怀臣子 赵海增 余方亮 赵付林 张卓航 罗军
黄河勘测规划设计研究院有限公司 郑州大学土木工程学院 郑州大学力学与安全工程学院
摘 要：
关键词：自锚式悬索桥钢—混结合段受弯性能有限元分析模型试验
基金：国家自然科学基金项目，项目编号52008374中国博士后科学基金面上项目，项目编号2020M672277河南省重点研发与推广专项(科技攻关)项目，项目编号212102310268河南省高等学校重点科研项目，项目编号21A130002
1 研究背景
怀化市高堰西路舞水大桥工程位于湖南省怀化市经济开发区[1],桥梁全长443.28 m, 主桥为独塔两跨自锚式悬索桥，跨径布置为50 m+40 m+190 m+110 m+40 m=430 m。桥梁主桥宽45.0 m, 局部加宽至47.5 m, 主梁采用整体钢箱梁断面形式。东岸锚跨(49.9 m+40 m)和西岸锚跨39.9 m均为预应力混凝土加劲梁。锚跨混凝土与主跨钢箱梁之间采用栓钉、预应力钢束及承压板联结，即钢—混结合段，如图1所示。
图1 钢—混结合段 下载原图
单位：mm
钢—混结合段存在钢和混凝土两种材料构件，是将主跨钢箱梁中的内力传递到锚跨混凝土中的关键构件[2,3,4],其内力传递主要依靠栓钉、承压板、预应力等。因钢—混结合段构造复杂，截面突变严重[5],受力和传力路径较为复杂[6,7,8],因此易出现开裂、耐久性不足等病害问题。需要研究结合段部位受力性能，以保证全桥施工的顺利进行以及成桥后期的安全运营。
本研究选取临近2号墩处的钢—混结合段，长度为21 m, 其中混凝土段和钢段各为10.5 m。钢箱梁取中箱1/2,混凝土箱梁取一个箱梁，宽度为5.5 m, 高度为3.6 m。对该段建立等比例缩尺模型，通过精细化有限元分析和模型试验研究钢—混结合段在最不利荷载工况和超加载工况下的受力性能。研究结果可为舞水大桥提供技术支持，同时为同类型桥梁结构的设计及科学研究提供参考。
2 钢—混结合段数值模拟
依据钢—混结合段实际尺寸建立有限元模型，提取钢—混结合截面处更大轴力工况、更大剪力工况、更大弯矩工况。通过对比3种荷载组合工况的内力分析结果，确定实桥的最不利荷载工况为更大荷载组合，由此按照相似理论确定试验模型加载工况。
2.1有限元模型的建立
为简化计算规模，有限元模型采用对称的半结构，采用ANSYS软件建立[9,10,11,12]。混凝土块体采用solid45单元模拟，钢箱梁采用shell181单元模拟，在螺栓位置建立Beam188单元模拟螺栓。每个螺栓划分为两个单元，螺栓单元与钢板共节点连接；螺栓单元的顶端节点与混凝土块体单元最近节点耦合所有平动自由度(UX、UY、UZ),螺栓单元中节点与混凝土块体单元最近节点耦合平动自由度(UX、UZ),不耦合螺栓抗拔方向自由度(UY)。结合段隔板厚度为70 mm,采用solid45单元生成网格。钢箱梁构件与结合段隔板的交界面上的连接采用CP命令耦合最近节点的平动自由度。预应力钢束位置根据实际钢—混结合段结构图确定，采用杆单元降温模拟。对混凝土箱梁的一端截面上所有节点约束全部平动自由度，在对称截面上设置对称结构的边界条件。
钢箱梁材料为Q345qD,弹性模量为2.06105N/mm2,泊松比为0.3。混凝土强度等级为C50,弹性模量为3.45104N/mm2,泊松比0.2。预应力钢束采用1860级钢绞线，弹性模量取1.95105N/mm2,泊松比为0.3。有限元模型如图2所示。
图2 有限元模型 下载原图
2.2主要工况
根据总体计算中钢—混结合面的更大内力组合，选取更大轴力、更大竖向弯矩和更大竖向剪力3种荷载工况进行分析，工况计算值见表1。
表1 工况计算值 导出到EXCEL
工况
轴力kN轴力k
竖向弯矩kN?m竖向弯矩k?m
竖向剪力kN竖向剪力k
更大轴力(111 223 kN)
-
150 524
7 610
更大竖向弯矩(310 110 kNm)
96 851
-
12 914
更大竖向剪力(14 694 kN)
95 365
251 891
-
在上述3种工况中只考虑对称内力荷载(轴力、竖向弯矩、竖向剪力)。轴力和剪力作为节点力施加于边界节点上，弯矩转换为顶底板作用的一对作用力与反作用力施加(考虑剪力对弯矩的贡献进行折减)。
2.3计算结果分析
计算各工况下的有限元模型内力，结果见表2。比较分析后选择试验所需工况进行试验。
表2 钢—混结合段局部分析结果汇总 导出到EXCEL
工况
混凝土结合段
结合段顶钢板
结合段底钢板
横隔端板
螺栓
更大轴力工况/kN
-15.83～-2.83
72.5
33
33
-41.4～39.6
更大剪力工况/kN
-13～4.5
57
48
33
-28.43～28.59
更大竖向弯矩工况/(kNm)
-20～7
79
45
72
-36～36.27
备注
存在受拉区
受力安全
受力安全
受力安全
受力安全
通过对比3种荷载组合工况的内力分析结果可知，实桥的最不利荷载工况为更大弯矩荷载组合(负弯矩)。钢—混结合段在响应内力工况组合下，混凝土存在拉应力，且拉应力较大；结合段钢板应力安全，且较小，由此可知，在设计内力工况下，钢—混结合面处内力值较大，内力在钢构件和混凝土构件间的不同分配关系均会导致混凝土受拉。施工时，应着重关注该处施工质量。
3 模型试验研究
3.1模型设计
按几何、物理以及边界条件基本相似的原则，设计钢—混结合段全截面缩尺试验模型。模型缩尺比取1∶3。缩尺后模型尺寸为7 m1.833 m1.201 m, 包括3.5 m预应力箱梁、0.6 m钢—混结合段和3.5 m钢箱梁。模型试件如图3所示。
图3 模型试件示意 下载原图
单位：mm
3.2试验加载及测点布置
试件采用负弯矩四点弯曲加载方案。为便于观测裂缝及排除其他受力的影响，中间设置纯弯段，纯弯段长度为1 200 mm。在钢—混结合段顶底板和腹板上均布7排应变片来记录应变数据，腹板应变片布置示意如图4所示。沿构件两侧钢—混结合面高度方向共布置6个千分表，用来测量钢—混结合面的连接情况。试验采用千斤顶从上方加载，并在加载过程中采用压力环测量记录千斤顶所施加荷载。试验加载照片如图5所示。
图4 结合段测点布置 下载原图
单位：mm
图5 试验加载 下载原图
通过对比3种荷载组合工况的内力分析结果，确定实桥的最不利荷载工况为更大弯矩荷载组合(负弯矩),由此按照相似理论确定试验模型的等效荷载作为设计荷载。根据应力等效原则，实际桥梁设计荷载的模型等效荷载为95 t, 超加载工况加载至220 t。加正式加载前进行多次预加载，以消除模型试件几何变形的影响。正式加载以3 t/级进行加载，加载结束后应保持至荷载稳定后进行数据采集。试验过程中主要关注每级荷载下的应变、跨中位移、混凝土表面裂缝出现及扩展情况、界面滑移等现象。
4 结果分析
4.1荷载～跨中位移曲线分析
根据跨中位移和压力计读数，消除两端支座产生的位移后，绘制试验过程中加载及卸载的荷载～跨中位移曲线，如图6所示。
图6 荷载～跨中位移曲线 下载原图
在设计荷载加载全过程中，加载曲线与卸载曲线基本重合，构件受力状态一直处于弹性阶段。超加载(2.32倍设计荷载)过程中，随着荷载的增大，构件的荷载～位移曲线出现斜率明显变化的点，构件受力状态处于弹塑性阶段，此时模型试件对应的荷载为192.5 t,对应位移为7.55 mm,在设计荷载96 t的条件下，构件受力安全。在超加载到222.6 t时，构件进入塑性，但并未达到极限承载力，仍可继续承受载荷，但相比设计荷载出现破坏的概率增加。根据《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》[13],桥梁跨中挠度限值为L/600。该试验超加载过程中更大位移为9.83 mm,小于跨中挠度限值，钢—混结合段仍处于安全状态。设计荷载卸载完成后，残余位移为0.05 mm,构件基本处于线弹性阶段。超加载卸载完成后，残余位移为1.8 mm。
4.2界面滑移和微裂缝特征
在超加载试验过程中，试件出现了界面滑移和微裂缝，如图7所示，其中1号、2号、3号、4号为界面滑移，5号为弯曲微裂缝。加载至200 t时，1号界面滑移宽度为0.2 mm,长40 mm2号界面滑移宽度为0.1 mm,长32 cm4号界面滑移宽度为0.17 mm,长40 cm。加载至更大荷载222.6 t时，滑移发生扩展，1号界面滑移宽度为0.24 mm,长40 cm2号界面滑移宽度为0.19 mm,长32 cm4号界面滑移宽度为0.26 mm,长54 cm。3号界面滑移在加载至120 t时开始出现，此时宽度为0.1 mm,长30 cm加载至189.7 t时，界面滑移继续扩展，此时宽度为0.14 mm,长度36 cm继续加载至203.3 t时，界面滑移宽度扩展为0.21 mm,长度43 cm加载至更大荷载222.6 t时，界面滑移宽度为0.3 mm,长度为60 cm。5号微裂缝在加载至200 t时开始出现，微裂缝宽度为0.08 mm,长4.5 cm继续加载至222.6 t时，微裂缝继续扩展，此时微裂缝宽度为0.1 mm,长9.1 cm。在超加载卸载完成之后，界面滑移和微裂缝均发生了闭合。
图7 试件裂缝状况 下载原图
界面滑移主要是由于受弯作用下产生的拉应力大于承压板与混凝土之间的界面黏结强度(考虑预应力)导致的。微裂缝主要是由于混凝土在受弯作用下产生的拉应力大于施加在混凝土上的预加压应力与混凝土抗拉强度之和导致的。
4.3结合段应力分析
钢—混结合段顶板在设计荷载和超加载下的纵向应力纵向变化如图8所示。
图8 钢—混结合段顶板应力 下载原图
由图8可知，钢—混结合段钢顶板的5列测点的应力曲线变化趋势基本一致。结合段钢顶板全截面受拉且应力向混凝土侧逐渐减小，应力变化呈阶梯状渐变，这主要由于承压板附近钢箱梁段的刚度和面积(惯性矩)都要远远小于结合段部分，因此弯矩引起的拉应力在此处发生突变。这也说明钢梁加劲部分(U肋)起到了很好的应力过渡作用。随着钢梁段应力通过承压板、结合段各处栓钉以及预应力传递至混凝土梁段远端，其自身应力水平逐渐下降，继而逐渐趋于均匀并且达到较低水平，表明此时钢梁段传递过来的内力平稳地传递至混凝土远端。此外，正剪力滞后效应使得腹板位置箱梁两侧(之一列和第五列)顶板纵向应力较其他位置大，但仍然小于材料的屈服应力，结构受力安全。
钢—混结合段左腹板纵向应力纵向变化如图9所示。
图9 钢—混结合段左腹板应力 下载原图
结构左腹板的4行测点的应力曲线变化趋势基本一致。图9中，纵向距离表示以承压板为中心，左腹板上应变测点距承压板的距离，以混凝土腹板上的应变测点到承压板的距离为负，钢腹板上的应变测点到承压板的距离为正。由图9可知，靠近顶板侧腹板受拉，靠近底板侧腹板受压，原因是加载方式为负弯矩加载。从钢梁腹板应力分布来看，随着测点位置远离承压板，其应力逐渐增大；而结合段处混凝土腹板应力大小基本稳定，且数值较小，这表明钢加劲梁段到钢—混结合段腹板应力过渡较为平稳。其原因在于，荷载是通过承压板和结合段栓钉的传递扩散作用从钢梁传递到混凝土梁，从而使腹板应力水平逐渐下降，继而逐渐趋于稳定并且达到较低水平。
5 结语
通过精细化有限元分析及模型加载试验，对钢—混结合段在负弯矩作用下的受力性能及传力机理进行了研究，主要结论如下。
(1)实桥的最不利荷载工况为更大负弯矩荷载组合。
(2)在96 t设计荷载的作用下，荷载～跨中位移曲线近似直线，跨中位移为3.92 mm, 卸载后残余位移为0.05 mm, 试件处于弹性阶段，结构没有出现损伤和微裂缝，其各测点的应力实测值均满足承载能力要求。
(3)在超加载到222.6 t(2.3倍设计荷载)时，试件的钢—混结合面处出现界面滑移，混凝土顶面出现细微裂缝；卸载完成后，残余位移为1.8 mm并且卸载之后微裂缝均发生了闭合。因此，构件具有较高的承载能力。
(4)钢结构段与混凝土之间传力流畅，并未出现较大突变。钢—混结合段结构设计合理，在设计荷载作用下具有足够的安全储备。
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