王衛(wèi)鋒，陳健鋒，鄭小紅*，范學(xué)明，田月強(qiáng)

(1.華南理工大學(xué) 土木與交通學(xué)院，廣東 廣州 510640；2.中路杜拉國(guó)際工程股份有限公司，廣東 廣州 510600)

超高性能混凝土(ultra high performance concrete，UHPC)是一種新型纖維增強(qiáng)水泥基復(fù)合材料，因具有高強(qiáng)、高韌和極好的耐久性優(yōu)勢(shì)[1-4]，在土木工程中具有廣闊的應(yīng)用前景。鋼纖維的摻入，抑制了裂縫的發(fā)展，大大提升了UHPC結(jié)構(gòu)的抗裂、抗剪性能，使UHPC梁的破壞模式從脆性剪切破壞轉(zhuǎn)變?yōu)檠有詮澢茐腫5-7]。無(wú)筋預(yù)應(yīng)力梁是一種利用UHPC材料本身的抗剪性能，僅配置縱向預(yù)應(yīng)力筋抗拉的新型結(jié)構(gòu)。相比于傳統(tǒng)鋼筋混凝土預(yù)應(yīng)力結(jié)構(gòu)，無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC梁減少了普通鋼筋骨架制作工作，施工方便、快捷，成為UHPC結(jié)構(gòu)發(fā)展的趨勢(shì)。作為一種新型結(jié)構(gòu)，抗彎性能是無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC梁最關(guān)注的首要問(wèn)題。

國(guó)內(nèi)外少數(shù)學(xué)者對(duì)無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC梁進(jìn)行了抗彎性能的研究。2001年，美國(guó)聯(lián)邦高速公路管理局(federal highway administration，F(xiàn)HWA)通過(guò)采用蒸汽養(yǎng)護(hù)條件制成了含鋼纖維量為2%且長(zhǎng)達(dá)24 m的預(yù)應(yīng)力活性粉末混凝土(reactive powder concrete，RPC)梁，該梁僅配置了預(yù)應(yīng)力筋，進(jìn)行加載試驗(yàn)，該梁表現(xiàn)出了良好的力學(xué)性能，當(dāng)撓度達(dá)到300 mm時(shí)，并沒(méi)有找到肉眼可見(jiàn)的裂縫，同時(shí)其抗壓強(qiáng)度達(dá)到了207 MPa[8]。2003年，VOO、FOSTER等人也同樣對(duì)7根預(yù)應(yīng)力RPC無(wú)腹筋梁進(jìn)行了抗剪試驗(yàn)[9]，結(jié)果表明，鋼纖維的含量以及類型對(duì)開(kāi)裂荷載影響不大，僅對(duì)極限荷載有影響，破壞時(shí)，腹板形成了許多細(xì)小的裂縫，裂縫分布較均勻，破壞荷載是開(kāi)裂荷載的兩倍以上。2018年，RIDHA、SARSAM等人通過(guò)靜力試驗(yàn)對(duì)無(wú)腹筋RPC梁的抗剪性能進(jìn)行研究，得出即使沒(méi)有配置腹筋，RPC抗剪承載力仍然得到提高，安全儲(chǔ)備滿足要求[10]。國(guó)內(nèi)相關(guān)研究處于初步探討階段，2018年，李志南[11]以某主廠房屋24.54 m的無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC工字梁為研究對(duì)象，采用SOFISTIK有限元軟件進(jìn)行計(jì)算分析，依據(jù)《活性粉末混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》[12]進(jìn)行了理論計(jì)算，并進(jìn)行該梁的足尺模型靜載試驗(yàn)，結(jié)果表明：試驗(yàn)梁在荷載標(biāo)準(zhǔn)組合和基本組合作用下的試驗(yàn)應(yīng)力值相比有限元計(jì)算的小很多，但在1.6倍基本組合下，應(yīng)力值基本吻合；試驗(yàn)梁的極限承載力達(dá)到2倍荷載基本組合設(shè)計(jì)值。

世界上第一座無(wú)筋UHPC公路橋——瓦朗斯堡(Bourg-Lès-Valence)橋，于2001年在法國(guó)瓦朗斯堡建成，該橋采用π型板梁一體式結(jié)構(gòu)，除了節(jié)段拼裝位置存在普通鋼筋外，并無(wú)配置其他普通鋼筋[13]。2005年，美國(guó)首座無(wú)筋預(yù)應(yīng)力RPC公路橋——馬斯希爾橋(Mars Hill Bridge)在愛(ài)荷華州建成通車，該橋?yàn)榭鐝?3.53 m的簡(jiǎn)支梁橋，由3根預(yù)制T形梁拼接而成，完全依靠鋼纖維來(lái)抵抗剪力[14]。2015年，在馬來(lái)西亞建成了目前世界上單跨最大的無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC箱型梁公路橋——Batu 6橋，該橋單跨跨徑達(dá)到100 m，主梁包括40個(gè)預(yù)制節(jié)段，通過(guò)縱向體內(nèi)、體外預(yù)應(yīng)力拼裝而成，UHPC的使用使得全橋結(jié)構(gòu)自重相比普通鋼筋混凝土橋減少了50%[15-16]。

可見(jiàn)，相比于工程實(shí)踐的應(yīng)用，無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC梁的抗彎性能研究相對(duì)不足，尤其是關(guān)于足尺無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC梁承載性能的試驗(yàn)數(shù)據(jù)極少。本文將依托國(guó)內(nèi)第一座無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC梁橋——廣州北環(huán)高速擴(kuò)建F匝道橋，以其16 m無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC工字梁為研究對(duì)象，通過(guò)四點(diǎn)彎曲下的足尺模型試驗(yàn)，對(duì)無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC簡(jiǎn)支梁的抗彎性能展開(kāi)研究，并與有限元計(jì)算值進(jìn)行對(duì)比，以探討該新型結(jié)構(gòu)的受力性能及破壞機(jī)理，為無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC梁在工程中的推廣應(yīng)用提供依據(jù)和參考。

1 試驗(yàn)方法

1.1 試件尺寸

試件依托廣州北環(huán)高速擴(kuò)建F匝道橋工程，該項(xiàng)目在國(guó)內(nèi)首次采用跨徑L為16 m的無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC組合梁。預(yù)制梁由中路杜拉公司負(fù)責(zé)澆筑，同時(shí)制作一片完全相同的試驗(yàn)梁，如圖1所示，包括下部的UHPC工字梁和上部C50混凝土橋面板兩部分。UHPC工字梁高62 cm，頂、底緣寬度40 cm，跨中腹板厚度10 cm，到梁端部1.5 m范圍內(nèi)漸變到寬度為40 cm。工字梁頂設(shè)置15 cm厚，寬度為145 cm的現(xiàn)澆C50混凝土橋面板，板內(nèi)配置了C16鋼筋網(wǎng)。為了增強(qiáng)與現(xiàn)澆板的抗滑移能力，UHPC工字梁與橋面板之間通過(guò)C16的π型鋼筋連接。UHPC工字梁內(nèi)未配置任何縱向鋼筋及箍筋，僅在上下緣各配置一束規(guī)格分別為4φs15.2和19φs15.2的1 860級(jí)有粘結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼絞線。

圖1 模型梁立面圖及橫截面

1.2 材料

試驗(yàn)梁制作過(guò)程中，預(yù)留UHPC方體抗壓試塊、軸心抗拉試塊，與梁同條件養(yǎng)護(hù)，28 d齡期后，進(jìn)行試驗(yàn)，UHPC的立方塊抗壓強(qiáng)度平均值為167.9 MPa，抗折強(qiáng)度平均值為43.3 MPa，彈性模量為45 GPa，密度為2 450 kg·m-3，泊松比為0.2。

1.3 加載及測(cè)試方案

1.3.1加載方案

采用四點(diǎn)對(duì)稱分級(jí)加載方式，加載點(diǎn)距離梁中心線各2 m，如圖2所示。

加載過(guò)程分為兩大步：第一步，預(yù)加載，以消除試驗(yàn)裝置和梁體的非彈性變形。按照估算的開(kāi)裂荷載的50%進(jìn)行分級(jí)預(yù)加載(P1=150 kN)，每級(jí)30 kN，加載完成后持荷5 min；預(yù)加載完成后，在分級(jí)進(jìn)行卸載。第二步，正式加載。每30 kN為一級(jí)進(jìn)行加載，每級(jí)持荷10 min；加載至跨中出現(xiàn)第一條裂縫時(shí)，更改加載步長(zhǎng)為10 kN，以控制脆性破壞的突然發(fā)生，每級(jí)荷載10 min；出現(xiàn)下列情形之一，停止加載并按步長(zhǎng)卸載：①施加的荷載降至記錄到的最大荷載值Pu的80%以下；②混凝土裂縫寬度超過(guò)1.5 mm；③其它會(huì)危及到安全的情況。

1.3.2位移測(cè)點(diǎn)布置

如圖2(a)所示，共布置7個(gè)位移測(cè)點(diǎn)(S1—S7)，其中S1為跨中撓度測(cè)點(diǎn)，S2，S3，為四分點(diǎn)處，S4和S5為支座豎向位移測(cè)點(diǎn)。S6，S7，S8位于UHPC梁頂和C50橋面板截面處，以測(cè)量工字梁與橋面板間的滑移。

1.3.3應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)布置

如圖2(b)，為了觀察應(yīng)變沿著梁高度的變化規(guī)律，跨中截面在UHPC工字梁和C50混凝土橋面板表面對(duì)稱布置應(yīng)變片(測(cè)點(diǎn)16—測(cè)點(diǎn)31)；為觀測(cè)初始裂縫的產(chǎn)生，在梁底純彎段范圍內(nèi)每隔5 cm沿梁縱向均勻布置應(yīng)變片(測(cè)點(diǎn)1—測(cè)點(diǎn)15)。

圖2 試驗(yàn)加載及測(cè)點(diǎn)布置圖

1.3.4測(cè)試裝置

試驗(yàn)主要測(cè)試的量包括梁跨中以及L/4截面的位移、界面滑移；跨中截面應(yīng)變、開(kāi)裂荷載、極限荷載以及裂縫產(chǎn)生及開(kāi)展情況。撓度由數(shù)顯千分表進(jìn)行測(cè)量，應(yīng)變數(shù)據(jù)以及千分表測(cè)量值由DH3816N靜態(tài)應(yīng)變儀自動(dòng)采集，荷載值由壓力傳感器測(cè)量，加載現(xiàn)場(chǎng)如圖3所示。

圖3 試驗(yàn)照片

2 試驗(yàn)結(jié)果

2.1 破壞形態(tài)

正式加載至300 kN前，應(yīng)變、撓度等指標(biāo)均呈線性增長(zhǎng)，構(gòu)件表面也未發(fā)現(xiàn)有裂縫。當(dāng)加載至300 kN時(shí)，梁跨中截面底部部分應(yīng)變測(cè)點(diǎn)突然出現(xiàn)急劇增長(zhǎng)，顯示出現(xiàn)初始微裂縫，此時(shí)跨中撓度為45.6 mm。隨著荷載持續(xù)增大，純彎段內(nèi)彎曲裂縫逐步增多，裂縫逐漸由下翼緣向腹板頂部發(fā)展，裂縫細(xì)而密(如圖4所示)，裂縫寬度增長(zhǎng)并不明顯；至試驗(yàn)結(jié)束，最大裂縫寬度發(fā)生在跨中附近截面，寬約為0.2 mm，且在裂縫最大寬度附近，梁表面有蜂窩現(xiàn)象存在，對(duì)裂縫寬度存在影響。其余裂縫寬度較小，大多保持在0.02 mm左右。

圖4 裂縫分布

當(dāng)加載至540 kN時(shí)，在加載點(diǎn)外側(cè)的彎剪區(qū)出現(xiàn)明顯斜向剪切裂縫；此時(shí)純彎段內(nèi)裂縫數(shù)量已相當(dāng)多，跨中撓度為156.1 mm，相應(yīng)矢跨比為1/103。考慮到最大裂縫寬度達(dá)到規(guī)范允許的0.2 mm，且梁撓度較大，停止加載，將540 kN定義為此次抗彎試驗(yàn)的極限荷載。

在整個(gè)加載過(guò)程中，并未觀測(cè)到橋面板與UHPC 間有明顯滑移，滑移測(cè)點(diǎn)數(shù)據(jù)顯示加載至540 kN時(shí)，跨中位置滑移量極小，為0.024 mm。加載到90 kN后，梁體偶爾傳出輕微的響聲，應(yīng)是后張法預(yù)應(yīng)力鋼束出現(xiàn)扭轉(zhuǎn)搭接，加載時(shí)出現(xiàn)滑移，加載進(jìn)一步拉緊而發(fā)出響聲。

2.2 荷載-位移曲線

根據(jù)跨中測(cè)點(diǎn)S1所測(cè)撓度經(jīng)支座測(cè)點(diǎn)S4和S5位移修正后，即為跨中實(shí)際撓度。圖5 給出了單點(diǎn)荷載-跨中撓度(P-Δ)相關(guān)曲線，圖中還列出了設(shè)計(jì)單位按彈性理論提供的計(jì)算值。

圖5 跨中荷載-位移曲線

可見(jiàn)，試件在加載至開(kāi)裂荷載(300 kN)之前，P-Δ曲線基本為線性直線段，且剛度與有限元彈性計(jì)算值吻合較好；達(dá)到開(kāi)裂荷載之后，隨著荷載值增大，裂縫迅速出現(xiàn)與發(fā)展，剛度出現(xiàn)大幅度退化，P-Δ曲線出現(xiàn)明顯拐點(diǎn)；至加載至380 kN左右之后，剛度退化速率基本保持穩(wěn)定，P-Δ曲線接近直線。

2.3 UHPC 工字梁與橋面板之間的相對(duì)滑移

在整個(gè)加載過(guò)程中，并未觀察到橋面板與UHPC間有明顯滑移?；茰y(cè)點(diǎn)數(shù)據(jù)同樣顯示兩者相對(duì)滑移值較小，加載至540 kN 時(shí)，跨中位置S7滑移量為0.024 mm，彎剪段L/4處S6和3L/4處S8，滑移量分別為0.02 mm 和0.05 mm。圖6為試驗(yàn)中采集的跨中S7測(cè)點(diǎn)荷載-UHPC 梁與橋面板之間的相對(duì)滑移的相關(guān)曲線。由圖可見(jiàn)在加載初期，相對(duì)滑移的發(fā)展與荷載基本線性關(guān)系；在達(dá)到開(kāi)裂荷載后，則呈階梯狀增長(zhǎng)。直到試驗(yàn)結(jié)束，跨中(S7)相對(duì)滑移的總量?jī)H為0.024 mm；且通過(guò)對(duì)比靠近梁腹板的橋面板板底測(cè)點(diǎn)17與梁腹板頂部測(cè)點(diǎn)21的應(yīng)變值(見(jiàn)圖6)，發(fā)現(xiàn)兩者在加載過(guò)程中增幅基本一致，這與所測(cè)得的微小滑移量一起說(shuō)明，連接UHPC與橋面板的抗剪鍵起到了很好的作用。

圖6 UHPC工字梁與橋面板之間荷載-相對(duì)滑移曲線

2.4 應(yīng)變

2.4.1UHPC梁底應(yīng)變

從理論上分析，均布在純彎段底部的應(yīng)變測(cè)點(diǎn)應(yīng)有相同的響應(yīng)，但由于混凝土材料存在離散性，試驗(yàn)中裂縫開(kāi)展情況與所測(cè)應(yīng)變均存在不同程度的差異。圖7給出了以50 mm為間距均布在UHPC工字梁梁底中軸線上的應(yīng)變測(cè)點(diǎn)1—測(cè)點(diǎn)10的荷載-應(yīng)變相關(guān)曲線。

圖7 UHPC工字梁底應(yīng)變分布

考慮到當(dāng)裂縫開(kāi)展后，應(yīng)變片所測(cè)數(shù)據(jù)不僅包含混凝土的彈塑性變形，還包括了因裂縫寬度發(fā)展產(chǎn)生的變形，因此在圖7中舍去了在下一級(jí)加載時(shí)，應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)到超過(guò)3 000 με的數(shù)據(jù)點(diǎn)，取其本級(jí)加載時(shí)的應(yīng)變作為該測(cè)點(diǎn)最大應(yīng)變。可以看出：(1)在荷載值達(dá)到270 kN、應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)至785 με 之前，各測(cè)點(diǎn)均處于彈性階段，離散性很?。?2)在加載至270～330 kN 這個(gè)區(qū)間，多數(shù)測(cè)點(diǎn)的相關(guān)曲線剛度迅速衰減，反映出該測(cè)點(diǎn)已有較大塑性變形甚至已形成裂縫；少數(shù)測(cè)點(diǎn)(測(cè)點(diǎn)03、09)剛度退化較慢甚至略有增長(zhǎng)，原因是在其附近已有裂縫產(chǎn)生，致使其應(yīng)變?cè)龇兙彛?3)加載至360 kN 之后，部分測(cè)點(diǎn)應(yīng)變迅速增長(zhǎng)至20 000 με以上，如測(cè)點(diǎn)01、02、04、05、08，顯示這些測(cè)點(diǎn)應(yīng)變片已被裂縫穿過(guò)，所測(cè)數(shù)據(jù)實(shí)質(zhì)上以裂縫寬度為主；其它測(cè)點(diǎn)應(yīng)變則保持緩慢增長(zhǎng)，如測(cè)點(diǎn)03、06、07、09、10，其應(yīng)變?cè)龇c彈性階段相比要大許多，這反映了進(jìn)入彈塑性段之后，試件截面抗彎剛度雖有較大衰減，但仍有繼續(xù)承載的能力。

2.4.2梁截面高度范圍內(nèi)應(yīng)變

通過(guò)對(duì)比各級(jí)荷載下UHPC梁不同高度截面上應(yīng)變的分布，可以清楚截面上應(yīng)變狀態(tài)的發(fā)展過(guò)程。圖8繪制了在不同荷載下，應(yīng)變?cè)诮孛嫔系淖兓?。因UHPC梁頂與橋面板相連，無(wú)法設(shè)置測(cè)點(diǎn)，故圖中用板底靠近梁上翼緣邊緣的測(cè)點(diǎn)16和17代替。圖中應(yīng)變值為梁兩側(cè)測(cè)點(diǎn)數(shù)據(jù)的平均值。從圖中可以看出，直至加載至240 kN，截面上應(yīng)變分布與平截面假定吻合較好，中和軸位于距梁底約490 mm的高度范圍；在加載至300 kN后，由于梁底拉應(yīng)力增大，初始微裂縫開(kāi)展，梁下翼緣側(cè)邊應(yīng)變陡然增大，中和軸高度明顯上移，移動(dòng)距離25 mm左右，但在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中，中和軸始終位于UHPC梁內(nèi)，未進(jìn)入橋面板。

圖8 UHPC工字梁跨中截面應(yīng)變沿高度分布

2.4.3C50混凝土板兩側(cè)應(yīng)變

橋面板兩側(cè)應(yīng)變平均值分布見(jiàn)圖9所示，由圖可知，在整個(gè)加載過(guò)程，橋面板始終位于受壓區(qū)內(nèi)，由于中和軸位置相對(duì)來(lái)說(shuō)在截面較高處，所有橋面板兩側(cè)應(yīng)變值均相對(duì)較小。應(yīng)變隨著荷載增加而增長(zhǎng)，在荷載達(dá)到300 kN后，上緣測(cè)點(diǎn)24、31和板中間測(cè)點(diǎn)23、30應(yīng)變曲線斜率略有降低，中間測(cè)點(diǎn)也有所降低，但不明顯，下緣測(cè)點(diǎn)22和測(cè)點(diǎn)29則一直保持較低應(yīng)變水平，在荷載達(dá)到400 kN左右時(shí)，甚至有出現(xiàn)反向拐點(diǎn)的趨勢(shì)。這是因?yàn)閁HPC 梁底部裂縫發(fā)展，導(dǎo)致中和軸上升，受壓區(qū)高度減小。

圖9 橋面板兩側(cè)應(yīng)變

3 有限元數(shù)值分析

采用ABAQUS有限元軟件對(duì)試驗(yàn)梁進(jìn)行受力過(guò)程的模擬分析，忽略UHPC工字梁與C50橋面板之間的滑移，以及鋼絞線和灌漿料之間的滑移。

3.1 幾何模型

UHPC梁、C50現(xiàn)澆板以及鋼墊塊采用八節(jié)點(diǎn)減縮積分單元(C3D8R)進(jìn)行模擬，頂板內(nèi)鋼筋網(wǎng)、預(yù)埋件以及工字梁內(nèi)預(yù)應(yīng)力筋采用2節(jié)點(diǎn)線性三維桁架單元(T3D2)進(jìn)行模擬，模型網(wǎng)格尺寸為5 cm×5 cm，模型如圖10所示。

圖10 試驗(yàn)梁有限元模型

3.2 材料本構(gòu)

試驗(yàn)梁有UHPC、C50普通混凝土、鋼絞線以及HRB400鋼筋(頂板預(yù)埋件以及鋼筋網(wǎng))四種材料，混凝土選取ABAQUS提供的損傷塑性模型進(jìn)行模擬。

3.2.1C50混凝土應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系

C50混凝土的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系根據(jù)我國(guó)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB50010—2010)[17]中對(duì)普通混凝土本構(gòu)的相關(guān)描述計(jì)算所得。而針對(duì)ABAQUS中混凝土損傷塑性(concrete damage plasticity，CDP)模型所要求輸入的受壓損傷因子Dc-非彈性應(yīng)變、受拉損傷因子Dt-開(kāi)裂應(yīng)變，則可以根據(jù)能量等效假設(shè)進(jìn)行計(jì)算，即：

(1)

式中，dc、dt分別為混凝土的單軸抗壓、抗拉損傷演化參數(shù)，可根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB50010—2010)計(jì)算所得。

3.2.2UHPC應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系

UHPC材料根據(jù)文獻(xiàn) [18]，采用受壓本構(gòu)是簡(jiǎn)化后的CDP模型，即：

(2)

式中，σ為壓應(yīng)力，MPa；fc為UHPC抗壓強(qiáng)度,MPa；x=ε/ε0，ε為壓應(yīng)變，ε0為受壓應(yīng)力峰值點(diǎn)對(duì)應(yīng)的應(yīng)變；上升段公式參數(shù)a的取值范圍為1.0≤a≤1.2，本模型取值為1.0；下降段公式參數(shù)b的取值范圍為2.0≤b≤5.0，本模型取值為5.0。

對(duì)于UHPC的受拉塑性取為理想彈塑性，本模型中極限拉應(yīng)力取為8 MPa。

3.2.3鋼絞線、鋼筋的本構(gòu)關(guān)系

模型中鋼絞線采用雙折線曲線，HRB400采用理想彈塑性模型，其中鋼絞線屈服強(qiáng)度為1 760 MPa，極限強(qiáng)度采用設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)強(qiáng)度，為1 860 MPa；HRB400鋼筋屈服強(qiáng)度取抗拉標(biāo)準(zhǔn)強(qiáng)度，為400 MPa。

3.3 數(shù)值分析與試驗(yàn)值的對(duì)比

3.3.1荷載-位移曲線

由圖11可知，試驗(yàn)值和模擬值整體上比較吻合，發(fā)展趨勢(shì)大體一致，說(shuō)明本文采用的有限元模型能較好地模擬無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC組合梁的受力過(guò)程。試件開(kāi)裂以前，有限元計(jì)算值和試驗(yàn)值基本相同；開(kāi)裂后，有限元計(jì)算值比試驗(yàn)值略大，原因一方面是有限元模型中預(yù)應(yīng)力筋以及普通鋼筋與混凝土之間采用了嵌入連接形式，未考慮黏結(jié)-滑移問(wèn)題；另一方面是模型中UHPC采用了簡(jiǎn)化后的的CDP模型，難以準(zhǔn)確模擬開(kāi)裂后的損傷情況。

圖11 荷載-位移曲線有限元模擬和試驗(yàn)值對(duì)比

3.3.2應(yīng)變對(duì)比

圖12為模型跨中純彎段梁頂、底板的荷載-應(yīng)變關(guān)系模擬值與實(shí)測(cè)值對(duì)比圖。由圖12可知，梁的頂板一直處于受壓狀態(tài)，其中在荷載達(dá)到300 kN之前，應(yīng)變處于線性上升階段，之后為非線性上升階段，模擬值與實(shí)測(cè)值幾乎重合。梁底在未開(kāi)裂前各測(cè)點(diǎn)的應(yīng)變值呈現(xiàn)線性增長(zhǎng)，各個(gè)測(cè)點(diǎn)的應(yīng)變值與有限元計(jì)算值吻合較好；梁底開(kāi)裂后相應(yīng)測(cè)點(diǎn)的應(yīng)變值依次進(jìn)入非線性增長(zhǎng)階段，應(yīng)變不再均勻分布，有些測(cè)點(diǎn)位置處有裂縫的產(chǎn)生，應(yīng)變急劇增大，如測(cè)點(diǎn)9和25，測(cè)點(diǎn)8的應(yīng)變片由于裂縫開(kāi)展損壞，梁底測(cè)點(diǎn)3的應(yīng)變與計(jì)算值吻合較好，該處沒(méi)有出現(xiàn)裂縫。

圖12 跨中純彎段頂板、底板應(yīng)變計(jì)算值和實(shí)測(cè)值對(duì)比

通過(guò)以上梁頂板受壓區(qū)混凝土的壓應(yīng)變、梁底拉應(yīng)變的實(shí)驗(yàn)值和有限元計(jì)算值的對(duì)比表明，采用本文提出的有限元計(jì)算方法，可以有效地對(duì)該試驗(yàn)梁進(jìn)行受力模擬計(jì)算。

4 結(jié)論

依托廣州北環(huán)高速擴(kuò)建F匝道橋，開(kāi)展了16 m無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC工字梁足尺模型的抗彎試驗(yàn)研究，分析了荷載、位移、裂縫發(fā)展以及應(yīng)變，并與非線性有限元分析結(jié)果進(jìn)行對(duì)比，得到以下結(jié)論：

(1)UHPC梁的抗裂性能大大提高，UHPC梁底拉應(yīng)變達(dá)到785 με后，才出現(xiàn)開(kāi)裂；和鋼筋混凝土梁相比，裂縫分布細(xì)而密，寬度不大。

(2)無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC工字梁跨中截面混凝土的平均應(yīng)變與梁高之間呈正比例關(guān)系，符合平截面假定。

(3)無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC工字梁與普通混凝土橋面板之間界面滑移量極小，現(xiàn)澆板與UHPC梁之間連接良好；橋面板的存在有效的增大了受壓區(qū)的高度，對(duì)增大UHPC工字梁抗彎承載力起到了重要的作用；

(4)UHPC組合梁抗彎承載力滿足設(shè)計(jì)要求，在彈性段應(yīng)力水平與變形性能與設(shè)計(jì)結(jié)果吻合良好；進(jìn)入彈塑性段后承載能力仍有較大發(fā)揮空間。

(5)采用有限元模型對(duì)UHPC組合梁進(jìn)行受力仿真分析，彈性模型在梁開(kāi)裂前，荷載和變形與試驗(yàn)值十分吻合，開(kāi)裂后，彈性模型的撓度計(jì)算值比試驗(yàn)值大；采用CDP模型模擬UHPC的非線性以及橋面板普通混凝土的損傷進(jìn)行仿真分析，試驗(yàn)梁開(kāi)裂前和開(kāi)裂后撓度和應(yīng)變的有限元計(jì)算值與實(shí)測(cè)值吻合較好。