形心主節(jié)點(diǎn)上，從而實(shí)現(xiàn)對(duì)模型的加載(圖2)。經(jīng)過(guò)對(duì)比分析，邊界條件和加載方式能夠保證節(jié)段模型結(jié)合段內(nèi)力分布與原橋?qū)嶋H情況基本一致。

2.2 應(yīng)力分布特性分析

選取原橋鋼-混結(jié)合段在主+附(恒+活+制動(dòng)力+風(fēng)荷載+溫度等)組合下的最大正彎矩、最大負(fù)彎矩兩種最不利工況進(jìn)行計(jì)算，兩種最不利工況對(duì)應(yīng)的內(nèi)力設(shè)計(jì)值見(jiàn)表1。最大正、負(fù)彎矩工況下主要構(gòu)件應(yīng)力情況見(jiàn)表2。由表2可見(jiàn)，在2種最不利工況下，整個(gè)鋼-混結(jié)合段均處于受壓狀態(tài)，內(nèi)力由鋼梁通過(guò)結(jié)合段平順地傳遞給混凝土梁。結(jié)合段鋼結(jié)構(gòu)除焊縫附近或構(gòu)件輪廓不連續(xù)位置外，其余鋼梁縱向壓應(yīng)力均小于-80.0 MPa。最大壓應(yīng)力為-100.7 MPa，發(fā)生在頂板與后承壓板的連接焊縫附近。結(jié)合段內(nèi)混凝土除截面不連續(xù)位置外，縱向壓應(yīng)力均小于-13.2 MPa，最大值為-16.1 MPa，發(fā)生在邊箱與橋面板連接處，結(jié)構(gòu)總體安全系數(shù)大于2.0。

表1 原橋鋼-混結(jié)合面內(nèi)力設(shè)計(jì)值(半幅)

表2 最大正負(fù)彎矩工況下各構(gòu)件最不利正應(yīng)力值 MPa

由于兩種最不利工況下鋼-混結(jié)合段力學(xué)特性相似，因此以最大正彎矩工況下的應(yīng)力分布規(guī)律為例進(jìn)行說(shuō)明，該工況下結(jié)合段頂面應(yīng)力縱向分布情況如圖3所示，圖中Ⅰ、Ⅱ截面的具體位置如圖1(b)、圖1(c)所示。由圖3(a)可見(jiàn)，除后承壓板位置有局部應(yīng)力集中外，鋼梁應(yīng)力沿著縱向逐漸減小，無(wú)明顯突變，表明結(jié)合段傳力較為平順。由圖3(b)可見(jiàn)，由于結(jié)合段中混凝土截面面積呈先增大、后基本保持不變的規(guī)律，結(jié)合段中混凝土應(yīng)力整體波動(dòng)較小。在混凝土梁過(guò)渡段中，由于混凝土截面面積逐漸減小后基本保持不變，混凝土應(yīng)力逐漸增加，穩(wěn)定在-15.0 MPa左右。

圖3 原橋鋼-混結(jié)合段應(yīng)力縱向分布情況

最大正彎矩工況下鋼-混結(jié)合段頂面應(yīng)力橫向分布情況如圖4所示，其中，Z1截面位于鋼梁剛度過(guò)渡段，Z2、Z3截面位于結(jié)合段，Z4截面位于混凝土梁過(guò)渡段，各截面具體位置如圖1(d)所示。鋼結(jié)構(gòu)和混凝土應(yīng)力沿橫向均呈現(xiàn)出兩頭大中間小的規(guī)律，表明主梁中存在明顯的應(yīng)力分布不均勻現(xiàn)象，以箱主梁受力為主。為量化應(yīng)力橫向分布不均勻的現(xiàn)象，定義應(yīng)力橫向分布不均勻系數(shù)λ為

( 1 )

式中：σi為橫向第i個(gè)應(yīng)力提取點(diǎn)或應(yīng)力測(cè)點(diǎn)的縱向應(yīng)力；n為應(yīng)力提取點(diǎn)或應(yīng)力測(cè)點(diǎn)總數(shù)。

各截面應(yīng)力橫向分布不均勻系數(shù)計(jì)算結(jié)果見(jiàn)表3。從Z1截面沿縱向到Z3截面，鋼結(jié)構(gòu)應(yīng)力的橫向分布不均勻性逐步增大，Z3截面應(yīng)力橫向分布不均勻系數(shù)最大為1.11，最小為0.80；結(jié)合段混凝土應(yīng)力橫向分布不均勻現(xiàn)象也比混凝土過(guò)渡段更突出，表明結(jié)合段鋼結(jié)構(gòu)和混凝土結(jié)構(gòu)應(yīng)力橫向分布不均勻現(xiàn)象分別大于兩側(cè)的鋼梁和混凝土梁。

圖4 原橋鋼-混結(jié)合段應(yīng)力橫向分布情況

表3 應(yīng)力橫向分布不均勻系數(shù)

2.3 傳力特性分析

鋼-混結(jié)合段內(nèi)力傳遞主要通過(guò)下列4種路徑：路徑R1為鋼梁→承壓板→混凝土；路徑R2為鋼梁→頂?shù)装?、腹板→混凝土梁；路徑R3為鋼梁→開孔板(加勁肋)→混凝土梁；路徑R4為鋼梁→化學(xué)黏結(jié)力等→混凝土梁。為研究鋼-混結(jié)合段4條傳力路徑的傳力比例，利用Ansys軟件分別對(duì)最大正彎矩工況下結(jié)合段各橫截面鋼結(jié)構(gòu)和混凝土的縱向應(yīng)力進(jìn)行積分，可得到不同截面處各構(gòu)件軸力的傳遞情況。各類構(gòu)件傳遞的軸力與截面總軸力(或施加的軸力)之比即為傳力比，傳力比沿縱向的變化情況如圖5所示。

圖5 鋼-混結(jié)合段軸力傳遞情況

由圖5(a)可見(jiàn)，結(jié)合段每個(gè)截面鋼結(jié)構(gòu)和混凝土傳力比之和均為100%，鋼結(jié)構(gòu)任意兩個(gè)截面之間傳力比的減小量等于混凝土梁相應(yīng)截面間傳力比的增加量。后承壓板兩側(cè)的鋼梁截面?zhèn)髁Ρ确謩e為100%和66.9%，表明后承壓板通過(guò)直接承壓(R1)的方式將33.1%的軸力由鋼梁傳遞給混凝土梁；同理，前承壓板通過(guò)直接承壓(R1)的方式將5.8%的軸力由鋼梁傳遞給混凝土梁。

鋼-混結(jié)合段內(nèi)設(shè)置了較多的剪力釘和PBL剪力連接件，鋼梁通過(guò)剪力連接件將部分軸力傳遞給混凝土梁。通過(guò)對(duì)比前后承壓板之間梯形格室內(nèi)相應(yīng)截面?zhèn)髁Ρ鹊淖兓闆r可知，梯形格室的剪力連接件可傳遞約40.8%的軸力。同理，通過(guò)對(duì)比前承壓板與混凝土梁之間相應(yīng)截面?zhèn)髁Ρ鹊淖兓闆r可知，該結(jié)合部位的剪力連接件可傳遞約20.3%的軸力，表明前后承壓板之間的梯形格室比其他結(jié)合部位傳力效率更高。

由圖5(b)可見(jiàn)，結(jié)合段鋼結(jié)構(gòu)頂板、底板、腹板等共傳遞約36.3%的軸力，這部分軸力將主要通過(guò)頂板、底板、腹板內(nèi)側(cè)密布的剪力釘(R2)傳遞給混凝土；結(jié)合段開孔板共傳遞約29.8%的軸力，這部分內(nèi)力將主要通過(guò)PBL剪力連接件(R3)傳遞給混凝土；由于有限元模型中未模擬鋼板與混凝土之間的化學(xué)黏結(jié)力，因此無(wú)法直接得出路徑R4傳遞的軸力比例。在實(shí)際工程設(shè)計(jì)中，化學(xué)黏結(jié)力一般作為安全儲(chǔ)備，計(jì)算時(shí)不考慮其對(duì)內(nèi)力傳遞的貢獻(xiàn)。

2.4 變形性能分析

最大正、負(fù)彎矩工況下結(jié)構(gòu)變形情況如圖6所示。由圖6可見(jiàn)，最大正、負(fù)彎矩工況下，鋼-混結(jié)合段變形較為平順，最大豎向變形分別為11.41、5.96 mm。這是由于潭江橋主梁為雙箱主梁形式，主梁結(jié)合段上部預(yù)應(yīng)力筋面積大于主梁下部，此部分差值將在成橋線形中予以調(diào)整。橋面板與箱主梁處的豎向撓度差異較小，最大正、負(fù)彎矩工況下結(jié)合段箱主梁和橋面板豎向撓度最大差值分別為0.73、0.78 mm，表明主梁橫橋向具有足夠的剛度。

圖6 鋼-混結(jié)合段豎向變形

3 鋼-混結(jié)合段力學(xué)性能試驗(yàn)

3.1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

為進(jìn)一步研究高速鐵路斜拉橋分離式雙箱梁鋼-混結(jié)合段的受力與變形性能，基于應(yīng)力等效原則制作了1∶2.5的縮尺模型，開展鋼-混結(jié)合段最不利工況下的受力與變形性能試驗(yàn)研究。模型使用與原橋材料等級(jí)相同的鋼材和混凝土，其中，鋼材屈服強(qiáng)度為345 MPa，實(shí)測(cè)混凝土立方體抗壓強(qiáng)度為63.7 MPa。為考察橋面應(yīng)力橫向分布情況，試驗(yàn)?zāi)Ｐ筒捎孟渲髁?部分橋面板的形式，如圖7所示，模型總長(zhǎng)為8.4 m，由2.6 m的鋼梁、2.8 m的結(jié)合段、3.0 m的混凝土梁共3部分組成；模型全寬2.0 m，其中，邊箱寬1.0 m，橋面板寬1.0 m，高為1.821 m。試驗(yàn)中未考慮輔助墩附近起橫向聯(lián)系和壓重作用的實(shí)體凝土橫梁以及不參與縱向受力的鋼梁風(fēng)嘴。在試驗(yàn)?zāi)Ｐ椭胁贾昧藶槟Ｐ吞峁╊A(yù)應(yīng)力的體內(nèi)預(yù)應(yīng)力筋，用以模擬原橋中的預(yù)應(yīng)力效應(yīng)。模型混凝土梁段與臺(tái)座一同澆筑，臺(tái)座尺寸為3.2 m×2.4 m×2.6 m。試驗(yàn)時(shí)，采用豎向預(yù)應(yīng)力筋將臺(tái)座錨固在實(shí)驗(yàn)室地面上，從而形成一端固定、一端自由的懸臂靜定結(jié)構(gòu)。

圖7 試驗(yàn)?zāi)Ｐ土⒚鎴D(單位:mm)

試驗(yàn)?zāi)Ｐ筒捎们Ы镯攺埨虞d鋼絞線束的方式進(jìn)行自平衡加載。模型自由端截面作為加載端，加載端焊接有一塊40 mm厚、帶加勁肋的加勁板，以保證加載力傳遞的均勻性。4根加載梁安裝在模型前端，每根鋼梁均通過(guò)加載鋼絞線與兩臺(tái)安裝在臺(tái)座后的千斤頂連接在一起(未加載時(shí)，加載鋼絞線不受力)。正式加載時(shí)，千斤頂同步張拉加載梁兩端的加載鋼絞線，從而實(shí)現(xiàn)加載梁對(duì)模型的偏心加載，且不需要借助外部反力設(shè)備。其中，最大正彎矩工況中，通過(guò)1號(hào)、2號(hào)、3號(hào)加載梁對(duì)應(yīng)的千斤頂和底部千斤頂(底部千斤頂未示出)對(duì)模型進(jìn)行加載；最大負(fù)彎矩工況中，通過(guò)3號(hào)、4號(hào)加載梁對(duì)應(yīng)的千斤頂對(duì)模型進(jìn)行加載；破壞工況中，將臨時(shí)支墩安裝在模型結(jié)合段底面，并通過(guò)4號(hào)加載梁對(duì)應(yīng)的千斤頂和頂部千斤頂對(duì)模型進(jìn)行加載。

為考察試驗(yàn)?zāi)Ｐ团c原橋之間的的等效性，使用同樣的方法建立了試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷挠邢拊Ｐ?，考察各最不利工況下模型的等效情況，結(jié)果表明，模型與原橋節(jié)段的等效性較好，應(yīng)力變化趨勢(shì)一致，能夠反映原橋節(jié)段的應(yīng)力狀態(tài)，其中鋼結(jié)構(gòu)縱向正應(yīng)力平均誤差為9.3%，混凝土結(jié)構(gòu)縱向應(yīng)力平均誤差為14.6%(個(gè)別考察點(diǎn)應(yīng)力量值較小，導(dǎo)致了相對(duì)誤差偏大)。

3.2 加載方案

試驗(yàn)選取最大正、負(fù)彎矩工況作為基本工況，同時(shí)，由于在最大正、負(fù)彎矩工況下鋼-混結(jié)合段均以小偏心受壓為主，難以實(shí)現(xiàn)結(jié)合段混凝土的開裂或破壞，為探究結(jié)合段的極限抗彎能力，分析結(jié)構(gòu)的破壞形態(tài)，基本工況加載完成后在模型鋼-混結(jié)合段底部安裝臨時(shí)支墩，并對(duì)結(jié)構(gòu)進(jìn)行破壞加載。表4列出了根據(jù)應(yīng)力等效原則得到的試驗(yàn)?zāi)Ｐ图虞d力及破壞工況加載力。

試驗(yàn)過(guò)程中采用力控制的原則進(jìn)行同步加載，彎矩通過(guò)臺(tái)座后的千斤頂對(duì)模型施加偏心軸力實(shí)現(xiàn)，剪力通過(guò)豎向千斤頂施加。為獲得模型各組成構(gòu)件的荷載-應(yīng)力曲線與荷載-變形曲線，各荷載工況按照0.2倍的基本工況進(jìn)行分級(jí)加卸載。試驗(yàn)時(shí)先進(jìn)行1.0倍最不利工況的加卸載，再進(jìn)行2.0倍最不利工況的加卸載。2.0倍最不利工況加載完成后，按照0.1倍的荷載增量對(duì)試驗(yàn)?zāi)Ｐ瓦M(jìn)行破壞加載。

表4 模型鋼-混結(jié)合面內(nèi)力設(shè)計(jì)值

3.3 測(cè)點(diǎn)布置

從鋼梁剛度過(guò)渡段開始，沿縱向共選取10個(gè)考察截面(A～J截面)對(duì)結(jié)合段的應(yīng)力情況進(jìn)行考察，如圖7所示。應(yīng)變片密布在每個(gè)截面的表面位置，其中，鋼結(jié)構(gòu)表面測(cè)點(diǎn)布置如圖8(a)所示(E截面)，混凝土截面測(cè)點(diǎn)布置如圖8(b)所示(H截面)，圖中測(cè)點(diǎn)編號(hào)第1個(gè)字母表示所在的考察截面，第2個(gè)字母“T”、“B”、“W”分別表示頂部表面、底部表面及腹板表面，數(shù)字表示測(cè)點(diǎn)順序。混凝土梁中每個(gè)截面的鋼筋表面也布置有相應(yīng)的應(yīng)變片(HS1～HS7)。此外，鋼-混結(jié)合段內(nèi)部前后承壓板、PBL開孔板、剪力釘、PBL鋼筋等均布置了應(yīng)變測(cè)點(diǎn)，并在A、D、G、I四個(gè)截面頂?shù)装灞砻娓鞑贾?個(gè)撓度測(cè)點(diǎn)。

圖8 測(cè)點(diǎn)布置圖(單位：mm)

4 試驗(yàn)結(jié)果分析

4.1 承載能力分析

在最大正彎矩工況下，鋼-混結(jié)合段各考察截面均處于全截面受壓狀態(tài)。如圖9所示，2.0倍荷載以內(nèi)，鋼頂板和混凝土頂面的應(yīng)力與荷載仍然表現(xiàn)出良好的線性關(guān)系。圖9中實(shí)測(cè)值未計(jì)入模型內(nèi)部預(yù)應(yīng)力筋產(chǎn)生的效應(yīng)。

從圖9有限元結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果的對(duì)比情況可知，混凝土應(yīng)力實(shí)測(cè)值與計(jì)算值的相對(duì)誤差要大于鋼結(jié)構(gòu)，這是由于有限元計(jì)算中假設(shè)混凝土為均質(zhì)材料，而實(shí)際上混凝土材料具有一定的離散性?？傮w上應(yīng)力實(shí)測(cè)值與計(jì)算值吻合較好，表明計(jì)算模型能夠反映試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷牧W(xué)行為。限于篇幅，下文不再進(jìn)行實(shí)測(cè)應(yīng)力值與有限元計(jì)算值的對(duì)比。2.0倍最大正彎矩工況荷載作用時(shí)，鋼和混凝土最大應(yīng)力分別為-151.8、-14.8 MPa，分別小于鋼結(jié)構(gòu)和混凝土的容許應(yīng)力(200、27.5 MPa)，表明最大正彎矩作用下，鋼-混結(jié)合段具有足夠的承載力，安全系數(shù)大于2.0，滿足設(shè)計(jì)要求。

圖9 最大正彎矩工況下應(yīng)力-荷載曲線

在最大負(fù)彎矩工況下，鋼-混結(jié)合段各考察截面均處于全截面受壓狀態(tài)。如圖10所示，2.0倍荷載以內(nèi)，鋼底板和混凝土底面的應(yīng)力與荷載等級(jí)均表現(xiàn)出良好的線性關(guān)系。鋼底板最大應(yīng)力為-121.6 MPa，混凝土最大應(yīng)力為-11.3 MPa，分別小于鋼結(jié)構(gòu)和混凝土的容許應(yīng)力(200、27.5 MPa)，表明最大負(fù)彎矩作用下，鋼-混結(jié)合段具有足夠的承載力，安全系數(shù)大于2.0，滿足設(shè)計(jì)要求。

4.2 正應(yīng)力分布規(guī)律

圖11列出了1.0倍及2.0倍最不利工況作用下頂面和底面的應(yīng)力縱向分布規(guī)律。由圖11(a)可見(jiàn)，頂?shù)装鍛?yīng)力沿縱向逐漸減小，表明內(nèi)力由鋼梁通過(guò)鋼-混結(jié)合段平順地傳遞給混凝土梁。后承壓板兩側(cè)截面應(yīng)力突變明顯，前承壓板兩側(cè)截面應(yīng)力變化幅度較小，且后承壓板位置應(yīng)力遠(yuǎn)大于前承壓板，表明后承壓板在結(jié)合段傳力過(guò)程中起著重要作用，而前承壓板位置由于前后剛度較為一致，在前承壓板處應(yīng)力變化較小。由圖11(b)可見(jiàn)，由于結(jié)合段中混凝土截面面積呈先增大后基本不變的規(guī)律，頂板混凝土應(yīng)力沿縱向變化較小，表明結(jié)合段設(shè)計(jì)合理，傳力順暢。

圖10 最大負(fù)彎矩工況下應(yīng)力-荷載曲線

圖11 應(yīng)力縱向分布情況

潭江特大橋采用分離雙箱主梁，為考察應(yīng)力沿主梁橫向的分布情況，將實(shí)測(cè)應(yīng)力數(shù)據(jù)代入式( 1 )，得到應(yīng)力橫向分布不均勻系數(shù)，結(jié)果如圖12所示，圖中橫坐標(biāo)為與模型箱主梁外邊緣的距離。由圖12可見(jiàn)，鋼結(jié)構(gòu)和混凝土各截面應(yīng)力沿橫向分布不均勻，總體呈現(xiàn)出邊箱頂板應(yīng)力較大、翼緣頂板應(yīng)力較小的特征，其中，模型鋼結(jié)構(gòu)頂面橫向不均勻分布系數(shù)在0.77～1.25之間，混凝土各截面橫向不均勻分布系數(shù)在0.82～1.23之間，與原橋有限元分析結(jié)果相近，表明雙主梁結(jié)構(gòu)中頂面應(yīng)力沿橫向分布不均勻現(xiàn)象較為明顯，縱向力主要由兩側(cè)箱梁承擔(dān)。

圖12 模型頂面橫向不均勻分布系數(shù)

4.3 變形分析

為考察潭江特大橋主梁鋼-混結(jié)合段的變形性能，以臺(tái)座與模型交界面為坐標(biāo)原點(diǎn)，以模型縱向?yàn)閄軸，以豎向?yàn)閅軸，撓度(取絕對(duì)值)分布情況如圖13所示。最大正、負(fù)彎矩工況下的撓度值接近，箱主梁和橋面板豎向變形差異較小。1.0、2.0倍最不利工況下最大撓度分別為2.412、4.927 mm，基本呈線性關(guān)系。1.0、2.0倍最不利工況下的撓度計(jì)算式分別為

y1.0= 1.040 5×10-7x2-4.455 9×10-4x+0.696 4

( 2 )

y2.0= 1.638 2×10-7x2-4.623 6×10-4x+0.800 9

( 3 )

( 4 )

( 5 )

式中：y1.0、y2.0分別為1.0、2.0倍最不利工況下的擬合撓度；x為某截面離臺(tái)座與模型交界面的距離。式( 2 )、式( 3 )擬合系數(shù)分別為0.993、0.997；θ為結(jié)合段的豎向轉(zhuǎn)角；R為結(jié)合段最小撓曲半徑。

將式( 2 )、式( 3 )帶入式( 4 )可知，結(jié)合段豎向轉(zhuǎn)角θ與距離滿足線性關(guān)系，表明轉(zhuǎn)角在結(jié)合段中變化連續(xù)，鋼梁、混凝土梁與結(jié)合段連接位置無(wú)明顯折角，滿足高速列車運(yùn)行對(duì)平順性的要求。將式( 2 )代入式( 5 )可知，在1.0倍最不利工況下，結(jié)合段撓曲后的最小曲線半徑R為4 805 m，即原橋中結(jié)合段最小曲線半徑為12 013 m，大于TB 10098—2017《鐵路線路設(shè)計(jì)規(guī)范》規(guī)定的10 000 m[17]，表明鋼-混結(jié)合段具有較好的豎向剛度性能，滿足高速列車行駛要求。

圖13 豎向變形情況

4.4 抗彎極限承載力分析

為研究鋼-混結(jié)合段的破壞形態(tài)，在鋼-混結(jié)合段底面輔助墩位置增設(shè)臨時(shí)支墩，并以施加偏心軸力和豎向剪力的方式對(duì)模型進(jìn)行破壞工況加載，結(jié)果如圖14所示。

由圖14(a)可見(jiàn)，0.6倍破壞工況以前，鋼結(jié)構(gòu)應(yīng)力與荷載呈線性關(guān)系。0.6倍破壞工況以后，H截面的鋼結(jié)構(gòu)應(yīng)力隨荷載的增加不再增長(zhǎng)，同時(shí)在該截面觀察到箱主梁鋼頂板末端與混凝土開始分離。當(dāng)加載到0.9倍破壞工況時(shí)，G截面鋼頂板應(yīng)力開始呈現(xiàn)非線性增長(zhǎng)方式，但未監(jiān)測(cè)到結(jié)合段內(nèi)混凝土開裂，表明隨著荷載增加，鋼頂板與混凝土梁頂面的脫空由H截面發(fā)展到G截面，但結(jié)合段內(nèi)混凝土未開裂。加載到1.05倍破壞工況時(shí)，F(xiàn)截面的應(yīng)力與荷載仍然呈現(xiàn)線性關(guān)系，表明脫空未發(fā)展到F截面。此時(shí)破壞工況產(chǎn)生的彎矩約為最大負(fù)彎矩工況的4.04倍，軸力約為最大負(fù)彎矩工況的1.30倍。

由圖14(b)可見(jiàn)，0.8倍破壞工況前，混凝土拉應(yīng)力與荷載呈線性關(guān)系。加載到0.8倍破壞工況后，H、I截面的混凝土應(yīng)力-荷載曲線出現(xiàn)拐點(diǎn)，對(duì)混凝土頂面檢視可知，H截面混凝土的應(yīng)力突變是由于該截面右側(cè)混凝土開裂引起的。且隨著荷載等級(jí)的提高，裂紋由箱主梁側(cè)逐漸向橋面板側(cè)發(fā)展，這也再次證實(shí)了應(yīng)力沿橫向分布不均勻。

圖14 破壞工況下各截面的應(yīng)力情況

整個(gè)加載過(guò)程中，除了I、J截面，其余截面的鋼筋應(yīng)力與荷載均保持線性關(guān)系，表明結(jié)合段內(nèi)混凝土未出現(xiàn)開裂。圖15示出了加載結(jié)束后混凝土梁頂面裂紋長(zhǎng)度和該裂紋萌生時(shí)的荷載等級(jí)，分別用l和F代表。在破壞工況作用下，結(jié)合段鋼和混凝土僅出現(xiàn)了脫空，而相鄰的混凝土過(guò)渡段出現(xiàn)了大量的可見(jiàn)裂紋，表明結(jié)合段抗彎承載能力大于相鄰的混凝土剛度過(guò)渡段。觀察整個(gè)加載過(guò)程可知，裂紋在混凝土梁中分布較為均勻，且發(fā)展過(guò)程較長(zhǎng)，表明混凝土梁在破壞工況下屬于延性破壞。

圖15 結(jié)合段頂面、側(cè)面開裂展開示意

5 結(jié)論

基于高速鐵路雙箱混合梁斜拉橋鋼-混結(jié)合段應(yīng)力分布規(guī)律、變形情況、失效模式分析，得到以下結(jié)論：

(1)高速鐵路雙箱混合梁斜拉橋鋼-混結(jié)合段在最不利正、負(fù)彎矩工況下，鋼梁通過(guò)結(jié)合段將內(nèi)力順暢地傳遞給混凝土梁。除應(yīng)力集中區(qū)域外，鋼結(jié)構(gòu)縱向應(yīng)力均小于-80.0 MPa，混凝土縱向應(yīng)力小于-13.2 MPa。應(yīng)力沿橫橋向分布不均勻，鋼梁應(yīng)力橫向分布不均勻系數(shù)在0.80～1.11之間，混凝土梁應(yīng)力橫向分布不均勻系數(shù)在0.83～1.21之間，呈現(xiàn)出箱主梁受力為主的趨勢(shì)。

(2)后承壓板的直接承壓作用(路徑R1)、剪力釘群的抗剪作用(路徑R2)以及PBL剪力連接件的抗剪作用(路徑R3)分別可傳遞約33.1%、36.3%、29.8%的軸力。

(3)試驗(yàn)結(jié)果表明，最不利正、負(fù)彎矩工況下，主梁鋼-混結(jié)合段的最小豎曲線撓曲半徑為12 013 m，表明主梁結(jié)合段變形平順，具有足夠的剛度，滿足高速列車行駛要求。

(4)在2.0倍最大正、負(fù)彎矩工況下，實(shí)測(cè)應(yīng)力與荷載基本呈線性關(guān)系，鋼主梁應(yīng)力最大-151.8 MPa，混凝土應(yīng)力最大為-14.8 MPa，均小于相應(yīng)的容許應(yīng)力，表明鋼-混結(jié)合段安全儲(chǔ)備較大，安全系數(shù)大于2.0。

(5)在破壞工況下，混凝土梁過(guò)渡段先于鋼-混結(jié)合段發(fā)生破壞，且裂紋發(fā)展過(guò)程較長(zhǎng)，表明結(jié)合段具有足夠的抗彎承載能力，結(jié)合段總體屬于延性破壞。