蘭新二線全預應力混凝土槽型梁的靜載試驗研究

李強，王起才,，張戎令,，郭健

(1. 蘭州交通大學 甘肅省道路橋梁與地下工程重點實驗室，甘肅 蘭州 730070；2. 蘭州交通大學 道橋工程災害防治技術國家地方聯合工程實驗室，甘肅 蘭州 730070)

蘭新鐵路第二雙線(蘭新二線)作為亞歐大陸橋快速通道的重要組成部分，全線總長1 776 km，設計時速在200 km/h以上。線路通過了甘肅、新疆境內的安西風區(qū)、百里風區(qū)等風災最嚴重的地區(qū)，位于風區(qū)內的線路長達580 km，占線路總長的32.8%，這無疑對橋梁的耐久性、列車運營安全等方面提出了極大的挑戰(zhàn)[1]。為了增強橋梁結構的防風措施，保證線路的順利通車和正常運營，在通過現場試驗和理論分析，綜合考慮安全、造價、施工難度等因素后，選用了具有建筑高度低、斷面空間利用率高、系統(tǒng)安全性能好等優(yōu)點的槽型梁。槽形梁自上世紀50年代首次應用以來，得到了迅速的發(fā)展和應用，迄今為止，已經形成了一套相對完整的研究方法。針對槽形梁的研究方法大致可分為理論分析和試驗研究兩類[2]。理論分析是指通過對結構建立有限元模型來計算、分析結構的應力應變、剪力滯效應等力學特性，常見的有限元模型有平面桿系模型、空間梁-板組合模型、空間實體模型等。試驗研究則是通過實際模型的試驗觀測、分析結構的扭轉、位移、穩(wěn)定性、動力特性以及裂縫成因等力學性能，常見的模型試驗有縮尺模型試驗、足尺模型試驗以及多用于服役橋梁的動靜載試驗。在這些研究方法的基礎上，國內外對槽形梁進行了大量的試驗研究，Chaplin[3]對槽型梁的研究得出了槽型梁腹板一般受彎剪扭共同作用；XIA[4]對高速鐵路槽型梁的研究表明槽型梁中性軸一般偏低，這一現象導致預應力混凝土槽型梁的預應力效率并不高；李麗等[5]通過某地鐵高架槽形梁的破壞型試驗測定了結構的極限承載能力，研究了其空間受力變形特性及破壞特征；吳麗麗等[6]通過靜力試驗對槽形鋼-混凝土組合梁的抗彎承載力、剛度、應力和裂縫分布特征等基本受力性能開展了研究；黃僑等[7]對波形鋼腹板預彎槽型梁的試驗研究了結構的有效預壓應力和抗裂性。然而，這些試驗大多以公路和普通鐵路中的槽形梁為研究對象，針對軌道交通和高速鐵路中槽型梁的研究相對較少。本文通過蘭新二線高速鐵路全預應力混凝土槽型梁足尺模型的靜載試驗，研究槽型梁在逐級增大荷載作用下的應力變化過程、梁體變形規(guī)律和裂縫開展及分布情況，驗證該槽型梁的設計理論和施工質量，為槽型梁的理論發(fā)展積累經驗。

1 試驗概況

1.1 工程概況

試驗梁為蘭新二線百里風區(qū)內16 m全預應力混凝土等高度簡支槽形梁，橋梁全長16.5 m，計算跨徑15.9 m，寬度6.38 m，應用形式為雙線分離式，橫向為2片梁并排布置。每個槽形梁由2片腹板和道床板(底板)通過剛性聯結在一起，構成一個整體，在聯結部設置梁助。支撐形式采用4點支撐，支座分別設在2片腹板兩端下部。腹板為等截面實心矩形，高2 m，寬0.5 m，梁跨比0.125；底板跨中厚度0.45 m，考慮到支點處應力集中易開裂，在端部加厚至0.8 m。設計靜活載撓度值為3.6 mm，跨中橫向位移值為1.76 mm，分別為跨度的1/4 444和1/9 034，運營荷載作用下混凝土的最大壓應力為6.73 MPa，設計抗裂安全系數 1.9，動力沖擊系數1.2。梁體采用后張法施加預應力，在預應力終止張拉63 d之后進行本次靜載試驗，混凝土強度設計值25.3 MPa。試驗梁構造尺寸如圖1所示。

1.2 試驗概況

靜載試驗是一種按照預定的試驗目的與試驗方案，將靜止的荷載作用在結構的指定位置，觀測結構的位移，應變，裂縫等參數的變化情況，從而判斷結構的承載能力和工作性能的檢測方法[8-9]。對新建橋梁而言，通過靜載試驗，可以檢驗橋梁結構的設計理論和施工質量, 驗證結構的安全性與可靠性；對服役橋梁而言，可以直觀地了解橋梁結構地承載力狀況，為下一步有重點的治理橋梁病害提供理論依據。

圖1 構造尺寸圖Fig. 1 Structural diagram of test beam

一般來說，靜載試驗需要先根據結構形式選取控制截面及控制點，然后通過有限元軟件模擬結構的受力變形，確定試驗的加載方案及預加最大荷載值。由于試驗梁結構形式為簡支梁，本試驗選取跨中截面、1/4和3/4截面為控制截面，分別用L，M，R來表示控制截面；根據槽型梁的空間受力特性，選取兩側腹板上下翼緣、兩側腹板與底板交界處和底板中心線為控制點，用 L，M，R與希臘字母組合對控制點進行編號；其中距車道中心線較近的為北側腹板，較遠的為南側腹板，如圖3所示。

本次試驗主要內容包括以下幾個方面：

1) 位移：測量各控制點位移，研究結構整體的變形規(guī)律；

2) 應力：研究其在逐級加載時的變化規(guī)律，應力沿結構的分布規(guī)律；

3) 裂縫：研究槽型梁裂縫的開展情況及其機理；

4) 檢驗橋梁結構的設計理論和施工質量。

1.3 測點布置

位移值采用百分表測試，應變采用DH3816靜態(tài)電阻應變儀測試，測點布置如圖2所示。左右支點截面對稱布置。

試驗主要研究不同的發(fā)酵時間（0、12、16、24、32、40、48 h），固態(tài)培養(yǎng)基組成[仔豬配合飼料∶水=（80∶20）、（70∶30）、（60∶40）、（50∶50）]，發(fā)酵溫度（25、28、30、32、35 ℃）及接種量（3%、5%、10%、15%、20%）對發(fā)酵產品蛋白的影響，其它因素還有培養(yǎng)基的種類（551H與552H），并進行7×2（發(fā)酵時間）、4×2（固態(tài)培養(yǎng)基組成）、5×2（發(fā)酵溫度）及5×2（接種量）試驗設計，每組試驗均重復3次。

圖2 跨中截面測點布置圖Fig. 2 Measuring point layout of cross section

1.4 加載方案

考慮到在列車營運時，槽形梁橫向只在梁端施加預應力、跨中部位橫向沒有施加預應力的空間受力特征，為了使梁體在試驗荷載下的受力狀態(tài)與使用荷載下的實際受力狀態(tài)接近，使試驗結果能真實的反應試驗梁的實際工作狀況，確定試驗加載方案為：橫向采用4點加載方式，2個集中力作用在底板，對稱線路中心線布置，距線路中線0.72 m，另外2個集中力作用在腹板中線；縱向采用3點等效集中荷載加載的方式來模擬活載，在跨中設一集中荷載，其余2個左右對稱布置，各荷載縱向間距均為4 m。試驗荷載考慮結構自重，ZK標準活載，二期恒載以及擋風屏自重等。加載示意圖如圖3所示。加載等級及加載值見表1。

圖3 加載方案示意圖Fig. 3 Schematic diagram of loading plan

表1 試驗加載值Table 1 Test load value

圖4 加載實例圖Fig. 4 Load instance diagram

1.5 試驗過程

1.5.1 準備

黏貼電阻應變片：黏貼前用砂紙對測點打磨至光滑平整，然后涂膠黏貼，確保應變片黏貼密實；安裝百分表；裂縫預處理：加載前用放大鏡查找梁體兩側、跨中8 m區(qū)段下翼緣及梁底面裂紋，并標記；測量位移的支架應牢固、穩(wěn)定，且不應受加載時試驗臺座變形的影響。

1.5.2 加載

本次試驗采用液壓千斤頂控制加載。根據相關標準[10]，加載順序為 0→Ka→0.8→Kb→1.0→1.05→1.1→1.15→1.2→1.1→Kb→Ka→0，最大試驗荷載加至抗裂檢驗荷載(即K =1.2級)。加載時，各千斤頂宜同速、同步達到同一荷載值，且加載速度不宜超過3 kN/s。各加載等級持荷時間見表2。

1.5.3 讀數

試驗前記錄初讀數。在每個加載等級持荷時間達到之后，分別記錄百分表讀數，電阻應變儀讀數，觀測腹板和底板裂縫開展情況，如出現裂縫或初始裂縫的延伸，應標注，并注明荷載等級，量測裂縫寬度。對每級加載下的數據，應仔細復核，發(fā)現異常立即查明原因。

表2 加載持荷時間Table 2 Load holding time

2 試驗結果

2.1 位移

槽型梁作為一種開口薄壁結構，在非對稱豎向荷載作用下會發(fā)生彎扭組合變形。腹板端部測點的位移隨加載等級變化大致相同，在初始加載時均產生不大的位移，隨著加載等級的增加，逐漸產生向槽口內的位移；跨中截面測點的位移變化大致相同，其中腹板測點在荷載作用下，也產生向槽口內的變形，靠近車道中心線側的腹板變形更大一些，兩側腹板變形值隨加載等級的增加而逐漸增大，底板測點在荷載作用下，產生向下的位移，位移值隨著加載等級的增加。

腹板與底板的位移增量變化過程均表現出增大—減小—增大的趨勢。在初始加載階段，荷載較小，結構處于線彈性階段，彎扭耦合效應不明顯，位移增量基本成線性增加趨勢；加載至Kb加載級時，位移增量隨加載等級的增大而減小，說明此時彎扭耦合效應對結構的影響開始顯現，至1.05加載級時，位移增量達到最小值，耦合效應對結構的影響達到最大，隨后，位移增量又隨著加載等級的增加而增大，直至最大試驗控制荷載。

圖5 位移增量—加載等級曲線Fig. 5 Diagram of displacement increment—load level

圖6 是各控制截面北側腹板與南側腹板的位移值之比。從圖中可以看出，跨中截面的位移比最大，其次是左支點截面，最后是右支點截面，這是由于支點對跨中截面的影響較小，跨中截面的彎扭耦合效應比支點截面更加明顯，而2支點截面的位移比存在差異是由于支點在加載過程中的不均勻沉降造成的。這在圖6中也有所體現，跨中底板位移增量在Kb加載級至1.0加載級的變化趨勢要比支點截面更大一些。

2.2 裂縫

圖6 位移比—加載等級曲線Fig. 6 Diagram of displacement ratio—load level

圖7 為最大加載等級后試驗梁裂縫示意圖。在加載過程中，梁體跨中底板及腹板下側未出現明顯受力裂縫，直至最大控制荷載時，底板與腹板低交界處出現縱向微裂縫，最長0.8 cm，底板底跨中出現縱向微裂縫，最長1.4 cm。其余部位未發(fā)現裂紋，加載結束后，梁體跨中底板及腹板下側未出現明顯受力橫向裂紋。底板與腹板底交界處的縱向裂縫是由于槽型梁屬于開口薄壁下承式結構，腹板和底板交界處承受彎扭作用，加上角隅處容易應力集中導致裂縫難以控制；而底板跨中的縱向裂縫是由于槽型梁在列車荷載作用下，不但產生縱向彎矩，而且底板作為行車道板還產生橫向彎矩，梁底混凝土的橫向拉應力大于抗拉強度，就產生縱向開裂[11]。

圖7 裂縫示意圖Fig. 7 Schematic diagram of crack

2.3 應力

槽型梁是一種具有明顯的空間受力特性，當豎向荷載作用于底板時，底板將大部分作用力通過腹板將荷載傳遞至梁體端部，最后通過端橫梁傳給支座系統(tǒng)。因此、底板往往承受縱、橫向彎矩共同作用，而腹板除了受彎曲應力和剪應力之外，還會受底板傳遞的豎向應力，再加上槽型梁的扭轉變形，往往會導致應力沿主梁的不均勻分布[12]。

圖 8給出了跨中截面部分測點的應力變化情況。從圖中可以看出，腹板和地板在試驗荷載范圍內都處于線彈性階段，應力隨著加載等級的增大而增加，在最大試驗控制荷載時最大壓應力發(fā)生在左側腹板上緣，為-3.98 MPa，最大拉應力發(fā)生在左側底板下緣，為3.66 MPa，均小于應力設計值6.73 MPa；北側腹板的應力值較南側腹板大一些，一方面是因為本次試驗為非對稱加載，另一方面則是因為結構的彎扭耦合效應。

圖8 跨中截面應力—加載等級曲線Fig. 8 Diagram of cross section stress—load level

圖9 為Kb加載級時腹板上緣、底板行車中線上緣橫向正應力沿梁縱向的應力分布狀況。從圖中可以看出，梁體端部南北側腹板、底板的橫向正應力相差并不多，越靠近跨中截面，三者的應力值越大，而底板應力增長最快，在跨中截面達到應力最大值，此時，底板行車中線上緣橫向正應力值約為南北側腹板的2~3倍。這是由于梁體端部受支座約束，彎扭耦合效應并不明顯，而跨中截面相對自由的緣故。

圖9 控制截面應力Fig. 9 Stress of control section

事實上，無論是底板還是腹板，應力并非均勻分布，腹板基本表現為上緣受拉、下緣受壓，但內外側應力值有差異，北側角隅處應力值大于南側，底板應力分布表現出較為明顯的“層次感”，應力自上而下逐漸減小，最大正應力往往出現在兩側腹板下緣，最小正應力則出現在行車中線上緣。

2.4 剪力滯效應

對槽型梁而言，如果梁體在豎向荷載作用下的變形符合平截面假定，那么彎曲正應力沿梁寬方向應該是均勻分布的，而事實上，槽型梁在豎向荷載作用下，底板往往會發(fā)生剪切變形，將作用在底板上的大部分豎向作用力以剪應力的方式橫向傳遞給腹板，因此形成了橫向正應力在板邊處最大，橋中線處最小的現象，即為“剪力滯效應”。

圖 10為不同加載等級下跨中截面橫向正應力沿梁寬的變化情況，橫軸為梁寬，縱軸為應力值。從圖中可以看出明顯的剪力滯效應：應力表現為兩側腹板下緣較大，而底板下緣則相對較小，這種現象在加載等級較小時并不明顯，隨著加載等級的增大越發(fā)明顯。在本試驗中，由于加載方式為橫向非對稱加載，最小正應力值出現行車中線下緣，而并非在橋中線下緣。

圖10 底板應力變化Fig. 10 Stress change of floor

3 結論

1) 槽型梁作為一種開口薄壁結構，在豎向荷載作用下，結構除產生向下的彎曲變形之外，還會產生向槽口內的變形，槽型梁槽口有縮小的趨勢。

2) 結構在非對稱荷載作用下的彎扭組合變形在荷載較小時并不明顯，荷載越大對結構的影響越明顯，而應力隨荷載的增加在一定加載區(qū)間內近似符合線性規(guī)律。

3) 槽型梁在非對稱豎向荷載作用下，腹板和底板結合處受彎扭組合共同作用，底板不僅產生縱向彎矩，還產生橫向彎矩，使得梁體地板底產生縱向開裂。

4) 腹板在最大控制荷載(K=1.2)作用下，下翼緣底部邊角及梁底面雖出現受力裂紋，但符合設計要求；靜活載作用下的最大位移為1.61 mm，最大壓應力值-3.98 MPa，最大拉應力值3.66 MPa，均滿足設計要求，結構是安全合理的。

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