自锚式悬索桥钢混结合段受力性能试验研究

2023-06-03陈华婷李德旺孙平宽于德恩张文学

哈尔滨工程大学学报 2023年5期

陈华婷,李德旺,孙平宽,于德恩,张文学

(1.北京工业大学城市建设学部,北京 100124;2.中国公路工程咨询集团有限公司,北京 100089)

近年来,我国桥梁建设不断向大跨度方向发展。为减轻桥梁自重从而提高跨越能力,部分主梁为混凝土梁、部分主梁为钢梁的混合梁因其良好的受力性能和经济效益应用日益广泛[1]。钢梁与混凝土梁结合部位(简称钢混结合段)涉及2种材料、局部受力复杂,容易引发应力集中。强度和刚度渐变的钢混结合段是保证主梁纵向内力和变形平稳传递的关键构造[2]。

众多学者通过模型试验、有限元分析、实桥测试对混合梁斜拉桥钢混结合段进行了研究。王治均等[2]阐述了钢混结合段位置的确定及结合段的构造形式,并讨论了结合段设计方法。为直接验证主梁钢混结合段的构造合理性及承载能力,常采用1∶5～1∶3的几何缩尺比例进行钢混结合段全桥截面或部分截面的模型试验[3-4]。有限元分析也是研究钢混结合段传力机理的有效手段,钢板与混凝土的连接方式[3]、抗剪连接件的模拟[5]等是整体有限元建模或钢混结合段局部建模的关键。此外,韦锋等[6]基于实桥测试验证了钢混结合段纵向应力传递的可靠性。

混合梁悬索桥钢混结合段设计常借鉴斜拉桥中的构造形式,针对悬索桥尤其是自锚式悬索桥钢混结合段的研究相对较少。秦凤江等[7]通过大跨度双塔自锚式悬索桥钢混结合段1∶3缩尺模型试验,采用自平衡加载方式测试了模型的应力及开裂情况,并利用有限元分析得到了其在轴向荷载作用下的传力机理。对于设置在连续梁与悬索桥交界处的钢混结合段,朱福春等[8]采用有限元方法分析了钢混结合段在最不利荷载工况下的受力性能、传力过程及刚度匹配。

海南省琼海市博鳌乐城先行区乐城大桥为大跨度单塔自锚式悬索桥,钢混结合段设置在桥塔两侧,需要传递的轴力和弯矩都较大。相较于文献[7]中设置在两侧边跨端部的钢混结合段,乐城大桥钢混结合段失效后将直接改变整个桥梁的结构体系,后果不堪设想,因此有必要对其受力性能进行专门的研究。本文首先设计了该桥钢混结合段部分截面1∶4缩尺模型,通过模型试验研究其在不同工况下的应力及变形响应以及最不利工况下的破坏特征。而后,采用经验证的有限元方法分析该桥钢混结合段在轴向压力和负弯矩共同作用下的工作性能,可为类似桥梁的设计优化和施工监控提供参考。

1 工程概况及模型试验

1.1 工程概况

乐城大桥主桥为单塔双索面自锚式悬索桥,如图1所示,主桥跨径布置为2×130 m。索塔为空间星钻异形结构,为适应桥塔造型需要,索塔及索塔两侧24.5 m范围内主梁均采用预应力混凝土。主桥主梁标准段为梁高2.8 m的扁平流线型钢箱梁;引桥为标准跨径35m的预应力混凝土现浇连续箱梁,梁高1.8 m。本文重点关注设置在桥塔两侧的钢混结合段的受力性能。

图1 主桥桥型布置Fig.1 Elevation view of the main bridge

乐城大桥(自锚式悬索桥)主梁钢混结合段采用无格室结合段设计。考虑到连接处弯矩较大,结合段主要部件包含箱梁顶底板、承压板、预应力钢束、剪力钉。如图2所示,钢混结合段总长4 m,钢箱梁侧通过变高T肋对加劲U肋补强,混凝土梁侧通过焊接剪力钉与钢箱梁紧密结合,预应力筋锚固于承压板。

图2 钢混结合段构造示意Fig.2 Schematic diagram of the steel-concrete composite segment

1.2 试验模型设计

钢混结合段处桥梁横截面宽度为32 m,受试验条件限制,无法按全桥截面宽度进行模型试验。由于钢混结合段的顶底板、加劲肋、剪力钉等沿横桥向均匀布置,因此在横桥向选取有代表性的部分截面进行试验是可行的。综合考虑结构对称性、模型制作加工便利性、试验场地条件、试验经费等因素后,选择1∶4的几何缩尺比例设计钢混结合段部分截面试验模型,如图3所示。

图3 缩尺模型截面选取Fig.3 Cross-section selection of the scaled model

钢混结合段需要传递较大的轴力和弯矩。考虑千斤顶加载范围及试验场地限制,本文将钢混结合段梁段从水平旋转至竖直,混凝土梁端设置底座将模型固定于地面。在模型上部钢梁端施加竖向力和水平推力,从而等效模拟钢混结合段关键控制截面的轴力和弯矩。试验加载装置见图4。

图4 试验加载装置Fig.4 Test setup

与实桥相同,钢混结合段试验模型亦由钢梁标准段、钢梁加强段、钢-混连接段与混凝土梁段4部分组成。试验模型各部分的结构构造和尺寸均按照相似理论确定,要求试验模型满足几何、物理以及边界条件相似原则[9],缩尺模型立面图见图5。

图5 缩尺模型立面Fig.5 Elevation view of the scaled model

如前所述,对模型进行缩尺设计时,模型基本断面形式与实际结构相同。但在不改变受力方式的前提下,为便于试验模型加工,本文对局部构件进行了合并与调整。例如,基于竖向抗弯刚度等效,将加劲闭口U肋等效成开口板肋;在抗剪刚度等效的前提下选用Φ22×90 mm圆柱头抗剪焊钉而不是按比例缩尺后的小焊钉;根据配筋率相等的原则设计试验模型中的普通钢筋。试验模型中的预应力钢筋采用与实桥相同的钢绞线,根据预应力在结合段截面上产生的应力相等原则,按1∶16的比例关系设计预应力钢束。由于预应力钢绞线较短,考虑短束预应力损失为50%,试验模型实际采用预应力筋数量及布置如表1所示。

表1 缩尺试验模型预应力钢绞线设计Table 1 Prestress strand design of the scaled test model

1.3 试件荷载需求及试验加载

试验模型相关荷载则根据实桥和模型对应截面应力相等的原则进行设计,两者应力状态基本一致可确保试验的有效性和针对性。首先根据有限元分析确定实桥在关键控制截面处的荷载效应。

考虑到主梁为扭转刚度较大的闭口箱型截面,采用Midas软件及单梁法建立全桥有限元模型[10],如图6所示。主梁截面刚度(竖向抗弯刚度、横向抗弯刚度、扭转刚度)和质量(平动质量、转动惯量)集中在主梁单元节点。桥梁主缆、吊杆采用只受拉单元,主梁、主塔、承台、桩基均采用梁单元,全桥有限元模型共设置485个节点及446个单元。结构分析考虑了结构重力、基础变位、混凝土收缩徐变、预应力等永久作用以及汽车荷载、汽车制动力、人群荷载、风荷载、温度作用等可变作用[11-12]。

图6 全桥有限元模型Fig.6 Finite element model of the whole bridge

而后,成桥阶段分析按《公路桥涵设计通用规范》(JTGD60-2015)的规定进行作用组合,得到乐城大桥在标准组合、承载能力极限状态作用基本组合、正常使用极限状态作用频遇组合以及正常使用极限状态作用准永久组合下的效应值[13]。乐城大桥正常使用极限状态和承载能力极限状态下钢混结合段关键控制截面内力如表2所示,其中,关键控制截面取为钢梁末端的钢-混连接面。

表2 成桥阶段全桥模型关键控制截面内力Table 2 Internal forces of the critical cross-section

由表2可知,钢混结合段承受轴力和弯矩较大,剪力相对较小,最不利轴力和最不利弯矩分别为-68 056 kN和-178 952 kN·m;承载能力极限状态作用基本组合效应最大,其次为作用标准组合,标准组合效应约为基本组合效应的80%。

钢混结合段模型试验主要是验证该局部构造的实际受力情况,应保证钢-混连接面的最不利应力状态与实桥相似。因此,选取标准组合工况(简称标准工况,荷载分级以0.8P表示)以及基本组合工况(简称承载力工况,荷载分级以1.0P表示)作为试验加载工况,按最不利轴力和最不利弯矩确定试验荷载效应[14]。然后,考虑缩尺比例以及部分截面与全桥截面的比例关系,依据缩尺模型与实桥应力等效原则计算试验加载竖向力和水平推力,试验荷载分级加载如表3所示。

表3 分级加载试验荷载值Table 3 Load value of the multi-step loading test

试验模型正式加载前先进行2次预加载。每次预加载至0.3P后卸载,通过数据采集系统读取测试数据,判别失效测点并及时处理异常情况。而后,模型试验按比例逐级加载至0.8P以及1.0P,以验证钢混结合段在设计工况下的安全性。此后,为探明钢混结合段的抗弯安全储备,竖向力保持1.0P不变,水平推力逐级增加直至试件破坏。

1.4 试验测试方案

钢混结合段试验模型共布置7个应变测试截面和10个变形测试点,测点布置如图7所示。

图7 截面及测点布置Fig.7 Elevation view of the measuring points layout

模型底座上角点布置2个水平向千分表,用于测试模型加载过程中底座的刚体位移,如图8所示。钢-混连接面布置4个竖直向千分表,以测试模型加载过程中钢箱梁与混凝土梁接合位置处的裂纹宽度变化情况。在钢-混结合面、钢梁板肋变高处各布置1个水平向千分表,测试模型加载过程中的水平向位移。模型上端加载位置处对称布置2个水平向千分表,用于测试模型加载过程中的扭转及端部位移[14]。

图8 变形测点布置俯视Fig.8 Top view of deformation measuring points layout

为获得主梁钢混结合段纵桥向应力传递规律,在试验模型7个截面的顶底板和腹板上布置应变片。受数据采集系统测试通道数限制,钢-混连接面附近的2个测试截面按全截面布置应变片,其余测试截面按半截面布置。应变测点编号按逆时针方向从小到大排序,如图9所示,顶板为T1～T6,底板为B1～B6,左腹板为LF1～LF3,右腹板为RF1～RF3。

图9 应变片布置Fig.9 Strain gauge arrangement

2 数值模拟分析

为掌握试验模型钢混结合段的应力传递规律,本节首先利用ABAQUS软件建立试验模型的局部精细化有限元模型,如图10所示。

图10 缩尺有限元模型Fig.10 Finite element model of the scaled test model

钢混结合段的混凝土梁采用实体单元C3D8R模拟,钢箱梁、承压板、加劲肋采用壳单元S4R模拟,预应力钢束采用桁架单元T3D2模拟。预应力筋采用“Embed”方式嵌入混凝土梁,通过修改温度方式施加预应力。为简化有限元模型,缩尺模型建模时未考虑混凝土收缩徐变及预应力损失等因素的影响,也未考虑钢板与混凝土、普通钢筋与混凝土之间的相对滑移[13]。

钢混结合段局部建模分析时须合理设置边界条件。本文采用混凝土梁端固结、钢梁端自由的方式模拟钢混结合段的约束条件。乐城大桥为刚构体系自锚式悬索桥,塔、墩、梁交接处主梁中间箱室、主塔、主墩均为厚实的混凝土截面并配有大量纵、横、竖向预应力钢束,塔、墩、梁交接处可视为刚性区域。钢混结合段混凝土梁端部位于此交接处,转角和位移均较小,因此可将钢混结合段模型混凝土梁端视为完全固结。而后,将整体分析所得轴力、弯矩及剪力施加在自由端即可模拟钢混结合段在实桥中的受力行为[15]。

为实现钢混结合段试验模型钢箱梁端部加载,在加载点设置参考点RP-1,将参考点与钢箱梁端面耦合,使得钢箱梁端面上各点变形协调并满足平截面假定。通过在点RP-1上施加1.3节计算的试验荷载即可得到试验模型应力和变形的理论值。

3 试验结果对比分析

3.1 试验现象

随着试验模型的加载,观察到以下试验现象：

1)在1.0P加载工况(承载力工况)之前,混凝土梁、钢箱梁应变线性增加、钢-混连接面处没有裂缝产生。

2)在1.15P加载工况(1.15倍承载力工况)下,钢-混连接面位置首次出现开裂,测得的裂缝宽度为0.2 mm,混凝土梁段其他位置也出现不同程度开裂。

3)在1.3倍承载力工况下,钢-混连接面钢箱梁顶板与混凝土之间的裂缝宽度进一步增大至0.6 mm,混凝土梁段其他位置开裂严重。

4)在1.5倍承载力工况下,有混凝土压碎声音,底板混凝土开始被压溃并快速失效,如图11所示。

图11 底板混凝土压溃Fig.11 Concrete crushing of the bottom flange

试验模型加载时先观察到钢-混连接面处钢箱梁与混凝土梁产生开裂,最后因混凝土根部底板受压及顶板受拉而破坏。混凝土梁根部发生受弯破坏是模型试验特有的破坏模式,实桥结构中并不会发生。这是因为试验采用水平推力由控制截面所需弯矩等效得到,在此水平推力作用下,混凝土根部弯矩远远大于钢混结合段的实际弯矩值。因此,下文主要关注钢-混连接面的裂缝宽度变化。

3.2 试验应力结果对比分析

钢箱梁的应力结果如图12所示,在标准工况、承载力工况及1.4倍承载力工况下,钢箱梁顶板、腹板及底板均处于弹性变形阶段,实测应力结果与ABAQUS有限元模型理论值吻合较好。

图12 钢箱梁实测应力Fig.12 Stress measurement of the steel box girder

3.3 试验位移结果对比分析

受试验场地等限制,试验模型简化为混凝土梁端固结的竖向悬臂梁,混凝土梁段根部为整个试件的最大弯矩截面,试验荷载按关键控制截面钢-混连接面的弯矩值确定。由于试件位移直接与混凝土梁段根部开裂破坏相关,试验结果处理时按照混凝土梁段根部弯矩与实桥钢混结合段弯矩等效的原则,水平力应考虑荷载折减系数0.77(预留加载孔中心至钢-混连接面距离1 975 mm与预留加载孔中心至底座顶面距离2 575 mm的比值)。

钢混结合段顶板各水平向变形测点的实测结果如图13所示,由图可知：

图13 钢混结合段实测变形Fig.13 Deformation measurement of the steel-concrete composite segment

1)钢混结合段各截面水平变形从下到上依次增大。

2)各截面在标准工况、承载力工况及1.4倍承载力工况下的变形随加载力的增大线性增长,且与数值分析理论计算值较接近。

3)1.4倍承载力工况后,随水平力的增加,试验值与理论值的差异逐渐增大,表征根部混凝土被压溃后钢混结合段水平侧移加剧。

钢混结合段钢-混连接面的实测滑移如图14所示,由图可知：

图14 钢-混连接面实测裂缝宽度变化Fig.14 Crack width on the steel-concrete joint section

1)受拉侧顶板的裂纹宽度变化较大,而受压侧底板的裂纹宽度变化相对较小。

2)在标准工况和承载力工况下,顶板混凝土没有开裂;在1.15倍承载力工况下,顶板位置出现较大裂缝,裂缝宽度为0.2 mm;在1.3倍承载力工况下,顶板处裂缝宽度突然增大至0.6 mm。

因此,施工中应注意承压板焊接、抗剪焊钉布置、顶板预应力张拉、抗剪焊钉及承压板周围混凝土浇筑密实,以保证钢梁与混凝土协同工作。

底座变形如图15所示,由图可知：

图15 底座变形Fig.15 Deformation measurement of the pedestal

1)在水平推力加载方向,逐级加载过程中底座发生平动。底座变形首先随荷载增加而逐步增大,平动位移达1.5 mm后底座变形保持不变,最后,随着混凝土根部进入破坏阶段,底座变形随荷载增加急剧增大。

2)在垂直于水平推力加载方向,底座侧移随荷载的增大而增大,总体较小,最大仅0.5 mm。

4 实桥截面有限元分析

钢混结合段试验模型实测应力、变形等与有限元分析结果接近,证明了本文有限元分析方法可靠,下文将采用类似的方法分析实桥钢混结合段的受力性能。首先,建立实桥钢混结合段全桥截面节段有限元模型。为保证局部模型的分析精度,荷载和边界条件施加的位置不能距结合面太近。按照圣维南原理,综合考虑计算精度的要求和计算规模的限制,实桥钢混结合段节段模型包含3 m钢梁标准段、2 m钢梁加强段、2 m钢-混连接段、3 m的混凝土梁段[16]。有限元模型纵桥向总长10 m,如图16所示。

图16 实桥钢混结合段全桥截面有限元模型Fig.16 Finite element model of the steel-concrete composite segment

同第2节,全桥截面节段有限元模型按悬臂梁模拟钢混结合段,约束混凝土梁端所有节点自由度,在钢梁端设置参考点RP-1并施加Midas全桥模型所得承载力工况下的轴力、剪力和弯矩并考虑结构自重和钢束预应力荷载。

4.1 钢结构部分应力

承载力工况下,钢箱梁各部位的应力分析结果如图17所示。由于钢混结合段存在较大负弯矩,钢箱梁段顶板受拉、底板受压。纵桥向弯曲应力基本符合平截面假定,顶、底板应力沿横桥向分布较均匀;越接近截面下缘,斜底板压应力越大。钢梁顶板最大拉应力为189.8 MPa,底板最大压应力为249.5 MPa,均小于Q355qD钢材强度设计值310 MPa,钢混结合段钢梁有一定安全储备。

图17 钢箱梁应力云图Fig.17 Stress contour diagram of the steel box girder

承压板对锚固于其上的预应力钢束集中荷载起传递和扩散作用。承压板应力分布如图18所示,Mises应力范围为1.02～202.1 MPa。除预应力钢束锚固位置有较明显应力集中外,承压板其余位置应力水平均较小。

图18 承压板应力云图Fig.18 Stress contour diagram of the bearing plate

图19显示了钢箱梁顶、底板纵桥向应力沿路径1和路径2的分布情况,其中纵桥向距离原点为钢梁加载端。

图19 钢混结合段钢结构部分纵桥向应力分布Fig.19 Longitudinal stress distribution in steel part of the steel-concrete composite segment

梁端荷载引起的顶板纵桥向应力沿路径1和路径2差别很小,钢梁应力在0～5 m内变化幅度也较小。在钢-混结合面(5m),由于承压板与混凝土接触传力,钢箱梁顶板应力由60 MPa降低至20 MPa左右,降低幅度约67%。在钢-混连接段(5～7 m),随着荷载通过钢梁与混凝土之间的剪力钉传递给混凝土,钢梁应力逐步减小,至钢-混连接面(7 m)趋于0。

考虑预应力效应后,由于承压板对预应力的传力作用,钢箱梁顶板应力发生突变,由98 MPa降至受压状态。预应力压缩作用和钢箱梁顶板变形不均匀同样导致钢梁加强段及钢梁普通段的顶板拉应力有所增加。由于路径2处预应力钢束多于路径1(见图18),路径2处钢梁顶板应力变化幅度更大。

钢箱梁底板纵桥向应力沿路径1和路径2的变化表明,承压板与混凝土接触传力使得钢箱梁底板压应力由160～180 MPa降低至80～90 MPa左右,降低幅度约50%。类似,预应力效应使得钢-混结合面右侧钢-混连接段的钢梁底板受压、左侧的钢梁底板受拉,但由于底板预应力钢束较少,是否考虑预应力差别不明显。

4.2 混凝土部分应力

钢混结合段混凝土部分纵桥向应力如图20所示。预应力钢束通过特制锚具锚固在承压板上,钢束锚固位置附近的混凝土压应力集中明显。为防止局部混凝土破坏,应注意锚垫板及锚固段螺旋筋的设置,并采取良好的振捣措施保证锚下混凝土密实。承载力工况下若不计入预应力作用引起的应力集中,混凝土梁处于全截面受压状态,顶板最大压应力为9.97 MPa,底板最大压应力为13.31 MPa,均不超过规范中C50的抗压强度设计值23.1 MPa。

图20 混凝土箱梁应力云图Fig.20 Stress contour diagram of the concrete box girder

钢混结合段混凝土部分纵桥向应力分布如图21所示,其中纵桥向距离原点为钢-混结合面。梁端负弯矩作用使得混凝土顶板受拉,施加预应力后混凝土顶板处于受压状态。钢梁截面在钢-混连接面处终止后,混凝土梁段的应力比钢-混连接段略微增大。路径1与路径2由于混凝土截面及预应力钢束配置不同(见图20),应力有一定差异。随着更多混凝土参与受力,混凝土底板应力从钢-混结合面到钢-混连接面逐渐减小。钢梁截面终止导致混凝土底板纵桥向应力在钢-混连接面处略微增大。预应力作用使得路径1处混凝土梁底板压应力进一步增大。