矮塔斜拉橋索梁錨固結構力學試驗研究

田寶華

(中鐵二十三局集團有限公司 四川成都 610072)

1 引言

斜拉橋中斜拉索[1]的巨大拉力斜向并集中地作用于斜拉橋橋塔與主梁錨固點。索梁錨固區域[2]受力集中、構造復雜，是控制設計的關鍵部位，關系著結構的使用壽命和安全耐久性。因此，掌握錨固區域的應力分布情況十分重要。

國內外學者對索梁錨固區域的力學特性展開了相關研究。劉慶寬[3]等對南京二橋錨箱及其附近腹板的應力大小和分布進行了研究；梅應華[4]等基于ANSYS有限元模型，以應力為控制指標，對索梁錨固區設計進行了優化；劉旭東[5]分析了索梁錨固區應力分布，優化了鋼錨箱錨墊板和錨固板參數；蒲黔輝[6]等采用有限元計算和模型試驗，對鋼箱梁斜拉橋索梁錨固結構傳力機理及應力分布進行了研究；毛曉東[7]采用有限元計算方法，對錨固區在最不利荷載組合作用下的力學性能進行了研究；袁瑞[8]等采用Midas軟件分析了鋼錨箱各板件和錨固區主梁應力分布與變形情況；薛曉博[9]建立斜拉橋索梁錨固區的實體有限元模型，分析了索梁錨固區應力特征，驗證了結構設計的合理性；陳偉慶[10]等對鋼錨管式、耳板式和錨箱式錨固結構進行了靜力試驗；衛星[11]等選取承受荷載最大的斜拉橋梁端錨固結構為研究對象，建立ANSYS分析模型，評估雙拉板栓焊式梁端錨固結構的抗疲勞性能；楊美良[12]等建立錨固結構拉壓桿分析模型，探討了角鋼、錨墊板和體外預應力鋼管對錨固結構力學性能的影響，提出了配筋優化建議。

由于錨固區有專門的構造細節且十分復雜，通過理論分析計算不能完全反映實際構件真實力學特性以及破壞特征，故應通過模型試驗來對其進行細致分析研究。本文通過模型試驗，研究錨固區在荷載作用下各部位的應力水平以及應力分布情況，全面掌握該構造在實橋中的力學行為，驗證金沙江大橋索梁錨固區設計的合理性及安全可靠性，并為同類橋梁提供技術參考。

2 工程概況

攀枝花金沙江大橋為中鐵二十三局承建的成昆鐵路擴能改造工程米易至攀枝花段重點項目。成昆鐵路金沙江大橋位于金沙江與雅礱江匯合口以下約1.3 km處的金沙江干流上，主橋采用(120+208+120)m雙塔預應力混凝土矮塔斜拉橋。結構體系采用塔梁固結，梁底設支座。主梁采用單箱雙室變高度箱形截面，直腹板，箱梁普通段頂寬13.10 m，底寬10.6 m。跨中及邊支點處梁高6.8 m，中支點處梁高11.3 m，底板采用拋物線過渡，塔高28 m。橋式總布置如圖1所示。

圖1 主橋孔跨布置

該橋索梁錨固區在設計中拋棄了鐵路矮塔斜拉橋所普遍使用的梁底錨固塊錨固的形式，采用了新型頂板錨固塊錨固形式。索梁錨固塊構造如圖2所示。

圖2 索梁錨固塊構造(單位：cm)

攀枝花金沙江大橋梁體及索梁錨塊混凝土等級為C55，封錨采用強度等級為C55收縮補償混凝土。預應力鋼絞線采用抗拉強度1 860 MPa、彈性模量195 GPa、公稱直徑15.2 mm的高強度低松弛鋼絞線。

3 錨固區模型試驗

3.1 試驗模型簡介

金沙江大橋的索梁錨固區構件共有7種不同的尺寸，試驗前對C1～C7錨固區構件在掛索前、恒載作用、最不利荷載、極限承載能力等作用下的受力情況進行分析，綜合比較各錨固區構件的受力情況，選取承受荷載最大的C7錨固區構件進行模型試驗。試驗模型按原橋施工圖紙設計，所用材料、普通鋼筋布置、預應力鋼束布置等均與原橋保持一致。

由于受到試驗條件限制，試驗模型與原橋比例為1∶2，材料選用與原橋一致。由于結構自重影響較小，故試驗中不進行配重設計，只考慮拉索索力對結構的作用。

因拉索拉力較大，試驗室反力墻無法承受所需拉索力，為滿足試驗要求并結合現場實際情況，研究設計了一種混凝土自平衡體系。具體設計方案見圖3。

圖3 混凝土自平衡體系(單位：cm)

根據現場條件，設計試驗構件在腹板底部設置了突出翼緣，利用錨栓錨具與反力墻連接。錨固塊試件現場如圖4所示。

圖4 錨固塊C7試件

3.2 預應力構造

由于試驗模型存在相似關系，張拉控制應力為原橋構件0.25倍，通過N1和N2兩根預應力鋼絞線施加預應力約束。錨下張拉控制應力為325.5 MPa，張拉時需先按0.1倍張拉控制應力進行張拉，然后逐步張拉至設計應力。預應力鋼絞線N1和N2理論張拉伸長量分別為8.0 mm和10.6 mm。預應力鋼束布置見圖5。

圖5 預應力鋼絞線立面布置(單位：cm)

3.3 測點布置

試驗模型上設置應變、索力兩類測試內容。應變測點處布置應變花，拉索錨固端錨板前布置壓力環，預應力鋼絞線錨固端布置錨索計。測點布置按照縮尺模型進行設計，對于全尺模型，需將測點坐標數據按比例縮放。混凝土應變測點如圖6所示。

圖6 混凝土測點布置

3.4 模型加載

試驗構件達到加載要求后，首先對結構進行預加載，測試正常后，以最大設計索力值(2 012.5 kN)為基準，進行正式加載。每個加載階段持續5 min，并進行相關應變測量。

工況1:按最大設計索力的20%分級加載直至最大設計索力值；按最大設計索力的50%分級卸載，直至索力為零。

工況2:按最大設計索力的20%分級加載直至最大設計索力值的140%；按最大設計索力的10%分級加載直至最大設計索力值的200%；按最大設計索力的40%分級卸載，直至索力為零。

在正式加載工況2過程中，每級加載到位后，記錄構件的結構變形，檢查測試儀器是否正常工作并記錄數據；在最大設計索力以上的各級荷載工況下，除了詳細記錄和分析混凝土應變是否異常或開裂外，還需時刻仔細觀察構件表面是否產生裂縫。如發現開裂裂縫，詳細記錄和標識裂縫開展位置，測量裂縫寬度、深度以及裂縫方向，并記錄開裂荷載值。隨著加載過程的繼續，如果發現裂縫明顯開裂，寬度明顯加大等一系列構件無法繼續承載的破壞前兆時，立即停止加載，并逐級卸載，直至索力為零，檢查分析模型的破壞形態。

4 試驗結果分析

工況1和工況2埋入式應變計數據如圖7所示。

圖7 各工況埋入式應變計數據

工況1加載結果表明，錨固塊在不同張拉荷載作用下直至張拉至100%的設計索力，其應變增幅基本呈線性增加，說明混凝土在線彈性階段受力，最大壓應變為-41.2，最大拉應變為50.1。

工況2加載結果表明，錨固塊在不同張拉荷載作用下直至張拉至200%的設計索力，其應變增幅基本呈線性增加，說明混凝土在線彈性階段受力，最大壓應變為-82.4，最大拉應變為100.7；最大應力及應力集中區域大體相近且滿足相關設計規范及設計圖紙應力要求。

通過現場觀察，錨固塊試驗荷載加載至100%設計索力時，錨固塊并未出現裂縫；加載至140%設計索力時，錨固塊前端倒角位置開始出現細小裂紋且隨著荷載增加緩慢發展，寬度為0.3～0.4 mm，長度約為12 cm，另一側也開始出現兩條細小的斜裂縫，裂縫寬度約為0.1～0.2 mm，長度分別約為16 cm和8 cm；加載至170%設計索力時，之前出現的裂縫隨荷載的增加不斷開展，寬度為0.2～0.5 mm，長度約22 cm，另一側出現兩條細小的斜裂縫，裂縫寬度為0.2～0.6 mm，長度分別約為25 cm和8 cm；加載至200%設計索力時，之前出現的裂縫繼續隨著荷載的增加不斷開展，寬度為0.6～0.8 mm，長度約為34 cm，另一側出現兩條細小的斜裂縫，裂縫寬度為0.6～0.8 mm，長度分別約為30 cm和12 cm；當荷載卸載至零時，之前出現的裂縫繼續隨著荷載的減小不斷閉合，寬度肉眼不可見，見圖8。

圖8 混凝土錨固塊裂縫

5 結論

(1)工況一荷載試驗表明受檢構件試驗截面各應變測點的實測應變值均小于其對應的理論計算值；卸載后，各測點相對殘余應變均小于20%，表明試驗截面處于彈性工作狀態，錨固塊的強度滿足設計要求。

(2)工況二荷載試驗表明受檢構件試驗截面各應變測點的實測應變值基本都小于其對應的理論計算值，只有個別點位拉應力超過設計文件限值；卸載后，各測點相對殘余應變均小于20%，表明試驗截面處于彈性工作狀態，錨固塊的強度滿足設計要求，結構設計安全儲備系數≥2.0。

(3)本次試驗過程中，當試驗荷載持續加載超過140%設計索力時，索梁錨固塊前端倒角處開始出現多條細小的斜裂縫；隨著荷載的不斷增大，裂縫繼續開展；裂縫最大為200%設計索力時，裂縫寬度最大為0.8 mm，裂縫長度最長為34 cm；卸載完畢后，裂縫閉合肉眼不可見。