混合梁結合段靜力性能試驗研究

徐 晨 朱 勇 彭 瑋 李 華 甘 露

（1.同濟大學橋梁工程系，上海200092；2.上海浦興路橋建設工程有限公司，上海200120；3.上海城投航道建設有限公司，上海200082；4.上海市浦東新區建設（集團）有限公司，上海201206；5.上海市城市建設設計研究總院（集團）有限公司，上海200125）

1 概 述

鋼-混凝土混合連續梁具有增大主梁跨越能力、改善邊中跨比例不協調時主梁的受力狀態、降低主梁高度等特點。由于鋼-混凝土混合梁具有較好的經濟合理性、受力性能、技術可靠性，混合梁目前已經應用于斜拉橋、懸索橋、梁橋、拱橋等橋型中［1-5］。

結合段是保證混合主梁正常工作的關鍵，通?？捎蛇B接件、鋼承壓板、鋼筋混凝土組成，有時還包括預應力鋼絞線。由于鋼材與混凝土間材料性能差異較大，鋼與混凝土梁段間剛度存在突變，傳力機理較為復雜，對混合梁的整體受力性能和極限狀態可能產生控制性影響，確保結合段構造合理及受力安全對混合梁而言至關重要。

結合部主要可以分為有格室與無格室構造形式兩大類。有格室的構造形式可以依據端承板的位置細分為前端承板、后端承板及其前后端承板3 種方式，并且在端承板上一般配置焊釘等各種形式的連接件與混凝土結合。無格室結合的構造形式依據端承板的位置有端承壓板、頂板、底板與端承板的組合等方式。

對國內外鋼混結合段的研究現狀［6-8］進行分析發現鋼混結合段相關研究還存在一些問題：①國內外鋼混結合段的研究主要以大跨徑纜索承重橋主梁為背景，混合連續梁中鋼混結合段研究相對較少，有關混凝土梁與組合梁間的鋼混結合段力學性能尚不明確；②已有鋼混結合段分析主要集中在結合段力學性能及傳力路徑特點，有關結合段破壞模態分析尚不全面；③采用有限元軟件對鋼混結合段進行分析時，承載能力計算分析相對較少。

平申線航道（上海段）整治工程中泖港大橋位于大泖港航道，主橋為三跨變高度鋼-混凝土混合連續梁，總長265 m，單幅橋寬16 m?；旌现髁哼吙缈鐝?5 m，主跨135 m，主跨中間55 m為等高鋼箱組合梁，梁高3.2 m，頂板、底板及腹板厚分別為14 mm、16 mm 和14 mm。結合段主梁高3.2 m，鋼頂板、底板及腹板厚分別為20 mm，25 mm 和16 mm。組合箱梁與混凝土梁間通過結合段連接，結合段長4.0 m、寬15.7 m，采用有格室與前后承壓板組合方式，采用了開孔板及焊釘（Φ22 mm×150 mm）兩種連接件。前后承壓板厚50 mm。同時，結合段布設了預應力。結合段立面構造如圖1所示。

圖1 鋼混結合段立面構造圖（單位：mm）Fig.1 Elevated view of steel-concrete hybrid joint（Unit：mm）

綜上所述，結合段是保證混合梁整體受力的關鍵，明確結合段的受力機理和破壞形式對保證結構安全，優化結構設計具有重要意義。泖港大橋主橋結合段包含了前、后端承壓板，開孔板連接件，焊釘連接件，預應力等。構造相對復雜，傳力途徑及受力機理有待明確，為此本研究擬開展相應的靜力破壞試驗。

2 試驗方案

2.1 試件設計

以泖港大橋主橋結合段為基礎，按照結合段頂、底板應力水平與原結構對應部位吻合的原則進行設計制作結合段節段局部板件足尺試驗模型，如圖2 所示。試驗梁試件包含6.3 m 組合梁段、4 m 鋼-混結合段及6.3 m 混凝土主梁段，全長16.6 m。主梁梁高1.2 m，混凝土梁段采用標號為C55 的自密實混凝土，試驗梁頂設有8 cm 標號為C55 的混凝土層，梁寬80 cm，鋼-混凝土橋面板組合梁段的鋼板材質為Q345。同理，試件中所施加的預應力大小以確保結合段頂、底板應力與實橋結構頂、底板應力吻合，且自重與預應力組合作用下混凝土主梁標準段與混凝土主梁加強段交界面處頂、底板應力均在-2 MPa 附近為準則進行設計。預應力鋼束的張拉在試件混凝土澆筑完成養護2 周后進行。為了實現結合段頂、底板應力水平與原結構對應部位吻合，試件預應力頂板束采用1-Φ15.2 鋼束、底板束采用10-Φ15.2 鋼束，組合梁側預應力束采用錨具錨固于后承壓板，并在混凝土主梁側采用千斤頂對預應力鋼筋進行單端張拉，張拉應力為1 000 MPa。預應力張拉采用頂板束與底板束交替張拉。

混凝土主梁段C55自密實混凝土試驗當天的立方體抗壓強度為65.9 MPa。鋼板的材性試驗結果如表1所示。

2.2 試驗方案

試驗加載在同濟大學嘉定校區地震工程試驗室進行，試驗梁兩端簡支，跨中加載。在完成100 kN 預加載并卸載后，以50 kN 為一級進行單調加載直至試件進入彈塑性階段，后采用位移控制加載至試件破壞。

圖2 試件總體布置圖（單位：mm）Fig.2 Layout of specimens（Unit：mm）

表1 鋼板材性試驗結果Table 1 Material properties of steel

試驗梁在跨中、四分點以及結合段端部截面設置了位移計用于觀測荷載作用下的混合梁變形特點。在結合段區域內的鋼筋、預應力鋼絞線、焊釘以及鋼板上均布設了應變片用于觀測荷載作用下結合段內各部件的受力特點。試驗過程中還詳細記錄了混凝土裂縫的發生與發展、最大裂縫寬度等。

圖3 結合段鋼構件應變片布設（mm）Fig.3 Strain distributions on steel parts of joint（mm）

3 試驗結果

3.1 試件破壞過程

圖4 試件加載狀態Fig.4 Loading status of test specimens

試驗加載初期試件結合段混凝土裂縫長度較短，主要集中在結合段混凝土下緣。隨著荷載的增大，混凝土梁在彎剪組合作用下裂縫的數量逐漸增加，自混凝土底緣沿豎向和斜向發展，裂縫寬度較小，最大裂縫長約0.8 m。當試驗荷載達700 kN 時，如圖5（a）所示，組合梁段鋼板發出呲呲聲響，結合段附近混凝土裂縫繼續發展，同時伴有新裂縫產生，最長裂縫達1 m，裂縫分布范圍擴大至距離鋼混結合面1.5 m 的混凝土主梁范圍內。當試驗荷載達900 kN 時，如圖5（b）所示，結合段與混凝土梁交界面附近裂縫分布密集，裂縫寬度增大，最大可達8 mm。當試驗荷載增大至1 000 kN時，結構發出巨大聲響，鋼混交界面處混凝土橋面板斷裂上拱，混凝土主梁段已有裂縫迅速發展并伴隨有新裂縫生成，混凝土主梁變截面處出現大量貫穿裂縫，裂縫寬度可達10 mm，底緣混凝土局部開始剝離掉落，內部鋼筋可見。繼續加載至1 060 kN 時，結構變形迅速增大，跨中截面豎向位移快速增加；加載至1 195 kN 后，隨位移增大，結構出現明顯的下撓，底板混凝土裂縫繼續發展，底板鋼筋受拉屈服，試件失效。上述破壞模式驗證了結合段受力的可靠性，但也提示了結合段梁中結合段附近的混凝土可能是關鍵控制部位。

結合段與混凝土梁交界處頂、底部破壞細節如圖5（c）和圖5（d）所示，試件整體的極限狀態如圖4（b）所示。

圖5 試件裂縫發展與分布Fig.5 Crack development and distribution

3.2 荷載位移關系

圖6（a）所示為試件跨中及四分點處的荷載-撓度關系曲線。撓度曲線分為兩個階段，第一個階段為彈性階段，持續范圍為從加載開始至底板混凝土開裂。在此過程中鋼板、混凝土、鋼筋應力均較小，試件的豎向位移與荷載呈線性關系，撓度隨荷載增大而線性增大。當試驗荷載超過600 kN后，底部混凝土開裂，試件進入第二階段，即彈塑性階段。在此階段中，混凝土開裂范圍逐漸擴大，裂縫寬度逐漸增加，受壓區高度逐漸減小，截面剛度隨著混凝土開裂退出工作逐漸減小，荷載位移曲線斜率逐漸減小，曲線趨于平緩，表明由于試件中部分混凝土開裂或鋼筋屈服，導致結構剛度下降，撓度增速變大。圖6（b）所示為試件加載過程中試件撓度沿縱向的分布狀況。從撓度分布曲線可知，混凝土側的變形相比鋼組合梁側要大，最大值沒有發生在跨中加載點，而是偏向混凝土側，結合段混凝土側開裂導致的剛度退化是其中的重要原因。

3.3 構件應力分布特性

圖6 加載中試件變形Fig.6 Specimen deformation

圖7 各級荷載作用下鋼頂板縱向應變分布Fig.7 Longitudinal strain distribution at steel top flange

如圖7 所示，鋼頂板應變自組合梁側往結合段后承壓板壓應變逐步增大，在后承壓板所在截面壓應變達到最大值，經過后承壓板進入結合段后應力水平顯著降低，由于荷載由鋼板向混凝土傳遞以及前承壓板的支撐作用，兩承壓板間頂板應變由壓應力快速減小。整個加載過程中鋼頂板最大縱向壓應力根據應變換算后為-119 MPa，出現在1 200 kN荷載作用下后承壓板截面。

圖8 所示為各級荷載作用下鋼底板縱向應變分布圖，可以看出，鋼底板應力表現出明顯的山峰狀分布：組合梁段鋼底板應力由支點向結合段靠近時拉應變逐漸增大，到達后承壓板所在截面時底板拉應力達到最大，到達結合段后應變逐步下降，在結合段端部截面達到最小值。整個加載過程中鋼頂板最大縱向拉應力根據應變換算后為164 MPa，出現在1 200 kN 荷載作用下后承壓板截面。

圖8 各級荷載下鋼底板縱向應變分布Fig.8 Longitudinal strain distribution at steel bottom flange

圖9 所示為結合段鋼構件格室內開孔腹板應變測點在各級荷載作用下的應力發展特點，可以看出，PBL 連接構造附近腹板應力水平根據應變換算后在-85～37 MPa 之間，荷載作用下腹板處于彈性狀態。對于SW-1 測點，當試驗荷載小于500 kN 時，壓應變隨荷載線性增加；試驗荷載達到500 kN 后，由于混凝土主梁變截面段裂縫發展，受拉區域向上延伸，SW-1處逐漸由受壓向受拉轉變，并在試驗荷載達到1 200 kN 時測到最大拉應力根據應變換算后為19 MPa。SW-2～SW-4 測點應力在整個加載階段均表現出應力與荷載呈正相關關系，且PBL 構造附近腹板呈現出前箱室測點受拉，后箱室測點受壓的特點。

圖10 所示為距后承壓板不同距離截面混凝土縱向應力分布，橫軸以混凝土主梁側為正，鋼主梁側為負。可以看到，混凝土頂板應變分布呈明顯上凸，組合梁段混凝土頂板應變由支點往跨中有增大的趨勢，到達距離后承壓板-1.2 m截面時，混凝土頂板應變壓應變達到最大并開始減小，到前承壓板截面達到最小，說明結合段內鋼板與混凝土間協同作用性能良好。經過前承壓板截面后，由于缺乏承壓板支撐，橋面板壓應力開始增大，并在混凝土梁側結合段端部截面達到最大，進入混凝土梁增強段后壓應力轉為減小。

圖9 結合段鋼構件格室內開孔腹板局部應變發展Fig.9 Perforated web strain development

圖10 各級荷載下混凝土頂板縱向應變分布Fig.10 Strain distribution on the concrete top flange

圖11 所示為距后承壓板不同距離截面混凝土距離頂部鋼板150 mm處的縱向應變分布，橫軸以混凝土主梁側為正，鋼主梁側為負?？梢钥吹?，荷載作用下前、后承壓板間結合段混凝土梁側壓應力根據應變換算后均小于-10 MPa，經過前承壓板后壓應力增大，在前承壓板1.2 m處取得最大壓應力，破壞荷載作用下最大壓應力根據應變換算后為-19 MPa。經過最大壓應變截面后梁側混凝土向受拉轉變，破壞荷載作用下，裂縫發展成為貫穿裂縫，在結合段端部截面取得最大拉應力，局部效應是產生這一現象的主要原因。后兩級荷載作用下該測點應變片損壞失效。

圖11 各級荷載下混凝土梁側縱向應變分布Fig.11 Strain distribution on the concrete web side

圖12 所示為圖2（a）中結合段部位3-3 截面在不同荷載等級下的截面應變分布圖，可以發現截面的應變分布與平截面假定基本吻合，提示結合段部位也可以按照梁理論來分析內力。

圖12 圖2（a）中3-3截面應變分布圖Fig.12 Strain distribution along 3-3 section in Fig.2（a）

4 結 論

本文以實際剛構連續混合梁為工程背景，對雙承壓板結合段受力特點與傳力機理進行了試驗研究，總結結論如下：

（1）試件破壞于近混凝土主梁側結合段端部混凝土截面，荷載作用下破壞截面混凝土底板開裂，受壓區高度減小，荷載向底板鋼筋傳遞，最終底板鋼筋受拉屈服導致試件破壞失效。上述破壞模式驗證了結合段受力的可靠性，但也提示了結合段梁中結合段附近的混凝土可能是關鍵控制部位。

（2）極限狀態下結合段鋼結構應力水平較低，結合段鋼結構板件大部分均處于彈性階段，結合段具有較大的安全儲備。

（3）相比于組合梁段，鋼-混凝土結合面后鋼板拉壓應力具有較大幅度的降低，同時結合段內混凝土具有較大應力，表明部分荷載由鋼板向混凝土傳遞、焊釘及開孔板連接件參與傳力。結合段應力過渡較為平滑，結合段具有較好的傳力性能。