節段預制拼裝波形鋼腹板單箱雙室箱梁抗彎性能試驗研究

趙 品，榮學亮，邵旭東，曹君輝

(1.道路與鐵道工程安全保障省部共建教育部重點實驗室 石家莊鐵道大學,河北 石家莊 050043；2.石家莊鐵道大學 土木工程學院,河北 石家莊 050043；3.湖南大學 土木工程學院,湖南 長沙 410082)

預制裝配式橋梁是我國橋梁工程的重要發展方向，符合我國2020年提出的“雙碳”戰略目標對建筑業的發展要求[1-6]。隨著波形鋼腹板大跨寬箱梁在國內的快速應用和發展，將裝配式施工技術引入到大跨度波形鋼腹板箱梁橋的建設中，可充分發揮預制裝配式施工技術施工速度快、質量優良、對環境影響小的特點[7-16]。

目前，國內外關于預制裝配式橋梁即節段預制拼裝梁的力學性能研究集中在節段預制拼裝混凝土梁方面[1-3]。李國平等[1]通過整體式與節段式體內體外混合配束簡支梁模型彎曲的對比試驗，研究了整體式與節段式梁體的極限承載力、極限撓度的差異，體內外配束比對節段式試驗梁體外預應力筋極限應力增量的影響，提出了該結構抗彎承載力的簡化計算方法。曾永革等[2]指出普通鋼筋配筋率、接縫具體布設位置、體外預應力及節段劃分數量等對節段預制拼裝混凝土梁抗彎性能會有一定的影響。袁愛民等[3]研究了體內體外配束比對節段預制箱梁受彎性能的影響，分析了體內體外不同配束比下節段預制箱梁的變形特點、裂縫分布特征及破壞模式。

針對采用接縫連接的波形鋼腹板組合梁，其接縫的存在對結構彎曲性能的影響有待深入研究。本文圍繞解決鋼混組合梁抗彎力學性能為總體目標，開展節段預制拼裝波形鋼腹板箱梁全過程模型試驗研究，結合靜力破壞試驗結果，研究其彎曲性能、極限受力狀態及體內外預應力鋼筋極限應力增量。本文研究成果面向組合結構橋梁快速施工的實際需求，有助于推動節段拼裝波形鋼腹板箱梁的進一步發展和應用。

1 模型試驗

1.1 模型概況

本文試驗參考青海三道河橋即單箱雙室波形鋼腹板組合箱梁橋，按一定相似比設計制作2片波形鋼腹板單箱雙室模型梁即整體梁和節段預制拼裝梁，并進行靜力破壞試驗，對節段預制拼裝波形鋼腹板單箱雙室組合箱梁的抗彎性能進行了研究。

試驗梁全長5.0 m，混凝土橋面板寬1.5 m，底板寬1.08 m；沿試驗梁縱向設置2道中橫隔板、2道端橫隔板。整體梁采用一次澆筑混凝土成形；節段拼裝梁采用節段拼裝工藝膠拼而成，節段數量為7，節段長度設置為( 50+5×80+50) cm，除節段處構造外其余構造尺寸及材料性能與整體梁保持一致，具體試驗梁構造見圖1，鑒于篇幅有限僅給出預制節段拼裝梁的立面布置圖。

圖1 試驗梁布置 (單位：mm)

試驗梁混凝土頂底板、中橫隔板和端橫隔板均采用C40混凝土，抗壓強度實測為45.7 MPa。預應力筋布置采用體內外混合配束的布置方式，分為頂底板各兩束直線布置體內預應力筋，另外兩束為呈折線布置的體外預應力筋，上述均采用φ15.24 mm的預應力筋；普通鋼筋采用φ8的HRB400鋼筋。整體澆筑梁的頂、底板混凝土分別一次性澆筑成形；節段拼裝梁各節段的混凝土頂底板亦分別澆筑成形，接縫處構造鋼筋不連續且混凝土頂底板用2～3 mm的環氧樹脂膠連接；波形鋼腹板采用板厚3 mm的Q345鋼，鋼腹板接縫處連接采用焊接連接，波形鋼腹板與混凝土頂底板通過埋入式連接件連接。

當混凝土養護達到設計要求后，采用單端張拉的形式張拉預應力鋼束，預應力鋼絞線張拉控制力為100 kN。膠接縫處環氧樹脂膠分為A、B兩組部分，其中，A組部分為環氧樹脂膠，其彈模為3.2×103MPa，B組部分為固化劑；在進行節段拼裝時先進行一定量的配合比保證達到強度要求。

1.2 加載及測試布置1.2.1 加載布置

本文試驗為靜載作用下的破壞性試驗，采用液壓千斤頂和分配梁進行加載。首先進行預加載，檢驗加載系統及觀測儀表工作是否正常等，然后進行不同工況下的加載，其中加載的分配梁長為1.4 m，加載面積為20 cm×20 cm。本試驗一共包括四個工況：跨中單點對稱加載、跨中單點偏載、跨中雙點對稱加載、跨中雙點偏載。其中，以工況一即跨中雙點對稱加載、工況二即跨中單點偏載為例進行分析。

工況一通過將分配梁布置在試驗梁縱橋向三分點處實現兩點對稱加載。荷載值從0開始加載等級為20 kN，等級加載后持荷5 min，進行變形和應變數據記錄；直至加載到180 kN后卸載，試驗完成。加載的縱橫向布置圖見圖2(a)、圖2(b)。

工況二采用跨中單點集中加載。將加載頭置于試驗梁縱向跨中斷面頂板的混凝土試塊上進行單點集中加載試驗。加載等級為10 kN，逐級加載到120 kN，然后卸載完成試驗。為節省篇幅起見，僅示出該工況的橫向布置，見圖2(c)。

圖2 加載布置

1.2.2 測點布置

沿試驗梁縱向的1/4位置、1/2位置及近支點位置分別布置位移測點，百分表測點布置見圖3。在完成裝配式波形鋼腹板組合箱梁彈性階段單點以及偏載工況后，進行純彎破壞試驗，根據有限元模型驗算極限承載力所得結果進行分級加載。

圖3 位移計布置(單位：mm)

應變片主要布置在試驗梁跨徑的1/4、1/2及近支座位置。測量普通鋼筋應變采用3×2 mm的電阻式應變片，波形鋼腹板上采用3×5 mm的三向電阻式應變花，混凝土頂、底板上采用100×3 mm的電阻式應變片，應變片布置見圖4。

圖4 應變片布置(單位：mm)

2 試驗結果及分析

工況一采用20 kN逐級加載到180 kN，工況二采用10 kN逐級加載到120 kN，每次加載持續5～10 min，待數值穩定后記錄數據。

2.1 梁體變形特征

兩種施工工藝下試驗梁的荷載-位移變化曲線見圖5。由圖5可知，對于裝配式梁，當荷載介于0～280 kN時，荷載位移曲線的增長規律呈線性增加即處于彈性階段，與整體式梁的荷載-位移曲線變化規律相同。當荷載達到280 kN時，裝配式梁底板受拉區混凝土開裂，此時跨中撓度為7 mm。荷載介于280～500 kN時試驗梁處于開裂工作階段，其撓度變形加劇且變形明顯。達到開裂荷載后，底板出現細微裂縫，裝配式梁的跨中撓度略大于整體式梁的相應值；上述加載過程中能清晰的聽到裝配式梁膠接縫粘結處撕裂的聲音，同時橫向貫通裂縫數量在此階段也相應的增加；帶裂縫工作階段的曲線斜率無明顯變化。當荷載介于560～745 kN時，裝配式梁跨中斷面底板普通鋼筋開始被拉斷，結構彎曲剛度大幅度降低；在屈服階段，荷載-位移曲線的斜率變化趨勢不明顯，說明波形鋼腹板組合箱梁破壞過程發展較為平緩，延性較好。裝配式梁的開裂荷載與整體式梁相差不大；梁體開裂后，裝配式梁抗彎剛度迅速下降，前者的極限承載力約為整體式梁的80%，極限變形約為整體式梁的86%，表明裝配式梁有良好的抵抗塑性變形能力。

圖5 荷載-位移曲線對比

2.2 荷載-縱向應變關系

在各級荷載作用下，2片試驗梁跨中斷面縱向應變沿截面高度方向的分布規律大致相同，各個測點的試驗值與有限元結果吻合較好。通過有限元結果可以看出，混凝土頂、底板的縱向應變呈線性變化，鋼腹板的縱向應變幾乎為0。

純彎破壞時不同斷面中縱向應變沿梁高的變化見圖6。由圖6可知，試驗梁的波形鋼腹板縱向應變沿梁高方向基本不變，與混凝土頂、底板相比小很多；若只分析混凝土頂底板的縱向應變, 可以看出在彈性范圍內, 波形鋼腹板預應力混凝土組合箱梁的頂、底板縱向應變呈線性變化,符合擬平截面假定。

圖6 純彎破壞時不同斷面中縱向應變沿梁高的變化

鑒于本次彈性階段加載等級較為密集，可較為準確的反應出各級荷載作用下混凝土頂板縱向應變沿著橫向位置的變化規律，圖7為工況一、工況二下沿著跨中頂板橫向位置的縱向應變分布。頂板1/4截面縱向應變沿橫向布置的分布規律同于頂板跨中縱向應變的相應分布規律。

圖7 沿著跨中頂板橫向位置縱向應變分布

根據初等梁理論，翼板縱向應變沿橫橋向應均勻分布，由圖7可看出，在進行三分點加載時，頂板跨中位置剪力滯效應不明顯，且隨著荷載的增加縱向應變逐漸變大?？紤]產生該現象的原因是加載點在橫隔板上方且該梁為單箱雙室，橫隔板彎曲剛度較大的原因使得剪力滯效應相對較小。進行工況二單點集中加載時，隨著荷載的增加跨中頂板剪力滯效應逐漸明顯，在波形鋼腹板與混凝土交界處應力分布不均勻，略大于其他部位，出現應力集中現象。且跨中單點加載時，縱向應變相對三分點加載時要大。

3 承載能力極限狀態試驗分析

3.1 極限承載能力加載時應變及裂縫發展

裝配式和整體式箱梁頂板縱向應變分布見圖8。由圖8可知，彈性階段裝配式梁與整體式梁頂板的縱向應變基本保持一致。當荷載值大于280 kN時，整體式梁頂板縱向應變略大于裝配式梁的相應值。裝配式梁跨中斷面頂板混凝土的極限壓應變為1 092×10-6，稍小于整體梁。兩片梁頂板混凝土均未達到極限壓應變，中性軸未上升到頂板。

圖8 裝配式和整體式箱梁頂板縱向應變分布

圖9 模型梁裂縫展開

裂縫的展開情況以及裂縫寬度等指標對橋梁結構的安全性以及使用壽命有重要影響[17-19]。裝配式梁的裂縫分布情況見圖9，圖10為受力全過程裝配式梁裂縫變化，圖11給出了整體式梁與裝配式梁底板橫向裂縫寬度隨荷載的變化趨勢。由圖9～圖11可知，加載0～200 kN時未出現明顯的裂縫，僅出現底板一條細小的橫向裂縫及縱向裂縫，加載到200 kN橫向裂縫長0.02 mm。加載至240 kN時，未出現新裂縫，此時膠接縫仍黏連良好。當加載至280 kN時候，膠接縫兩側底板側翼緣出現斜向裂縫且呈現典型的剪壓破壞，這種裂縫主要出現在跨中節段的膠接縫旁5 cm對稱位置處。隨著荷載的繼續增加，底板側緣斜向裂縫向上延伸。當加載至360 kN時底板橫向裂縫相繼出現，膠接縫處開始張開，底板裂縫最大寬度達0.48 mm。繼續增至極限荷載，梁兩側跨中節段處膠接縫旁斜裂縫貫穿側翼緣，裂縫寬度最大達到2.8 mm。整個過程中節段處膠接縫破壞張開嚴重；裂縫主要分布在純彎段，卸載后裂縫有閉合趨勢，但無法恢復形變；整個受力全過程中波形鋼腹板與混凝土嵌入部分未見裂紋和錯位，波形鋼腹板沒有發生屈曲破壞，整個過程頂板處于良好狀態。與整體梁裂縫曲線分布相比，裂縫主要集中于膠接縫兩側鋼筋截斷處翼緣板處的斜裂縫。

圖10 不同荷載等級下裂縫寬度變化趨勢(單位：cm)

圖11 荷載-裂縫寬度曲線

3.2 有限元分析

本文采用有限元軟件Abaqus對兩種施工工藝下的試驗梁進行有限元模擬。混凝土和環氧樹脂膠分別采用C3D8R實體單元和Conhensive黏結單元，鋼筋采用T3D2桁架單元，波形鋼腹板采用S4R殼單元，預應力束采用T3D2桿系單元。對于鋼-混組合梁，為保證鋼混凝土兩種材料的自由度一致以便應力能夠傳遞，采用TIE命令綁定約束模擬兩者的連接方式，采用Embedded技術將預應力鋼筋埋入到混凝土模型中去。

底板受拉損傷見圖12。由圖12(a)可知，極限荷載作用下整體梁裂縫從加載點處進一步向跨中發展，此時沿著橫向位置的貫穿裂縫相繼增加，結構剛度下降較快且受拉損傷云圖變化頻率加快，表明結構模型已經進入塑性破壞階段。由圖12(b)可知，極限荷載作用下裝配式梁底板受拉損傷云，破壞主要發生在膠接縫附近且對稱開展，最終狀態下裝配式梁底板受拉損傷分布與整體梁相比較為稀疏。有限元模型表示的損傷發展現象與試驗裂縫展開分布規律較為吻合，兩片梁受拉損傷主要分布在純彎段且多為橫向發展。表明了利用有限元模擬結構的裂縫狀態以及破壞進程是可行的。

圖12 梁底板受拉損傷

3.3 預應力增量

圖13給出了破壞試驗全過程中，隨著荷載增加預應力鋼束的應力增量變化曲線。由于采用對稱布置，故沿橫向中心位置兩側各取一根頂板束、底板束及體外束的應力增量隨荷載的變化曲線。

圖13 預應力增量-荷載曲線

由圖13可知，整個加載過程中，頂板混凝土外觀良好未出現裂縫，混凝土抗壓強度較大，并未退出工作，因此整個受力過程頂板束增量較為緩慢，裝配式梁與整體式梁增量基本吻合。底板體內和體外預應力鋼束的應力在加載初期基本沒有發生變化，進入屈服階段后，體外束及底板體內束預應力增量迅速加大，這是由于普通鋼筋在裝配式梁的節段處是斷開的即接縫的存在是梁的薄弱部位，拉應力僅由預應力鋼束承擔，所以裝配式梁的預應力增量大于整體式梁的相應值。無論是裝配式梁還是整體梁，在進行裝配式梁設計時，可適當提高體外束及體內束的配比以及初始張拉力。

4 參數分析

4.1 節段數量對結構極限承載力的影響

為探究節段數量對結構極限承載力的影響，僅改變節段的數量以及節段鋼筋的布置長度，保證其他參數與試驗梁一致。另討論節段拼裝數量分為五節段與九節段兩種分段模式,與本試驗節段拼裝數量分為七節段進行對比分析。采用有限元方法所得的跨中荷載-位移曲線見圖14。

圖14 跨中荷載-位移曲線

由圖14可知，整體梁、五節段、七節段彈性階段曲線吻合。屈服階段后，隨著節段數量增加，抗彎剛度下降較快。節段數目越多，剛度下降越快。五節段極限承載力為720 kN，較整體梁與裝配式梁有限元值分別縮小11.3%和增加6.8%。節段數量進一步加大至九節段，結構的抗彎剛度明顯退化嚴重，最終變形為66.3 mm，極限荷載為560 kN。因此，可以認為節段數量劃分越多，結構承載能力越小。

4.2 膠層厚度對結構混凝土拉應力的影響

為驗證膠層厚度對組合結構整體受力性能的影響，對3、5、7 mm的膠層厚度進行對比分析，通過設置多級荷載級度增加模擬的可信性，采用10、30、50 kN三個荷載等級對三個不同厚度的模型分別加載見圖15。由于膠層厚度較薄，為保證數值計算的準確性，不同厚度的膠層網格尺寸劃分應保持一致。

圖15 荷載-位移曲線

由圖15可知，當荷載為10 kN時，三者各指標相差不大。30 kN時，膠層厚度的增加導致位移和混凝土拉應力變大。但是膠縫拉應力隨厚度增加減小，原因是環氧樹脂用量增加，因此其本身承擔拉應力效率提高，對周圍混凝土產生一定負擔導致混凝土在相同荷載下，膠層厚度越大混凝土承受應力越大。數值模擬結果反映出隨著荷載等級的提升，膠層厚度的加大，導致結構位移增大，混凝土承受的拉應力增大。因此，在對此類結構進行設計、實際施工中應嚴格規范膠層厚度，避免造成結構的整體性下降，承載力下降等不良影響。

5 結論

(1) 針對裂縫分布情況，整體梁主要集中在純彎段且分布數量較多；與整體梁裂縫曲線分布相比，裂縫主要集中于膠接縫兩側鋼筋截斷處翼緣板處的斜裂縫。

(2) 由兩片梁的荷載位移曲線對比分析得知，彈性階段，兩片梁位移變化曲線擬合較好，說明此過程受力狀態基本一致。開裂后，裝配式梁抗彎剛度較整體式梁下降較快；極限承載力約為整體梁的80%左右。

(3) 由兩片梁的預應力束增量對比分析可知，彈性階段預應力增量基本不變，當底板混凝土出現裂縫后，預應力增量開始增加。兩片梁均表現出體外束相比于體內束增量較緩，由于體外束距離中性軸較近所提供作用小且僅在橫隔板位置處有接觸，而體內束與混凝土黏結好，因此增量較快。對裝配式波形鋼腹板組合箱梁進行設計時，可驗算初始中性軸位置布置體外束位置及初始張拉力以提高結構的承載能力。

(4) 對于節段較短的拼裝施工體外預應力梁，節段內是否配置普通鋼筋以及普通鋼筋配置的多少與梁的抗彎強度并無直接聯系，此時梁的抗彎強度主要取決于接縫的材料強度，因此，如何提高接縫材料的強度，對于節段較短的體外預應力梁的抗彎強度有重要意義。