大跨混合連續(xù)箱梁橋鋼混結合段傳力機理試驗與分析

袁輝輝 ，黃珍珍 ，吳慶雄 ，林鎮(zhèn)海

（1.福州大學 土木工程學院，福建 福州 350116；2.工程結構福建省高校重點實驗室，福建 福州 350116；3.福建農林大學 金山學院，福建 福州 350002；4.福州三江口建設發(fā)展有限責任公司，福建 福州 350007）

對于跨越通航河流、鐵路和公路的預應力混凝土連續(xù)箱梁橋，為了使橋梁滿足通航要求、減輕結構自重、加快施工速度，采用鋼-混凝土混合箱梁橋成為一種可行的技術途徑［1］.一般而言，鋼-混凝土混合梁將混凝土梁段布置在主梁承受負彎矩的部位，將鋼梁段布置在承受正彎矩的部位，充分發(fā)揮兩種材料抗壓性能和抗拉壓性能優(yōu)越的特點，從而形成強度高、剛度大、動力性能好的結構形式［2-3］.針對橋梁建設中鋼混結合段的主要構造形式，國內外學者［4-11］通過模型試驗和有限元分析發(fā)現(xiàn)，鋼混結合段作為影響結構整體受力和安全性的關鍵部位，在實際設計和施工中需要確保其受力性能良好、構造細節(jié)合理、混凝土與鋼結構的結合性能良好并可靠，以實現(xiàn)主梁整體受力和協(xié)調變形.

抗剪連接件是鋼混組合結構中傳遞荷載的主要部件，其中應用較多的是剪力釘和PBL剪力鍵.剪力釘?shù)募羟袆偠葘︿撆c混凝土界面的受力與傳力影響較大［12］，而群釘效應會顯著降低剪力釘平均抗剪承載力和抗剪剛度［13］，導致剪力釘傳力不均勻，且剪力釘間距越大，剪力釘平均抗剪承載力越低.近年來PBL 剪力連接件在鋼混結構中得到推廣應用，針對PBL 剪力鍵的傳力機理、承載能力、抗疲勞能力開展的試驗研究表明［14-16］，PBL 剪力鍵的承載力高、延性好、抗疲勞性能優(yōu)秀，鋼板開孔直徑、鋼板板厚、貫通鋼筋的大小和強度、混凝土強度等是影響剪力鍵極限承載力和疲勞性能的主要因素.此外，鋼格室的設計參數(shù)是否合理也會顯著影響結合部構造的受力性能［17-18］，如鋼格室的頂板、承壓板、肋板等在設計中均需重點考慮.

在鋼混結合段中，鋼梁頂?shù)装?、腹板和橫隔板與混凝土結合后，由于鋼板板厚遠小于混凝土的板厚，若不采取必要措施，則鋼板內的力無法及時有效地傳遞給混凝土，造成應力在混凝土內不能充分擴散，從而導致應力集中［19］.既有研究對象多為混合梁斜拉橋中的鋼混結合段，由于斜拉索的水平分力作用，斜拉橋上的鋼混結合段受力以軸壓為主，而梁橋上的鋼混結合段則主要承受彎矩和剪力且有正有負，受力更為復雜.馬尾大橋采用了一種新型的填充混凝土的后承壓板式鋼混結合段構造，與既有工程及試驗研究對象的構造形式存在明顯差異［20］.由于鋼混結合段連接部位構造及受力復雜，一旦損傷或破壞，修復難度大，從而影響整座橋梁的結構安全及使用壽命.在進行箱梁橋鋼混結合段的設計時，其構造應能使結合段兩側鋼箱梁和混凝土箱梁之間的內力傳遞順暢，且具有良好的抗開裂性、抗疲勞性和耐久性［21］.鑒于目前大跨度混合梁橋的工程實踐較少，本文依托主跨240 m 的福州馬尾大橋主橋，通過室內模型試驗和實體有限元分析進行馬尾大橋鋼混結合段受力性能研究，揭示鋼混結合段的空間應力分布規(guī)律和傳力機理.相關研究成果可促進鋼-混凝土混合連續(xù)箱梁橋在實際工程中的進一步推廣應用.

1 鋼混結合段縮尺模型試驗概況

1.1 鋼混結合段試驗模型設計

如圖1 所示，福州馬尾大橋橫跨閩江，主橋聯(lián)長（71+83+123.5+240+123.5+83+71）m=795 m，主跨跨徑240 m，是目前國內最大跨度的鋼-混凝土混合連續(xù)梁橋［20］.主跨跨中采用鋼箱梁代替預應力混凝土箱梁，鋼箱梁區(qū)段長96 m，采用單箱雙室結構，頂板寬度為20.25 m，梁高為4.203～4.358 m.在混凝土箱梁與鋼箱梁結合處設置總長6.5 m的鋼混結合段.結合段包括長3.0 m 的鋼箱梁過渡段和長3.5 m 帶鋼格室的混凝土箱梁段，結合面處為一厚60 mm 的承壓板.結合段鋼結構部分的頂板采用正交異性板，其板厚28 mm，腹板和底板的板厚均為24 mm，在距離結合面2 m處設置一道厚度20 mm的橫隔板，結合處通過變高板肋進行剛度過渡，板肋與承壓板焊接.上述由頂?shù)装濉⒏拱寮凹觿爬?、變高度T 肋和橫隔板組成的構造，主要作用是將鋼箱梁集中的應力平穩(wěn)地傳遞并擴散到內填混凝土鋼格室中.混凝土箱梁段往混凝土側采用雙壁板組合構造，內、外壁板分別長2.5 m 和1.8 m；為加強鋼結構與混凝土的共同作用，鋼格室的頂板、底板和腹板均設有間距200 mm 的M22-150 剪力釘和間距600 mm 的PBL 剪力板.PBL剪力板開孔直徑80 mm，并在孔內穿直徑32 mm 的鋼筋.

圖1 福州馬尾大橋鋼混結合段構造示意圖Fig.1 Schematic diagram steel-concrete joint of Fuzhou Mawei Bridge

綜合考慮試驗場地和加載等條件，確定節(jié)段模型幾何縮尺比為1∶3.5，即鋼混結合段縮尺模型的長度為6.7 m、寬度為5.8 m，各構造細節(jié)與實橋相同，如圖2所示.

圖2 縮尺模型構造示意圖（單位：mm）Fig.2 Schematic diagram of the scaled test model（unit：mm）

試驗模型與實橋采用相同材料，包括Q370q 鋼材、C55 混凝土、HRB400 鋼筋等，材料參數(shù)見表1.為保證預應力鋼束錨固端和張拉端的布置和加工需要，需對理論縮尺截面進行部分調整，與實橋相比，調整后的主梁混凝土端截面軸壓剛度和抗彎剛度分別提高了1.34 倍和1.26 倍，鋼箱梁端截面軸壓剛度和抗彎剛度分別提高了1.26 倍和1.21 倍.PBL 剪力板及貫穿鋼筋按面積相似比設計，根據(jù)抗剪承載力相似原則選用M10-100剪力釘.

表1 結合段材料力學參數(shù)Tab.1 Mechanical properties of the joint material

1.2 縮尺模型試驗加載方案

為了確定縮尺模型中的加載條件，首先采用MIDAS/Civil 軟件建立如圖3 所示的實橋空間桿系有限元模型，并以鋼混結合段的結合面為研究對象，主要考慮表2列出的7種靜力加載工況.在進行縮尺模型試驗加載設計時，根據(jù)表2 所示按相似比換算后的鋼混結合面內力理論值（軸力、剪力和彎矩），為了便于在試驗模型的混凝土箱梁段施加較大的軸力、在鋼混結合段施加效果明顯的剪力和彎矩，同時為了保證大尺度試驗模型的順利吊裝和安全加載，本次試驗中鋼箱梁端部邊界設置為固結、混凝土箱梁端部設置為簡支，如圖4 所示，以盡量使得縮尺試驗模型受力最不利的結合面準確反映實橋對應截面的受力狀態(tài).

表2 縮尺試驗模型鋼混結合面的內力理論值Tab.2 Theoretic values of internal forces of the key sections of the scaled test model

圖3 實橋空間梁單元有限元模型Fig.3 Spatial beam FEM of the actual bridge

圖4 縮尺試驗模型的加載Fig.4 Loading of scaled test model

混凝土梁段施加最大軸力考慮1.2倍安全系數(shù)，主梁軸向加載按29 016 kN×1.2≈34 819 kN 設計，采用自平衡的預應力鋼絞線施加荷載.模型采用與實橋相同規(guī)格的1×7-?s15.2 預應力鋼絞線，每束鋼絞線的公稱橫截面積為140 mm2，預應力索最大張拉應力取0.75fp＝0.75×1 860 MPa＝1 395 MPa，所需預應力索數(shù)量為34 819×103/（140×1 395）≈178束，選用12孔的夾具式錨具，所需預應力孔洞為178/12≈15 個.采用圓錨張拉端錨具，錨板直徑166 mm，錨下墊板邊長230 mm，對應的波紋管外徑90 mm.試驗模型中結合面需施加最大彎矩4 013 kN?m，考慮1.4倍的超載后施加彎矩為5 618 kN?m.通過在主梁模型上部布置4 個2 000 kN 豎向液壓千斤頂實現(xiàn)彎矩加載.由于需施加的最大剪力1 344 kN 遠小于最大彎矩需施加的豎向力，在試驗中不再額外施加剪力.

1.3 縮尺模型試驗測量方案

縮尺模型上的位移測點分布如圖5 所示.其中1號截面為結合段混凝土端部，2號截面為結合段混凝土中部，3 號截面為結合面，4 號截面為結合段鋼梁端部.在頂板、底板、腹板分別布置120 個、72 個、24個應變片，如圖6 所示，其中，1 號截面為混凝土箱梁段測點，2～8號截面為鋼箱梁段測點.腹板以第1行為例，由混凝土箱梁側向鋼箱梁側依次編號為1-1～8-1；以1 號截面為例，由中腹板側向邊腹板側依次編號為1-1～1-3.頂?shù)装逡缘? 列為例，由混凝土箱梁側向鋼箱梁側依次編號為1-1～8-1；以1 號截面為例，由中腹板向翼緣板端部依次編號為1-1～1-8.

圖5 位移測點布置圖Fig.5 Layout of displacement measuring points

圖6 應變測點布置圖Fig.6 Layout of strain measuring points

2 靜力試驗結果分析與討論

2.1 結構整體受力性能

鋼混結合段縮尺模型在整個加載過程中并未發(fā)現(xiàn)混凝土開裂或鋼材屈服現(xiàn)象，直至加載結束，模型完好無損.圖7 為試驗模型各控制截面在不同級別荷載作用下的豎向位移曲線.由圖7（a）可知當施加荷載由350 kN 逐級增至930 kN、2 550 kN、2 800 kN、4 300 kN、5 500 kN、6 650 kN 時，結合面（3 號截面）處最大豎向位移由0.35 mm 增至0.90 mm、2.66 mm、2.92 mm、4.41 mm、5.50 mm、6.30 mm，對應截面彎矩由435 kN?m增至1 314 kN?m、2 020 kN?m、2 295 kN?m、4 013 kN?m、4 816 kN?m、5 618 kN?m，呈線性增長，說明模型處于彈性工作狀態(tài).由圖7（b）可以看出，結合段各截面的豎向變形沿縱橋向沒有明顯突變，變形協(xié)調，說明此類帶鋼格室的結合段設計合理，保證了主梁剛度從混凝土箱梁段到鋼箱梁段平穩(wěn)過渡.

圖7 試驗模型控制截面豎向位移Fig.7 Vertical displacement at key sections of the test model

2.2 結構局部受力性能

2.2.1 箱梁頂板

本次試驗的應變結果均在試驗模型制作完成且施加完預應力之后測得，因此未能考慮模型自重和施加軸力的影響.由于預應力通過承壓板均勻施加到結合面上，可計算得到結合面處混凝土的初始壓應力為-9.5 MPa.由于數(shù)據(jù)眾多，圖8 僅示出頂板測點在加載過程中的應變情況.

圖8 試驗模型頂板應變Fig.8 Top plate strains of the test model

圖8（a）為各工況下頂板測點的荷載-應變曲線.可以看出，工況1～工況5 下，5 號截面最大應變增量依次為-30 με、-67 με、-190 με、-233 με和-399 με，頂板應變與荷載呈線性遞增關系，說明構件處于彈性工作階段；工況5（承載能力極限狀態(tài)最大彎矩組合）下，頂板混凝土測點的應力增量為-14.1 MPa，此時頂板混凝土的最大壓應力為-23.6 MPa，小于C55混凝土的抗壓強度設計值24.4 MPa；頂板鋼板的最大壓應力為-82.2 MPa，小于Q370q 鋼材強度設計值275 MPa，表明該結合段頂板混凝土和鋼板強度均滿足設計要求.工況6 和工況7（1.2 倍和1.4 倍承載能力極限狀態(tài)）下，5號截面最大應變增量分別為-474 με和-550 με，計算得到頂板鋼板的最大壓應力為-97.6 MPa 和-113.3 MPa，均小于鋼材強度設計值275 MPa；而頂板混凝土的最大壓應力分別達到-26.4 MPa和-29.0 MPa，均超過C55混凝土的設計強度，不滿足設計要求，但明顯小于C55 混凝土的峰值抗壓強度63.8 MPa，且結構仍處于彈性工作狀態(tài)，說明該鋼混結合段具有充足的安全儲備.

由圖8（b）所示工況5 作用下頂板各測點沿縱橋向的應變分布可以看出，頂板縱向壓應變從承壓板到過渡段交接處，呈由大到小的變化規(guī)律.中腹板及附近（第7、8 列），邊腹板（第4 列）從4 號截面到5 號截面的應變變化較大.腹板受到約束使其變形較小，從橫橋向看，鋼箱梁頂板壓應變呈現(xiàn)腹板處（第4、8列）大、翼緣板和兩腹板區(qū)域小的規(guī)律.應變由5 號截面向鋼箱梁側幾乎呈線性遞減，表明過渡段T 肋具有良好的傳力作用.鋼箱梁上由2號截面到5號截面應變逐漸增大，呈線性增長，表明剪力連接件能將內填混凝土的力平穩(wěn)地傳遞給鋼格室.由于結合段的鋼格室及內部填充混凝土所承擔的應力通過承壓板集中傳遞給鋼箱梁過渡段，使得4號截面到5號截面應力增加較快.

2.2.2 箱梁底板

圖9（a）所示為各工況下底板測點的荷載-應變曲線.各工況底板應變與荷載呈線性關系，即構件處于彈性階段；承載能力極限狀態(tài)最大彎矩組合工況下，混凝土和鋼測點的最大應變增量分別為215 με 和562 με，換算得到底板混凝土的最大應力為-1.9 MPa，底板鋼板的最大拉應力為115.8 MPa，結合段底板混凝土和鋼板強度均滿足設計要求.1.4倍承載能力極限狀態(tài)工況下，混凝土和鋼測點的最大應變增量分別為298 με和802 με，換算得到底板混凝土的最大應力為1.1 MPa，底板鋼板的最大拉應力為165.2 MPa，分別小于C55 混凝土和Q370q 鋼材的抗拉強度設計值1.89 MPa和275 MPa，仍能滿足材料設計強度要求.

圖9 試驗模型底板應變Fig.9 Bottom plate strains of the test model

圖9（b）繪制了承載能力極限狀態(tài)最大彎矩組合工況下底板各測點沿縱橋向的應變分布.可以看出，底板鋼箱梁應變（從2 號截面開始）呈拋物線變化.中腹板（第5 列）和邊腹板（第1 列）從4 號截面到5號截面的應變變化較大，這是由于該處底板受腹板的約束，其變形較小.中腹板的4 號截面4-5#點的應變?yōu)?63 με，5 號截面5-5#點的應變增至680 με，靠近邊腹板的1-4#點到1-5#點應變由610 με 增至680 με，這是由于結合段的鋼格室及內部填充混凝土所承擔的較均勻的應力通過承壓板集中傳遞給鋼箱梁過渡段，使得該截面處底板應力增加.

2.2.3 箱梁腹板

圖10 為工況7（1.4 倍承載能力極限狀態(tài)工況）下腹板測點沿順橋向的應變分布.可以看出，腹板側的鋼箱梁應變分布呈中間大、兩頭小的形態(tài)，在5 號截面處應變最大；由2號截面上升到5號截面再下降到8 號截面，變化接近線性且較為平緩，說明鋼混結合段的腹板傳力比較平順；位于3-5#點處的腹板鋼箱梁最大應變?yōu)?80 με，換算應力為134 MPa，表明結構安全儲備充足.

圖10 試驗模型腹板應變Fig.10 Web plate strains of the test model

3 實橋鋼混結合段精細化有限元分析

3.1 有限元模型的建立與驗證

建立的鋼混結合段精細化實體單元有限元模型如圖11（a）所示.使用的混凝土和鋼材材料應力-應變本構關系如圖11（b）所示.本文采用四折線本構模型［22］模擬鋼混結合段中鋼材的彈塑性行為，采用《混凝土結構設計規(guī)范》（GB 50010―2010）［23］推薦的混凝土單軸受壓應力-應變關系模擬混凝土的非線性行為.根據(jù)單元選擇原則和研究目的，除了鋼筋采用2 維桁架單元外，模型其余部分均采用三維實體單元，且將鋼梁和混凝土梁分開建模.其中，混凝土箱梁段、鋼混結合段的承壓板與PBL 剪力鍵、鋼箱梁過渡段鋼板的單元類型主要為8 節(jié)點線性六面體單元（C3D8R），鋼混結合段的內填混凝土、鋼格室鋼板、剪力釘?shù)膯卧愋蜑? 節(jié)點線性四面體單元（C3D4R）.對各個部件進行網(wǎng)格劃分時，為防止單元大小差異過大，造成單元節(jié)點過約束，不同部件的接觸面網(wǎng)格大小盡量接近，且變形越大的位置，網(wǎng)格劃分越精細，防止單元過渡扭曲造成計算不收斂.

圖11 鋼混結合段精細化實體有限元模型Fig.11 Refined solid FEM of steel-concrete joint

由于實橋鋼混結合段的結構、荷載和邊界條件基本對稱，為節(jié)省模型分析的計算時間，在有限元建模時采用對稱建模.結構關于橋面中心線（Z軸）對稱，設立對稱邊界XSYMM，結合面混凝土箱梁端部簡支，鋼箱梁端部固結.鋼格室及頂?shù)装錚BL剪力板與內填的混凝土的接觸采用Master-Slave 接觸算法；內填混凝土與承壓板之間的接觸采用硬接觸方式；剪力釘及腹板PBL 剪力板與混凝土接觸邊界設為綁定.接觸屬性設置中，切向采用摩爾庫倫摩擦罰函數(shù)形式，參考文獻［24］中的設置方法，將摩擦因數(shù)μ取為0.4，法向為硬接觸，允許接觸后分離.貫穿PBL 剪力板的鋼筋以內置的方式嵌入內填混凝土.

在圖11（a）的精細化實體有限元模型中施加與試驗模型相同的邊界條件和荷載，得到各工況下的荷載-位移曲線和關鍵部位的應變分布曲線圖，并與試驗結果進行對比分析，如圖12 所示.由圖12 可知承載能力極限狀態(tài)最大彎矩工況下鋼混結合段軸向應變呈現(xiàn)腹板處頂?shù)装鍛^大、兩腹板之間和翼緣板區(qū)域應力較小的分布情況，且由鋼格室往承壓板方向應力逐漸增大，從承壓板往鋼箱梁過渡段方向應力逐漸下降，在承壓板位置取得應力最大值，與前文試驗結果基本吻合，說明有限元建模方法可較準確地反映結構受力性能與空間應力分布狀態(tài).

圖12 有限元分析與試驗結果的對比Fig.12 Comparison between FEA and test results

3.2 鋼混結合段傳力機理分析

實橋鋼混結合段組成部件眾多、構造復雜，且又同時承受軸力、剪力和彎矩的共同作用，為進一步厘清各部件的傳力機理，本節(jié)繼續(xù)分析鋼混結合段在單獨承受軸力、剪力和彎矩作用下的受力狀態(tài)，其中有限元模型的邊界條件設置為鋼箱梁端部固結，混凝土端自由懸臂.

3.2.1 軸力傳遞機理

為了解實橋鋼混結合段在軸力單獨作用下的應力分布情況和傳遞規(guī)律，在圖11（b）所示模型的自由懸臂端施加-1 000 kN的軸力，得到圖13所示的應力分布圖.以承壓板的位置為起點，沿著鋼格室縱向各部件所承擔的軸力占比如圖14所示，圖中Max.Prin?cipal 為單元第一主應力，S33 為單元沿Z軸方向（垂直于截面）的縱向正應力.

圖13 軸力作用下結合段應力分布圖Fig.13 Stress distribution of joint section under axial force

圖14 軸力作用下結合段各部件軸力分擔比Fig.14 Component force ratio of joint section under axial force

由圖13 可知，鋼格室及其內填混凝土全截面受壓，越靠近承壓板應力越大，且頂板壓應力較底板略?。怀袎喊鍛Ψ植驾^為均勻，但與鋼格室鋼板、PBL 剪力鍵焊接區(qū)域存在應力集中現(xiàn)象，壓應力相對較大.由圖14 可知，混凝土箱梁段中，與承壓板接觸的鋼格室外面板軸力占比約為20%、內面板占比約為11.5%、PBL 剪力連接件占比約為5%、剪力釘占比約為2%.承壓板接觸的內填混凝土因擠壓作用承受約61.5%的軸力.由于PBL 剪力鍵、剪力釘與混凝土間的機械咬合作用，以及鋼格室面板與內填混凝土的摩擦作用，內填混凝土的軸力逐漸轉移至鋼格室面板，距離承壓板越近，鋼格室面板軸力占比越大，內填混凝土軸力占比逐漸減小.鋼箱梁段中，與承壓板接觸的鋼箱梁面板軸力占比約為53%、加勁肋占比約為47%.距離承壓板越遠，軸力由加勁肋逐漸傳遞到鋼箱梁面板上，鋼箱梁面板的軸力占比逐漸增大，加勁肋的軸力占比逐漸減小.

3.2.2 剪力傳遞機理

為了解實橋鋼混結合段在剪力單獨作用下的應力分布情況和傳遞規(guī)律，在有限元模型自由懸臂端施加1 000 kN的剪力，得到圖15所示的應力分布圖，圖中S22為單元沿Y軸方向的豎向剪應力.

圖15 剪力作用下鋼混結合段應力分布圖Fig.15 Stress distribution of joint section under shearing force

在豎向剪力作用下，鋼混結合段的鋼格室腹板處內填混凝土、PBL 剪力鍵以及鋼箱梁段腹板承受較大的剪應力；而承壓板底部附近混凝土受到擠壓，壓應力較大.鋼格室靠近承壓板底部附近的鋼板應力較大.剪力從鋼格室內填混凝土傳遞到PBL 剪力鍵和腹板處剪力釘上，然后傳遞到鋼格室鋼板上，再通過承壓板和鋼格室鋼板傳到鋼箱梁上.

3.2.3 彎矩傳遞機理

為了解實橋鋼混結合段在彎矩單獨作用下的應力分布情況和傳遞規(guī)律，在有限元模型自由懸臂端施加1 000 kN?m的彎矩，得到圖16所示的應力分布圖.

圖16 彎矩作用下鋼混結合段應力分布圖Fig.16 Stress distribution of joint section under bending moment

在彎矩作用下，鋼混結合段鋼格室內填混凝土頂板受壓、底板受拉，由于有一部分應力由PBL 剪力鍵和剪力釘傳遞給鋼格室面板，剩余應力直接傳遞給承壓板，因此越靠近承壓板，鋼格室鋼板應力越大，混凝土應力越??；承壓板與鋼頂板的焊接處混凝土受到擠壓，導致該處混凝土應力較大.

彎矩傳遞可分為受壓與受拉兩部分區(qū)域，其中受壓區(qū)域的傳力路徑和各部件占比與軸力作用下的基本一致，這里不再贅述；受拉區(qū)域的傳力路徑主要是鋼混結合段的內填混凝土通過剪力釘和PBL 剪力鍵將大部分荷載傳遞給鋼格室面板，而承壓板受力較小.

3.3 鋼混結合段構造參數(shù)分析

由上述分析可知，實橋鋼混結合段的關鍵傳力構造為承壓板和剪力連接件，且承載能力極限狀態(tài)荷載組合下鋼結構部分的最大應力僅為115.8 MPa，距離鋼材的設計強度275 MPa 還有較大優(yōu)化空間.因此，本節(jié)進一步分析承壓板厚度和剪力連接件布置間距對鋼混結合段受力性能的影響.

3.3.1 承壓板厚度

鋼混結合段中的承壓板易出現(xiàn)應力集中現(xiàn)象，其厚度直接關系到結構的剛度和所能承受的荷載，且會影響內力的平緩傳遞.實橋鋼混結合段承壓板厚度為60 mm，在保持其余設計參數(shù)不變的前提下，改變承壓板厚度（40 mm、50 mm、70 mm、80 mm）進行鋼混結合段模型的受力分析，得到表3 所示的承壓板厚度不同時鋼混結合段的變形和應力.當承壓板厚度從40 mm 增加至80 mm 時，承壓板大部分區(qū)域的應力在15 MPa 以下，最大應力先減小后增大，承壓板厚度為50 mm 時最小；承壓板縱向變形隨之減小，其中從40 mm 增加至50 mm 時降幅最大，幅度為-17.2%；鋼箱梁最大應力和豎向位移隨著承壓板厚度增大而逐漸減小，但降幅較小.隨著承壓板厚度由80 mm 減小到50 mm，鋼混結合段內填混凝土的應力逐漸增大，但變化幅度不大，厚度取50 mm 時內填混凝土最大應力為-17 MPa；當承壓板厚度由50 mm 降到40 mm 時，內填混凝土最大應力達到-20.3 MPa，增加了15%.因此，綜合考慮受力性能和建設成本，實橋鋼混結合段承壓板厚度取50 mm時，構造比較合理.

表3 承壓板厚度不同時主要構件性能指標Tab.3 Main performance index of key components for different thickness of the bearing plate

3.3.2 剪力釘間距

剪力釘是鋼混結合段主要連接構造之一，據(jù)《公路鋼混組合橋梁設計與施工規(guī)范》（JTG/T D64-01―2015）相關規(guī)定，剪力釘間距宜取直徑的10～15 倍，且不宜大于300 mm.馬尾大橋實橋設計采用M22-150 剪力釘，間距200 mm.為了解剪力釘間距對鋼混結合段受力性能的影響，本節(jié)擴展選取間距150 mm、250 mm和300 mm進行對比分析.表4列出了剪力釘間距不同時，承壓板和鋼格室的變形和應力.增大剪力釘間距會導致剪力釘、承壓板、鋼格室的最大應力水平不同程度地增大，當剪力釘間距由150 mm增大至250 mm 時均呈現(xiàn)小幅度增加趨勢，而間距由250 mm變化至300 mm時增幅顯著增大，剪力釘和承壓板最大應力增幅分別可達到12.5%和13.7%.承壓板平均應力水平均在14 MPa 以下.另外，隨著剪力釘間距的增大，鋼格室內填混凝土的應力水平和應力集中區(qū)域也隨之增大，尤其是剪力釘間距從250 mm 到300 mm 的變化較明顯，間距取300 mm 時內填混凝土局部區(qū)域壓應力超過-20 MPa.因此，綜合考慮受力性能和建設成本，實橋鋼混結合段剪力釘間距取250 mm時，構造比較合理.

表4 剪力釘間距不同時主要構件性能指標Tab.4 Main performance index of key components for different spacing of shear studs

3.3.3 PBL剪力鍵間距

PBL 剪力鍵是鋼混結合段主要連接構造之一，馬尾大橋實橋采用開孔直徑80 mm、間距600 mm 的PBL 剪力板.為了解PBL 剪力鍵布置間距對鋼混結合段受力性能的影響，本節(jié)拓展實橋參數(shù)，建立間距400 mm、600 mm 和800 mm 的有限元模型進行對比分析.表5 列出了PBL 剪力鍵間距不同時承壓板和鋼格室的變形和應力.隨著PBL剪力鍵間距的增大，PBL 剪力鍵、承壓板、鋼格室的最大應力水平均隨之明顯增大；PBL 剪力鍵間距由400 mm 增至600 mm時，承壓板和鋼格室的最大應力分別增加了10.7%和12.4%，PBL 剪力鍵最大應力增幅約為3%；間距由600 mm 增至800 mm 時，增幅顯著增大，PBL 剪力鍵的最大應力由94.4 MPa 增加到104.3 MPa，增加了10.5%，承壓板和鋼格室的最大應力分別增加了17.7%和21.3%.因此，綜合考慮受力性能和建設成本，實橋鋼混結合段PBL 剪力鍵間距與設計相同，取600 mm時構造比較合理.

表5 PBL剪力連接件間距不同時主要構件性能指標Tab.5 Main performance index of key components for different spacing of PBL shear connector

3.3.4 結合段構造參數(shù)優(yōu)化后有限元分析

根據(jù)參數(shù)分析結果，取承壓板厚度為50 mm、剪力釘間距為250 mm、PBL 剪力鍵間距為600 mm，建立構造參數(shù)優(yōu)化后的實橋鋼混結合段有限元模型，得到圖17 所示承載能力極限狀態(tài)下結構的應力分布.由圖17可知，鋼結構部分的應力都在150 MPa以內，混凝土處于全截面受壓狀態(tài)，壓應力大部分在15 MPa 以內.根據(jù)《公路鋼混組合橋梁設計與施工規(guī)范》（JTG/T D64-01―2015），對優(yōu)化后的鋼混結合段進行驗算，發(fā)現(xiàn)結合段各截面的計算應力與安全系數(shù)的乘積均小于材料的設計強度，滿足規(guī)范要求.

圖17 構造優(yōu)化后鋼混結合段應力分布圖Fig.17 Stress distribution diagram of steel-concrete joint after structural optimization

4 結論

以大跨度鋼-混凝土混合連續(xù)箱梁橋——福州馬尾大橋的鋼混結合段為研究對象，開展了幾何縮尺比例為1∶3.5的大比例模型靜力加載試驗研究，同時進行了實橋鋼混結合段的精細化實體有限元分析，得到以下結論：

1）承載能力極限狀態(tài)最大彎矩組合工況下，試驗模型結合面最大豎向位移為4.41 mm，混凝土梁段全截面受壓，結合面頂板混凝土最大壓應力為-23.6 MPa，底板鋼板最大拉應力為115.8 MPa，均小于設計材料C55混凝土和Q370q鋼材的容許應力.

2）靜力加載試驗過程中鋼混結合段模型并未發(fā)現(xiàn)明顯開裂破壞現(xiàn)象，直至1.4倍承載能力極限狀態(tài)組合工況結束模型仍完好無損，各關鍵截面測點的荷載-位移曲線與荷載-應變曲線基本呈線性關系，模型始終處于彈性工作狀態(tài)，表明該結合段的設計具有充足的安全儲備.

3）通過鋼混結合段在各內力作用下的主應力分析可知，軸力和彎矩的60%通過剪力釘和PBL 剪力連接件由鋼格室內填混凝土傳遞至鋼箱梁，剩余部分直接傳遞到承壓板；剪力通過PBL 剪力連接件和腹板剪力釘從鋼格室內填混凝土傳遞至鋼箱梁上.

4）鋼混結合段空間應力分布表現(xiàn)為沿橫橋向頂?shù)装逶谂c腹板連接處的應力較大，兩腹板之間和翼緣板區(qū)域的應力較??；沿縱橋向鋼箱梁的應力從承壓板向兩端逐漸減小；結合段各截面的豎向變形沿縱橋向沒有明顯突變，變形協(xié)調，說明帶鋼格室的鋼混結合段傳力平順，保證了主梁剛度從混凝土箱梁段到鋼箱梁段的平穩(wěn)過渡.

5）綜合考慮受力性能和建設成本，建議此類采用填充混凝土后承壓板式的新型鋼混結合段的承壓板厚度取50 mm、剪力釘間距取250 mm、PBL 剪力鍵間距取600 mm，此時構造較為合理.