徐斌

中鐵第一勘察設計院集團有限公司，西安 710043

隨著國內(nèi)交通需求增大和橋梁建設空間問題的出現(xiàn)，預應力混凝土箱梁翼緣板拓寬的研究在橋面寬度改造和公路、鐵路橋梁建設中迅速發(fā)展［1］。加勁鋼斜撐預應力混凝土（Precast Concrete，PC）箱梁在傳統(tǒng)箱梁結構基礎上，設置鋼管斜撐以支撐頂板長懸臂翼緣，在滿足箱梁受力要求下可有效擴大橋面寬度。該結構具有輕質(zhì)化、高適應性及高靈活性的特點，可廣泛適用于舊橋加寬改造和復雜公路橋梁修建。

加勁鋼斜撐PC箱梁發(fā)展幾十年以來，歐美及日本有較深入的力學理論研究，已在一些公路橋梁建設中應用。國際著名橋梁專家萊昂哈特于1980年設計建成了德國科赫塔爾橋，是最早采用鋼斜撐的預應力混凝土箱梁橋。21世紀初，日本先后修建了芝川高架橋、川下川橋等多座設斜撐的PC箱梁橋。Shushkewich［2-3］系統(tǒng)地提出了設斜支撐橋面加寬方案，并進行空間受力特性分析及相應計算分析程序開發(fā)。青木圭一等［4-5］詳細介紹了在桂島高架橋、山切1號高架橋（均為等高度連續(xù)梁橋）中該結構的設計運用，兩橋分別采用頂推施工和預制節(jié)段拼裝法建造完成。Iglesias［6］基于平截面假定，采用時變分析理論建立了該類型箱梁長期效應分析的簡化分析方法，即逐步積分法。國內(nèi)對此結構的力學特性研究和實橋建設都尚未起步，僅有部分綜述性文獻。李宏江［7］通過對國內(nèi)外文獻調(diào)研和實橋調(diào)查，闡述了該結構的力學特性研究現(xiàn)狀以及實橋應用情況。

目前，國際上對該結構僅應用在公路橋梁中。銀西高速鐵路渭河特大橋主橋首次將加勁鋼斜撐桿PC箱梁的結構用于國內(nèi)鐵路橋梁建設，可參考資料和數(shù)據(jù)匱乏，力學特性研究不足［8-9］。本文以渭河特大橋主橋60 m加勁鋼斜撐PC箱梁為對象，采用試驗與有限元分析相結合的方式對結構承載能力、受力特性、破壞機理等進行研究，為國內(nèi)該類型結構的橋梁提供設計和實橋應用的理論基礎。

1 工程概況

新建渭河特大橋全長13.6 km，其中四線鐵路段全長4.1 km，橋面寬22.8 m，中間雙線為銀西高速鐵路（采用ZK標準活載），兩側(cè)為西安至閻良城際鐵路（采用ZC標準活載），均為有砟軌道，二期恒載364.5 kN/m。主橋位于直線段，為17孔60 m簡支箱梁，采用單箱雙室等高度箱梁與鋼斜撐組合的截面形式。箱梁梁端頂?shù)装寮案拱寰植績?nèi)側(cè)加厚，懸挑翼緣板兩側(cè)沿梁長度方向每隔4 m設置一組鋼斜撐，橋面布置見圖1。

2 靜載模型試驗

2.1 設計方案

參考文獻［10-12］試驗方法，設計了3組加勁鋼斜撐PC箱梁結構模型試驗，對試件在靜載作用下斜鋼撐的應力狀態(tài)，混凝土的應力、變形及開裂狀態(tài)進行觀測和記錄，結合非線性有限元分析進行理論對比分析，研究承載能力、受力特性、破壞機理等。

為合理模擬該箱梁結構的受力機理，綜合考慮試驗設備可行性、試驗結果可靠性，采用縮尺模型進行靜載試驗。模型整體采用1∶2.5比例縮尺，其他各項參數(shù)相似比尺見表1。

表1 試驗采用的相似比尺

原橋截面為對稱截面，取原橋跨中節(jié)段的翼緣懸臂、外腹板和斜撐作局部分析；取縱橋向5.44 m、橫向2.78 m的箱梁局部分析，包含4根鋼斜撐，試驗模型見圖2。局部縮尺模型試件采用原材料進行加工，采用C50混凝土，綁扎鋼筋HRB400，在翼緣板橫橋向設有PBS830精軋螺紋鋼筋，張拉控制應力為0.6×fpk=498 MPa，fpk為預應力鋼絞線抗拉強度標準值。鋼斜撐采用Q345qD鋼材。

圖2 試驗模型（單位：cm）

2.2 加載方案

根據(jù)試驗反力錨固系統(tǒng)情況，將腹板放置于底座上，采用18個8.8級普通螺栓將腹板與底座錨固。根據(jù)實橋橋面布置確定荷載標準，考慮加載位置和縮尺比例，按照文獻［13］計算模型設計荷載為783 kN。采用千斤頂進行靜載加載，四個千斤頂總設計荷載為800 kN。通過鋼墊板將荷載均勻傳遞到翼緣上城際鐵路軌道位置的工字鋼鋼軌上。模型試驗加載系統(tǒng)橫斷面見圖3。試驗數(shù)據(jù)采集采用東華測試DH3818Y靜態(tài)應力應變測試分析系統(tǒng)。

圖3 模型試驗加載系統(tǒng)橫斷面

整個試驗過程分為預加載和正式加載，均采用逐級加載和卸載的形式。第1次預加載以100 kN/級進行加載，加載至800 kN再按100 kN/級卸載；第2次以200 kN/級進行加載，加載至800 kN再按200 kN/級卸載。通過兩次預載消除試件與加載裝置之間及支座的裝配間隙。正式加載時，在0～1 000 kN荷載區(qū)間按200 kN/級進行加載；加載完成后再按100 kN/級在1 000～2 400 kN荷載區(qū)間進行二次加載。

2.3 試件應變及位移測點布置

采用電阻應變片對試件進行應變測試，翼緣板及鋼管斜撐測點布置見圖4。采用線位移傳感器對試件進行位移監(jiān)測。在混凝土懸臂板布置測點（1#—6#）進行翼緣板的變形測量，在腹板底部及翼緣板跨中沿橫向布置水平測點（7#—10#）進行整體位移測量，監(jiān)測試驗模型錨固情況，位移測點布置見圖5。

圖4 箱梁試件應變片布置（單位：mm）

圖5 箱梁試件位移測點布置（單位：mm）

3 有限元模擬分析

利用ABAQUS有限元軟件［14-15］，按照1∶2.5縮尺模型建立三維非線性有限元模型，對水平靜載作用下節(jié)點的受力全過程進行模擬，并與試驗值對比分析。混凝土構件采用實體單元C3D8R，不同部位采用不同網(wǎng)格劃分方式，使用掃掠網(wǎng)格和結構化網(wǎng)格劃分，網(wǎng)格尺寸為50 mm；普通鋼筋采用三維一次桁架單元T3D2，使用結構化網(wǎng)格劃分，網(wǎng)格尺寸為90 mm；鋼管采用實體單元C3D8R，采用掃掠網(wǎng)格劃分，部件網(wǎng)格尺寸為12 mm。

通過內(nèi)置區(qū)域約束將預應力筋作為內(nèi)置單元內(nèi)置于混凝土弦桿內(nèi)，實現(xiàn)相互作用；將混凝土構件表面作為主面，鋼板表面作為從表面，采用綁定約束，將鋼管與混凝土構件連接為一個整體。為了簡化邊界條件，使用完全固定的約束模擬邊界條件。在有限元模型中施加荷載與試驗加載值保持一致，以均布荷載的方式施加于鋼軌位置。

4 試驗值及有限元計算值對比分析

靜載試驗過程中混凝土翼緣板的拉應力先達到C50混凝土的設計強度，此時鋼管的應力和結構整體變形都很小；荷載達到1 300 kN（1.625倍設計荷載）時，在混凝土翼緣板底面的中間偏翼緣端開始出現(xiàn)裂縫，方向大致沿縱橋向延伸，隨著荷載逐級增大，裂縫數(shù)增多且最后多條裂縫貫通；當荷載達到2 400 kN左右，鋼管端部達到屈服強度345 MPa，此時區(qū)域裂縫增大，貫通裂縫明顯增加，未出現(xiàn)整體性結構破壞和過大變形，見圖6。

圖6 混凝土懸臂板開裂情況

4.1 位移

有限元模擬中荷載逐級施加到2 400 kN，試件翼緣板的鋼軌作用區(qū)域結構變形最大，且位移對稱分布（圖7）?？紤]到錨固在試驗系統(tǒng)上的試件在加載時可能存在整體微小位移，翼緣板上測點實際位移為測點位移和整體位移的差值。1#、2#測點之間，3#、6#測點之間，4#、5#測點之間呈對稱布置，實測位移幾乎相同。因此，取1#、3#、4#測點荷載-位移曲線進行分析，見圖8。

圖7 結構豎向位移云圖（單位：mm）

圖8 翼緣板1#、3#、4#測點荷載-位移曲線

由圖7和圖8可知，4#測點的試驗值和有限元計算值比較接近，且大致呈線性變化。加載過程中試件處于彈性工作階段，在2 400 kN荷載（3倍設計荷載）作用下各構件工作正常，未出現(xiàn)較大變形和破壞。

4.2 翼緣板應力

荷載達到1 300 kN時混凝土板開始產(chǎn)生裂縫，部分區(qū)域測點失效。因此，主要對設計荷載800 kN時翼緣板的應力進行分析。

1）混凝土懸臂板頂面應力

根據(jù)對稱試件實際受力情況，提取1/2懸臂板頂面關鍵測點應變計算應力。混凝土翼緣板頂面應力對比見圖9。圖中正值為拉應力，負值為壓應力。可知：由于試驗誤差，個別測點的試驗值與有限元計算值有所區(qū)別，其他測點試驗值與有限元計算值基本接近。在翼緣板頂面，翼緣根部區(qū)域主要承受拉應力；板面中部位置即鋼軌區(qū)域承受較大壓應力，且達到最大值；翼緣端部主要承受壓應力，數(shù)值較小。

圖9 混凝土翼緣板頂面應力對比（單位：MPa）

2）混凝土懸臂板底面應力

設計荷載作用下混凝土翼緣板底面應力對比見圖10?？芍捎谠囼炚`差，個別測點的試驗值與有限元計算值有所區(qū)別，其他測點試驗值與有限元計算值基本接近，說明有限元計算值可靠。在翼緣板底面，翼緣根部區(qū)域主要承受壓應力，中部位置即鋼軌區(qū)域承受拉應力，且是最大拉應力區(qū)域，翼緣端部即錨梁區(qū)域主要承受拉應力，但拉應力較小。

圖10 混凝土翼緣板底面應力對比（單位：MPa）

4.3 鋼斜撐應力

2 400 kN荷載下鋼管斜撐Von Mises應力見圖11?？芍?，鋼管兩端應力大，且應力分布復雜，中間段應力小，四根鋼管的邊界條件和受力情況接近。

圖11 鋼管斜撐Von Mises應力（單位：MPa）

試驗中重點觀測四根鋼管兩端截面處的應力情況，選擇應力較大的1號和4號截面中a、c點試驗值與理論值（有限元計算值）進行對比分析，見圖12。

圖12 鋼管重點位置應力-荷載曲線

由圖12可知：①四根鋼管1-a和4-c的分布規(guī)律類似，荷載為1 400 kN時曲線斜率發(fā)生正負轉(zhuǎn)換，斜率的絕對值基本一樣；1-c和4-a的分布規(guī)律類似，曲線一直呈上升趨勢。②荷載在0～1 400 kN時，翼緣板的剛度非常大，變形很小，鋼管基本受軸壓作用，彎矩影響非常?。缓奢d大于1 400 kN時，翼緣板的剛度突然減小，變形增大；荷載在1 400～1 600 kN時，曲線斜率明顯變大，而后斜率又減小到與0～1 400 kN時的斜率基本一致，此時鋼管不但受軸壓作用，還受彎矩作用。

5 結論

1）試件在1.625倍設計荷載作用下翼緣底部出現(xiàn)裂縫；在3倍設計荷載作用下，結構受力均勻，無整體性破壞和較大變形，傳力機制明確，具有較大安全儲備，滿足使用和安全需求。

2）在設計荷載范圍內(nèi)，試件各區(qū)域能夠處于良好的彈性工作狀態(tài)，說明該加勁鋼斜撐PC箱梁結構設計合理，滿足使用安全和設計要求。

3）靜載試驗與有限元分析結果表明，結構實際受力情況與有限元分析結果接近，傳力機制清晰。