蘇慶田，楊國濤，吳 沖

（同濟大學 土木工程學院，上海200092）

在橋梁結(jié)構(gòu)中為了提高行車的舒適性和結(jié)構(gòu)的整體性在多跨橋梁中經(jīng)常采用連續(xù)梁的形式［1］.然而在多跨連續(xù)組合梁中，支座負彎矩區(qū)的混凝土處于受拉和鋼梁處于受壓的不利狀態(tài)，使得鋼梁底部容易屈曲以及混凝土板容易開裂，導致結(jié)構(gòu)的承載力和耐久性降低［2－3］.針對連續(xù)組合梁負彎矩區(qū)的受力特點，國內(nèi)外學者進行了大量研究［1，4－6］，得到一些有效合理的方法.為了避免混凝土的開裂，在連續(xù)組合梁的負彎矩區(qū)施加預應力成為操作簡單的一種方法［7］.然而對于鋼和混凝土組合梁，當混凝土在鋼梁上達到預定強度后再張拉預應力，不論是體內(nèi)預應力還是體外預應力均會有部分預應力轉(zhuǎn)移到鋼梁上，造成混凝土板的預應力施加效率降低而且在鋼梁上產(chǎn)生了附加的壓應力.為此，提出了一種預應力混凝土橋面板后結(jié)合的組合梁，即先在獨立的混凝土板中施加預應力，然后再把這塊預應力板與鋼梁結(jié)合形成組合梁.

為了研究這種預制預應力混凝土板連續(xù)梁的結(jié)構(gòu)性能，進行了2根槽形連續(xù)組合箱梁的靜力試驗，其中一根組合梁為常規(guī)的連續(xù)組合箱梁，另一根為預制預應力混凝土板連續(xù)組合箱梁，測試了不同荷載作用下組合梁變形性能、鋼結(jié)構(gòu)和混凝土的應變、混凝土的抗裂性能和極限承載能力，并對2種不同形式組合梁的結(jié)構(gòu)性能進行比較分析.

1 試驗設計

1.1 試驗試件

常規(guī)槽形組合箱梁試件NCN－1和后結(jié)合槽形組合箱梁試件NCN－2總體上具有相同的截面尺寸和跨徑布置，如圖1a和1b所示.鋼梁頂板、腹板和底板的厚度分別為6，4和8mm.

NCN－1試件的混凝土和鋼梁通過在鋼梁上均勻布置的焊釘結(jié)合在一起，每側(cè)的頂板上布置有2排焊釘，焊釘規(guī)格為Φ13mm×80mm（直徑×長度），焊釘橫向間距為80mm，縱向間距為120mm，該試件所有的混凝土一次澆筑完成.混凝土板內(nèi)鋼筋構(gòu)造如圖1c和1d所示，縱向主筋直徑8mm，箍筋直徑6mm，采用HRB335帶肋鋼筋，負彎矩區(qū)混凝土板配筋率為1.885%，正彎矩區(qū)混凝土板配筋率為1.616%.

圖1 試驗試件 （單位：mm）Fig.1 Experiment specimens（unit：mm）

NCN－2試件的混凝土分為2部分，其中在中支點處5.5m范圍的混凝土采用施加了預應力的混凝土預制板，其余部分采用了在鋼梁上現(xiàn)澆混凝土.該試件的混凝土和鋼梁采用了群釘連接件連接，群釘每簇9個Φ13mm×80mm的焊釘分成3排3列，群釘間的縱向簇間距為550mm.在混凝土中相應位置預留孔，待混凝土板安裝到鋼梁后，在預留孔內(nèi)灌注高強砂漿.先張法預應力混凝土預制板構(gòu)造如1e所示.該板內(nèi)共包含6根Φ15.24預應力鋼絞線，24根直徑為8mm的普通螺紋鋼筋.鋼絞線單根張拉應力1 166MPa，對混凝土板施加預壓應力8.00MPa.預制節(jié)段以外的普通鋼筋混凝土板構(gòu)造與NCN－1相同.

1.2 材料特性

測試了組合梁試驗當天混凝土和高強砂漿的材料特性如表1所示.試件中鋼板和鋼筋的材料特性如表2和表3所示.

表1 試驗加載時混凝土的材料特性試驗Tab.1 Material properties of concrete on test day

表2 鋼板材性試驗Tab.2 Material properties of steel plates

表3 鋼筋材性試驗Tab.3 Material properties of reinforced steel bars

1.3 加載方式與測點布置

試件加載系統(tǒng)如圖2所示，試件在兩端采用輥輪支撐，在試件跨中采用液壓千斤頂分級加載.加載過程中連續(xù)采集試驗數(shù)據(jù)，鋼梁各位置的豎向位移以及鋼與混凝土之間的相對滑移都用位移計測得，鋼梁翼緣板、腹板和底板各截面處的應變用電阻式應變計測得（圖3），混凝土板頂面的應變用大標距應變計測得，裂縫發(fā)展和裂縫寬度由電子裂縫觀測儀測得，混凝土中鋼筋的應變用電阻式應變計測得.

圖2 加載試驗設備Fig.2 Loading test set－up

圖3 應變計布置Fig.3 Arrangement of strain gauges

2 試驗結(jié)果

2.1 組合梁的破壞現(xiàn)象

對于普通連續(xù)組合梁NCN－1試件，當加載荷載為98kN時，中支點處混凝土橋面板首先受拉開裂并逐漸退出工作，混凝土板內(nèi)鋼筋承擔混凝土開裂后釋放的拉應力，鋼筋應變快速增長，當荷載達到140kN時，中支點處混凝土板內(nèi)鋼筋受拉屈服.隨著荷載的增加，混凝土板裂縫寬度和鋼梁上翼緣及底板應變均不斷增大，當荷載達到260kN時，裂縫主要集中于中支點兩側(cè)1倍梁高范圍內(nèi)，最大裂縫寬度達到0.37mm.當荷載達到760kN時，裂縫分布約在中支點兩側(cè)2倍梁高范圍內(nèi)，此時最大裂縫寬度為0.55mm.隨著荷載的進一步加大，混凝土裂縫范圍不再增加，裂縫寬度繼續(xù)增大，中間支點處鋼梁上翼緣相繼達到屈服，腹板面外變形繼續(xù)增加，當荷載達到1 009kN時，中支點附近的鋼梁底板和腹板屈曲，如圖4所示，截面喪失承載力.

預制預應力混凝土板連續(xù)組合梁NCN－2試件由于預壓應力作用，當荷載達到310kN時，中支點處混凝土板才出現(xiàn)初始裂縫，當荷載為550kN時，支點處混凝土板內(nèi)鋼筋達到了屈服狀態(tài)，在709kN荷載時，中支點鋼梁上翼緣屈服，當荷載達到800 kN后，負彎矩混凝土板裂縫主要集中于中支點兩側(cè)2倍梁高范圍內(nèi)，分布范圍趨于穩(wěn)定，中支點處鋼梁腹板及底板出現(xiàn)輕微的屈曲變形.隨著荷載的增加，中支點處鋼梁腹板及底板屈曲開始加劇，當荷載達到極限荷載1 032kN時，中支點處鋼腹板和底板已經(jīng)大范圍屈曲，如圖5a所示，中支點截面喪失承載能力.與此同時連續(xù)梁結(jié)構(gòu)體系向簡支體系轉(zhuǎn)變，跨中截面正彎矩迅速增加，超過跨中組合截面抗彎極限承載能力，跨中截面混凝土被壓碎，鋼梁上翼緣及腹板受壓屈曲，如圖5b所示，結(jié)構(gòu)最終破壞.

圖4 試件NCN－1的破壞現(xiàn)象Fig.4 NCN－1specimen failure mode

圖5 試件NCN－2的破壞現(xiàn)象Fig.5 NCN－2specimen failure mode

2.2 荷載撓度曲線

整個加載過程中試件NCN－1和試件NCN－2的2個跨中截面荷載－撓度曲線如圖6所示.由圖6看出，在初始階段試件NCN－1和試件NCN－2的荷載撓度關系基本相同，在豎向荷載小于500kN時2個試件的荷載和跨中撓度基本呈現(xiàn)線性關系，在豎向荷載大于500kN之后2個試件的荷載和跨中撓度開始呈現(xiàn)非線性關系，剛度開始降低，但是在施加的豎向荷載到達700kN以后試件NCN－1的剛度降低程度明顯大于試件NCN－2.達到極限承載力狀態(tài)時，試件NCN－1的極限荷載為1 009kN，跨中最大撓度為94.2mm，試件NCN－2的極限荷載為1 032kN，跨中最大撓度為85.7mm.

圖6 荷載位移曲線Fig.6 Load－deformation relationship

2.3 混凝土裂縫

不同荷載作用下組合梁試件NCN－1和試件NCN－2混凝土板的裂縫分布如圖7所示.圖中混凝土為中間支座左右各2m范圍的混凝土板，這里給出了混凝土板頂面和2個側(cè)面的展開圖.由圖7看出試件NCN－1的裂縫大都起源于混凝土板邊緣，而試件NCN－2的裂縫大都起源于預制板的預留后澆空邊緣，而且大多起源于預留孔的角落處，這可能與矩形現(xiàn)澆預留孔角部有應力集中有關.此外，在相同的荷載作用下試件NCN－1的混凝土裂縫數(shù)量明顯比試件NCN－2的多，而且試件NCN－1的混凝土裂縫間距比試件NCN－2的稠密，這是由于試件NCN－1的普通鋼筋的配筋率比試件NCN－2的高所致.

不同荷載下裂縫最大寬度如圖8所示，從圖8中可以看出在同樣荷載作用下試件NCN－1裂紋寬度明顯大于試件NCN－2，這主要是由于預應力作用效果引起的.試件NCN－1在初始開裂階段裂縫寬度的發(fā)展較快，當荷載到達200kN時，最大裂縫寬度已達到0.35mm，當荷載從312kN增加到700kN時裂縫寬度擴展比較緩慢，最大裂縫寬度并無明顯變化，只是裂縫的數(shù)量在增加；試件NCN－2在整個加載過程中，最大裂縫寬度的發(fā)展基本接近于線性變化.在加載全過程中試件NCN－1和試件NCN－2的最大裂縫寬度分別為0.55，0.56mm.

圖7 混凝土裂縫分布Fig.7 Distribution of concrete cracks

圖8 不同荷載時的最大裂縫寬度Fig.8 Maximum crack width under different loads

2.4 鋼結(jié)構(gòu)部分的應變

試件NCN－1和試件NCN－2的跨中截面的應變?nèi)鐖D9所示.由圖9a可見試件NCN－1在較小的荷載水平下截面的中性軸位于靠近腹板的頂部位置，隨著荷載的增加混凝土出現(xiàn)裂縫，截面的中性軸逐漸向腹板的底部方向移動，在較大荷載下截面的中性軸基本達到了理論計算的開裂截面中性軸位置.當施加的外部荷載達到700kN時上翼緣已經(jīng)達到了屈服.由圖9b可見試件NCN－2在較小的荷載水平下截面的中性軸位于靠近腹板的頂部位置，隨著荷載的增加混凝土出現(xiàn)裂縫，截面的中性軸逐漸向腹板的底部方向移動，但中性軸移動的幅度比NCN－1試件的少，由于施加預應力的作用使得截面的中性軸比普通組合梁理論計算的開裂截面中性軸位置高很多.該試件當施加的外部荷載達到709kN和824 kN時上翼緣和下翼緣分別達到了屈服.

在試件NCN－1與NCN－2支點截面橫向中心處頂層鋼筋應變隨荷載變化情況如圖10.在加載的初始階段2個試件鋼筋的應變隨荷載呈線性關系，但隨著荷載增加到140kN時試件NCN－1的混凝土開裂并導致其跨中位置處鋼筋應變顯著增加，并迅速達到屈服；而試件NCN－2的鋼筋應變增加較為緩慢，在荷載達到575kN時鋼筋的應變顯著增加，并達到屈服.比較2個試件鋼筋的應變可知預應力的作用可顯著提高鋼筋的屈服荷載，試件NCN－2的鋼筋屈服荷載為試件NCN－1的3倍以上.

2.5 鋼梁與混凝土間的相對滑移

在組合梁中定義η為連接件連接程度［8］，η＝Psh／Pcp，式中：Psh為剪切跨內(nèi)連接件所能提供的極限剪力；Pcp為鋼梁或混凝土達到全塑性狀態(tài)時承受的軸向力.Psh＝Nα（0.36Ash＋18.71），式中：N為剪切跨內(nèi)的連接件總數(shù)；α為與連接件埋設長度有關的系數(shù)，α＝1－0.008 6（bh－20），bh為連接件的埋設長度；Ash為單個連接件的截面積.

圖9 鋼梁截面應變分布Fig.9 Strain distribution of steel girder section

圖10 鋼筋應變Fig.10 Strain of reinforced steel bar

試件NCN－1和試件NCN－2的連接件連接程度都大于1，說明2個試件均為完全剪力連接件.試驗試件的鋼梁上翼緣與混凝土板間滑移變化曲線如圖11所示，其中正值表示混凝土板相對鋼梁向梁端滑動.從圖中可以看出，在加載初期支點處的鋼與混凝土的滑移接近于零，但在加載后期中支點處鋼與混凝土間滑移才開始增大.2個試件總體上從中支點到邊支點滑移量由負到正變化，滑移零點位于跨中附近.從圖中還可以看出在距離中支點5m范圍內(nèi)NCN－2試件的滑移量明顯比NCN－1試件的大，這是由于NCN－2試件的混凝土和鋼梁僅靠群釘相連.本試驗中的2個試件在彈性狀態(tài)下混凝土和鋼梁滑移都非常小，混凝土開裂后才出現(xiàn)一定的相對滑移，在極限狀態(tài)的最大滑移都小于0.5mm并且剪力釘都處于彈性狀態(tài)，因此可以認為在預制預應力混凝土板組合梁中采用群釘連接技術(shù)可以滿足鋼梁和混凝土間的傳力要求，不會引起二者間產(chǎn)生較大的相對滑移.

圖11 荷載－滑移曲線Fig.11 Load－slip curves

3 組合梁負彎矩受力特性討論

3.1 負彎矩區(qū)的開裂荷載

連續(xù)組合梁負彎矩區(qū)由于混凝土板承受拉力的作用，在荷載作用下混凝土較易開裂.在工程設計中，開裂荷載一般由基于最大拉應力的線彈性理論計算得到［9］.針對混凝土受拉的情形，CEB／FIP—1990給出了基于最大拉應變的雙折線本構(gòu)模型［10］.

對于基于最大拉應力的線彈性模型，組合梁的開裂荷載為Mcr，Mcr＝（σpc＋ft）W0，式中：σpc為預應力在混凝土板上緣施加的有效預應力；ft為混凝土的抗拉強度；W0為換算截面的截面模量（對截面上緣）.

對于最大拉應變的混凝土開裂模型，在混凝土開裂臨界狀態(tài)（混凝土板邊緣的最大拉應變達到極限拉應變）組合梁截面沿豎向的應力呈非線性分布，截面的開裂荷載可以由下式求得ycr）bydy，式中：ybot和ytop分別為混凝土板上下緣的豎向坐標；σ為截面豎向各點的應力值；ycr為開裂臨界狀態(tài)的截面中性軸的位置；by為截面各不同高度處的橫向?qū)挾龋粂為沿混凝土截面積分的豎向坐標.

混凝土開裂荷載的試驗值與計算值的對比如表4所示，計算值與試驗值較為接近，但試驗值稍小于計算值，這可能是由于混凝土澆筑過程中的初始缺陷以及混凝土中的鋼筋和焊釘造成的截面削弱.相比于基于最大拉應變的雙折線本構(gòu)混凝土模型，基于最大拉應力的線彈性模型能較好地反應組合梁負彎矩區(qū)混凝土的初始開裂特性.對于試件NCN－2，由于預應力的預壓作用，混凝土開裂荷載或彎矩遠大于普通鋼筋混凝土組合梁NCN－1.由表5可以看出，組合梁NCN－2開裂荷載的試驗值或線彈性模型計算值是組合梁NCN－1的3.2倍.預制預應力混凝土板連續(xù)組合箱梁能顯著提高負彎矩區(qū)抗開裂性能.

對于普通預應力連續(xù)組合箱梁在成橋后施加預應力，由于鋼梁和混凝土的軸向協(xié)同變形，使得部分預應力施加到鋼梁上，而施加到混凝土板上的預應力則小一些.此外，在預應力作用下連續(xù)梁支點處會產(chǎn)生負值的次彎矩，該次彎矩進一步了減小了支點處混凝土板頂緣的有效預應力.對于與NCN－2試件相同的常規(guī)預應力組合梁，在施加同樣的預應力筋張拉應力的情況下，經(jīng)計算跨中截面混凝土板上緣的有效預應力為3.91MPa，根據(jù)線彈性模型計算得到的開裂彎矩為356kN·m，后結(jié)合方式組合梁開裂彎矩是傳統(tǒng)預應力施加方式開裂彎矩的1.54倍.

表4 試件開裂荷載Tab.4 Cracking loads of specimens

3.2 負彎矩區(qū)開裂后的受力性能

試件NCN－1和試件NCN－2的初始開裂荷載、0.2mm裂縫寬度對應的荷載、鋼筋屈服對應的荷載以及鋼梁初始屈服對應的荷載如表5所示.試件NCN－2的0.2mm裂縫寬度對應的荷載是試件NCN－1的2.61倍.在連續(xù)組合梁的負彎矩區(qū)施加預應力可以顯著提高結(jié)構(gòu)的使用荷載，改善結(jié)構(gòu)在正常使用狀態(tài)的受力性能.試件NCN－1和試件NCN－2鋼梁初始屈服對應的荷載分別為700kN和709 kN，兩者相差較小；試件NCN－1和試件NCN－2的極限荷載分別為1 009kN和1 032kN，兩者相差亦較小.主要原因是預應力的作用使得NCN－2試件的底板距離中性軸較NCN－1遠，NCN－2試件的底板較早達到屈服，而試件NCN－1是頂板先達到了屈服.因此，對于預制預應力混凝土板連續(xù)組合梁如果適當增加負彎矩區(qū)底板的厚度、充分發(fā)揮截面各部位的材料強度，將大幅提高組合梁的極限承載力.

表5 試件負彎矩區(qū)開裂后性能Tab.5 Mechanical behavior after concrete cracking in negative moment zone

4 結(jié)論

（1）在連續(xù)組合梁負彎矩區(qū)采用預制預應力混凝土板后能大幅提高結(jié)構(gòu)的初始開裂荷載和裂縫寬度控制的正常使用荷載，從而提高結(jié)構(gòu)的正常使用階段的受力性能.

（2）采用預制預應力混凝土板的連續(xù)組合梁比常規(guī)的預應力混凝土組合梁能更有效地提高預應力施加效率，提高組合梁的開裂彎矩.

（3）采用群釘連接技術(shù)的預制預應力混凝土板連續(xù)組合梁，在正常使用狀態(tài)下完全剪力連接度的群釘可以滿足鋼梁和混凝土間的傳力要求，不會引起二者間產(chǎn)生較大的相對滑移.

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