陳華婷,李德旺,孫平寬,于德恩,張文學

(1.北京工業(yè)大學 城市建設學部,北京 100124;2.中國公路工程咨詢集團有限公司,北京 100089)

近年來,我國橋梁建設不斷向大跨度方向發(fā)展。為減輕橋梁自重從而提高跨越能力,部分主梁為混凝土梁、部分主梁為鋼梁的混合梁因其良好的受力性能和經濟效益應用日益廣泛[1]。鋼梁與混凝土梁結合部位(簡稱鋼混結合段)涉及2種材料、局部受力復雜,容易引發(fā)應力集中。強度和剛度漸變的鋼混結合段是保證主梁縱向內力和變形平穩(wěn)傳遞的關鍵構造[2]。

眾多學者通過模型試驗、有限元分析、實橋測試對混合梁斜拉橋鋼混結合段進行了研究。王治均等[2]闡述了鋼混結合段位置的確定及結合段的構造形式,并討論了結合段設計方法。為直接驗證主梁鋼混結合段的構造合理性及承載能力,常采用1∶5～1∶3的幾何縮尺比例進行鋼混結合段全橋截面或部分截面的模型試驗[3-4]。有限元分析也是研究鋼混結合段傳力機理的有效手段,鋼板與混凝土的連接方式[3]、抗剪連接件的模擬[5]等是整體有限元建?；蜾摶旖Y合段局部建模的關鍵。此外,韋鋒等[6]基于實橋測試驗證了鋼混結合段縱向應力傳遞的可靠性。

混合梁懸索橋鋼混結合段設計常借鑒斜拉橋中的構造形式,針對懸索橋尤其是自錨式懸索橋鋼混結合段的研究相對較少。秦鳳江等[7]通過大跨度雙塔自錨式懸索橋鋼混結合段1∶3縮尺模型試驗,采用自平衡加載方式測試了模型的應力及開裂情況,并利用有限元分析得到了其在軸向荷載作用下的傳力機理。對于設置在連續(xù)梁與懸索橋交界處的鋼混結合段,朱福春等[8]采用有限元方法分析了鋼混結合段在最不利荷載工況下的受力性能、傳力過程及剛度匹配。

海南省瓊海市博鰲樂城先行區(qū)樂城大橋為大跨度單塔自錨式懸索橋,鋼混結合段設置在橋塔兩側,需要傳遞的軸力和彎矩都較大。相較于文獻[7]中設置在兩側邊跨端部的鋼混結合段,樂城大橋鋼混結合段失效后將直接改變整個橋梁的結構體系,后果不堪設想,因此有必要對其受力性能進行專門的研究。本文首先設計了該橋鋼混結合段部分截面1∶4縮尺模型,通過模型試驗研究其在不同工況下的應力及變形響應以及最不利工況下的破壞特征。而后,采用經驗證的有限元方法分析該橋鋼混結合段在軸向壓力和負彎矩共同作用下的工作性能,可為類似橋梁的設計優(yōu)化和施工監(jiān)控提供參考。

1 工程概況及模型試驗

1.1 工程概況

樂城大橋主橋為單塔雙索面自錨式懸索橋,如圖1所示,主橋跨徑布置為2×130 m。索塔為空間星鉆異形結構,為適應橋塔造型需要,索塔及索塔兩側24.5 m范圍內主梁均采用預應力混凝土。主橋主梁標準段為梁高2.8 m的扁平流線型鋼箱梁;引橋為標準跨徑35m的預應力混凝土現澆連續(xù)箱梁,梁高1.8 m。本文重點關注設置在橋塔兩側的鋼混結合段的受力性能。

圖1 主橋橋型布置Fig.1 Elevation view of the main bridge

樂城大橋(自錨式懸索橋)主梁鋼混結合段采用無格室結合段設計。考慮到連接處彎矩較大,結合段主要部件包含箱梁頂底板、承壓板、預應力鋼束、剪力釘。如圖2所示,鋼混結合段總長4 m,鋼箱梁側通過變高T肋對加勁U肋補強,混凝土梁側通過焊接剪力釘與鋼箱梁緊密結合,預應力筋錨固于承壓板。

圖2 鋼混結合段構造示意Fig.2 Schematic diagram of the steel-concrete composite segment

1.2 試驗模型設計

鋼混結合段處橋梁橫截面寬度為32 m,受試驗條件限制,無法按全橋截面寬度進行模型試驗。由于鋼混結合段的頂底板、加勁肋、剪力釘等沿橫橋向均勻布置,因此在橫橋向選取有代表性的部分截面進行試驗是可行的。綜合考慮結構對稱性、模型制作加工便利性、試驗場地條件、試驗經費等因素后,選擇1∶4的幾何縮尺比例設計鋼混結合段部分截面試驗模型,如圖3所示。

圖3 縮尺模型截面選取Fig.3 Cross-section selection of the scaled model

鋼混結合段需要傳遞較大的軸力和彎矩。考慮千斤頂加載范圍及試驗場地限制,本文將鋼混結合段梁段從水平旋轉至豎直,混凝土梁端設置底座將模型固定于地面。在模型上部鋼梁端施加豎向力和水平推力,從而等效模擬鋼混結合段關鍵控制截面的軸力和彎矩。試驗加載裝置見圖4。

圖4 試驗加載裝置Fig.4 Test setup

與實橋相同,鋼混結合段試驗模型亦由鋼梁標準段、鋼梁加強段、鋼-混連接段與混凝土梁段4部分組成。試驗模型各部分的結構構造和尺寸均按照相似理論確定,要求試驗模型滿足幾何、物理以及邊界條件相似原則[9],縮尺模型立面圖見圖5。

圖5 縮尺模型立面Fig.5 Elevation view of the scaled model

如前所述,對模型進行縮尺設計時,模型基本斷面形式與實際結構相同。但在不改變受力方式的前提下,為便于試驗模型加工,本文對局部構件進行了合并與調整。例如,基于豎向抗彎剛度等效,將加勁閉口U肋等效成開口板肋;在抗剪剛度等效的前提下選用Φ22×90 mm圓柱頭抗剪焊釘而不是按比例縮尺后的小焊釘;根據配筋率相等的原則設計試驗模型中的普通鋼筋。試驗模型中的預應力鋼筋采用與實橋相同的鋼絞線,根據預應力在結合段截面上產生的應力相等原則,按1∶16的比例關系設計預應力鋼束。由于預應力鋼絞線較短,考慮短束預應力損失為50%,試驗模型實際采用預應力筋數量及布置如表1所示。

表1 縮尺試驗模型預應力鋼絞線設計Table 1 Prestress strand design of the scaled test model

1.3 試件荷載需求及試驗加載

試驗模型相關荷載則根據實橋和模型對應截面應力相等的原則進行設計,兩者應力狀態(tài)基本一致可確保試驗的有效性和針對性。首先根據有限元分析確定實橋在關鍵控制截面處的荷載效應。

考慮到主梁為扭轉剛度較大的閉口箱型截面,采用Midas軟件及單梁法建立全橋有限元模型[10],如圖6所示。主梁截面剛度(豎向抗彎剛度、橫向抗彎剛度、扭轉剛度)和質量(平動質量、轉動慣量)集中在主梁單元節(jié)點。橋梁主纜、吊桿采用只受拉單元,主梁、主塔、承臺、樁基均采用梁單元,全橋有限元模型共設置485個節(jié)點及446個單元。結構分析考慮了結構重力、基礎變位、混凝土收縮徐變、預應力等永久作用以及汽車荷載、汽車制動力、人群荷載、風荷載、溫度作用等可變作用[11-12]。

圖6 全橋有限元模型Fig.6 Finite element model of the whole bridge

而后,成橋階段分析按《公路橋涵設計通用規(guī)范》(JTGD60-2015)的規(guī)定進行作用組合,得到樂城大橋在標準組合、承載能力極限狀態(tài)作用基本組合、正常使用極限狀態(tài)作用頻遇組合以及正常使用極限狀態(tài)作用準永久組合下的效應值[13]。樂城大橋正常使用極限狀態(tài)和承載能力極限狀態(tài)下鋼混結合段關鍵控制截面內力如表2所示,其中,關鍵控制截面取為鋼梁末端的鋼-混連接面。

表2 成橋階段全橋模型關鍵控制截面內力Table 2 Internal forces of the critical cross-section

由表2可知,鋼混結合段承受軸力和彎矩較大,剪力相對較小,最不利軸力和最不利彎矩分別為-68 056 kN和-178 952 kN·m;承載能力極限狀態(tài)作用基本組合效應最大,其次為作用標準組合,標準組合效應約為基本組合效應的80%。

鋼混結合段模型試驗主要是驗證該局部構造的實際受力情況,應保證鋼-混連接面的最不利應力狀態(tài)與實橋相似。因此,選取標準組合工況(簡稱標準工況,荷載分級以0.8P表示)以及基本組合工況(簡稱承載力工況,荷載分級以1.0P表示)作為試驗加載工況,按最不利軸力和最不利彎矩確定試驗荷載效應[14]。然后,考慮縮尺比例以及部分截面與全橋截面的比例關系,依據縮尺模型與實橋應力等效原則計算試驗加載豎向力和水平推力,試驗荷載分級加載如表3所示。

表3 分級加載試驗荷載值Table 3 Load value of the multi-step loading test

試驗模型正式加載前先進行2次預加載。每次預加載至0.3P后卸載,通過數據采集系統(tǒng)讀取測試數據,判別失效測點并及時處理異常情況。而后,模型試驗按比例逐級加載至0.8P以及1.0P,以驗證鋼混結合段在設計工況下的安全性。此后,為探明鋼混結合段的抗彎安全儲備,豎向力保持1.0P不變,水平推力逐級增加直至試件破壞。

1.4 試驗測試方案

鋼混結合段試驗模型共布置7個應變測試截面和10個變形測試點,測點布置如圖7所示。

圖7 截面及測點布置Fig.7 Elevation view of the measuring points layout

模型底座上角點布置2個水平向千分表,用于測試模型加載過程中底座的剛體位移,如圖8所示。鋼-混連接面布置4個豎直向千分表,以測試模型加載過程中鋼箱梁與混凝土梁接合位置處的裂紋寬度變化情況。在鋼-混結合面、鋼梁板肋變高處各布置1個水平向千分表,測試模型加載過程中的水平向位移。模型上端加載位置處對稱布置2個水平向千分表,用于測試模型加載過程中的扭轉及端部位移[14]。

圖8 變形測點布置俯視Fig.8 Top view of deformation measuring points layout

為獲得主梁鋼混結合段縱橋向應力傳遞規(guī)律,在試驗模型7個截面的頂底板和腹板上布置應變片。受數據采集系統(tǒng)測試通道數限制,鋼-混連接面附近的2個測試截面按全截面布置應變片,其余測試截面按半截面布置。應變測點編號按逆時針方向從小到大排序,如圖9所示,頂板為T1～T6,底板為B1～B6,左腹板為LF1～LF3,右腹板為RF1～RF3。

圖9 應變片布置Fig.9 Strain gauge arrangement

2 數值模擬分析

為掌握試驗模型鋼混結合段的應力傳遞規(guī)律,本節(jié)首先利用ABAQUS軟件建立試驗模型的局部精細化有限元模型,如圖10所示。

圖10 縮尺有限元模型Fig.10 Finite element model of the scaled test model

鋼混結合段的混凝土梁采用實體單元C3D8R模擬,鋼箱梁、承壓板、加勁肋采用殼單元S4R模擬,預應力鋼束采用桁架單元T3D2模擬。預應力筋采用“Embed”方式嵌入混凝土梁,通過修改溫度方式施加預應力。為簡化有限元模型,縮尺模型建模時未考慮混凝土收縮徐變及預應力損失等因素的影響,也未考慮鋼板與混凝土、普通鋼筋與混凝土之間的相對滑移[13]。

鋼混結合段局部建模分析時須合理設置邊界條件。本文采用混凝土梁端固結、鋼梁端自由的方式模擬鋼混結合段的約束條件。樂城大橋為剛構體系自錨式懸索橋,塔、墩、梁交接處主梁中間箱室、主塔、主墩均為厚實的混凝土截面并配有大量縱、橫、豎向預應力鋼束,塔、墩、梁交接處可視為剛性區(qū)域。鋼混結合段混凝土梁端部位于此交接處,轉角和位移均較小,因此可將鋼混結合段模型混凝土梁端視為完全固結。而后,將整體分析所得軸力、彎矩及剪力施加在自由端即可模擬鋼混結合段在實橋中的受力行為[15]。

為實現鋼混結合段試驗模型鋼箱梁端部加載,在加載點設置參考點RP-1,將參考點與鋼箱梁端面耦合,使得鋼箱梁端面上各點變形協調并滿足平截面假定。通過在點RP-1上施加1.3節(jié)計算的試驗荷載即可得到試驗模型應力和變形的理論值。

3 試驗結果對比分析

3.1 試驗現象

隨著試驗模型的加載,觀察到以下試驗現象：

1)在1.0P加載工況(承載力工況)之前,混凝土梁、鋼箱梁應變線性增加、鋼-混連接面處沒有裂縫產生。

2)在1.15P加載工況(1.15倍承載力工況)下,鋼-混連接面位置首次出現開裂,測得的裂縫寬度為0.2 mm,混凝土梁段其他位置也出現不同程度開裂。

3)在1.3倍承載力工況下,鋼-混連接面鋼箱梁頂板與混凝土之間的裂縫寬度進一步增大至0.6 mm,混凝土梁段其他位置開裂嚴重。

4)在1.5倍承載力工況下,有混凝土壓碎聲音,底板混凝土開始被壓潰并快速失效,如圖11所示。

圖11 底板混凝土壓潰Fig.11 Concrete crushing of the bottom flange

試驗模型加載時先觀察到鋼-混連接面處鋼箱梁與混凝土梁產生開裂,最后因混凝土根部底板受壓及頂板受拉而破壞。混凝土梁根部發(fā)生受彎破壞是模型試驗特有的破壞模式,實橋結構中并不會發(fā)生。這是因為試驗采用水平推力由控制截面所需彎矩等效得到,在此水平推力作用下,混凝土根部彎矩遠遠大于鋼混結合段的實際彎矩值。因此,下文主要關注鋼-混連接面的裂縫寬度變化。

3.2 試驗應力結果對比分析

鋼箱梁的應力結果如圖12所示,在標準工況、承載力工況及1.4倍承載力工況下,鋼箱梁頂板、腹板及底板均處于彈性變形階段,實測應力結果與ABAQUS有限元模型理論值吻合較好。

圖12 鋼箱梁實測應力Fig.12 Stress measurement of the steel box girder

3.3 試驗位移結果對比分析

受試驗場地等限制,試驗模型簡化為混凝土梁端固結的豎向懸臂梁,混凝土梁段根部為整個試件的最大彎矩截面,試驗荷載按關鍵控制截面鋼-混連接面的彎矩值確定。由于試件位移直接與混凝土梁段根部開裂破壞相關,試驗結果處理時按照混凝土梁段根部彎矩與實橋鋼混結合段彎矩等效的原則,水平力應考慮荷載折減系數0.77(預留加載孔中心至鋼-混連接面距離1 975 mm與預留加載孔中心至底座頂面距離2 575 mm的比值)。

鋼混結合段頂板各水平向變形測點的實測結果如圖13所示,由圖可知：

圖13 鋼混結合段實測變形Fig.13 Deformation measurement of the steel-concrete composite segment

1)鋼混結合段各截面水平變形從下到上依次增大。

2)各截面在標準工況、承載力工況及1.4倍承載力工況下的變形隨加載力的增大線性增長,且與數值分析理論計算值較接近。

3)1.4倍承載力工況后,隨水平力的增加,試驗值與理論值的差異逐漸增大,表征根部混凝土被壓潰后鋼混結合段水平側移加劇。

鋼混結合段鋼-混連接面的實測滑移如圖14所示,由圖可知：

圖14 鋼-混連接面實測裂縫寬度變化Fig.14 Crack width on the steel-concrete joint section

1)受拉側頂板的裂紋寬度變化較大,而受壓側底板的裂紋寬度變化相對較小。

2)在標準工況和承載力工況下,頂板混凝土沒有開裂;在1.15倍承載力工況下,頂板位置出現較大裂縫,裂縫寬度為0.2 mm;在1.3倍承載力工況下,頂板處裂縫寬度突然增大至0.6 mm。

因此,施工中應注意承壓板焊接、抗剪焊釘布置、頂板預應力張拉、抗剪焊釘及承壓板周圍混凝土澆筑密實,以保證鋼梁與混凝土協同工作。

底座變形如圖15所示,由圖可知：

圖15 底座變形Fig.15 Deformation measurement of the pedestal

1)在水平推力加載方向,逐級加載過程中底座發(fā)生平動。底座變形首先隨荷載增加而逐步增大,平動位移達1.5 mm后底座變形保持不變,最后,隨著混凝土根部進入破壞階段,底座變形隨荷載增加急劇增大。

2)在垂直于水平推力加載方向,底座側移隨荷載的增大而增大,總體較小,最大僅0.5 mm。

4 實橋截面有限元分析

鋼混結合段試驗模型實測應力、變形等與有限元分析結果接近,證明了本文有限元分析方法可靠,下文將采用類似的方法分析實橋鋼混結合段的受力性能。首先,建立實橋鋼混結合段全橋截面節(jié)段有限元模型。為保證局部模型的分析精度,荷載和邊界條件施加的位置不能距結合面太近。按照圣維南原理,綜合考慮計算精度的要求和計算規(guī)模的限制,實橋鋼混結合段節(jié)段模型包含3 m鋼梁標準段、2 m鋼梁加強段、2 m鋼-混連接段、3 m的混凝土梁段[16]。有限元模型縱橋向總長10 m,如圖16所示。

圖16 實橋鋼混結合段全橋截面有限元模型Fig.16 Finite element model of the steel-concrete composite segment

同第2節(jié),全橋截面節(jié)段有限元模型按懸臂梁模擬鋼混結合段,約束混凝土梁端所有節(jié)點自由度,在鋼梁端設置參考點RP-1并施加Midas全橋模型所得承載力工況下的軸力、剪力和彎矩并考慮結構自重和鋼束預應力荷載。

4.1 鋼結構部分應力

承載力工況下,鋼箱梁各部位的應力分析結果如圖17所示。由于鋼混結合段存在較大負彎矩,鋼箱梁段頂板受拉、底板受壓?？v橋向彎曲應力基本符合平截面假定,頂、底板應力沿橫橋向分布較均勻;越接近截面下緣,斜底板壓應力越大。鋼梁頂板最大拉應力為189.8 MPa,底板最大壓應力為249.5 MPa,均小于Q355qD鋼材強度設計值310 MPa,鋼混結合段鋼梁有一定安全儲備。

圖17 鋼箱梁應力云圖Fig.17 Stress contour diagram of the steel box girder

承壓板對錨固于其上的預應力鋼束集中荷載起傳遞和擴散作用。承壓板應力分布如圖18所示,Mises應力范圍為1.02～202.1 MPa。除預應力鋼束錨固位置有較明顯應力集中外,承壓板其余位置應力水平均較小。

圖18 承壓板應力云圖Fig.18 Stress contour diagram of the bearing plate

圖19顯示了鋼箱梁頂、底板縱橋向應力沿路徑1和路徑2的分布情況,其中縱橋向距離原點為鋼梁加載端。

圖19 鋼混結合段鋼結構部分縱橋向應力分布Fig.19 Longitudinal stress distribution in steel part of the steel-concrete composite segment

梁端荷載引起的頂板縱橋向應力沿路徑1和路徑2差別很小,鋼梁應力在0～5 m內變化幅度也較小。在鋼-混結合面(5m),由于承壓板與混凝土接觸傳力,鋼箱梁頂板應力由60 MPa降低至20 MPa左右,降低幅度約67%。在鋼-混連接段(5～7 m),隨著荷載通過鋼梁與混凝土之間的剪力釘傳遞給混凝土,鋼梁應力逐步減小,至鋼-混連接面(7 m)趨于0。

考慮預應力效應后,由于承壓板對預應力的傳力作用,鋼箱梁頂板應力發(fā)生突變,由98 MPa降至受壓狀態(tài)。預應力壓縮作用和鋼箱梁頂板變形不均勻同樣導致鋼梁加強段及鋼梁普通段的頂板拉應力有所增加。由于路徑2處預應力鋼束多于路徑1(見圖18),路徑2處鋼梁頂板應力變化幅度更大。

鋼箱梁底板縱橋向應力沿路徑1和路徑2的變化表明,承壓板與混凝土接觸傳力使得鋼箱梁底板壓應力由160～180 MPa降低至80～90 MPa左右,降低幅度約50%。類似,預應力效應使得鋼-混結合面右側鋼-混連接段的鋼梁底板受壓、左側的鋼梁底板受拉,但由于底板預應力鋼束較少,是否考慮預應力差別不明顯。

4.2 混凝土部分應力

鋼混結合段混凝土部分縱橋向應力如圖20所示。預應力鋼束通過特制錨具錨固在承壓板上,鋼束錨固位置附近的混凝土壓應力集中明顯。為防止局部混凝土破壞,應注意錨墊板及錨固段螺旋筋的設置,并采取良好的振搗措施保證錨下混凝土密實。承載力工況下若不計入預應力作用引起的應力集中,混凝土梁處于全截面受壓狀態(tài),頂板最大壓應力為9.97 MPa,底板最大壓應力為13.31 MPa,均不超過規(guī)范中C50的抗壓強度設計值23.1 MPa。

圖20 混凝土箱梁應力云圖Fig.20 Stress contour diagram of the concrete box girder

鋼混結合段混凝土部分縱橋向應力分布如圖21所示,其中縱橋向距離原點為鋼-混結合面。梁端負彎矩作用使得混凝土頂板受拉,施加預應力后混凝土頂板處于受壓狀態(tài)。鋼梁截面在鋼-混連接面處終止后,混凝土梁段的應力比鋼-混連接段略微增大。路徑1與路徑2由于混凝土截面及預應力鋼束配置不同(見圖20),應力有一定差異。隨著更多混凝土參與受力,混凝土底板應力從鋼-混結合面到鋼-混連接面逐漸減小。鋼梁截面終止導致混凝土底板縱橋向應力在鋼-混連接面處略微增大。預應力作用使得路徑1處混凝土梁底板壓應力進一步增大。

圖21 鋼混結合段混凝土部分縱橋向應力分布Fig.21 Longitudinal stress distribution in concrete part of the steel-concrete composite segment

5 結論

1)縮尺模型試驗最大試驗荷載工況下(即1.7P工況),鋼箱梁應力小于Q355qD鋼材強度設計值310 MPa;混凝土梁在承載力工況下處于全截面受壓狀態(tài),應力不超過C50混凝土抗壓強度設計值23.1 MPa,表明鋼混結合段模型具有一定的安全儲備。

2)模型試驗中鋼-混連接面在1.3倍承載力工況下裂縫寬度達0.6 mm,表明鋼混結合段應關注因承壓板焊接不牢固、頂板預應力張拉不到設計值、抗剪焊釘附近混凝土澆筑不密實等問題引起的鋼-混連接面的開裂。

3)縮尺模型有限元分析所得應力及位移與試驗結果吻合較好,說明本文有限元建模方法可靠,可用于分析實橋鋼混結合段受力性能。承載力工況下,實橋鋼混結合段鋼結構部分及混凝土部分應力均小于相應強度設計值且有一定的安全儲備。

4)彎矩比軸力對自錨式懸索橋鋼混結合段的應力影響更大,錨固在承壓板上的預應力鋼束使混凝土頂板及鋼-混連接段鋼箱梁頂板受壓,可有效防止鋼箱梁與混凝土梁因負彎矩作用產生的開裂或分離破壞。