曾明根，許桂修，林志平，蘇慶田，陳德寶，丁忠亮

（1.同濟大學(xué)土木工程學(xué)院，上海 200092；2.福建省高速路橋建設(shè)發(fā)展有限公司，福建 福州 350001）

混合梁橋是指在縱橋向分別采用鋼梁和混凝土梁并通過鋼-混結(jié)合段連接的橋梁結(jié)構(gòu)。目前，混合梁已經(jīng)廣泛應(yīng)用于大跨度斜拉橋、懸索橋和剛構(gòu)橋中，如德國的舒馬赫斜拉橋、法國的諾曼底斜拉橋、日本的新川連續(xù)梁橋以及中國的重慶石板坡復(fù)線橋等［1］。在連續(xù)剛構(gòu)橋中，中跨采用鋼梁可以減輕結(jié)構(gòu)自重、降低梁高，邊跨采用混凝土梁則能增大結(jié)構(gòu)剛度；通過適當(dāng)分配鋼梁與混凝土梁的長度比例，可使橋梁整體的經(jīng)濟指標(biāo)處于合理范圍。

鋼-混結(jié)合段作為連接鋼梁與混凝土梁的關(guān)鍵傳力結(jié)構(gòu)，形式多樣，受力復(fù)雜?；诮Y(jié)構(gòu)形式的不同，鋼-混結(jié)合段分為有鋼格室與無鋼格室2種。對于有鋼格室的鋼-混結(jié)合段，根據(jù)格室與承壓板的位置關(guān)系，又可以分為前承壓板式、后承壓板式及前后承壓板式3種結(jié)構(gòu)形式。重慶石板坡復(fù)線橋作為國內(nèi)第一座混合梁剛構(gòu)橋，采用了混凝土填充后承壓板式的鋼-混結(jié)合段結(jié)構(gòu)形式［2］。國內(nèi)混合梁剛構(gòu)橋結(jié)合段大多采用該構(gòu)造形式，如甌江大橋、魚山大橋等。

國內(nèi)外學(xué)者對鋼-混結(jié)合段進行了大量的研究，主要采用有限元模擬與模型試驗相結(jié)合的方式。陳開利等［3］對舟山桃夭門大橋鋼-混結(jié)合段開展了模型試驗研究，結(jié)果表明在試驗荷載作用下結(jié)構(gòu)仍處于彈性狀態(tài)，隨后研究了截面的應(yīng)力分布及傳遞規(guī)律。衛(wèi)星等［4］基于重慶石板坡復(fù)線橋的結(jié)合段，通過板殼實體有限元模型分析了結(jié)合段各部分的應(yīng)力分布。張仲先等［5-7］依托南昌英雄大橋和武漢二七長江大橋，對鋼-混結(jié)合段進行了模型試驗研究，考察了結(jié)構(gòu)在彈性狀態(tài)下的受力情況，并探討了有限元建模過程中鋼與混凝土結(jié)合方式的影響。Kim等［8-10］通過模型試驗和有限元分析研究了分別采用焊釘連接件與開孔板（PBL）連接件作為剪力連接件的鋼-混結(jié)合段，發(fā)現(xiàn)2種連接件均可以滿足結(jié)合段的傳力要求，并且當(dāng)采用開孔板連接件時，結(jié)構(gòu)的承載力與剛度更大。He等［11］以荊岳大橋為背景，對采用了雙開孔板連接件的鋼-混結(jié)合段進行了縮尺模型試驗研究，并分析了承壓板與開孔板連接件的傳力比例。周陽等［12］依托寧波甬江特大鐵路混合梁斜拉橋，通過試驗與有限元分析相結(jié)合研究了鋼-混結(jié)合段的靜力性能及疲勞性能，并分析了鋼格室與混凝土之間的傳力情況。秦鳳江等［13］基于重慶鵝公巖軌道專用橋，發(fā)現(xiàn)自錨式懸索橋中鋼-混結(jié)合段在設(shè)計荷載下處于彈性狀態(tài)，并給出了軸向荷載下的構(gòu)件傳力方式。

目前關(guān)于混合梁剛構(gòu)橋鋼-混結(jié)合段的破壞試驗以及不同結(jié)構(gòu)的對照研究還未見報道。由于鋼-混結(jié)合段中有鋼板、混凝土、鋼筋以及開孔板連接件和焊釘連接件等，構(gòu)件數(shù)量多，結(jié)構(gòu)布置復(fù)雜，因此采用有限元數(shù)值計算方法難以準(zhǔn)確模擬結(jié)合段的極限承載力和破壞模式。通過試驗手段對不同結(jié)構(gòu)構(gòu)造下的混合梁剛構(gòu)橋鋼-混結(jié)合段開展研究，揭示鋼-混結(jié)合段中構(gòu)件之間的傳力機制。

1 試驗概述

1.1 工程概述

安海灣大橋為三跨混合梁剛構(gòu)橋，跨徑布置為135 m+300 m+135 m，總長為570 m，總體布置如圖1所示?？缰袖撓淞旱跹b段長度為103 m，鋼箱梁兩端通過5 m長的鋼-混結(jié)合段與混凝土箱梁連接。箱梁頂板寬16.25 m，底板寬7.65 m。主梁墩頂截面梁高15.0 m，跨中梁高4.5 m，梁高按2次拋物線規(guī)律變化。鋼材為Q345qD鋼，混凝土為C55微膨脹纖維海工耐久混凝土。

圖1 安海灣大橋總體布置（單位：cm）Fig.1 General layout of the Anhai Bay Bridge(unit:cm)

鋼-混結(jié)合段采用有格室后承壓板式的構(gòu)造形式，頂板設(shè)置14個格室，底板設(shè)置8個格室，格室的壁板上設(shè)置開孔板連接件和焊釘連接件。頂板鋼格室上板厚26 mm，下板厚25 mm；底板鋼格室上板厚25 mm，下板厚24 mm；腹板鋼格室外側(cè)板厚28 mm，內(nèi)側(cè)板厚25 mm。焊釘連接件尺寸為Φ22 mm×200 mm，開孔板連接件孔徑為70 mm，穿孔鋼筋為Φ20的HRB400鋼筋。安海灣大橋鋼-混結(jié)合段構(gòu)造如圖2所示。

圖2 安海灣大橋鋼-混結(jié)合段構(gòu)造示意圖（單位：mm）Fig.2 Schematic diagram of steel-concrete connection structure of the Anhai Bay Bridge(unit:mm)

1.2 試件設(shè)計與制作

為了研究鋼-混結(jié)合段的極限承載力與破壞模式，采用模型試驗的方法對鋼-混結(jié)合段中受力最不利的部位進行局部模型加載試驗。與混合梁斜拉橋中結(jié)合段主要承受軸力不同，混合梁剛構(gòu)橋中結(jié)合段同時承受彎矩和剪力。結(jié)合段的單個格室則是承受軸力和剪力。由于結(jié)合段中施加了預(yù)應(yīng)力，因此格室受到的軸向壓力和剪力作用更加不利。在荷載作用下，結(jié)合段主要受正彎矩作用，因此選取結(jié)合段頂板的2個標(biāo)準(zhǔn)格室作為試驗對象。

鑒于試驗加載設(shè)備的限制，選定模型的縮尺比為1∶2。試件長1.90 m，包括混凝土梁過渡段0.75 m、鋼-混結(jié)合段0.75 m、鋼箱梁過渡段0.40 m。截面尺寸為0.6 m×0.6 m，其中一個鋼格室寬度為0.3 m。此外，為了控制破壞位置為鋼-混結(jié)合段處，通過在鋼箱梁上焊接貼板和板肋對鋼結(jié)構(gòu)進行補強加固。為了進一步比較結(jié)合段中不同構(gòu)件的傳力作用，另外設(shè)計了2個相似的試驗?zāi)Ｐ汀?個模型的設(shè)計方案如表1所示。

表1 試件設(shè)計方案Tab.1 Design scheme of the specimens

試件尺寸和構(gòu)造如圖3所示。試件材料采用Q345qD鋼及C55混凝土。鋼箱梁過渡段頂部端板開設(shè)螺栓孔，可以通過螺桿與壓力機固定臺座相連；混凝土梁過渡段底部臺座尺寸為1.5 m×1.5 m，通過螺桿與加載臺座相連；同步施加豎向荷載和水平荷載，其中鋼箱梁固定端截面和混凝土梁過渡段截面的形心設(shè)置一定的偏心距。為與實際結(jié)構(gòu)保持一致，鋼格室頂板開設(shè)澆筑孔用于水平澆筑混凝土。鋼格室的填充混凝土中預(yù)埋金屬波紋管，內(nèi)穿5根φ15.2的鋼絞線，錨固端設(shè)置在后承壓板一側(cè)，張拉端設(shè)置在混凝土梁過渡段一側(cè)。

圖3 試件尺寸和構(gòu)造（單位：mm）Fig.3 Size and structure of the specimens(unit:mm)

試件加工主要分為3個過程：鋼結(jié)構(gòu)加工制作、混凝土澆筑養(yǎng)護和預(yù)應(yīng)力鋼絞線張拉。在澆筑鋼-混結(jié)合段格室內(nèi)填充混凝土之前，預(yù)埋開孔隔板應(yīng)變測點、開孔板連接件貫穿鋼筋應(yīng)變測點和縱向鋼筋應(yīng)變測點，如圖4所示。

圖4 試件制作Fig.4 Specimen production

2 加載測試

2.1 加載裝置

采用壓剪機實現(xiàn)鋼-混結(jié)合段豎向偏心受壓和水平剪力加載，以模擬結(jié)構(gòu)實際的受力狀態(tài)。試驗加載設(shè)備的最大軸向壓力為2×104kN，最大水平剪力為±2×103kN。壓剪機加載臺座底部帶有鉸裝置，能夠適應(yīng)試件的轉(zhuǎn)動變形，保證加載的準(zhǔn)確性，如圖5所示。

圖5 試驗加載裝置（單位：mm）Fig.5 Loading set-up(unit:mm)

2.2 加載方案

根據(jù)有限元模型計算結(jié)果，鋼-混結(jié)合段在承受荷載作用最小基本組合時受力最為不利。將試驗?zāi)Ｐ蛯?yīng)的2個標(biāo)準(zhǔn)格室的應(yīng)力進行積分，獲得試件原型的軸向壓力為8 600 kN，豎向剪力為1 000 kN。考慮相似比（1∶2），得到縮尺模型的軸力為2 150 kN、豎向剪力為250 kN。

為了測試試件的壓彎剪力學(xué)性能，采用同步施加豎向和水平荷載的加載方案。具體的加載方案為：豎向荷載通過壓力機施加，采用力控制并分級加載，每級250 kN，豎向荷載偏心距為90 mm；水平荷載通過作動器施加，采用力控制并分級加載，每級25 kN。

為了得到試件的受壓破壞極限狀態(tài)，需要避免水平方向提前出現(xiàn)剪壞。因此，水平荷載達到450 kN后持荷，此后豎向荷載每隔500 kN施加一級。對于試件1與試件2，當(dāng)豎向荷載達到1×104kN時，水平荷載分級卸載至零。當(dāng)試件接近破壞時，豎向荷載每隔100 kN施加一級。對于試件3，由于其極限承載力大幅減小，因此當(dāng)豎向荷載大于5×103kN后，每隔100 kN施加一級荷載。

2.3 測點布置

試驗測試內(nèi)容主要包括鋼-混結(jié)合段極限承載力和極限破壞模式、鋼-混結(jié)合段頂板與底板軸向變形（D1―D4）、鋼格室頂板應(yīng)變（S*-T-1與S*-T-3）、鋼格室底板應(yīng)變（S*-B-1與S*-B-3）、填充混凝土應(yīng)變（M*-C1―M*-C4）及開孔隔板應(yīng)變（J*-P1-1與J*-P1-2）。應(yīng)變花的3個方向，H表示水平方向，V表示豎向方向，I表示傾斜方向。采用應(yīng)變片測量鋼格室壁板與混凝土的應(yīng)變，采用接觸式位移計測量軸向位移。試件頂面測點布置如圖6～8所示，其中括號內(nèi)的符號為試件底面的測點編號。

圖6 外表面應(yīng)變測點布置Fig.6 Layout of strain measuring points on external surfaces

3 測試結(jié)果

3.1 破壞過程

對于試件1，在1.80倍設(shè)計荷載作用下，鋼-混結(jié)合段處于彈性狀態(tài)；當(dāng)軸力與彎矩為設(shè)計荷載的4.65倍，而剪力為設(shè)計荷載的1.80倍時，鋼-混結(jié)合段達到彈性極限狀態(tài)。試件未發(fā)生任何破壞現(xiàn)象，說明實橋結(jié)構(gòu)具有較高的安全儲備。

以軸力作為主要荷載時，3個試件的破壞過程比較相似。隨著豎向荷載的增加，與鋼格室頂板接觸的混凝土局部壓潰，表層混凝土剝落。當(dāng)加載至極限承載力時，鋼-混結(jié)合段壓潰，縱向鋼筋屈曲鼓出，但試件內(nèi)的剪力連接件均未剪斷，如圖9所示。試件3還出現(xiàn)了鋼-混結(jié)合段開孔板連接件的混凝土榫壓潰現(xiàn)象，并且預(yù)應(yīng)力鋼絞線位置處出現(xiàn)自上而下貫通的通長裂縫。試驗結(jié)果表明，實橋鋼-混結(jié)合段破壞時表現(xiàn)為鋼格室填充混凝土壓潰。

圖7 開孔隔板應(yīng)變測點布置Fig.7 Layout of strain measuring points on perforated plates

圖9 試件破壞模式Fig.9 Failure mode of specimen

3.2 荷載-位移曲線

試件1～3的頂板與底板的豎向荷載-位移曲線如圖10所示。從圖10可以看出，在荷載作用下，3個試件都經(jīng)歷了彈性階段及塑性階段，最終發(fā)生塑性破壞。在同一級荷載下，頂板側(cè)的位移大于底板側(cè)的位移，說明豎向荷載通過鋼格室頂面?zhèn)髁Φ谋壤笥谕ㄟ^底面?zhèn)髁Φ谋壤?。在彈性狀態(tài)下，試件1整體剛度約為試件2的1.6倍，說明焊釘連接件可以有效地提高結(jié)構(gòu)在壓力作用下的剛度；試件1與試件3的底板剛度較為接近，說明后承壓板的承壓作用對結(jié)構(gòu)彈性剛度的影響較??；試件3的頂板和底板的位移差值遠大于其他試件，說明后承壓板使結(jié)合段截面受力更均勻。各個試件的彈性極限承載力、塑性極限承載力及極限位移如表2所示。

表2 試驗結(jié)果Tab.2 Experimental results

圖10 豎向荷載-位移曲線Fig.10 Vertical load-displacement curve

圖8 位移計測點布置Fig.8 Layout of displacement meter measuring points

3.3 應(yīng)力變化

鋼格室頂?shù)装錝1―S4截面（截面位置見圖6a）處各測點應(yīng)變分別取均值后得到的荷載-應(yīng)變曲線，如圖11所示。圖11中，1 με=10-6。從圖11可以看出，在相同截面處的頂板應(yīng)變均顯著大于底板應(yīng)變；頂板和底板的壓應(yīng)變越靠近承壓板越大；鋼-混結(jié)合段混凝土出現(xiàn)壓潰時，頂板和底板的應(yīng)變減小。這說明實際鋼-混結(jié)合段箱室的頂板傳遞的軸向壓力明顯大于底板傳遞的軸向壓力，頂板和底板承受的軸向壓力靠近承壓板處最大，混凝土在遠離鋼-混結(jié)合段承壓板的一端承受的壓力最大，與試驗中該部位的混凝土先出現(xiàn)壓潰現(xiàn)象一致。由于各個試件結(jié)構(gòu)構(gòu)造的不同，因此在傳力特點上各結(jié)構(gòu)構(gòu)造有所區(qū)別。在軸向荷載等級為6 000 kN時，在S1截面上，試件1、試件2和試件3的頂板與底板的壓應(yīng)變比值分別為1.3、1.5和2.6；在S4截面上，試件1、試件2和試件3的頂板與底板的壓應(yīng)變比值分別為1.7、2.1和4.6?？梢钥闯?，采用試件1的結(jié)構(gòu)構(gòu)造時格室頂板和底板的傳力更加均勻，采用試件3的結(jié)構(gòu)構(gòu)造時格室頂板和底板的傳力最不均勻。從測試數(shù)據(jù)還可看出，加載至極限荷載時，試件1頂板和底板均處于彈性狀態(tài)，試件2頂板的部分測點接近屈服應(yīng)變，試件3頂板部分的測點已經(jīng)進入屈服階段。

圖11 鋼格室頂?shù)装鍦y點荷載-應(yīng)變曲線Fig.11 Load-strain curves of top and bottom plates of steel cells at measuring points

鋼格室內(nèi)填充混凝土M2截面（截面位置見圖6b）測點C1―C4的荷載-應(yīng)變曲線如圖12所示。從圖12可以發(fā)現(xiàn)，3個試件在相同截面處的頂板側(cè)混凝土的應(yīng)變均顯著大于底板側(cè)混凝土的應(yīng)變。對于試件1與試件2，當(dāng)豎向荷載小于1×104kN時，測點混凝土處于彈性受力狀態(tài)；當(dāng)豎向荷載大于等于1×104kN時，測點混凝土開始進入塑性階段。對于試件3，當(dāng)豎向荷載大于7×103kN后，頂板側(cè)混凝土測點出現(xiàn)了卸載趨勢，而底板側(cè)混凝土測點出現(xiàn)了明顯的增幅，說明鋼-混結(jié)合段受力出現(xiàn)了明顯的重分布現(xiàn)象；當(dāng)豎向荷載達到9.3×103kN時，測點混凝土仍處于彈性受力狀態(tài)。填充混凝土的荷載-應(yīng)變曲線特征與試件的荷載-位移曲線一致，說明試件的受力狀態(tài)主要取決于鋼-混結(jié)合段混凝土的受力狀態(tài)。

圖12 填充混凝土測點荷載-應(yīng)變曲線Fig.12 Load-strain curves of filling concrete at measuring points

4 結(jié)果分析

4.1 傳力機制分析

在不同軸力作用下鋼格室頂板及附近混凝土的應(yīng)變隨與后承壓板距離的變化如圖13所示。從圖13可以看出，隨著與后承壓板距離逐漸增加，鋼格室應(yīng)變均逐漸減小，混凝土應(yīng)變逐漸增大，說明鋼-混結(jié)合段中后承壓板的“承壓”作用與剪力連接件的“傳剪”作用能有效地將鋼箱梁過渡段承擔(dān)的軸力傳遞給混凝土梁過渡段。在軸力較小時，鋼格室與混凝土的應(yīng)變變化幾乎相同；隨著軸力的增加，兩者應(yīng)變差值逐漸增大，即兩者間的傳力需求逐漸增大。

圖13 鋼格室頂板及附近混凝土應(yīng)變隨與后承壓板距離的變化Fig.13 Strain variation of top plates of steel cells and its surrounding concrete with distance from back bearing plate

對于試件1與試件2，在荷載作用下，距離后承壓板600 mm處的鋼格室頂板與附近混凝土的最大應(yīng)變差值約為500～600 με；而對于試件3，兩者應(yīng)變幾乎相同，說明后承壓板的取消使鋼與混凝土的協(xié)同作用都通過剪力連接件實現(xiàn)。試件1的混凝土最大應(yīng)變遠大于試件3，說明后承壓板的存在能夠有效提高混凝土極限承載力。

此外，試件1與試件2的曲線均較為平穩(wěn)，說明截面應(yīng)力擴散較為均勻。試件3的曲線斜率變化明顯，加載后期，與后承壓板距離為225 mm的測點受拉應(yīng)力作用，說明后承壓板的存在對于截面的均勻傳力有很大影響。

如表3所示，進一步對比試件1與試件2不同荷載下及不同位置處鋼與混凝土的應(yīng)變差值?？梢园l(fā)現(xiàn)，在彈性階段2個試件的應(yīng)變十分接近，相差4～61 με，平均差值為34 με，這表明僅設(shè)置開孔板連接件與同時設(shè)置開孔板連接件與焊釘連接件，在鋼與混凝土界面?zhèn)髁^程中發(fā)揮的作用十分接近，從而說明焊釘連接件的傳力效果較為有限。

表3 試件1與試件2鋼與混凝土的應(yīng)變差值Tab.3 Strain difference between steel and concrete in specimen 1 and specimen 2

4.2 焊釘連接件的作用

從試驗結(jié)果可以發(fā)現(xiàn)，試件1與試件2的破壞過程幾乎相同，并且兩者的極限承載力也十分接近。在構(gòu)件破壞后，構(gòu)件內(nèi)的剪力連接件均未破壞，因此結(jié)構(gòu)中剪力連接件的設(shè)計較為保守。然而，取消焊釘連接件后，試件2的極限承載力比試件1的略大，推測是由試件1的制作與加載過程中產(chǎn)生的誤差而造成的，也可能是試件1中的焊釘連接件對混凝土截面有削弱作用以及在焊釘位置的混凝土有應(yīng)力集中，使得試件1中混凝土較試件2中混凝土過早損傷。

試件1與試件2的鋼格室S1―S4截面頂?shù)装迤骄鶓?yīng)變曲線如圖14所示。可以發(fā)現(xiàn)，試件1和試件2的結(jié)果較為吻合，說明在荷載作用下，僅保留開孔板連接件依然能夠?qū)崿F(xiàn)構(gòu)件傳剪要求，并且剪力連接件的構(gòu)造與數(shù)量對鋼格室頂板軸向傳力的影響較小。

圖14 試件1與試件2鋼格室頂?shù)装搴奢d-應(yīng)變曲線Fig.14 Load-strain curves of top and bottom plates of steel cells in specimen 1 and specimen 2

進一步分析試件1與試件2的J1―J4截面開孔隔板測點1、4、5的荷載-應(yīng)變曲線，如圖15所示。可以發(fā)現(xiàn)，隨著荷載增大，試件2的開孔板應(yīng)變增加速度比試件1大；當(dāng)豎向荷載加載至1×104kN時，試件1達到彈性極限狀態(tài)，開孔板最大壓應(yīng)變約為390 με；試件2開孔板最大壓應(yīng)變約為645 με，較試件1大355 με。這是由于焊釘連接件的取消，使開孔板連接件承擔(dān)了所有的剪力傳遞，受力更為不利。即使取消焊釘連接件，在構(gòu)件破壞時開孔板仍然處于彈性階段，即開孔板連接件能夠滿足結(jié)構(gòu)對于傳力的要求。

圖15 試件1與試件2開孔隔板荷載-應(yīng)變曲線Fig.15 Load-strain curves of perforated plates in specimen 1 and specimen 2

從試件1與2的試驗結(jié)果對比可以看出，焊釘連接件對構(gòu)件極限承載力的影響較小，即使僅布置開孔板連接件，也能滿足結(jié)構(gòu)的受力要求。當(dāng)同時布置焊釘連接件與開孔板連接件時，開孔板連接件的傳剪作用更大。

4.3 后承壓板的作用

由試驗結(jié)果發(fā)現(xiàn)，與試件1與試件2相比，試件3的極限承載力大幅降低。由于后承壓板“承壓”作用的取消，剪力連接件的“傳剪”需求大幅提高，因此出現(xiàn)了開孔板連接件的混凝土榫壓潰現(xiàn)象。試件3中焊釘連接件仍保持完好，說明其提供的傳力作用較為有限。產(chǎn)生上述現(xiàn)象的主要原因是：在同一位置處混合使用開孔板連接件和焊釘連接件時，開孔板的剛度要遠大于焊釘?shù)膭偠龋?4］，在鋼與混凝土相對滑移相同的情況下，開孔板承擔(dān)的剪力要遠大于焊釘承擔(dān)的剪力，盡管開孔板連接件的抗剪承載力大于焊釘連接件的抗剪承載力，但是開孔板連接件承擔(dān)的荷載先達到了其抗剪承載力而使得開孔板連接件發(fā)生破壞。

試件1與試件3的S1―S4截面鋼格室頂?shù)装宓暮奢d-平均應(yīng)變曲線如圖16所示。在彈性階段，試件3頂板應(yīng)變增長速度大于試件1，而底板應(yīng)變增長速度則小于試件1，說明后承壓板的取消使鋼格室頂?shù)装迨芰Ω硬痪鶆?。在塑性階段，試件3頂?shù)装鍛?yīng)變的增長速度均大于試件1，并且在極限狀態(tài)下，試件3部分測點的頂板應(yīng)力達到屈服狀態(tài)，說明試件3的鋼格室承擔(dān)了更大比例的荷載。

圖16 試件1與3鋼格室頂?shù)装搴奢d-應(yīng)變曲線Fig.16 Load-strain curves of top and bottom plates of steel cells in specimen 1 and specimen 3

試件1與試件3鋼格室填充混凝土M2截面測點C1―C4的荷載-應(yīng)變曲線如圖17所示。在彈性階段，試件1和試件3的應(yīng)變增長速度十分接近，但試件3混凝土的極限應(yīng)變遠小于試件1，說明后承壓板的存在可以使鋼格室中的混凝土處于更為充分的三向受壓狀態(tài)，有效提高混凝土的強度與延性，從而增大鋼-混結(jié)合段的極限承載力。

圖17 試件1與3填充混凝土荷載-應(yīng)變曲線Fig.17 Load-strain curves of filling concrete in specimen 1 and specimen 3

對比試件1～3的試驗結(jié)果后發(fā)現(xiàn)，后承壓板是主要的傳力構(gòu)件，在彈性階段其在承載力中貢獻的比例為50%～60%，而在極限承載力中貢獻的比例約為35%～42%。

5 結(jié)論

（1）在1.8倍設(shè)計荷載作用下，混合梁剛構(gòu)橋鋼-混結(jié)合段處于彈性狀態(tài)；當(dāng)軸力為設(shè)計荷載的4.65倍，而剪力為設(shè)計荷載的1.80倍時，鋼-混結(jié)合段達到彈性極限狀態(tài)；當(dāng)軸力為設(shè)計荷載的6.65倍時，鋼-混結(jié)合段的鋼格室填充混凝土壓潰，達到破壞狀態(tài)。鋼-混結(jié)合段的鋼格室在壓剪荷載共同作用下，頂板承擔(dān)的軸力較底板更大。

（2）在軸向壓力作用下，隨著與后承壓板距離的增加，鋼格室應(yīng)變逐漸減小，混凝土應(yīng)變逐漸增大，鋼-混結(jié)合段有效地將鋼箱梁過渡段承擔(dān)的軸向壓力傳遞給混凝土梁過渡段。

（3）在軸向壓力作用下，焊釘連接件對鋼-混結(jié)合段極限承載力的影響較小，僅設(shè)置開孔板連接件也能滿足鋼格室壁板與填充混凝土之間的傳力要求。

（4）后承壓板是鋼-混結(jié)合段主要的傳力構(gòu)件，在彈性階段承擔(dān)50%～60%的軸向壓力，在塑性階段承擔(dān)35%～42%的軸向壓力。后承壓板能夠明顯改善填充混凝土的受力狀態(tài)，有效改善截面?zhèn)髁鶆蛐浴?/p>

作者貢獻聲明：

曾明根：論文總體規(guī)劃，初稿撰寫與核對。

許桂修：試驗實施，結(jié)果與理論分析，初稿撰寫。

林志平：試驗實施，初稿撰寫。

蘇慶田：結(jié)果與理論分析，初稿撰寫與修改。

陳德寶：試驗實施，結(jié)果與理論分析。

丁忠亮：試驗實施。