摘 要：為研究寬幅異型自錨式懸索橋鋼—混結合段負彎矩受彎性能，以某在建實際橋梁為工程背景，采用ANSYS軟件建立鋼—混結合段精細化有限元分析模型，對最大軸力工況、最大剪力工況、最大彎矩工況進行受力分析；按照1∶3的縮尺比例制作了尺寸為7 m×1.833 m×1.2 m(長×寬×高)的鋼—混結合段試驗模型，進行了負彎矩受彎加載試驗。結果表明：實橋的最不利荷載工況為最大彎矩荷載組合(負彎矩);試件在設計荷載作用下基本處于線彈性階段；在超加載到222.6 t(2.3倍設計荷載)時，試件鋼—混結合面處出現界面滑移，混凝土頂面出現細微裂縫，卸載完成後，殘餘位移為1.8 mm;鋼結構段與混凝土之間傳力流暢，并未出現較大突變，鋼—混結合段結構設計合理，在設計荷載作用下具有足夠的安全儲備。

關鍵詞：自錨式懸索橋;鋼—混結合段;受彎性能;有限元分析;模型試驗;

基金：國家自然科學基金項目，項目編号52008374;中國博士後科學基金面上項目，項目編号2020M672277;河南省重點研發與推廣專項(科技攻關)項目，項目編号212102310268;河南省高等學校重點科研項目，項目編号21A130002;

懷化市高堰西路舞水大橋工程位于湖南省懷化市經濟開發區[1],橋梁全長443.28 m, 主橋為獨塔兩跨自錨式懸索橋，跨徑布置為50 m 40 m 190 m 110 m 40 m=430 m。橋梁主橋寬45.0 m, 局部加寬至47.5 m, 主梁采用整體鋼箱梁斷面形式。東岸錨跨(49.9 m 40 m)和西岸錨跨39.9 m均為預應力混凝土加勁梁。錨跨混凝土與主跨鋼箱梁之間采用栓釘、預應力鋼束及承壓闆聯結，即鋼—混結合段，如圖1所示。

圖1 鋼—混結合段 下載原圖

單位：mm

鋼—混結合段存在鋼和混凝土兩種材料構件，是将主跨鋼箱梁中的内力傳遞到錨跨混凝土中的關鍵構件[2,3,4],其内力傳遞主要依靠栓釘、承壓闆、預應力等。因鋼—混結合段構造複雜，截面突變嚴重[5],受力和傳力路徑較為複雜[6,7,8],因此易出現開裂、耐久性不足等病害問題。需要研究結合段部位受力性能，以保證全橋施工的順利進行以及成橋後期的安全運營。

本研究選取臨近2号墩處的鋼—混結合段，長度為21 m, 其中混凝土段和鋼段各為10.5 m。鋼箱梁取中箱1/2,混凝土箱梁取一個箱梁，寬度為5.5 m, 高度為3.6 m。對該段建立等比例縮尺模型，通過精細化有限元分析和模型試驗研究鋼—混結合段在最不利荷載工況和超加載工況下的受力性能。研究結果可為舞水大橋提供技術支持，同時為同類型橋梁結構的設計及科學研究提供參考。

依據鋼—混結合段實際尺寸建立有限元模型，提取鋼—混結合截面處最大軸力工況、最大剪力工況、最大彎矩工況。通過對比3種荷載組合工況的内力分析結果，确定實橋的最不利荷載工況為最大荷載組合，由此按照相似理論确定試驗模型加載工況。

為簡化計算規模，有限元模型采用對稱的半結構，采用ANSYS軟件建立[9,10,11,12]。混凝土塊體采用solid45單元模拟，鋼箱梁采用shell181單元模拟，在螺栓位置建立Beam188單元模拟螺栓。每個螺栓劃分為兩個單元，螺栓單元與鋼闆共節點連接；螺栓單元的頂端節點與混凝土塊體單元最近節點耦合所有平動自由度(UX、UY、UZ),螺栓單元中節點與混凝土塊體單元最近節點耦合平動自由度(UX、UZ),不耦合螺栓抗拔方向自由度(UY)。結合段隔闆厚度為70 mm,采用solid45單元生成網格。鋼箱梁構件與結合段隔闆的交界面上的連接采用CP命令耦合最近節點的平動自由度。預應力鋼束位置根據實際鋼—混結合段結構圖确定，采用杆單元降溫模拟。對混凝土箱梁的一端截面上所有節點約束全部平動自由度，在對稱截面上設置對稱結構的邊界條件。

鋼箱梁材料為Q345qD,彈性模量為2.06×105N/mm2,泊松比為0.3。混凝土強度等級為C50,彈性模量為3.45×104N/mm2,泊松比0.2。預應力鋼束采用1860級鋼絞線，彈性模量取1.95×105N/mm2,泊松比為0.3。有限元模型如圖2所示。

圖2 有限元模型 下載原圖

根據總體計算中鋼—混結合面的最大内力組合，選取最大軸力、最大豎向彎矩和最大豎向剪力3種荷載工況進行分析，工況計算值見表1。

表1 工況計算值 導出到EXCEL

在上述3種工況中隻考慮對稱内力荷載(軸力、豎向彎矩、豎向剪力)。軸力和剪力作為節點力施加于邊界節點上，彎矩轉換為頂底闆作用的一對作用力與反作用力施加(考慮剪力對彎矩的貢獻進行折減)。

計算各工況下的有限元模型内力，結果見表2。比較分析後選擇試驗所需工況進行試驗。

表2 鋼—混結合段局部分析結果彙總 導出到EXCEL

通過對比3種荷載組合工況的内力分析結果可知，實橋的最不利荷載工況為最大彎矩荷載組合(負彎矩)。鋼—混結合段在響應内力工況組合下，混凝土存在拉應力，且拉應力較大；結合段鋼闆應力安全，且較小，由此可知，在設計内力工況下，鋼—混結合面處内力值較大，内力在鋼構件和混凝土構件間的不同分配關系均會導緻混凝土受拉。施工時，應着重關注該處施工質量。

按幾何、物理以及邊界條件基本相似的原則，設計鋼—混結合段全截面縮尺試驗模型。模型縮尺比取1∶3。縮尺後模型尺寸為7 m×1.833 m×1.201 m, 包括3.5 m預應力箱梁、0.6 m鋼—混結合段和3.5 m鋼箱梁。模型試件如圖3所示。

圖3 模型試件示意 下載原圖

單位：mm

試件采用負彎矩四點彎曲加載方案。為便于觀測裂縫及排除其他受力的影響，中間設置純彎段，純彎段長度為1 200 mm。在鋼—混結合段頂底闆和腹闆上均布7排應變片來記錄應變數據，腹闆應變片布置示意如圖4所示。沿構件兩側鋼—混結合面高度方向共布置6個千分表，用來測量鋼—混結合面的連接情況。試驗采用千斤頂從上方加載，并在加載過程中采用壓力環測量記錄千斤頂所施加荷載。試驗加載照片如圖5所示。

圖4 結合段測點布置 下載原圖

單位：mm

圖5 試驗加載 下載原圖

通過對比3種荷載組合工況的内力分析結果，确定實橋的最不利荷載工況為最大彎矩荷載組合(負彎矩),由此按照相似理論确定試驗模型的等效荷載作為設計荷載。根據應力等效原則，實際橋梁設計荷載的模型等效荷載為95 t, 超加載工況加載至220 t。加正式加載前進行多次預加載，以消除模型試件幾何變形的影響。正式加載以3 t/級進行加載，加載結束後應保持至荷載穩定後進行數據采集。試驗過程中主要關注每級荷載下的應變、跨中位移、混凝土表面裂縫出現及擴展情況、界面滑移等現象。

根據跨中位移和壓力計讀數，消除兩端支座産生的位移後，繪制試驗過程中加載及卸載的荷載～跨中位移曲線，如圖6所示。

圖6 荷載～跨中位移曲線 下載原圖

在設計荷載加載全過程中，加載曲線與卸載曲線基本重合，構件受力狀态一直處于彈性階段。超加載(2.32倍設計荷載)過程中，随着荷載的增大，構件的荷載～位移曲線出現斜率明顯變化的點，構件受力狀态處于彈塑性階段，此時模型試件對應的荷載為192.5 t,對應位移為7.55 mm,在設計荷載96 t的條件下，構件受力安全。在超加載到222.6 t時，構件進入塑性，但并未達到極限承載力，仍可繼續承受載荷，但相比設計荷載出現破壞的概率增加。根據《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規範》[13],橋梁跨中撓度限值為L/600。該試驗超加載過程中最大位移為9.83 mm,小于跨中撓度限值，鋼—混結合段仍處于安全狀态。設計荷載卸載完成後，殘餘位移為0.05 mm,構件基本處于線彈性階段。超加載卸載完成後，殘餘位移為1.8 mm。

在超加載試驗過程中，試件出現了界面滑移和微裂縫，如圖7所示，其中1号、2号、3号、4号為界面滑移，5号為彎曲微裂縫。加載至200 t時，1号界面滑移寬度為0.2 mm,長40 mm;2号界面滑移寬度為0.1 mm,長32 cm;4号界面滑移寬度為0.17 mm,長40 cm。加載至最大荷載222.6 t時，滑移發生擴展，1号界面滑移寬度為0.24 mm,長40 cm;2号界面滑移寬度為0.19 mm,長32 cm;4号界面滑移寬度為0.26 mm,長54 cm。3号界面滑移在加載至120 t時開始出現，此時寬度為0.1 mm,長30 cm;加載至189.7 t時，界面滑移繼續擴展，此時寬度為0.14 mm,長度36 cm;繼續加載至203.3 t時，界面滑移寬度擴展為0.21 mm,長度43 cm;加載至最大荷載222.6 t時，界面滑移寬度為0.3 mm,長度為60 cm。5号微裂縫在加載至200 t時開始出現，微裂縫寬度為0.08 mm,長4.5 cm;繼續加載至222.6 t時，微裂縫繼續擴展，此時微裂縫寬度為0.1 mm,長9.1 cm。在超加載卸載完成之後，界面滑移和微裂縫均發生了閉合。

圖7 試件裂縫狀況 下載原圖

界面滑移主要是由于受彎作用下産生的拉應力大于承壓闆與混凝土之間的界面黏結強度(考慮預應力)導緻的。微裂縫主要是由于混凝土在受彎作用下産生的拉應力大于施加在混凝土上的預加壓應力與混凝土抗拉強度之和導緻的。

鋼—混結合段頂闆在設計荷載和超加載下的縱向應力縱向變化如圖8所示。

圖8 鋼—混結合段頂闆應力 下載原圖

由圖8可知，鋼—混結合段鋼頂闆的5列測點的應力曲線變化趨勢基本一緻。結合段鋼頂闆全截面受拉且應力向混凝土側逐漸減小，應力變化呈階梯狀漸變，這主要由于承壓闆附近鋼箱梁段的剛度和面積(慣性矩)都要遠遠小于結合段部分，因此彎矩引起的拉應力在此處發生突變。這也說明鋼梁加勁部分(U肋)起到了很好的應力過渡作用。随着鋼梁段應力通過承壓闆、結合段各處栓釘以及預應力傳遞至混凝土梁段遠端，其自身應力水平逐漸下降，繼而逐漸趨于均勻并且達到較低水平，表明此時鋼梁段傳遞過來的内力平穩地傳遞至混凝土遠端。此外，正剪力滞後效應使得腹闆位置箱梁兩側(第一列和第五列)頂闆縱向應力較其他位置大，但仍然小于材料的屈服應力，結構受力安全。

鋼—混結合段左腹闆縱向應力縱向變化如圖9所示。

圖9 鋼—混結合段左腹闆應力 下載原圖

結構左腹闆的4行測點的應力曲線變化趨勢基本一緻。圖9中，縱向距離表示以承壓闆為中心，左腹闆上應變測點距承壓闆的距離，以混凝土腹闆上的應變測點到承壓闆的距離為負，鋼腹闆上的應變測點到承壓闆的距離為正。由圖9可知，靠近頂闆側腹闆受拉，靠近底闆側腹闆受壓，原因是加載方式為負彎矩加載。從鋼梁腹闆應力分布來看，随着測點位置遠離承壓闆，其應力逐漸增大；而結合段處混凝土腹闆應力大小基本穩定，且數值較小，這表明鋼加勁梁段到鋼—混結合段腹闆應力過渡較為平穩。其原因在于，荷載是通過承壓闆和結合段栓釘的傳遞擴散作用從鋼梁傳遞到混凝土梁，從而使腹闆應力水平逐漸下降，繼而逐漸趨于穩定并且達到較低水平。

通過精細化有限元分析及模型加載試驗，對鋼—混結合段在負彎矩作用下的受力性能及傳力機理進行了研究，主要結論如下。

(1)實橋的最不利荷載工況為最大負彎矩荷載組合。

(2)在96 t設計荷載的作用下，荷載～跨中位移曲線近似直線，跨中位移為3.92 mm, 卸載後殘餘位移為0.05 mm, 試件處于彈性階段，結構沒有出現損傷和微裂縫，其各測點的應力實測值均滿足承載能力要求。

(3)在超加載到222.6 t(2.3倍設計荷載)時，試件的鋼—混結合面處出現界面滑移，混凝土頂面出現細微裂縫；卸載完成後，殘餘位移為1.8 mm并且卸載之後微裂縫均發生了閉合。因此，構件具有較高的承載能力。

(4)鋼結構段與混凝土之間傳力流暢，并未出現較大突變。鋼—混結合段結構設計合理，在設計荷載作用下具有足夠的安全儲備。

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