高速鐵路雙箱混合梁斜拉橋鋼-混結合段力學行為研究

楊仕力，施 洲，蒲黔輝，姜興洪，曾 敏，劉振標

(1.成都大學 建筑與土木工程學院，四川 成都 610106；2.西南交通大學 土木工程學院，四川 成都 610031；3.中鐵第四勘察設計院集團有限公司，湖北 武漢 430063)

箱形混合梁斜拉橋具有跨越能力強、施工便捷、比鋼桁梁斜拉橋梁高小、中邊跨重力平衡、經濟性好等優點，已成為國內外大跨度斜拉橋建設的比選方案之一[1]。該橋型在公路橋梁中應用較為廣泛，目前也被逐步引入鐵路大跨度橋梁中，但鮮有建成的高速鐵路雙箱混合梁斜拉橋實例[2]。鋼-混結合段作為傳遞混合梁斜拉橋主梁巨大內力的關鍵部位，其受力及傳力特性較為復雜。

為探究鋼-混結合段的傳力機制及承載能力，陳開利等[3]通過縮尺模型試驗對桃夭門大橋鋼-混結合段傳力特性進行了研究，結果表明鋼-混結合段具有足夠的承載能力及安全冗余度。黃彩萍等[4]采用模型試驗與數值分析相結合的方式對武漢二七長江大橋鋼-混結合段的承載性能及傳力機制進行了研究，結果表明結合段構造合理，承載能力滿足設計要求。Cheng等[5]對永川長江大橋鋼-混結合段縱向傳力機制進行了研究，探究其在不同結構參數下的荷載-滑移曲線關系、應力分布和破壞模式，并提出了剪力連接件承載力和相應的荷載-滑移曲線關系的計算公式。唐細彪等[6]對萬州長江公路三橋鋼-混結合段開展了1∶4的縮尺模型試驗，探究其在1.0倍及1.4倍最不利工況下的應力、變形及界面滑移規律。張仲先等[7]采用模型試驗和數值模擬手段對南昌英雄大橋鋼-混結合段的受力與變形性能進行了研究。結果表明，結合段的承載能力和變形性能均滿足設計要求。占玉林等[8]對東平大橋鋼-混結合段開展了1∶2.5的縮尺模型試驗，試驗過程包含靜力、疲勞和破壞3個階段。He等[9]對荊岳長江大橋鋼-混結合段的傳力機制進行了試驗研究，結果表明，承壓板約傳遞55%～60%的軸力，其余軸力將通過剪力連接件進行傳遞。劉榮等[10]采用數值模擬手段對鄂東長江大橋鋼-混結合段剪力連接件受力情況和內力分擔比例進行了研究，結果表明承壓板約傳遞50%的軸力。李小珍等[11]采用試驗手段對廈門新馬大橋鋼-混結合段的傳力與受力特性進行了研究，結果表明，鋼-混結合段傳力順暢，協同工作能力良好。針對鐵路混合梁斜拉橋鋼-混結合段，姚亞東等[12]對甬江特大橋鋼-混結合段開展了1∶5的模型試驗，對最不利工況下的承載能力和極限彎矩作用下的破壞模式進行了研究。周陽等[13]對甬江特大橋鋼-混結合段局部構造開展了足尺疲勞模型試驗，對最不利荷載工況下鋼-混結合段的疲勞性能進行了研究。

目前，針對公路箱形混合梁斜拉橋鋼-混結合段的受力特性已有不少研究成果，但針對荷載更大的鐵路混合梁斜拉橋的研究工作相對較少，且鮮有針對高速鐵路雙箱混合梁斜拉橋鋼-混結合段力學行為的研究成果。鑒于高速鐵路混合梁斜拉橋鋼-混結合段傳遞的內力較大、寬高比小、縱橫向剛度對高速列車運行舒適性和安全性影響顯著等特點，依托國內首座采用分離式雙箱混合梁的大跨度高速鐵路斜拉橋——潭江特大橋，開展鋼-混結合段仿真分析及縮尺模型試驗，深入研究其力學性能。

1 工程概況

如圖1(a)所示，新建深茂鐵路潭江特大橋主橋為(64+256+130+57+32)m的單塔雙箱混合梁斜拉橋，設計荷載為雙線ZK荷載，采用無砟軌道，設計時速200 km，為該橋型在高速鐵路橋梁中的首次應用。潭江特大橋采用H形混凝土塔，塔底以上索塔高158 m，橋面以上塔高131 m。全橋共設置30對斜拉索，呈扇形布置，其中，混凝土梁上索距在11.5～15.3 m之間，鋼箱梁上索距為15 m。斜拉索由1 670 MPa的鍍鋅平行鋼絲拉索制成，單根斜拉索截面面積在76.6～129.7 cm2之間。

圖1 潭江特大橋鋼-混結合段

在滿足雙線鐵路界限寬度及主梁剛度要求的前提下，為減小主梁工程量，潭江橋主梁采用分離式雙主梁結構，單側箱主梁寬2.5 m，兩側箱主梁之間通過密橫梁進行連接，橫梁寬9.2 m，間隔為3.0 m，橫梁、橋面鋼頂板和閉口V肋共同組成正交異性鋼橋面，如圖1(b)、圖1(c)所示。鐵路雙線及無砟軌道板布置在中部正交異性鋼橋面板之上，列車活載將通過密橫梁體系傳遞給兩側主梁。該橋中跨鋼箱主梁全寬19.2 m，邊跨預應力混凝土梁全寬15.2 m，主梁高為4.6 m，鋼箱梁風嘴采用薄鋼板制造，不參與主梁受力。主梁寬度的變化是由邊箱風嘴形式改變引起的，寬度變化位置位于前承壓板處。全橋在130 m跨輔助墩附近設置1處鋼-混結合段，總長7.0 m，采用有格室前后承壓板形式，如圖1(d)所示。結合面(后承壓板處)與邊跨輔助墩中心(Z3-Z3截面)的距離為5.0 m，該輔助墩墩頂設置一道3 m厚的混凝土橫梁，主要起橫向聯系和壓重的作用[14]。預應力分散錨固在后承壓板上，將承壓板與混凝土牢固結合在一起。為減小剛度突變，在結合段與中跨標準鋼梁之間設置1.5 m長的鋼梁剛度過渡段，并在結合段與邊跨標準混凝土梁段間設置4.0 m長的混凝土過渡段，如圖1(d)所示。結合段鋼結構部分材料等級為Q345qD，混凝土材料為C60細石混凝土。

2 鋼-混結合段力學性能分析

2.1 有限元模型

為分析潭江特大橋鋼-混結合段的傳力特性，采用Ansys軟件對截取的包含結合段在內的原橋節段進行數值模擬，有限元模型如圖2所示。通過模型總長度試取值，確保充分考慮圣維南效應后，原橋節段模型總長確定為21.0 m，由6.5 m的鋼梁段、7.0 m的鋼-混結合段以及7.5 m的混凝土梁段共3部分組成。有限元模型中未包含鋼梁風嘴，考慮對稱性，僅建立半幅有限元模型，并對橋梁中心線所在縱向截面上的所有節點施加對稱約束。

圖2 原橋鋼-混結合段有限元模型(單位：m)

鐵路橋梁安全系數一般在2.0以上，因此，使用線彈性本構關系和非線性本構關系模擬結合段各組成材料時計算結果差異較小，且均與試驗結果吻合較好[13]。為提高計算效率，模型中使用線彈性關系模擬材料的本構關系，其中，鋼材彈性模量取為210 GPa，混凝土彈性模量取為36 GPa。為準確模擬有限元模型中不同單元之間的連接關系，同時保證計算精度和收斂性，結合段中各構件的單元尺寸相對較小，且單元尺寸相近[15]。剪力釘及PBL鋼筋采用二維梁單元Beam44進行模擬。根據文獻[16]的研究成果，為使模型中梁單元的抗剪剛度與剪力連接件的實際抗剪剛度接近，剪力連接件單元尺寸為30 mm(即單元數不少于5個)；主梁鋼板采用Shell63單元進行模擬，結合段鋼結構單元尺寸為40 mm，其余鋼梁段單元尺寸為70 mm。混凝土采用Solid45單元進行模擬，結合段混凝土單元尺寸為45 mm，其余梁段單元尺寸為100 mm。使用施加初應變的Link8單元模擬預應力筋，單元尺寸也與混凝土保持一致。有限元模型共包含3 066 606個單元，625 718個節點。計算時選用Ansys自帶的PCG求解器，該求解器在執行不同單元劃分尺寸下的求解過程中均表現出較好的收斂性。

由于承壓板與混凝土之間存在較大的法向壓力，相互之間協同作用且無相對滑移，因此采用耦合二者各節點3個平動自由度的方式模擬承壓板與混凝土之間的協同作用，而其余鋼板單元與混凝土單元不進行連接，即不考慮其余鋼板和混凝土之間的摩擦力和化學黏結力[5,13,15]。剪力釘、PBL剪力連接件單元均通過共節點的方式與鋼板單元進行連接，并通過節點耦合的方式與混凝土單元建立連接關系。

原橋節段采用一端約束、一端自由的懸臂約束方式，即約束模型混凝土端截面所有節點的自由度形成錨固端，并在鋼結構端截面形心建立主節點，使之與鋼結構端截面所有節點耦合形成局部剛域，并用以加載。加載時，將從全橋有限元模型中提取的鋼-混結合面最不利組合內力(需扣除預應力效應和剪力施加位置由于遠離控制截面所引起的彎矩)施加到所建立的形心主節點上，從而實現對模型的加載(圖2)。經過對比分析，邊界條件和加載方式能夠保證節段模型結合段內力分布與原橋實際情況基本一致。

2.2 應力分布特性分析

選取原橋鋼-混結合段在主+附(恒+活+制動力+風荷載+溫度等)組合下的最大正彎矩、最大負彎矩兩種最不利工況進行計算，兩種最不利工況對應的內力設計值見表1。最大正、負彎矩工況下主要構件應力情況見表2。由表2可見，在2種最不利工況下，整個鋼-混結合段均處于受壓狀態，內力由鋼梁通過結合段平順地傳遞給混凝土梁。結合段鋼結構除焊縫附近或構件輪廓不連續位置外，其余鋼梁縱向壓應力均小于-80.0 MPa。最大壓應力為-100.7 MPa，發生在頂板與后承壓板的連接焊縫附近。結合段內混凝土除截面不連續位置外，縱向壓應力均小于-13.2 MPa，最大值為-16.1 MPa，發生在邊箱與橋面板連接處，結構總體安全系數大于2.0。

表1 原橋鋼-混結合面內力設計值(半幅)

表2 最大正負彎矩工況下各構件最不利正應力值 MPa

由于兩種最不利工況下鋼-混結合段力學特性相似，因此以最大正彎矩工況下的應力分布規律為例進行說明，該工況下結合段頂面應力縱向分布情況如圖3所示，圖中Ⅰ、Ⅱ截面的具體位置如圖1(b)、圖1(c)所示。由圖3(a)可見，除后承壓板位置有局部應力集中外，鋼梁應力沿著縱向逐漸減小，無明顯突變，表明結合段傳力較為平順。由圖3(b)可見，由于結合段中混凝土截面面積呈先增大、后基本保持不變的規律，結合段中混凝土應力整體波動較小。在混凝土梁過渡段中，由于混凝土截面面積逐漸減小后基本保持不變，混凝土應力逐漸增加，穩定在-15.0 MPa左右。

圖3 原橋鋼-混結合段應力縱向分布情況

最大正彎矩工況下鋼-混結合段頂面應力橫向分布情況如圖4所示，其中，Z1截面位于鋼梁剛度過渡段，Z2、Z3截面位于結合段，Z4截面位于混凝土梁過渡段，各截面具體位置如圖1(d)所示。鋼結構和混凝土應力沿橫向均呈現出兩頭大中間小的規律，表明主梁中存在明顯的應力分布不均勻現象，以箱主梁受力為主。為量化應力橫向分布不均勻的現象，定義應力橫向分布不均勻系數λ為

( 1 )

式中：σi為橫向第i個應力提取點或應力測點的縱向應力；n為應力提取點或應力測點總數。

各截面應力橫向分布不均勻系數計算結果見表3。從Z1截面沿縱向到Z3截面，鋼結構應力的橫向分布不均勻性逐步增大，Z3截面應力橫向分布不均勻系數最大為1.11，最小為0.80；結合段混凝土應力橫向分布不均勻現象也比混凝土過渡段更突出，表明結合段鋼結構和混凝土結構應力橫向分布不均勻現象分別大于兩側的鋼梁和混凝土梁。

圖4 原橋鋼-混結合段應力橫向分布情況

表3 應力橫向分布不均勻系數

2.3 傳力特性分析

鋼-混結合段內力傳遞主要通過下列4種路徑：路徑R1為鋼梁→承壓板→混凝土；路徑R2為鋼梁→頂底板、腹板→混凝土梁；路徑R3為鋼梁→開孔板(加勁肋)→混凝土梁；路徑R4為鋼梁→化學黏結力等→混凝土梁。為研究鋼-混結合段4條傳力路徑的傳力比例，利用Ansys軟件分別對最大正彎矩工況下結合段各橫截面鋼結構和混凝土的縱向應力進行積分，可得到不同截面處各構件軸力的傳遞情況。各類構件傳遞的軸力與截面總軸力(或施加的軸力)之比即為傳力比，傳力比沿縱向的變化情況如圖5所示。

圖5 鋼-混結合段軸力傳遞情況

由圖5(a)可見，結合段每個截面鋼結構和混凝土傳力比之和均為100%，鋼結構任意兩個截面之間傳力比的減小量等于混凝土梁相應截面間傳力比的增加量。后承壓板兩側的鋼梁截面傳力比分別為100%和66.9%，表明后承壓板通過直接承壓(R1)的方式將33.1%的軸力由鋼梁傳遞給混凝土梁；同理，前承壓板通過直接承壓(R1)的方式將5.8%的軸力由鋼梁傳遞給混凝土梁。

鋼-混結合段內設置了較多的剪力釘和PBL剪力連接件，鋼梁通過剪力連接件將部分軸力傳遞給混凝土梁。通過對比前后承壓板之間梯形格室內相應截面傳力比的變化情況可知，梯形格室的剪力連接件可傳遞約40.8%的軸力。同理，通過對比前承壓板與混凝土梁之間相應截面傳力比的變化情況可知，該結合部位的剪力連接件可傳遞約20.3%的軸力，表明前后承壓板之間的梯形格室比其他結合部位傳力效率更高。

由圖5(b)可見，結合段鋼結構頂板、底板、腹板等共傳遞約36.3%的軸力，這部分軸力將主要通過頂板、底板、腹板內側密布的剪力釘(R2)傳遞給混凝土；結合段開孔板共傳遞約29.8%的軸力，這部分內力將主要通過PBL剪力連接件(R3)傳遞給混凝土；由于有限元模型中未模擬鋼板與混凝土之間的化學黏結力，因此無法直接得出路徑R4傳遞的軸力比例。在實際工程設計中，化學黏結力一般作為安全儲備，計算時不考慮其對內力傳遞的貢獻。

2.4 變形性能分析

最大正、負彎矩工況下結構變形情況如圖6所示。由圖6可見，最大正、負彎矩工況下，鋼-混結合段變形較為平順，最大豎向變形分別為11.41、5.96 mm。這是由于潭江橋主梁為雙箱主梁形式，主梁結合段上部預應力筋面積大于主梁下部，此部分差值將在成橋線形中予以調整。橋面板與箱主梁處的豎向撓度差異較小，最大正、負彎矩工況下結合段箱主梁和橋面板豎向撓度最大差值分別為0.73、0.78 mm，表明主梁橫橋向具有足夠的剛度。

圖6 鋼-混結合段豎向變形

3 鋼-混結合段力學性能試驗

3.1 試驗設計

為進一步研究高速鐵路斜拉橋分離式雙箱梁鋼-混結合段的受力與變形性能，基于應力等效原則制作了1∶2.5的縮尺模型，開展鋼-混結合段最不利工況下的受力與變形性能試驗研究。模型使用與原橋材料等級相同的鋼材和混凝土，其中，鋼材屈服強度為345 MPa，實測混凝土立方體抗壓強度為63.7 MPa。為考察橋面應力橫向分布情況，試驗模型采用箱主梁+部分橋面板的形式，如圖7所示，模型總長為8.4 m，由2.6 m的鋼梁、2.8 m的結合段、3.0 m的混凝土梁共3部分組成；模型全寬2.0 m，其中，邊箱寬1.0 m，橋面板寬1.0 m，高為1.821 m。試驗中未考慮輔助墩附近起橫向聯系和壓重作用的實體凝土橫梁以及不參與縱向受力的鋼梁風嘴。在試驗模型中布置了為模型提供預應力的體內預應力筋，用以模擬原橋中的預應力效應。模型混凝土梁段與臺座一同澆筑，臺座尺寸為3.2 m×2.4 m×2.6 m。試驗時，采用豎向預應力筋將臺座錨固在實驗室地面上，從而形成一端固定、一端自由的懸臂靜定結構。

圖7 試驗模型立面圖(單位:mm)

試驗模型采用千斤頂張拉加載鋼絞線束的方式進行自平衡加載。模型自由端截面作為加載端，加載端焊接有一塊40 mm厚、帶加勁肋的加勁板，以保證加載力傳遞的均勻性。4根加載梁安裝在模型前端，每根鋼梁均通過加載鋼絞線與兩臺安裝在臺座后的千斤頂連接在一起(未加載時，加載鋼絞線不受力)。正式加載時，千斤頂同步張拉加載梁兩端的加載鋼絞線，從而實現加載梁對模型的偏心加載，且不需要借助外部反力設備。其中，最大正彎矩工況中，通過1號、2號、3號加載梁對應的千斤頂和底部千斤頂(底部千斤頂未示出)對模型進行加載；最大負彎矩工況中，通過3號、4號加載梁對應的千斤頂對模型進行加載；破壞工況中，將臨時支墩安裝在模型結合段底面，并通過4號加載梁對應的千斤頂和頂部千斤頂對模型進行加載。

為考察試驗模型與原橋之間的的等效性，使用同樣的方法建立了試驗模型的有限元模型，考察各最不利工況下模型的等效情況，結果表明，模型與原橋節段的等效性較好，應力變化趨勢一致，能夠反映原橋節段的應力狀態，其中鋼結構縱向正應力平均誤差為9.3%，混凝土結構縱向應力平均誤差為14.6%(個別考察點應力量值較小，導致了相對誤差偏大)。

3.2 加載方案

試驗選取最大正、負彎矩工況作為基本工況，同時，由于在最大正、負彎矩工況下鋼-混結合段均以小偏心受壓為主，難以實現結合段混凝土的開裂或破壞，為探究結合段的極限抗彎能力，分析結構的破壞形態，基本工況加載完成后在模型鋼-混結合段底部安裝臨時支墩，并對結構進行破壞加載。表4列出了根據應力等效原則得到的試驗模型加載力及破壞工況加載力。

試驗過程中采用力控制的原則進行同步加載，彎矩通過臺座后的千斤頂對模型施加偏心軸力實現，剪力通過豎向千斤頂施加。為獲得模型各組成構件的荷載-應力曲線與荷載-變形曲線，各荷載工況按照0.2倍的基本工況進行分級加卸載。試驗時先進行1.0倍最不利工況的加卸載，再進行2.0倍最不利工況的加卸載。2.0倍最不利工況加載完成后，按照0.1倍的荷載增量對試驗模型進行破壞加載。

表4 模型鋼-混結合面內力設計值

3.3 測點布置

從鋼梁剛度過渡段開始，沿縱向共選取10個考察截面(A～J截面)對結合段的應力情況進行考察，如圖7所示。應變片密布在每個截面的表面位置，其中，鋼結構表面測點布置如圖8(a)所示(E截面)，混凝土截面測點布置如圖8(b)所示(H截面)，圖中測點編號第1個字母表示所在的考察截面，第2個字母“T”、“B”、“W”分別表示頂部表面、底部表面及腹板表面，數字表示測點順序。混凝土梁中每個截面的鋼筋表面也布置有相應的應變片(HS1～HS7)。此外，鋼-混結合段內部前后承壓板、PBL開孔板、剪力釘、PBL鋼筋等均布置了應變測點，并在A、D、G、I四個截面頂底板表面各布置3個撓度測點。

圖8 測點布置圖(單位：mm)

4 試驗結果分析

4.1 承載能力分析

在最大正彎矩工況下，鋼-混結合段各考察截面均處于全截面受壓狀態。如圖9所示，2.0倍荷載以內，鋼頂板和混凝土頂面的應力與荷載仍然表現出良好的線性關系。圖9中實測值未計入模型內部預應力筋產生的效應。

從圖9有限元結果與試驗結果的對比情況可知，混凝土應力實測值與計算值的相對誤差要大于鋼結構，這是由于有限元計算中假設混凝土為均質材料，而實際上混凝土材料具有一定的離散性。總體上應力實測值與計算值吻合較好，表明計算模型能夠反映試驗模型的力學行為。限于篇幅，下文不再進行實測應力值與有限元計算值的對比。2.0倍最大正彎矩工況荷載作用時，鋼和混凝土最大應力分別為-151.8、-14.8 MPa，分別小于鋼結構和混凝土的容許應力(200、27.5 MPa)，表明最大正彎矩作用下，鋼-混結合段具有足夠的承載力，安全系數大于2.0，滿足設計要求。

圖9 最大正彎矩工況下應力-荷載曲線

在最大負彎矩工況下，鋼-混結合段各考察截面均處于全截面受壓狀態。如圖10所示，2.0倍荷載以內，鋼底板和混凝土底面的應力與荷載等級均表現出良好的線性關系。鋼底板最大應力為-121.6 MPa，混凝土最大應力為-11.3 MPa，分別小于鋼結構和混凝土的容許應力(200、27.5 MPa)，表明最大負彎矩作用下，鋼-混結合段具有足夠的承載力，安全系數大于2.0，滿足設計要求。

4.2 正應力分布規律

圖11列出了1.0倍及2.0倍最不利工況作用下頂面和底面的應力縱向分布規律。由圖11(a)可見，頂底板應力沿縱向逐漸減小，表明內力由鋼梁通過鋼-混結合段平順地傳遞給混凝土梁。后承壓板兩側截面應力突變明顯，前承壓板兩側截面應力變化幅度較小，且后承壓板位置應力遠大于前承壓板，表明后承壓板在結合段傳力過程中起著重要作用，而前承壓板位置由于前后剛度較為一致，在前承壓板處應力變化較小。由圖11(b)可見，由于結合段中混凝土截面面積呈先增大后基本不變的規律，頂板混凝土應力沿縱向變化較小，表明結合段設計合理，傳力順暢。

圖10 最大負彎矩工況下應力-荷載曲線

圖11 應力縱向分布情況

潭江特大橋采用分離雙箱主梁，為考察應力沿主梁橫向的分布情況，將實測應力數據代入式( 1 )，得到應力橫向分布不均勻系數，結果如圖12所示，圖中橫坐標為與模型箱主梁外邊緣的距離。由圖12可見，鋼結構和混凝土各截面應力沿橫向分布不均勻，總體呈現出邊箱頂板應力較大、翼緣頂板應力較小的特征，其中，模型鋼結構頂面橫向不均勻分布系數在0.77～1.25之間，混凝土各截面橫向不均勻分布系數在0.82～1.23之間，與原橋有限元分析結果相近，表明雙主梁結構中頂面應力沿橫向分布不均勻現象較為明顯，縱向力主要由兩側箱梁承擔。

圖12 模型頂面橫向不均勻分布系數

4.3 變形分析

為考察潭江特大橋主梁鋼-混結合段的變形性能，以臺座與模型交界面為坐標原點，以模型縱向為X軸，以豎向為Y軸，撓度(取絕對值)分布情況如圖13所示。最大正、負彎矩工況下的撓度值接近，箱主梁和橋面板豎向變形差異較小。1.0、2.0倍最不利工況下最大撓度分別為2.412、4.927 mm，基本呈線性關系。1.0、2.0倍最不利工況下的撓度計算式分別為

y1.0= 1.040 5×10-7x2-4.455 9×10-4x+0.696 4

( 2 )

y2.0= 1.638 2×10-7x2-4.623 6×10-4x+0.800 9

( 3 )

( 4 )

( 5 )

式中：y1.0、y2.0分別為1.0、2.0倍最不利工況下的擬合撓度；x為某截面離臺座與模型交界面的距離。式( 2 )、式( 3 )擬合系數分別為0.993、0.997；θ為結合段的豎向轉角；R為結合段最小撓曲半徑。

將式( 2 )、式( 3 )帶入式( 4 )可知，結合段豎向轉角θ與距離滿足線性關系，表明轉角在結合段中變化連續，鋼梁、混凝土梁與結合段連接位置無明顯折角，滿足高速列車運行對平順性的要求。將式( 2 )代入式( 5 )可知，在1.0倍最不利工況下，結合段撓曲后的最小曲線半徑R為4 805 m，即原橋中結合段最小曲線半徑為12 013 m，大于TB 10098—2017《鐵路線路設計規范》規定的10 000 m[17]，表明鋼-混結合段具有較好的豎向剛度性能，滿足高速列車行駛要求。

圖13 豎向變形情況

4.4 抗彎極限承載力分析

為研究鋼-混結合段的破壞形態，在鋼-混結合段底面輔助墩位置增設臨時支墩，并以施加偏心軸力和豎向剪力的方式對模型進行破壞工況加載，結果如圖14所示。

由圖14(a)可見，0.6倍破壞工況以前，鋼結構應力與荷載呈線性關系。0.6倍破壞工況以后，H截面的鋼結構應力隨荷載的增加不再增長，同時在該截面觀察到箱主梁鋼頂板末端與混凝土開始分離。當加載到0.9倍破壞工況時，G截面鋼頂板應力開始呈現非線性增長方式，但未監測到結合段內混凝土開裂，表明隨著荷載增加，鋼頂板與混凝土梁頂面的脫空由H截面發展到G截面，但結合段內混凝土未開裂。加載到1.05倍破壞工況時，F截面的應力與荷載仍然呈現線性關系，表明脫空未發展到F截面。此時破壞工況產生的彎矩約為最大負彎矩工況的4.04倍，軸力約為最大負彎矩工況的1.30倍。

由圖14(b)可見，0.8倍破壞工況前，混凝土拉應力與荷載呈線性關系。加載到0.8倍破壞工況后，H、I截面的混凝土應力-荷載曲線出現拐點，對混凝土頂面檢視可知，H截面混凝土的應力突變是由于該截面右側混凝土開裂引起的。且隨著荷載等級的提高，裂紋由箱主梁側逐漸向橋面板側發展，這也再次證實了應力沿橫向分布不均勻。

圖14 破壞工況下各截面的應力情況

整個加載過程中，除了I、J截面，其余截面的鋼筋應力與荷載均保持線性關系，表明結合段內混凝土未出現開裂。圖15示出了加載結束后混凝土梁頂面裂紋長度和該裂紋萌生時的荷載等級，分別用l和F代表。在破壞工況作用下，結合段鋼和混凝土僅出現了脫空，而相鄰的混凝土過渡段出現了大量的可見裂紋，表明結合段抗彎承載能力大于相鄰的混凝土剛度過渡段。觀察整個加載過程可知，裂紋在混凝土梁中分布較為均勻，且發展過程較長，表明混凝土梁在破壞工況下屬于延性破壞。

圖15 結合段頂面、側面開裂展開示意

5 結論

基于高速鐵路雙箱混合梁斜拉橋鋼-混結合段應力分布規律、變形情況、失效模式分析，得到以下結論：

(1)高速鐵路雙箱混合梁斜拉橋鋼-混結合段在最不利正、負彎矩工況下，鋼梁通過結合段將內力順暢地傳遞給混凝土梁。除應力集中區域外，鋼結構縱向應力均小于-80.0 MPa，混凝土縱向應力小于-13.2 MPa。應力沿橫橋向分布不均勻，鋼梁應力橫向分布不均勻系數在0.80～1.11之間，混凝土梁應力橫向分布不均勻系數在0.83～1.21之間，呈現出箱主梁受力為主的趨勢。

(2)后承壓板的直接承壓作用(路徑R1)、剪力釘群的抗剪作用(路徑R2)以及PBL剪力連接件的抗剪作用(路徑R3)分別可傳遞約33.1%、36.3%、29.8%的軸力。

(3)試驗結果表明，最不利正、負彎矩工況下，主梁鋼-混結合段的最小豎曲線撓曲半徑為12 013 m，表明主梁結合段變形平順，具有足夠的剛度，滿足高速列車行駛要求。

(4)在2.0倍最大正、負彎矩工況下，實測應力與荷載基本呈線性關系，鋼主梁應力最大-151.8 MPa，混凝土應力最大為-14.8 MPa，均小于相應的容許應力，表明鋼-混結合段安全儲備較大，安全系數大于2.0。

(5)在破壞工況下，混凝土梁過渡段先于鋼-混結合段發生破壞，且裂紋發展過程較長，表明結合段具有足夠的抗彎承載能力，結合段總體屬于延性破壞。