大跨連續梁橋鋼-混結合段抗彎性能試驗研究

懷臣子，楊紀?，羅軍，王潔金

（1.黃河勘測規劃設計研究院有限公司，河南鄭州 450003；2.鄭州大學力學與安全工程學院，河南鄭州 450001）

近年來，橋梁鋼-混結合段構造被廣泛應用于大跨度混合梁斜拉橋中，鋼-混結合段具有混凝土和鋼結構之間的內力傳遞以及變形過渡的作用［1-4］，但是由于混凝土與鋼梁之間剛度相差較大，結合段混凝土構件和鋼構件連接部位的受力性能、力的傳遞情況及剪力釘的作用是影響結構安全性和可靠性的主要因素.鋼-混結合段的力學行為直接決定該類型橋梁設計的合理性，國內外學者通過開展試驗對鋼混結合段的力學行為進行分析研究.姚亞東等［5］、伍彥斌等［6］、唐細彪等［7］、張仲先等［8］分別通過對大跨混合梁斜拉橋鋼-混結合段模型試驗，分析研究了結合段的受力特征及傳力機理，得出了鋼-混結合段承載能力和傳力形式滿足要求；在國外，Fu 等［9］、Lam等［10］分析研究了鋼-混預應力梁結合段的受力性能及變形.

雖然上述試驗為鋼混結合段的研究提供了可靠的數據，但大多都是探究大跨斜拉橋中鋼混結合段的受力性能及變形［11-15］，對大跨多跨連續梁中的鋼混結合段研究相對較少，由于結構形式存在差異，兩種結構中鋼混結合段的受力特征也存在不同，而且大多鋼混結合段處采用的是傳統的混凝土鋪裝，研究內容相對單一，缺乏普遍性［16］.超高性能混凝土（Ultra-high Performance Concrete，UHPC）是按照最大密實度理論配制的新型水泥基材料，具有超高強度和超強耐久性［17］，裴必達等［18］對鋼-UHPC 輕型組合橋面板進行了實橋試驗研究，結果表明橋面板疲勞應力明顯降低.

本文以濱州黃河大橋為背景.該橋利用UHPC優異的力學性能和耐久性能，主橋采用鋼-UHPC 組合-混合連續梁新技術，鋼-混結合段上方鋪設密集配筋UHPC 層，參與整體受力，對比新穎結構，目前缺乏類似結構受彎性能的相關研究.因此，本文設計制作了鋼-混結合段縮尺試驗模型，通過靜力荷載試驗，開展鋼-混結合段受力性能分析研究，明確鋼-混結合段頂板、腹板和底板的受力特性，掌握不利受力區域，并對傳力機理進行分析.

1 工程概況與試驗模型

1.1 工程概況

在建濱州黃河大橋工程主橋橋跨布置為（80+5×190+80）m，采用分幅設計.主橋邊中跨比為0.421，若采用常規的預應力混凝土結構，邊跨易出現負反力，同時上部自重大，除對結構抗震不利外，也會出現箱梁腹板后期易開裂、跨中下撓等問題.根據已有研究成果，常規鋼混結合梁方案也難以避免邊跨出現負反力，而且當主跨跨中采用鋼箱梁時，其橋面鋪裝耐久性問題顯著，目前鋼結構橋面鋪裝問題并沒有得到徹底解決，多數鋼結構的橋面鋪裝存在不到幾年就需要大修的情況.因此，本次主橋采用自重較輕的鋼-UHPC 組合-混合連續梁方案，跨中60 m 范圍采用鋼-UHPC 結合梁，其他部位采用預應力混凝土結構.跨中鋼混段以UHPC 層代替原有價格高昂的鋼橋面鋪裝，并讓其參與結構受力，可節省鋼結構用量，且UHPC 優異的抗裂性能夠減小該區域界面開裂，在安全、耐久性及造價方面均比鋼箱混合連續梁方案有所提升.本次模型鋼-混結合段采用帶格室的后承壓板構造，主梁為單箱雙室鋼箱梁/混凝土箱梁，鋼-UHPC 輕型組合橋面的結構設計為：UHPC 層厚度50 mm，上鋪50 mm 瀝青馬蹄脂碎石，橋梁立面如圖1所示.

圖1 濱州黃河大橋立面圖（單位：cm）Fig.1 Elevation of Binzhou Yellow River Bridge（unit：cm）

1.2 模型設計

模型以背景工程濱州黃河大橋主梁鋼混結合段為原型，考慮試驗加載、模型制作等影響，按幾何、物理以及邊界條件相似、剛度等效的原則，采用1∶3 的比例進行縮尺，縮尺后所取鋼-混結合段總長度6 m，寬度約為2 m.縮尺后鋼-混結合段結構如圖2 所示，在結合段鋼結構上方焊接短栓釘，直徑13 mm，焊后高度35 mm，間距150 mm，UHPC 跨過鋼結構部分向混凝土延伸833 mm，延伸混凝土部分表面進行鑿毛處理，然后鋪設HRB400 級鋼筋，直徑10 mm，縱、橫向鋼筋間距33.3 mm，然后鋪設厚度為50 mm 的UHPC 層.鋼混重疊段為500 mm，右側為純鋼段，長度為2 666 mm；左側為混凝土段，長2 666 mm.

圖2 鋼-混結合段立面圖（單位：mm）Fig.2 Elevation of steel-concrete joint section（unit：mm）

UHPC 澆筑完畢后，自然養護48 h，然后在68°C蒸汽養護72 h.

1.3 測試方案

為測試在加載過程中應變和撓度的變化規律，在結構頂底板、UHPC 表面、承壓板及隔板上布置應變片，并選擇鋼梁過渡段、承壓板及鋼-混結合段等幾個代表性截面作為測試斷面，應變片布置如圖3、圖4 所示.在支座、跨中和純彎段兩端均布置位移計，記錄加載過程中的撓度變化；在UHPC 兩側端部設置4 個千分表，沿縱向UHPC、鋼-混凝土的界面結合處設置4 個千分表，記錄UHPC 和鋼-混結合面以及UHPC 和混凝土隨著荷載增大產生的滑移；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.

圖3 斷面應變片布置（單位：mm）Fig.3 Arrangement of sectional strain gauge（unit：mm）

圖4 主梁應變片布置（單位：mm）Fig.4 Arrangement of main beam strain gauge（unit：mm）

1.4 加載方案

試驗采用四點彎曲負彎矩加載模型進行加載.為消除剪力等因素的影響，中間設置純彎段，純彎段長度取1 200 mm.根據有限元分析結果及應力等效原則，實際橋梁設計荷載作用下的最不利工況的模型等效荷載為110 t，超加載按1.5 倍最不利工況等效荷載加載至165 t，最后階段加載至破壞，加載示意圖如圖5、圖6 所示.

圖5 加載裝置示意圖Fig.5 Schematic diagram of loading device

圖6 現場加載裝置圖Fig.6 Field loading device diagram

2 試驗現象及數據分析

2.1 試驗現象

在加載試驗過程中，試件頂部UHPC 層出現了微裂縫，鋼-混結合面、UHPC 與鋼、混凝土界面均未出現滑移.微裂縫分布如圖7、圖8 所示.試件微裂縫出現于超加載試驗過程中，共有4 條，均出現在頂板，其中1 號微裂縫在449.3 t 時開始出現，長度10 cm，寬度0.01 mm；在473.9 t 時延長至11 cm，498.0 t時延長至12 cm.2 號裂縫在469.4 t時開始出現，長度10 cm，寬度0.01 mm，在498.0 t 時增長到12 cm.3 號裂縫在469.4 t 時開始出現，長度9 cm，寬度0.01 mm.4 號裂縫在469.4 t 時出現，長度5 cm，寬度0.01 mm.如圖8 所示，鋼-混結合面、UHPC 與鋼、混凝土界面均未出現滑移.

圖7 裂縫分布圖（試件頂部UHPC層）（單位：mm）Fig.7 Crack distribution（UHPC layer on top of specimen）（unit：mm）

圖8 界面滑移情況Fig.8 Interface condition

2.2 荷載-位移曲線

圖9 為試驗過程中的加-卸載荷載位移曲線.可以看出，正式加載過程中，由于加載設備控制的局限性，設計荷載由原110 t 加載至127 t，此時構件跨中撓度為1.08 mm，構件受力安全.在超加載過程中，按原加載方案噸級達到165 t 時，構件無任何破環現象，故繼續加載至449.3 t 時，構件跨中位移為3.58 mm，此時UHPC 層出現第一條微裂縫，但并未達到極限承載力，仍可繼續承受荷載.該試驗加載過程中最大位移為4.21 mm，小于跨中撓度最大限值9.3 mm，鋼-混結合段處于安全狀態，設計荷載卸載完成后，殘余位移為0.05 mm，超加載卸載完成后，殘余位移為0.47 mm.

圖9 荷載-位移曲線Fig.9 Load-displacement curve

2.3 頂底板應變分析

本節數據處理及分析過程中，所述設計荷載和超加載工況分別對應實際試驗過程中的加載噸級127 t和498 t.

鋼-混結合段UHPC 頂板在設計荷載和超加載下的縱向應變縱向變化如圖10 所示.鋼-混結合段UHPC 頂板5 列測點的應變變化曲線趨勢基本一致，結合段UHPC 頂板全截面受拉且應變向混凝土側逐漸減小，應力變化成階梯漸變，主要由于鋼梁加勁段及UHPC 層的剛度和面積（慣性矩）都要遠遠小于鋼-混結合段部分，因此彎矩引起的拉應變到此突然減小，這也說明鋼梁加勁部分（U 肋）起到了很好的應力過渡作用.由應變應力情況可知：沿X軸負方向，應力通過承壓板、伸入混凝土梁段的剪力連接件以及UHPC 層向混凝土梁傳遞，隨著與承壓板距離的增大應力水平逐漸下降，繼而逐漸趨于均勻并且達到較低水平，表明此時鋼梁傳遞過來的荷載已基本完全流暢地傳遞給混凝土梁；沿X軸正方向，隨著與承壓板距離的增大，靠近分配梁位置的應力增大迅速，但仍然小于材料的屈服應力，受力安全.

圖10 頂板應變曲線Fig.10 Roof strain curve

鋼-混結合段底板在設計荷載和超加載下縱向應變沿縱向的變化如圖11 所示.由應變圖可分析應力，鋼-混結合段底板5 列測點的應力變化曲線趨勢基本一致，鋼底板應力向混凝土側逐漸減小，應力變化呈拋物線漸變，鋼底板應力從鋼梁向混凝土方向變化平緩，當應力通過鋼梁加勁段到達承壓板后，壓應力降低，并借助承壓板和剪力連接件的傳遞擴散作用，隨著與承壓板距離的增大，混凝土梁段的應力逐漸趨于均勻并且達到較低水平.這是由于鋼梁加勁段的剛度和面積（慣性矩）都遠遠小于鋼-混結合段部分，因此彎矩引起的壓應力到此突然減小，應力均勻平順的變化說明鋼梁加勁部分（U 肋）起到了很好的應力過渡作用.此外，靠近腹板兩側的底板也出現了正剪力滯效應，腹板位置箱梁兩側（第1 列和第5 列）底板縱向應力較其他位置大，但不論何種荷載工況其應力仍小于材料的屈服應力，受力安全.

圖11 底板應變曲線Fig.11 Strain curve of bottom plate

2.4 腹板應變曲線

鋼-混結合段右腹板縱向應變縱向變化如圖12所示，結構左腹板5 行測點的應變變化曲線趨勢基本一致.承壓板右側為鋼梁段，左側為鋼-混結合段及混凝土段.腹板上應變測點的縱向距離以結合段中心為0 點，靠近頂板側腹板受拉，靠近底板側腹板受壓，這是由于結構整體承受負彎矩的作用.從應變分布來看，自左向右應變隨著距離的增大而逐漸增大，自右向左應變經承壓板到達結合段混凝土后，應變水平基本趨于穩定且數值較小，表明鋼加勁梁段到鋼-混結合段腹板應力過渡較為平穩.這是由于荷載是通過承壓板和剪力連接件的傳遞擴散作用從鋼梁傳遞到混凝土梁的，從而使腹板應力水平逐漸下降，繼而逐漸趨于穩定并且達到較低水平.

圖12 腹板應變曲線Fig.12 Strain curve of web

2.5 鋼梁過渡段截面

在設計荷載和超加載過程中，不同荷載工況下鋼梁加勁段截面應變沿整個截面高度變化如圖13所示，結果表明兩種加載過程中應變變化趨勢相同，即鋼梁加勁梁截面頂板受拉底板受壓且UHPC 頂板應力較小，且不同工況下的應變-高度變化曲線都相交于一點且呈線性，說明鋼梁加勁段截面加載過程符合平截面假定，截面中性軸位置沒有發生改變，截面沒有出現明顯的屈服、開裂等現象，即設計荷載和超加載過程模型試件仍處于彈性階段，受力安全可靠.

圖13 鋼加勁梁截面應變圖Fig.13 Section strain diagram of steel stiffening beam

2.6 承壓板截面

在設計荷載和超加載過程中，不同荷載工況下承壓板截面應變沿高度變化如圖14 所示，結果表明兩種加載過程中承壓板應變變化趨勢相同，承壓板截面頂板受拉底板受壓，承壓板截面應力分布出現明顯變化，腹板承受應力大，頂底板應力小.不同工況下的應變-高度變化曲線都相交于一點且呈線性，說明承壓板截面加載過程符合平截面假定，設計荷載和超加載情況下承壓板應力水平均較低，受力安全可靠.

圖14 承壓板截面應變圖Fig.14 Section strain diagram of bearing plate

2.7 混凝土截面

在設計荷載和超加載過程中，不同荷載工況下混凝土截面應變沿高度變化如圖15 所示，結果表明兩種加載過程中混凝土截面應變變化趨勢相同，鋼混組合截面頂板受拉底板受壓，鋼混組合截面應力大小較其他截面出現明顯變化，應力通過承壓板、剪力連接件及UHPC 層的傳遞至混凝土段后使得應力水平逐漸下降.不同工況下的應變-高度變化曲線基本相交于一點且呈線性，說明鋼混組合截面加載過程符合平截面假定，設計荷載下混凝土截面應力水平較低，受力安全可靠.

圖15 混凝土截面應變圖Fig.15 Strain diagram of concrete section

3 數值分析

3.1 模型建立

采用ABAQUS 軟件建立有限元模型，模型中鋼梁段除承壓板外其余部分均采用板殼單元S4 單元模擬，承壓板、預應力筋、PBL 剪力鍵（貫通鋼筋）及栓釘分別采用實體單元C3D8 單元、桁架單元T3D2單元、空間線性梁單元B31 單元和C3D8R 實體單元來模擬，最終模型共80 883個單元.

有限元模型中采用軟件相互作用中的面-面接觸選項來定義分配梁及支座與結構之間的接觸［16］.面-面接觸主要包含兩部分：一是面-面之間的法向接觸，一般采用“硬”接觸模擬，以限制模型在運算時面與面之間發生網格穿透現象；二是面-面之間的切向接觸，接觸面的切向作用采用莫爾庫倫模型進行描述，以罰函數中的摩擦系數來表示界面之間的摩擦特性.

鋼梁段頂底板、腹板、隔板、加勁肋之間根據實際情況采用綁定（tie）處理，模擬預應力鋼束的桁架單元采用內置區域（embedded region）嵌入混凝土及承壓板內，耦合節點自由度，使鋼束與構件之間共同受力，有限元模型如圖16所示.

圖16 有限元模型Fig.16 Finite element model

3.2 結果對比

圖17、圖18 為部分測點試驗結果與數值分析計算結果對比，通過荷載-位移和應力對比分析，可以確定數值模擬值與試驗值吻合較好，各試件位移、應力模擬結果與試驗值較為一致，進而驗證所采用的模擬方法的可靠性.

圖17 荷載-跨中位移曲線Fig.17 Load-midspan displacement curve

圖18 應力對比曲線Fig.18 Stress comparison curve

4 鋼混結合段傳力分析

鋼-混結合段的傳力機理是利用加勁肋等鋼梁的補強部分有效地將鋼箱梁中的應力進行分散，分散后的應力通過鋼格室的剪力鍵、承壓板以及鋼板與混凝土之間的黏結力等作用傳遞至填充混凝土中，最后傳遞到預應力混凝土主梁.傳力構件有UHPC 層、鋼格室鋼板、承壓板、剪力釘、混凝土等組成，連接構成復雜，各構件的功能、傳力路徑及傳力占比等需進一步量化分析.

按照截面應變的測點布置規律，將試驗模型研究區域橫截面按照測點位置分成若干份，每個區域截面積為Si（i=1，2，…，n），并假定每個區域內正應力平均分布，根據試驗測點數據算出每個區域的順橋向平均正應力σi，將算出的正應力與相應區域的面積Si做乘法，可以通過式（1）近似求得該區域截面的荷載內力.

將所求內力Ni對截面中和軸取矩，獲得該區域截面所承擔的近似荷載彎矩.通過疊加原理利用式（2）可以求得整個截面的彎矩.

式中：yi表示劃分區域形心到截面中和軸的距離.

考慮到結合段橫截面上還包含加勁肋，可將其附近測點作為加勁肋橫截面平均正應力值σk，同理將加勁肋平均正應力σk與其橫截面面積相乘，可得到加勁肋承擔的荷載近似值Nk=σk·Sk，進而可以求得加勁肋所承擔的彎矩Mk.有多個加勁肋時可以進行累加，從而可以得到整個截面所承擔的彎矩.

采用上述方法求得試驗模型各構件承擔的荷載比例見表1，鋼-混結合段鋼頂板、底板和UHPC 層所承擔的彎矩由鋼梁過渡段經承壓板向鋼-混結合段傳遞過程中逐漸減小.以承壓板為界，前一階段的減小主要是因為荷載加載位置作用在鋼梁過渡段附近，使得局部區域應力有所提高；后一階段的減小主要是由于鋼-混結合段鋼頂、底板上的焊釘剪力連接件通過與混凝土的相互擠壓以剪切形式把荷載傳遞給了結合段混凝土一部分，使得頂底板承擔的內力荷載有所降低.從整體來看，負彎矩四點彎曲作用下，鋼-混結合段承壓板傳力占比約為46.12%，鋼頂板占比約9.01%，鋼底板占比約5.35%，頂板焊釘剪力連接件占比約11.84%，底板焊釘剪力連接件占比約9%.UHPC層從鋼梁過渡段至鋼-混結合面截面傳力占比約18.67%，從鋼-混結合段截面至鋼-混組合截面因焊釘剪力連接件及剪力板等的介入傳力占比有所降低，約8.06%.表明鋼-混結合段主要由承壓板承擔荷載，鋼頂、底板及其焊釘剪力連接件和UHPC層承擔了剩余荷載，傳力占比較為均勻，鋼-混結合段各構件傳力流暢，荷載分擔比例合理.

表1 截面各構件彎矩近似分擔比例Tab.1 Approximate sharing proportion of bending moment of each member of section

5 結論

本文通過大比例縮尺模型負彎矩加載試驗及理論分析，對多跨大跨連續混合梁橋鋼-混結合段的受力性能及傳力機理進行了分析，主要結論如下：

1）在設計荷載工況下，試件處于彈性階段，結構沒有出現損傷和微裂縫.在超加載試驗過程中，結構在UHPC 頂板出現一定的微裂縫，但沒有界面滑移現象，結構沒有發生明顯的破壞，仍可以繼續承載且卸載之后微裂縫均發生了閉合，說明鋼-混結合段結構設計合理、結構安全可靠.

2）通過鋼-混結合段截面應力應變分析可知，在設計荷載及超加載至498 t 之前，鋼梁加勁段梁截面符合平截面假定.在超加載工況下，UHPC 層頂板應變在鋼梁加勁段與鋼-混結合段截面處達到極限拉應變，應力進行重分布，應變不斷增大，但應力不再增加，超加載工況下構件整體截面應力水平較低，受力安全可靠.

3）設計荷載工況下，結構處于彈性狀態，結構設計安全可靠且承載力富裕度大.超加載工況下，即使出現微裂縫但也并未達到鋼-混結合段的極限承載能力，仍可繼續承載.

4）鋼-混結合段鋼頂板、底板和UHPC 層所承擔的彎矩由鋼梁過渡段經承壓板向鋼-混結合段傳遞過程中逐漸減小.鋼-混結合段主要由承壓板承擔荷載，鋼頂、底板及其焊釘剪力連接件和UHPC 層承擔了剩余荷載，傳力占比較為均勻，鋼-混結合段各構件傳力流暢，荷載分擔比例合理.