高速鐵路斜拉橋鋼-混組合箱梁受力及變形性能試驗研究

施 洲，余萬慶，楊仕力，嚴(yán)愛國，李的平

(1.西南交通大學(xué) 土木工程學(xué)院，四川 成都 610031；2.中鐵第四勘察設(shè)計院集團(tuán)有限公司 橋梁設(shè)計研究院，湖北 武漢 430063)

鋼-混組合箱梁斜拉橋的跨越能力強[1]，梁高小，相比鋼箱梁，組合箱梁具有剛度大，在高速鐵路中還具有橋面防腐維護(hù)容易，噪聲小等顯著優(yōu)勢。國外對鋼-混凝土組合梁的研究起步較早，歐美國家已制定較系統(tǒng)的鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范[2]。為揭示鋼-混組合梁的受力及變形性能，國內(nèi)外學(xué)者[3-8]開展了斜拉橋鋼-混組合梁的理論和試驗研究。李小珍等[9]針對江津觀音巖公路長江大橋鋼-混凝土組合梁開展了1∶2模型試驗研究，結(jié)果表明組合梁承受較大彎矩時，結(jié)合面會產(chǎn)生一定滑移，主梁的軸力能夠有效抑制滑移趨勢。衛(wèi)星等[10]針對大跨度組合梁斜拉橋的傳力機理進(jìn)行了模型試驗研究，結(jié)果顯示組合梁截面應(yīng)力基本滿足平截面假定，鋼主梁以抗彎為主，混凝土板承擔(dān)較大軸力。Sieffert等[11]研究了鐵路列車作用下鋼-混組合梁橋跨中橫隔板對組合梁受力性能的影響，發(fā)現(xiàn)除考慮橫向偶然荷載外橫隔板的影響很小。Baskar等[12]對鋼-混凝土組合梁進(jìn)行負(fù)彎矩和剪力作用下的非線性有限元分析，研究表明非線性有限元模型能夠預(yù)測組合梁的最不利受力板件和極限承載力，具有良好的精度。鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)中，兩種材料交界處設(shè)置剪力連接件[13]傳遞因彎矩、偏壓受力引起界面處的剪力以保證混凝土橋面板與鋼主梁共同受力。Nie等[14]建立組合梁力學(xué)模型來研究負(fù)彎矩區(qū)組合梁的橋面剛度，結(jié)果顯示負(fù)彎矩作用下存在的滑移效應(yīng)使截面剛度比無滑動時降低10%～20%。侯忠明等[15]對鋼-混凝土組合梁橋開展受力性能的理論分析與模型試驗研究，給出了考慮橋面剛度折減與簡諧荷載作用的組合梁撓度通用表達(dá)式。Wang[16]基于均布荷載下簡支組合梁撓度解析公式，研究并提出了部分剪力作用下鋼-混凝土組合梁最大撓度的算法。

目前，相關(guān)鋼-混組合梁斜拉橋的應(yīng)用與研究主要集中于公路，應(yīng)用于高速鐵路斜拉橋鮮有研究。鑒于高速鐵路橋梁活載大、軌道位置固定、變形要求高等特點，依托國內(nèi)首座高速鐵路鋼-混組合箱梁斜拉橋——贛江特大橋開展組合箱梁仿真分析及全截面縮尺模型試驗，深入研究其受力與橋面變形性能。

1 高速鐵路鋼-混組合箱梁構(gòu)造特點

昌吉贛高速鐵路贛江特大橋主橋采用(35+40+60+300+60+40+35) m混合梁雙塔斜拉橋跨越贛江，設(shè)計速度為350 km/h。主梁由中跨的鋼-混組合箱梁及兩側(cè)混凝土箱梁組成。橋面寬16.3 m，梁高4.475 m，橋面上鋪設(shè)無砟軌道板。鋼梁為兩側(cè)帶風(fēng)嘴的開口單箱三室結(jié)構(gòu)，在縱向每12 m設(shè)置一道連接混凝土板的橫隔板，12 m節(jié)間內(nèi)中部設(shè)一道橫隔板及其兩側(cè)3 m處各設(shè)一橫肋。預(yù)制混凝土橋面板在橫向分為3塊，兩側(cè)邊板寬4.15 m，中板寬4.1 m，縱向跨度12 m，標(biāo)準(zhǔn)厚度30 cm，在鋼梁上翼緣及橫隔板附近區(qū)域加厚至50 cm。預(yù)制橋面板通過濕接縫與開口鋼箱梁上翼緣及橫隔板四邊連接，濕接縫內(nèi)設(shè)置連接鋼筋及剪力釘，剪力釘采用φ22，高15 cm的圓柱頭焊釘，其材料為ML15。組合梁橫截面見圖1。

圖1 鋼-混組合箱梁截面(單位：mm)

對比既有橋的組合梁結(jié)構(gòu)形式，該橋組合梁構(gòu)造有如下特點：①首次將鋼-混組合箱梁用于大跨度高速鐵路斜拉橋，采用單箱三室的開口鋼箱梁，通過濕接縫與剪力釘連接混凝土預(yù)制板；②預(yù)制混凝土橋面板縱向12 m的大節(jié)間布置，顯著大于公路橋梁組合箱梁橋混凝土板在縱橋向4～6 m的常規(guī)跨度；③首次在速度350 km/h高速鐵路斜拉橋組合箱梁上鋪設(shè)無砟軌道板，對橋梁在施工至運營階段的整體變形、局部變形等提出更高的要求。因此，組合箱梁的受力傳力特性、橋面剛度問題值得深入研究。

2 鋼-混組合箱梁受力與變形特性分析

2.1 鋼-混組合箱梁有限元模型

為系統(tǒng)研究高速鐵路斜拉橋鋼-混組合箱梁的受力與變形特性，采用Ansys軟件建立贛江特大橋鋼-混組合箱梁節(jié)段有限元模型并開展計算分析。根據(jù)結(jié)構(gòu)對稱性，考慮圣維南原理，建立半幅橋?qū)挕?個標(biāo)準(zhǔn)梁段長36 m的組合箱梁的有限元模型，并在對稱面釆用正對稱約束，見圖2。模型中采用板單元(Shell63)模擬鋼結(jié)構(gòu)、實體單元(Solid45)模擬混凝土橋面、梁單元(Beam44)模擬剪力釘、桿系單元(Link8)模擬橋面預(yù)應(yīng)力鋼筋。該3節(jié)段混合單元有限元模型共包含108 179個節(jié)點，124 522個板單元，469 247個實體單元，7 898個梁單元。模型靠近橋塔端采用固定約束，遠(yuǎn)離橋塔端為自由端。鋼-混結(jié)合面處鋼板與混凝土橋面板單元采用節(jié)點三向平動自由度耦合連接；剪力釘與混凝土單元同樣采用節(jié)點三向平動自由度耦合連接。

圖2 組合梁幾何模型

2.2 鋼-混組合箱梁應(yīng)力分布特性分析

原橋梁段在“主力+附加力”組合中最大正彎矩、最大負(fù)彎矩、最大軸力3種工況下的有限元仿真分析結(jié)果表明，組合箱梁整體受壓，最大負(fù)彎矩工況受力最為不利。其中最大負(fù)彎矩工況下主要構(gòu)件受力見表1。三種工況下中腹板中部正應(yīng)力沿梁高分布見圖3。

表1 最大負(fù)彎矩工況下各板件最不利正應(yīng)力 MPa

圖3 中腹板應(yīng)力沿梁高分布

由表1可知，鋼梁縱向正應(yīng)力基本在-100 MPa以內(nèi)，最大為-107.2 MPa，出現(xiàn)在底板U肋靠墻端。混凝土橋面板縱向正應(yīng)力總體在-7.0 MPa以內(nèi)，最大值為-8.41 MPa，出現(xiàn)在遠(yuǎn)塔端的橋面中心線處。箱梁部分構(gòu)件如剪力釘連接處等存在一定應(yīng)力集中，并存在局部的主拉應(yīng)力，但其量值并不顯著。鋼箱梁的頂、底板應(yīng)力值較高，為受力關(guān)鍵區(qū)域，腹板靠近頂板與底板區(qū)域應(yīng)力值亦相對較高，腹板加勁肋與底板U肋的設(shè)置，有效減小了板件的應(yīng)力量值。由圖3可知，在3種工況下，中腹板縱向正應(yīng)力量值介于-77.23～0 MPa之間，以受壓為主；由于構(gòu)造特性與剛度差異，中腹板縱向正應(yīng)力沿梁高并不呈線性分布，與頂?shù)装暹B接部位受力較為復(fù)雜。

2.3 鋼-混組合箱梁橋面變形特性分析

大橋成橋后鋪設(shè)無砟軌道板，此時橋梁恒載變形已完成，因此施工過程中對主梁線形要求嚴(yán)格。列車活載下橋面變形包括主梁整體變形和節(jié)間局部變形，分別可導(dǎo)致軌道長波、短波不平順。主梁整體變形在設(shè)計時基于全橋有限元分析控制列車活載下?lián)峡绫纫詽M足無砟軌道線路要求。為進(jìn)一步分析高速鐵路列車行車下橋面局部變形特性，計算原橋梁段混凝土橋面板在列車輪軸荷載下橋面局部撓度結(jié)果，并計算梁段節(jié)間縱、橫向撓跨比。撓度計算結(jié)果表明：列車輪軸荷載下，梁段節(jié)間縱向及橫向撓曲變形呈近似正弦波分布，沿橋面中心線的節(jié)間相對撓度值最大為3.95 mm，橫橋向節(jié)間相對撓度值最大為3.86 mm。列車輪軸荷載下梁段局部縱橋向撓跨比為1/3 038，局部橫橋向撓跨比為1/2 112，橋面縱向與橫向局部撓跨比均較小，表明在高速列車荷載作用下橋面局部具有良好的剛度。

3 高速鐵路鋼-混組合箱梁模型試驗

3.1 模型設(shè)計

為進(jìn)一步研究高速鐵路斜拉橋鋼-混組合箱梁的受力與變形性能，根據(jù)贛江特大橋原橋標(biāo)準(zhǔn)梁段結(jié)構(gòu)構(gòu)造，開展模型試驗研究。基于應(yīng)力等效原則按照1∶3縮尺比例設(shè)計并制作組合箱梁全截面試驗?zāi)Ｐ停ㄟ^調(diào)整試驗?zāi)Ｐ图虞d力及施加方式使得模型考察區(qū)域的應(yīng)力及其分布規(guī)律同原橋基本相同。試驗?zāi)Ｐ鸵欢隧斁o反力墻，另一端作為加載端。加載時采用多個加載千斤頂、分載梁及錨固于反力墻的鋼絞線組成的自平衡加載系統(tǒng)進(jìn)行加載。各板件高度、厚度、長度、板件間距等均按縮尺比設(shè)計，部分板件在保證模型截面面積、慣性矩不變的原則下進(jìn)行調(diào)整。模型中剪力釘、普通鋼筋及預(yù)應(yīng)力筋均按面積等效設(shè)計。對試驗?zāi)Ｐ偷幕炷涟宀捎脧埨瓱o黏結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼筋來模擬全橋預(yù)應(yīng)力鋼筋。為試驗加載等效、方便，并防止加載點局部屈曲，在試驗?zāi)Ｐ蜕显O(shè)計了反力墻端局部加勁肋、加載端T形肋及加載面板等構(gòu)造。模型結(jié)構(gòu)設(shè)計中根據(jù)有限元試算調(diào)整。最終試驗?zāi)Ｐ涂傞L度8.46 m(含加載端構(gòu)造長度)，寬5.43 m，高1.49 m。模型鋼結(jié)構(gòu)板件采用同原橋相同的Q345qD鋼材料，混凝土采用與原橋一致的C55微膨脹型混凝土，剪力釘材質(zhì)采用ML15，普通鋼筋為HRB335。模型總體布置見圖4。

圖4 模型及加載布置(單位：mm)

為驗證試驗?zāi)Ｐ偷牡刃裕鶕?jù)最終試驗?zāi)Ｐ偷挠邢拊Ｐ停嬎阕畲笳龔澗亍⒆畲筝S力、最大負(fù)彎矩等效加載工況下的應(yīng)力結(jié)果，并與原橋應(yīng)力對比分析等效情況，結(jié)果表明，鋼-混組合箱梁試驗?zāi)Ｐ透髦饕芰Π寮P(guān)鍵測點的應(yīng)力等效性良好。與原橋相比，模型鋼結(jié)構(gòu)主要測點應(yīng)力絕對誤差基本在3.5 MPa以內(nèi)，相對誤差值在5%以內(nèi)。除極少部分點的模型應(yīng)力比原橋應(yīng)力小外，其余模型測點的應(yīng)力均相比原橋應(yīng)力接近或略大，鋼-混組合箱梁關(guān)鍵構(gòu)造處應(yīng)力情況得到良好模擬。

3.2 加載與測試

模型試驗主要考察受力最為不利的最大軸力Nmax工況、最大負(fù)彎矩Mmin工況下贛江特大橋鋼-混組合箱梁節(jié)段受力與變形特點。此外，在最大正彎矩工況下疊加一個豎向ZK列車荷載作用Pi工況，考察雙線列車荷載作用下混凝土橋面板的剛度狀況。模型試驗中，各加載工況下的加載荷載值根據(jù)贛江橋全橋分析結(jié)果等效確定，見表2。試驗?zāi)Ｐ偷妮S力通過布置于模型加載端與加載梁之間的千斤頂進(jìn)行加載；模型彎矩通過軸力偏心來實現(xiàn)；剪力及豎向ZK列車荷載通過錨固于地板的豎向預(yù)應(yīng)力鋼束配合千斤頂加載。加載端面共布置8個千斤頂，頂部共布置4個千斤頂，見圖4。為考察組合箱梁實際受力性能，在試驗加載中，最大軸力、最大負(fù)彎矩工況分別加載至1.6、1.3倍，單個千斤頂?shù)淖畲蠹虞d力為3 872.5 kN，千斤頂總加載力最大達(dá)到21 710.6 kN。各試驗加載工況中，為保證測試數(shù)據(jù)的穩(wěn)定性，在各級荷載作用下保持2 min，再進(jìn)行應(yīng)變與撓度數(shù)據(jù)采集。

表2 實際內(nèi)力與等效內(nèi)力

試驗測試包括應(yīng)變和幾何變形測試。根據(jù)結(jié)構(gòu)受力特點及有限元計算結(jié)果，試驗的應(yīng)力測點布置以混凝土板、鋼頂?shù)装濉摳拱濉肋及剪力釘?shù)戎饕芰?gòu)件為主，兼顧各類隔板，合理布置應(yīng)變片與應(yīng)變花，全模型共布置631個測點，其中319個單片，104個應(yīng)變花。為測試鋼-混組合箱梁的幾何變形狀況，了解其在雙線ZK荷載作用下的橋面剛度，布置撓度測點20個，其中頂板10個、底板含支座處10個測點。模型的撓度測點、剪力釘測點及部分關(guān)鍵應(yīng)力測點布置見圖5。圖5中字母“T”“B”+數(shù)字的編號分別代表頂面和底面撓度測點；“C”“S”+數(shù)字及僅數(shù)字分別代表混凝土、剪力釘和鋼的應(yīng)力測點。

圖5 頂板、底板撓度及部分關(guān)鍵應(yīng)力測點(單位：mm)

4 高速鐵路鋼-混組合箱梁受力特性

4.1 應(yīng)力試驗結(jié)果與分析

由應(yīng)力實測結(jié)果可知：在最大負(fù)彎矩工況及最大軸力工況作用下，組合箱梁均以受壓為主，縱橋向受力較為均勻，實測應(yīng)力結(jié)果與理論計算值相符良好。1.0倍工況作用下，橋面板混凝土均處于受壓狀態(tài)，其中，最大壓應(yīng)力出現(xiàn)在C5測點，值為-9.91 MPa。鋼結(jié)構(gòu)各應(yīng)力測點應(yīng)力最大為-124.82 MPa。1.3～1.6倍超載工況作用下，混凝土部分最大壓應(yīng)力為-18.17 MPa，鋼結(jié)構(gòu)各測點應(yīng)力最大為-203.23 MPa。結(jié)構(gòu)測點應(yīng)力隨著荷載的增加近似呈線性增長趨勢，混凝土和鋼結(jié)構(gòu)部分均在彈性狀態(tài)下工作，承載能力有一定余量。剪力釘彎曲應(yīng)力介于4.19～-16.29 MPa，其量值相對較小，并隨荷載增加呈現(xiàn)線性增長，表明鋼-混連接部處于彈性工作范圍，未出現(xiàn)鋼-混黏結(jié)滑移、脫空等非線性受力情況。其中最大負(fù)彎矩工況下混凝土橋面、鋼梁及剪力釘部分實測的荷載-應(yīng)力曲線見圖6、圖7。

圖6 混凝土橋面板荷載-應(yīng)力曲線

圖7 鋼主梁荷載-應(yīng)力曲線

最大負(fù)彎矩工況作用下，試驗?zāi)Ｐ椭懈拱逄庝摿航孛嫜亓焊叨确较驕y點應(yīng)力的分布狀況見圖8。由圖8可見,分級荷載作用下測試應(yīng)力與理論計算應(yīng)力沿梁高的分布規(guī)律基本一致，組合箱梁應(yīng)力沿梁高呈非線性分布。

圖8 縱橋向應(yīng)力沿中腹板高度分布

4.2 組合箱梁傳力機理分析

為進(jìn)一步研究鋼-混組合箱梁結(jié)構(gòu)的傳力特點，基于試驗實測應(yīng)力結(jié)果來研究其傳力機理，引入組合箱梁結(jié)構(gòu)板件荷載分配百分比Pi，并在此基礎(chǔ)上定義鋼主梁各板件的受力不均勻程度系數(shù)Cj，即

(1)

(2)

(3)

式中：P1，…，Pi，…，Pn為鋼主梁部分各構(gòu)件承擔(dān)的荷載比例；Pn+1為混凝土橋面板所承擔(dān)的荷載比例；n為鋼主梁全部板件數(shù)(包括頂板，斜底板，平底板，U肋，中腹板，邊腹板及加勁肋)；j為考察的主梁截面號；ti為鋼主梁各板件厚度；li為鋼主梁各板件長度；ri(l)為鋼主梁各板件在截面處的縱向正應(yīng)力。

最大負(fù)彎矩工況下模型中部節(jié)間各關(guān)鍵截面混凝土和鋼主梁各板件的荷載分配比例及受力不均勻程度系數(shù)見表3、圖9。其中Z=0～4 m為模型中部一個標(biāo)準(zhǔn)節(jié)段的長度。

表3 各構(gòu)件內(nèi)力傳力比例理論值

圖9 結(jié)構(gòu)內(nèi)力分配

由表3及圖9(a)可見：鋼主梁與混凝土橋面板沿縱橋向各關(guān)鍵截面軸力分配比例變化平緩無突變。在Z=0～4.0 m節(jié)段內(nèi)，鋼主梁承擔(dān)的軸力從35.35%增加至52.26%，混凝土橋面板承擔(dān)的軸力從64.65%減小至47.74%，該變化表明組合箱梁從近塔側(cè)到遠(yuǎn)塔側(cè)軸力逐漸由混凝土橋面板向鋼主梁傳遞。鋼主梁各板件受力不均勻程度系數(shù)C的在1.92～2.78的范圍內(nèi)波動，最大值為2.78，表明各板件受力不均勻明顯。

由圖9(b)可見：斜底板承擔(dān)的最大軸力比例為16.63%，平底板承擔(dān)的最大軸力比例為8.89%，前者的軸力分配比例約為后者的兩倍。在Z=0～4.0 m節(jié)段的各關(guān)鍵截面，中腹板與邊腹板承擔(dān)的軸力由近塔側(cè)到遠(yuǎn)塔側(cè)線性增大，混凝土橋面板由近塔側(cè)到遠(yuǎn)塔側(cè)線性減小的軸力主要由腹板及鋼頂板承擔(dān)。組合箱梁的U肋及加勁肋承擔(dān)的軸力較小，承力比例最大為2.01%，在傳力過程中的作用較小，其主要作用在于防止板件局部失穩(wěn)。

針對關(guān)鍵的Z=0、2.0、4.0 m截面，采用試驗實測數(shù)據(jù)計算構(gòu)件承擔(dān)荷載比例并與有限元結(jié)果進(jìn)行驗證，結(jié)果見表4。由表4可見，試驗實測結(jié)果與有限元計算結(jié)果得到的構(gòu)件荷載承擔(dān)比例相近，最大差值不超過5%，有限元分析與模型試驗的結(jié)合能夠較精確的分析鋼-混組合箱梁的傳力機理。

表4 結(jié)構(gòu)承擔(dān)荷載比例P

5 高速鐵路鋼-混組合箱梁橋面剛度

5.1 橋面變形測試結(jié)果與分析

在無橋面豎向荷載的2種工況下，混凝土橋面板最大撓度為0.16 mm，出現(xiàn)在兩節(jié)段跨中，箱梁節(jié)段橋面撓度很小。在最大正彎矩工況中再疊加1.0倍雙線ZK列車荷載工況下，混凝土橋面板最大撓度為1.52 mm。當(dāng)雙線ZK列車荷載增加至1.6倍時，橋面板最大撓度為2.09 mm，但仍小于TB 10621—2014《高速鐵路設(shè)計規(guī)范》[17]規(guī)定的容許值2.5 mm。橋面節(jié)間撓度在縱橋向呈現(xiàn)半正弦波變形分布，在橫橋向因雙腹板的構(gòu)造而呈現(xiàn)一個半正弦波分布。最大負(fù)彎矩工況及ZK列車荷載工況作用下頂板中心線撓度測點T4、T5與底板中心線撓度測點B5、B6的荷載-位移曲線見圖10、圖11，其中“單”“雙”分別代表單、雙線列車荷載等級，即試驗中為對比單、雙線加載的差異而保持主梁1.0倍最大正彎矩加載并將豎向單、雙線荷載交替增量加載。

圖10 最大負(fù)彎矩工況撓度

圖11 最大正彎矩+列車荷載工況撓度

由圖10可見，最大負(fù)彎矩加載工況下橋面變形呈現(xiàn)線性變化，在無豎向荷載下主梁豎向變形量最大為0.16 mm，量值極小。由圖11可見，在最大正彎矩工況下，主梁豎向變形量最大為0.69 mm；主梁在豎向ZK荷載作用下，單線1.0倍加載及雙線交替增加至1.6倍時，主梁撓度最大增量為1.39 mm，主梁兩側(cè)高差均小于0.5 mm，按照相似比對應(yīng)原橋為1.5 mm，參考高速鐵路軌道靜態(tài)鋪設(shè)精度標(biāo)準(zhǔn)2 mm/5 m(3 m)的高低(扭曲)可見，偏載對箱梁的豎向變形影響較小，其原因在于單箱三室截面的主梁具有良好的抗扭剛度。

5.2 組合箱梁橋面撓度擬合分析

橋面板短波不平順性對速度350 km/h的高速列車的行車安全性影響顯著，為分析組合箱梁段在雙線ZK列車荷載作用下的橋面變形規(guī)律，基于板殼結(jié)構(gòu)受力變形解析理論，采用有限元分析與試驗實測數(shù)據(jù)相結(jié)合的方法，對有限元模型混凝土橋面板設(shè)定橫向及縱向路徑并計算得到模型橫向及縱向單跨撓度Uz值，對有限元計算結(jié)果及實測結(jié)果進(jìn)行公式擬合修正，得到組合箱梁橋面豎向撓度在橫橋向、縱向的分布波形公式為

(4)

(5)

式中：Uz1，Uz2分別為撓度在橫橋向、縱橋向的分布，mm，以向下為正，撓度橫向分布扣除了截面整體下?lián)希v向分布扣除了整體的變形；y、x分別為距混凝土橋面板橫橋向、縱橋向自濕接縫支撐點起的跨度距離，mm；q為單線列車荷載集度，N/mm；B、L分別為單塊預(yù)制混凝土橋面板橫向與縱向長度，mm。

橋面變形的擬合公式結(jié)果及其與有限元計算值、實測值的對比見圖12。

圖12 撓度縱向和橫向分布

由圖12可知，有限元計算撓度與試驗實測值相符良好。橋面變形擬合公式結(jié)果與有限元計算值及實測值總體相符良好，在端部及約束處，因變形量值小導(dǎo)致誤差相對較大；其余區(qū)域擬合公式與有限元結(jié)果的正負(fù)誤差均在10%以內(nèi)；擬合公式與實測數(shù)據(jù)的誤差基本在15%以內(nèi)，有效反映雙線ZK列車荷載作用下橋面的撓度變化情況，可為類似橋面撓度分析提供參考。

5.3 組合箱梁橋面變形撓跨比分析

為研究組合箱梁標(biāo)準(zhǔn)節(jié)段在ZK列車荷載作用下的橋面剛度特點，對比分析了局部縱、橫向撓跨比的理論計算結(jié)果與試驗結(jié)果，見表5。

表5 試驗?zāi)Ｐ蛽峡绫壤碚撝蹬c實測值對比

由表5可知，縱橋向撓跨比為1/2 631，橫橋向撓跨比為1/2 123，略小于原橋縱、橫向撓跨比理論值1/3 038、1/2 112，均小于規(guī)范[17]限值1/1 600。撓度在標(biāo)準(zhǔn)梁段跨中達(dá)到最大，沿兩側(cè)逐漸減小，總體分布趨勢與理論計算相近。縱橋向撓跨比稍小于橫橋向撓跨比，表明橋面板縱橋向剛度稍強于橫橋向剛度。

6 結(jié)論

(1)高速鐵路斜拉鋼-混組合箱梁在3種最不利荷載組合工況下，混凝土橋面板最大壓應(yīng)力為8.36 MPa，鋼主梁最大壓應(yīng)力為100.01 MPa，其余多在80 MPa以內(nèi)，鋼主梁頂板、底板應(yīng)力值較高，為受力關(guān)鍵區(qū)域。大多數(shù)測點應(yīng)力實測值與原橋模型計算值相符良好。荷載加載至1.6倍，鋼和混凝土間未發(fā)生滑移，各測點荷載-應(yīng)變(位移)基本呈線性關(guān)系；表明鋼-混組合箱梁受力性能良好。

(2)鋼主梁與混凝土橋面板沿縱橋向軸力傳遞比例呈線性變化；鋼主梁傳遞軸力由35.35%增加至52.26%，鋼主梁各板件受力不均勻程度系數(shù)C在1.92～2.78的范圍內(nèi)波動，表明各板件受力不均勻明顯；混凝土橋面板傳遞軸力由64.65%降小至47.74%。

(3)豎向單線1.0倍ZK荷載加載及雙線交替增加至1.6倍時，主梁撓度最大增量為1.39 mm，主梁兩側(cè)高差均小于0.5 mm，小于軌道2 mm/5 m(3 m)的高低(扭曲)精度要求，表明偏載對箱梁的豎向變形影響較小。

(4)在雙線ZK荷載工況作用下，模型橋面縱、橫向撓度呈現(xiàn)較平順的正弦波分布，混凝土板豎向位移最大值為1.52 mm，縱橋向撓跨比為1/2 631，稍小于橫橋向撓跨比1/2 123，均小于規(guī)范限值1/1 600，表明組合箱梁橋面板具有良好的剛度。