桁腹式組合連續梁對拼式節點受力性能研究★

孫宇佳

(中鐵第一勘察設計院集團有限公司，陜西 西安 710043)

桁腹式組合梁是近年來發展起來的一種新型結構，與傳統混凝土箱形截面相比，采用桁式腹桿代替傳統箱梁的混凝土腹板，形成預應力混凝土頂板和底板聯合桁式腹桿受力的結構。結構的頂底板與傳統箱形截面類似，配置預應力鋼束，并通過節點與鋼腹桿連接成為整體受力，有效降低了箱梁自重，提高了主梁的跨越能力，解決了混凝土腹板裂縫問題，并且具有很好的景觀效果。由于鋼結構部分可以采用預制拼裝，不用像傳統的混凝土結構需要立模澆筑，大大提升了施工效率，縮短了建設周期。

1 桁腹式組合連續梁設計

1.1 結構設計

銀西鐵路咸陽渭河特大橋由于設計邊界條件復雜，景觀要求較高，擬設計采用3×60 m桁腹式組合梁橋，梁高設計采用6 m。橋梁為有砟高速鐵路橋梁，梁寬12.6 m，二期恒載178 kN/m，活載為雙線ZK荷載。如圖1所示為桁腹式組合梁橋采用的截面形式，其中底板均為預應力混凝土結構，腹桿為鋼桁結構。由桁腹式組合梁的結構特點可知，鋼腹桿與混凝土頂底板的連接節點是結構傳力的關鍵受力構件，由于鐵路橋梁受力較大，橋梁采用了對拼式節點。如圖2所示為對拼式節點的示意圖。

1.2 結構計算

考慮桁腹式組合梁的受力特點，建立了全橋的有限元分析模型。采用梁格模擬頂底板，鋼桁腹桿則采用梁單元，預應力鋼束根據橫向位置分別計入相臨的縱向主梁中，通過有限元模型主要分析節點用于穩定結構設計：結構的空間傳力規律；結構頂板的剪力滯效應；結構橋面板的橫向效應；結構腹桿與混凝土腹板交界處的受力情況；預應力對結構的效應。如圖3所示為全橋的有限元模型[1-2]。

1.3 分析結果

全橋的有限元分析結果表明，中支點邊跨側腹桿內力最大，恒荷載作用下的腹桿軸力最大，為6 790 kN，主力作用下為9 719 kN，均為拉桿；中跨跨中處恒荷載作用下的腹桿軸力最小，為480 kN，主力作用下中跨跨中腹桿軸力2 078 kN，均為壓桿。受力最大腹桿設計采用的板厚為36 mm，計算得到腹桿的最大應力為160 MPa。

因此本文為了研究對拼式節點的受力性能，針對采用的對拼式節點設計了1∶3的縮寫尺比模型，并在試驗開展之前對試驗模型進行了有限元分析。

2 試驗模型有限元分析

試驗主要針對鋼桁腹桿組合節點開展，選取組合節點周圍影響受力節段，腹桿與試驗平臺鉸接連接，通過對混凝土弦桿施加水平推力，使得組合節點的腹桿分別為拉桿和壓桿，模擬組合節點的真實受力。本文所開展試驗采用了1∶3縮尺比[3-6]。

2.1 試驗試件有限元模型的建立

通過有限元軟件分析節點的受力性能，由于對拼式節點主要由鋼腹桿、節點板、剪力鍵、混凝土弦桿及弦桿中的普通鋼筋等部件構成，模型建立時主要考慮了以下的邊界連接：普通鋼筋與混凝土弦桿的相互作用；混凝土內置鋼節點板與混凝土弦桿的相互作用；PBL連接件與混凝土弦桿的相互作用；PBL連接件與內置鋼節點板的相互作用；內置鋼節點板與鋼腹桿的相互作用；鋼腹桿與鉸支座的相互作用(見圖4)。

模型鋼腹桿主要采用鉸接邊界，模擬試件腹桿與試驗平臺的連接，通過在混凝土弦桿的加載端施加水平推力荷載，使得兩個腹桿分別受拉和受壓，從而使得節點區域最為接近結構實際的受力狀態。

2.2 有限元分析結果

如圖5所示為對拼式節點有限元模型加載的荷載-位移曲線，其中的荷載為試件端部的加載值，位移為自由段的水平位移。

從圖5可知，當加載在0 kN～3 000 kN之間時，對拼式節點的荷載-位移曲線為直線，表明此時結構處在彈性階段；當加載在3 000 kN～4 000 kN時，對拼式節點的荷載-位移曲線的斜率不斷變小出現拐點，此時位移增長速率逐漸變快，說明對拼式節點進入了彈塑性階段，構件逐漸屈服。通過分析荷載-位移曲線的拐點可知，加載到3 400 kN時對拼式節點開始屈服，可認為3 400 kN為對拼式節點的屈服荷載。當加載大于4 000 kN時，對拼式節點的荷載-位移曲線出現了明顯的轉折，斜率陡然減小保持平穩不變，此時對拼式節點處于塑性硬化階段，位移增長較快，增長速率穩定。當加載大于5 148 kN，對拼式節點的荷載-位移曲線出現下降段，表明對拼式節點已經接近破壞，達到了承載能力極限，因此將5 148 kN作為對拼式節點的極限承載力。

3 縮尺比模型試驗

3.1 模型試驗

對拼式節點模型試驗試件的腹桿與試驗平臺采用銷軸連接，試件的加載端采用千斤頂進行加載，試驗過程中通過自由端的位移計監測水平位移，通過試件中布置的應變片監測各構件的應力變化。本次針對對拼式節點一共開展了3個試件的試驗，如圖6所示為試驗加載平臺及安裝到位準備加載的試件[7-10]。

3.2 試驗結果

如圖7所示為3個試件混凝土弦桿自由端的荷載-位移曲線，由圖7可知，3個試件的荷載-位移曲線較為接近，對比可知，試驗結果與有限元結果基本吻合，荷載-位移曲線可以大致分為3個階段：荷載加載到3 200 kN之前，為組合節點彈性受力階段，此時的荷載位移曲線基本為線性且斜率不變。試驗繼續加載到3 800 kN過程中的荷載位移曲線逐漸出現拐點，表明節點的剛度逐漸降低，節點進入了彈性階段；而隨著荷載的持續加載，位移隨著加載的速率持續變快，此時可以觀察到混凝土弦桿出現了裂縫，拼接板與腹桿連接的高強度螺栓出現明顯的滑移現象，表明組合節點逐漸進入了塑性硬化階段。試驗在加載到5 200 kN的荷載時，位移快速增長，荷載很難繼續加載，此時試驗結束。

如圖8所示為試驗加載過程中混凝土弦桿開裂現象，如圖9所示為高強螺栓在試驗過程中產生的滑移。試驗結束時，腹桿拉側拼接板出現徑縮，壓側拼接板出現面外失穩，如圖10所示。

對比3個試件的試驗結果和有限元結果可知，組合節點的屈服荷載為3 200 kN，為設計荷載(1 080 kN，考慮1∶3的縮尺比)的2.96倍；3個試件的極限承載能力分別為5 000 kN，5 200 kN和5 000 kN，將5 000 kN作為試件的極限承載能力，為設計荷載的4.63倍，結果表明設計采用的對拼式節點具有足夠的安全儲備。

4 結論

本文通過對3×60 m桁腹式組合梁橋進行受力分析，主要分析了鋼桁腹桿的受力，并針對設計采用的對拼式節點開展了1∶3的有限元分析和縮尺比模型試驗，分析研究結果表明：

1)對拼式節點具有很強的承載力，可以適用于鐵路桁腹式組合連續梁的設計。2)對拼式節點的受力呈現明顯的彈性節段、彈塑性節段和塑性硬化節段，進入塑性受力節段時，節點板的高強螺栓出現滑移現象。3)試驗和有限元結果均表明，設計采用的對拼式節點的屈服荷載為3 200 kN，為設計荷載的2.96倍，極限荷載為設計荷載的4.63倍，節點具有很好的安全儲備。