黃學漾，夏樟華，宗周紅，陳楊利

(1．福州大學土木工程學院，福建福州 350116;2．東南大學土木工程學院，江蘇南京 210096;3．福建省永正工程質(zhì)量檢測有限公司，福建福州 350012)

0 引言

橋梁拓寬是高速公路拓寬中的重點，而斜橋作為橋梁中的一種特殊形式，由于其受力狀態(tài)與常規(guī)的正交橋有許多不同，更是橋梁拓寬中的一個難點．徐鋼［1］對斜交空心板梁橋拓寬改造縱向接縫連接問題進行試驗研究，并通過數(shù)值模擬分析比較了不均勻沉降引起的不同接縫連接橋梁的受力性能．郭巖昕［2］進行了斜交空心板橋拓寬縱向接縫模型試驗研究，建立了斜交預應力混凝土連續(xù)斜梁橋的室內(nèi)模型，并進行靜動載試驗;結(jié)合ANSYS比較了不同縱向接縫連接方式的靜動力特性研究，以及不均勻支座沉降和溫度荷載等作用下的受力性能研究．陳曉強等［3］對某斜交多跨預應力混凝土連續(xù)箱梁的橫向拼寬問題進行拼接方式分析，并定性研究拼接后支承條件的變化及其相關(guān)因素對原結(jié)構(gòu)(老橋)受力的影響．由于斜橋的特殊性，其受力性能與斜交角、寬跨比、彎扭剛度比等都有重大關(guān)系，特別是拓寬后斜交橋的受力性能更為復雜［4］，目前對于斜交橋拓寬后的受力性能的研究還比較欠缺［5－8］．因此，本文通過室內(nèi)模型試驗和有限元非線性分析，研究斜交空心板梁橋拼寬連接后在中垮跨中對稱加載作用下的受力特點、破壞形態(tài)和極限承載力．

1 工程背景

以高速公路沈海線(閩)(G15)福泉廈漳改擴建工程漳州段的鳳山分離立交大橋為工程背景，該橋原橋上部結(jié)構(gòu)為(27．2+42．4+27．2)m三孔一聯(lián)預應力混凝土低高度空心板連續(xù)梁，橋梁全長104．96 m，上跨國道324線，與國道斜交55°，橋面標準寬度為12．5 m，分為上、下行兩幅橋梁，雙向四車道．橋梁設(shè)計荷載為汽－超20、掛－120．拼寬的新橋為等跨徑的箱梁橋．

2 試驗模型設(shè)計

按照模型相似理論，依據(jù)中跨跨中截面底板應力、內(nèi)支座截面頂板應力相等進行模型相似設(shè)計，表1列出了模型的各項理論相似比，模型為三跨等高度連續(xù)梁，空心板和單箱雙室的特殊截面，總長16．5 m，計算跨度為(4．5+7．0+4．5)m，模型橋具體尺寸構(gòu)造以及實物圖如圖1所示．

表1 模型各物理量理論相似比Tab．1 Parametric theoretical similarity ratios of the model

圖1 模型橋總體布置圖(單位:cm)Fig．1 Standard sections of the model(unit:cm)

3 靜載測試

3．1 測試方案

3．1．1 加載方式

根據(jù)試驗目的，模型靜力測試按照正彎矩加載，進行中跨跨中對稱加載，圖2為荷載布置示意圖，采用跨中正彎矩加載，按照逐級加載方式達到極限承載力．

圖2 荷載布置示意圖(單位:cm)Fig．2 Load conditions(unit:cm)

3．1．2 測點布置

撓度和應變測試截面包括支承處截面、各跨跨中截面和中跨1/4截面共8個截面，圖3是測試截面布置圖．

3．2 靜載試驗過程

在加載過程中，每個千斤頂增加10 kN荷載作為一個工況，采用逐級加載方式．當單個千斤頂?shù)暮奢d為210 kN時，隨著撓度的增大，荷載不再增加，故認為此時橋梁達到了極限承載狀態(tài)，其極限承載力為840 kN(由于共有4個千斤頂同步加載，每個加載至210 kN)．

達到極限承載力時的梁底和橋面裂縫如圖4所示，模型裂縫分布特點如下:①濕接縫主要是承受縱向受拉作用，因此其裂縫都是大致垂直于橋面中心線的;②連接段靠近內(nèi)支承處和邊跨鈍角側(cè)跨中附近梁底腹板裂縫較多，是受力比較復雜的地方，這些部位頂部容易產(chǎn)生一些裂縫并向梁底開展;③新舊橋靠近濕接縫處的裂縫方向大致平行于支承線，靠近新舊橋兩側(cè)自由邊的裂縫方向基本是上垂直于自由邊．

圖3 測點布置示意圖(單位:cm)Fig．3 Layout of measuring points(unit:cm)

圖4 裂縫分布圖Fig．4 Crack pattern

達到極限承載狀態(tài)時，模型橋破壞形態(tài)特點如下:一方面，中跨跨中下?lián)?，以濕接縫處下?lián)衔灰谱畲?，邊跨上拱，橋梁鈍角處上拱最大．另一方面，中垮跨中梁底鋼筋應變達到屈服強度，梁頂混凝土壓碎．此外，在濕接縫與新舊橋連接面處形成縱橋向的通縫，拼接段在內(nèi)支承附近產(chǎn)生眾多垂直于橋軸線的裂縫并且向腹板延伸．

3．3 撓度測試結(jié)果及分析

根據(jù)測試結(jié)果，繪制了部分橫截面在單個千斤頂加載從20 kN變化到210 kN過程中撓度的變化圖，見圖5，其中:數(shù)值大于0表示梁發(fā)生上拱，而小于0表示梁下?lián)希?/p>

圖5 不同荷載等級撓度和測點距新橋外測邊緣距離關(guān)系圖Fig．5 Relationship between vertical displacement and the determination location in different load

從圖5可以看出，當在中跨跨中施加對稱荷載時:各截面撓度橫向分布不均勻，明顯帶有斜橋扭轉(zhuǎn)的變形特點．圖5(a)顯示:邊跨端部截面銳角側(cè)下移，鈍角側(cè)往上翹;圖5(b)顯示:邊跨跨中均上拱，并且以鈍角處上拱較大．

圖6(a)和圖6(b)分別表示新橋、舊橋梁底兩側(cè)撓度差．從圖6可以看出，新橋最大撓度差發(fā)生在西側(cè)邊跨跨中，大小為9．87 mm．舊橋跨中撓度差最大，在單個千斤頂荷載為210 kN時達到15．29 mm，約為新橋中跨跨中截面撓度差的 1．8 倍(15．29/8．41≈1．81)．

圖6 不同荷載等級撓度和測點距東側(cè)變跨端支承線距離關(guān)系圖Fig．6 Relationship between vertical displacement and the distance from determination location to east edge of structure in different load

3．4 應變測試結(jié)果及分析

應力數(shù)值及其分布規(guī)律也是結(jié)構(gòu)工作性能的重要反映之一．當進行中跨跨中對稱加載時，跨中(4#)截面為全橋最不利截面．4#截面梁頂數(shù)據(jù)較完整，而梁底受拉較大，出現(xiàn)了較多超出應變片量程的情況．

表2顯示了4#截面應變分布狀態(tài)的變化，可以看出，跨中截面在各等級荷載作用下，截面頂板以受壓為主，底板以受拉為主，但在接縫下緣和梁翼緣根部下緣以及舊橋梁底外側(cè)出現(xiàn)了較明顯的壓應力，呈現(xiàn)典型的彎扭耦合特征．荷載較小時候，接縫下緣主要以受壓為主，隨著荷載增大，梁內(nèi)受彎變形為主，接縫下緣亦成受拉狀態(tài)，此時，接縫連接尚未破壞，在新橋接縫下緣出現(xiàn)了壓應力，但隨荷載增大，達到極限荷載時，新橋接縫下緣壓應力又轉(zhuǎn)化為了拉應力，顯然受彎作用較明顯．

表2 中垮跨中截面縱向應變分布狀態(tài)Tab．2 The distribution of longitudinal strain in midspan section

圖7(a)～(c)分別是梁頂混凝土應變測點5#(舊橋梁頂應變最大處)、11#(新橋梁頂應變最大處)的荷載－應變曲線．舊橋梁頂以5#測點壓應變最大，210 kN時達到1．912×10－3，新橋梁頂以11#測點壓應變最大，210 kN時達到1．385×10－3，另外，對于接縫處，在舊橋側(cè)連接處測點7#的壓應變最大，210 kN時達到2．825×10－3，而新側(cè)連接處9#測點的壓應變卻小的多，210 kN時僅為0．458×10－3．可見，接縫兩側(cè)有很大的應變差，2．825×10－3/(0．458×10－3)≈6．當荷載達到210 kN時，荷載不再增大，而應變逐漸增大，達到了結(jié)構(gòu)的極限承載狀態(tài)．由于鋼筋應變片損壞較多，數(shù)據(jù)不完整，故此處僅取舊橋梁底中心處鋼筋測點數(shù)據(jù)進行分析，其荷載應變曲線見圖7(d)，可以看出，當荷載達到210 kN時，鋼筋剛開始進入屈服狀態(tài)．

圖7 應變測點荷載－應變曲線Fig．7 The load and longitudinal strain curve

4 有限元模擬及對比分析

4．1 有限元模型

通過ABAQUS來計算該結(jié)構(gòu)的極限承載能力并與試驗結(jié)果進行分析比較．有限元對混凝土和預應力筋兩種材料進行了模擬，其中混凝土根據(jù)網(wǎng)格劃分形狀、單元適用特點采用C3D6、C3D8和C3D8R三種單元來模擬，預應力筋采用T3D2桁架單元來模擬．模型總共有單元26 721個，其中C3D6單元2 067個，C3D8單元816個，C3D8R單元20 012個，T3D2單元3 826個．混凝土的拉壓本構(gòu)關(guān)系是使用GB 50010—2002《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》中的單軸應力－應變關(guān)系．而預應力筋則是按照彈性材料考慮，在模型中采用等效降溫法實現(xiàn)預應力的施加．

4．2 有限元模擬結(jié)果與試驗結(jié)果對比分析

4．2．1 有限元模型變形圖(破壞形態(tài))

圖8顯示了拼寬斜交橋有限元模型在極限承載狀態(tài)即破壞時的變形形態(tài)．從圖8可以看出，在中跨跨中施加對稱荷載作用下，達到極限狀態(tài)時，中跨跨中濕接縫附近撓度最大，而對于邊跨跨中，則發(fā)生上拱，其中以鈍角側(cè)上拱值更大，這與室內(nèi)模型試驗的破壞形態(tài)是一致的．

圖8 有限元模型極限承載狀態(tài)時位移圖(放大25倍)Fig．8 The displacement diagram of finite element model in the state of ultimate bearing which magnified 25 times

4．2．2 測點荷載－位移曲線對比

取中跨跨中截面新橋梁底中點(A#測點)和舊橋梁底中點(B#)測點兩個撓度測點進行荷載位移曲線的試驗與理論值的對比．

圖9顯示了一個千斤頂施加的荷載與測點位移的關(guān)系曲線．從圖中可以看出:實測與理論得到極限承載力比較接近，實測得到極限承載力為840 kN，理論值為920 kN(跨中共有4臺千斤頂同步加載);在單個千斤頂80 kN荷載之前，實測與理論的荷載－位移基本上呈現(xiàn)線性變化，而后實測值在160 kN之后才比較明顯地進入屈服階段，理論值則是在140 kN之后開始進入屈服階段;在140 kN之前，實測與理論的位移值比較接近，隨后理論的位移值要逐漸比實測值大許多，在210 kN時，理論位移是實測位移的2．19倍(92/42=2．19)．顯然，相對于理論結(jié)果，實測的破壞過程是比較快的．

圖9 理論與實測荷載－位移曲線對比Fig．9 Comparison of load and displacement curve in calculating and testing models

4．2．3 橫截面撓度對比分析

圖10表示了0#和4#共四個截面在單個千斤頂荷載為140 kN時理論與實測的撓度的對比．從圖中可以看出，在140 kN時，各截面的撓度規(guī)律基本相同，數(shù)值上相近，但有限元模型表現(xiàn)的比較柔．

圖10 140 kN時截面理論及實測撓度與測點距舊橋外測距離關(guān)系圖Fig．10 Comparison of relationship between vertical displacement and the distance from determination location to edge of old bridge in calculating and testing models under the loads of 140 kN．

分析表明，有限元數(shù)值模型比實際結(jié)構(gòu)偏柔，其原因主要包括:建模時沒有考慮普通鋼筋，這主要是因為鋼筋多而且復雜，所以計算過程中通過提高混凝土彈性模量的方法來考慮鋼筋的作用;在定義ABAQUS損傷塑形模型時，要求應力－應變關(guān)系下降段中，最小應力不能小于屈服應力的1/100，因此混凝土在破壞過程中始終具有承載能力，而實際上混凝土應力超過極限值時它就會破壞，不再有承載能力，因此模擬的承載力會比實際的要大些;由于主要使用C3D8R單元來模擬混凝土，這種單元的沙漏問題容易造成結(jié)構(gòu)太柔，雖然在建模中通過增加沿厚度方向的單元層數(shù)來盡量避免這鐘問題，但仍有可能會影響變形．

5 結(jié)語

1)斜交空心板拼接梁橋在中跨跨中集中荷載對稱作用下，呈現(xiàn)明顯的彎扭耦合特征．截面橫向發(fā)生明顯扭轉(zhuǎn)，撓度分布不均勻;縱向撓度表現(xiàn)出一般連續(xù)梁橋的變形特點，但在斜交梁橋端部鈍角處會發(fā)生上翹．

2)在中跨跨中集中荷載對稱作用下，跨中位置縱向接縫破壞主要由彎拉引起，而支座位置縱向接縫破壞主要由接縫兩側(cè)橋梁位移差產(chǎn)生的剪切引起，且支座處縱向接縫兩側(cè)撓度差要大于中跨跨中截面的相應撓度差．

3)斜交橋拼寬后，在鈍角處容易產(chǎn)生平行于鈍角角平分線的裂縫，應該注意加強此處的配筋．另外，對于內(nèi)支座附近的濕接縫側(cè)腹板及橋梁鈍角側(cè)邊跨跨中腹板受力亦比較不利，容易產(chǎn)生裂縫．

4)有限元模擬基本反映了斜交空心板梁橋拓寬改造的特點，模擬結(jié)果與試驗結(jié)果的破壞形態(tài)大致相同，極限承載力大小相近，本文所建立的模型可以用于斜交空心板拼寬結(jié)構(gòu)的進一步研究．