戴昌源，邵長宇，蘇慶田，陳 亮

（1. 上海市政工程設(shè)計(jì)研究總院（集團(tuán)）有限公司，上海 200092；2. 同濟(jì)大學(xué)土木工程學(xué)院，上海 200092；3. 上海高性能組合結(jié)構(gòu)橋梁工程技術(shù)研究中心，上海 200092）

大跨徑斜拉橋結(jié)構(gòu)通常對自重較為敏感，多采用強(qiáng)度高自重小的鋼材作為加勁梁的主要材料。正交異性鋼橋面（OSD）以其明確的受力方式、較高的承載力和較小的自重在大跨度鋼結(jié)構(gòu)橋梁中大規(guī)模應(yīng)用，但其疲勞［1-4］和鋪裝［5-7］問題一直是橋梁運(yùn)營過程中難以避免的頑疾，其中重載交通是造成上述問題的一個(gè)主要原因。通過對大跨度橋梁交通流的分析發(fā)現(xiàn)，重載車輛主要行駛在外側(cè)慢車道［8］。

相關(guān)研究表明，超高性能混凝土（UHPC）華夫板具有較好的疲勞性能。Aaleti 等［9］采用放大的荷載幅對UHPC 華夫板進(jìn)行了100 萬次疲勞循環(huán)加載，100 萬次循環(huán)加載后UHPC 華夫板豎向剛度的降幅在8%以內(nèi)，肋底部最大裂縫寬為0.05 mm，并且在整個(gè)疲勞加載過程中最大裂縫寬度保持不變，表明UHPC 華夫板具有較好的疲勞性能。邵旭東等［10］基于有限元和UHPC 材料S-N 曲線預(yù)測得到UHPC 華夫板疲勞壽命超過1 000 萬次。此外，Aaleti 等［9］、Toutlemonde 等［11］、Honarvar 等［12］、Baby等［13］、邱明紅等［14］對UHPC華夫板的受彎承載力、正常使用極限狀態(tài)性能、雙向受彎和沖剪性能、結(jié)構(gòu)構(gòu)造優(yōu)化等的研究結(jié)果表明，該結(jié)構(gòu)強(qiáng)度高、自重相對較小，適合作為橋面結(jié)構(gòu)。因此，提出將斜拉橋流線型扁平鋼箱梁橋面結(jié)構(gòu)最外側(cè)慢車道及車道以外的部分更換為UHPC 華夫板，中間車道和快車道仍采用正交異性鋼板，組成混合橋面體系。

混合橋面系統(tǒng)在橋面橫向由2 種橋面形式組成，連接2 種橋面的橫向連接構(gòu)造協(xié)同兩側(cè)橋面共同承擔(dān)荷載并起到荷載傳遞與分配的作用。實(shí)際工程結(jié)構(gòu)中少有不同類型橋面橫向連接的實(shí)例，但不同類型橋面縱向連接在混合梁斜拉橋［15］、混合梁自錨式懸索橋［16］、混合梁連續(xù)梁橋和連續(xù)剛構(gòu)橋［17］中較為多見。針對混合梁結(jié)合部的構(gòu)造形式、剛度平順性［18］、傳力機(jī)理［19］、靜力性能［20］以及在結(jié)構(gòu)中的合理位置［21］等已有較多相關(guān)研究，并成功應(yīng)用在多多羅大橋、鄂東長江大橋、諾曼底大橋［22］等特大型橋梁中，驗(yàn)證了構(gòu)造的可靠性?；旌蠘蛎鏅M向連接構(gòu)造的作用為連接橫向兩側(cè)不同種類的橋面板，使混合橋面能夠共同承受上部車輛荷載并將荷載傳遞到橫梁、橫隔板等構(gòu)件，與混合梁橋鋼混結(jié)合部構(gòu)造的作用有所不同。浙江臺州椒江二橋（組合梁斜拉橋）采用了類似的混合橋面橫向連接構(gòu)造［23］，但機(jī)動(dòng)車行車道部分為混凝土橋面板，非機(jī)動(dòng)車道部分為正交異性鋼橋面板。由于非機(jī)動(dòng)車道荷載相對較小，并且連接位置恰好在箱室外側(cè)腹板位置，因此兩側(cè)橋面可直接將荷載傳遞到箱梁腹板，橫向連接構(gòu)造并不協(xié)同兩側(cè)橋面共同受力。

鑒于現(xiàn)有結(jié)構(gòu)中類似構(gòu)造較少，因此在考慮傳力均勻平順的原則上確定了一種混合橋面橫向連接構(gòu)造，并針對此連接構(gòu)造的靜力性能進(jìn)行試驗(yàn)和理論研究。

1 橋面橫向連接構(gòu)造

UHPC 華夫板-正交異性鋼板混合橋面系統(tǒng)如圖1所示。箱梁外側(cè)UHPC華夫板與鋼箱梁腹板翼緣通過剪力釘連接，與常規(guī)組合梁相同，在箱梁內(nèi)側(cè)則需橫向連接2種不同形式的橋面。正交異性鋼板剛度相對較低，易發(fā)生局部變形，而UHPC華夫板剛度相對較大，因此兩者的連接構(gòu)造如何使兩側(cè)剛度平順過渡尤為重要。

圖1 UHPC華夫板橋面-正交異性鋼板橋面混合橋面系統(tǒng)Fig.1 UHPC waffle deck-OSD hybrid deck system

橫向連接構(gòu)造如圖2 所示。L 型鋼板與正交異性鋼板部分焊接，內(nèi)側(cè)設(shè)置剪力連接件，通過后澆濕接縫與預(yù)制UHPC華夫板連接。L型鋼板下焊接一個(gè)T型加勁肋。在實(shí)際工程中亦可采用縱隔板代替T 型加勁肋。正交異性鋼板中U 肋間凈距一般為300 mm，為了使連接構(gòu)造剛度過渡平順，可降低最靠近連接構(gòu)造的U 肋與L 型鋼板的距離（見圖2 中m），提高局部剛度。連接構(gòu)造細(xì)節(jié)與扁平鋼箱梁中縱隔板頂板焊縫類似，并未引入新的疲勞細(xì)節(jié)。同時(shí)，此構(gòu)造在2個(gè)車道中間位置，并非車輪高頻作用位置。文獻(xiàn)［24］中對運(yùn)營近20 年后的南京長江三橋正交異性鋼橋面疲勞裂縫進(jìn)行統(tǒng)計(jì)，共發(fā)現(xiàn)998處疲勞裂縫，其中有57%分布在重車道范圍內(nèi)。在重車道和中間車道之間的縱隔板頂板焊縫中僅發(fā)現(xiàn)5 條疲勞裂縫，由此可見，若能妥善處理此處構(gòu)造細(xì)節(jié)、保證焊接質(zhì)量，則可確保構(gòu)造的疲勞壽命。

圖2 橫向連接構(gòu)造示意圖Fig.2 Configuration of transverse connection detail

2 試件設(shè)計(jì)

正、負(fù)彎矩作用試件的斷面包括一個(gè)U肋寬度的正交異性鋼板、橫向連接構(gòu)造和一個(gè)U肋寬度的華夫板，總寬度為1 584 mm，如圖3所示。對于正交異性鋼板，頂板厚16 mm，U肋厚8 mm；對于橫向連接構(gòu)造，T型加勁肋翼緣厚20 mm，寬度180 mm，其余部分板厚12 mm。正彎矩作用試件跨度為4 m，橫隔板外側(cè)懸挑0.15 m。負(fù)彎矩作用試件中間設(shè)置一道橫隔板，橫隔板距離兩側(cè)支點(diǎn)1.635 m，支點(diǎn)外側(cè)伸出0.15 m。試件平面和立面構(gòu)造如圖4所示。

圖3 正負(fù)彎矩作用試件斷面（單位：mm）Fig.3 Cross section of positive and negative bending specimens(unit:mm)

圖4 正、負(fù)彎矩作用試件平面和立面圖（單位：mm）Fig.4 Plane and elevation of positive and negative bending specimens(unit:mm)

3 加載方案與測點(diǎn)布置

正彎矩作用試件加載方式采用跨中單點(diǎn)加載，負(fù)彎矩作用試件加載方式為將試件倒立，從上向下加載。選用2 個(gè)1 500 kN 的作用器并聯(lián)，合計(jì)加載力為3 000 kN，作用器荷載通過分配梁傳遞到試件，如圖5所示。

圖5 加載方式Fig.5 Loading setup

測點(diǎn)布置方面，正彎矩作用試件在跨中斷面和一側(cè)四分點(diǎn)斷面布置應(yīng)變片，出于節(jié)省篇幅考慮，這里僅給出后續(xù)應(yīng)變結(jié)果中用到的跨中斷面應(yīng)變片，如圖6所示。圖6中，M表示跨中斷面，S表示鋼結(jié)構(gòu)上的應(yīng)變 片，C表示混凝土上的應(yīng)變片，R表示鋼筋上的應(yīng)變片。

圖6 正彎矩作用試件跨中位置應(yīng)變片布置（單位：mm）Fig.6 Layout of strain gauges at midspan of positive bending specimen (unit:mm)

負(fù)彎矩作用試件在4 個(gè)斷面上布置了應(yīng)變片，分別為中間橫隔板斷面（M 斷面）、兩側(cè)截面突變斷面（L 斷面和R 斷面）、M 斷面與一側(cè)支座之間的中間位置（R1 斷面）。應(yīng)變片編號中字符含義與正彎矩作用試件相同，同樣僅給出后續(xù)應(yīng)變結(jié)果中引用到的L斷面應(yīng)變片，如圖7所示。

圖7 負(fù)彎矩作用試件應(yīng)變片布置（單位：mm）Fig.7 Layout of strain gauges for negative bending specimen (unit:mm)

4 材性試驗(yàn)

測試了鋼板和鋼筋的屈服強(qiáng)度（fy）與極限強(qiáng)度（fu），測試結(jié)果如表1所示。

表1 材性試驗(yàn)結(jié)果Tab.1 Material test results

對于UHPC，測試100 mm×100 mm×100 mm立方體試塊抗壓強(qiáng)度和棱柱體試塊彈性模量，除此之外還進(jìn)行了三點(diǎn)加載缺口梁試驗(yàn)。制作3個(gè)尺寸為550 mm×150 mm×150 mm 的棱柱體試件（S1、S2和S3）。在試件中部與澆筑時(shí)上表面相鄰的光滑表面上用可以控制深度的鉆石鋸切割一個(gè)25 mm深度、5 mm 以內(nèi)寬度的缺口，如圖8 所示。三點(diǎn)彎曲加載時(shí)，采用蝶式引伸儀測量缺口張開的位移，得到荷載-裂縫張開位移（CMOD）曲線，通過式（1）轉(zhuǎn)化為殘余應(yīng)力-CMOD曲線，如圖9所示。

圖8 缺口梁三點(diǎn)加載試驗(yàn)（單位：mm）Fig.8 Three-point bending test on notched beam(unit:mm)

式中：fR為殘余應(yīng)力；F為外荷載；l為試件跨度；b、hsp分別為試件截面寬度和去除缺口后截面高度。圖9中，fR，1和fR，3分別為裂縫張開位移為0.5 mm 和2.5 mm時(shí)對應(yīng)的殘余應(yīng)力。

圖9 缺口梁三點(diǎn)加載試驗(yàn)結(jié)果Fig.9 Three-point bending test results on notched beam

5 試驗(yàn)結(jié)果

5.1 正彎矩作用試件

荷載達(dá)到300 kN時(shí)，正彎矩作用試件跨中位置縱肋底部可以觀察到裂縫，但裂縫寬度小于裂縫觀測儀可以測量的最小值0.02 mm。荷載達(dá)到800 kN時(shí)，縱肋側(cè)邊四分點(diǎn)斷面附近出現(xiàn)較多斜裂縫。荷載繼續(xù)增加到1 100 kN 時(shí)，跨中位置主裂縫擴(kuò)展到上翼緣，并且裂縫逐漸橫向貫穿，裂縫中可以觀察到明顯的纖維橋接作用。當(dāng)荷載增加到2 221 kN 時(shí)UHPC壓碎，試件豎向變形達(dá)到160 mm，停止加載，破壞模式如圖10所示。

圖10 正彎矩作用試件破壞模式Fig.10 Failure mode of positive bending specimen

加載過程的荷載-位移曲線如圖11所示。從圖11 可以看出，荷載在1 500 kN 左右后出現(xiàn)明顯的非線性行為。UHPC華夫板側(cè)變形顯著大于正交異性鋼板側(cè)，表明試件在加載過程中出現(xiàn)了一定程度的橫向傾斜，這可能是由加載過程中UHPC 華夫板開裂、剛度逐漸降低而導(dǎo)致的。

圖11 正彎矩作用試件荷載-位移曲線Fig.11 Load-displacement curve of positive bending specimen

彈性階段應(yīng)變分布如圖12所示，構(gòu)件上翼緣頂面UHPC華夫板部分平均應(yīng)變比正交異性鋼板部分大74.1%。UHPC華夫板部分表現(xiàn)出明顯的剪力滯效應(yīng)，縱肋位置應(yīng)變較大，而邊緣和中間位置應(yīng)變較小。正交異性鋼板部分在外側(cè)U肋腹板與鋼頂板連接位置（MS1）應(yīng)力顯著大于其他位置（MS2～MS4）。正交異性鋼板部分和UHPC華夫板部分彈性階段斷面應(yīng)變分布符合平截面假定，兩者中性軸位置與頂面的距離分別為60.2 mm和51.8 mm。進(jìn)入非線性階段后正交異性鋼板部分的應(yīng)變顯著大于UHPC華夫板部分（見圖13），造成這種現(xiàn)象的原因可能為UHPC華夫板逐漸開裂和壓碎，其剛度退化，荷載轉(zhuǎn)移到正交異性鋼板部分。

圖12 正彎矩作用試件彈性階段應(yīng)變分布Fig.12 Strain distribution for positive bending specimen in elastic stage

圖13 正彎矩作用試件塑性階段應(yīng)變分布Fig.13 Strain distribution for positive bending specimen in plastic stage

加載過程中主裂縫寬度-荷載曲線如圖14所示。當(dāng)荷載超過1 700 kN時(shí)，裂縫寬度超過4 mm，并且試件周圍區(qū)域已經(jīng)不安全，因此停止裂縫寬度的測量。裂縫寬度隨荷載的增加而增大，而且增加的速率增大，荷載為779 kN（跨中彎矩779 kN·m）時(shí)，裂縫寬度達(dá)到0.2 mm，該值為《公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土橋涵設(shè)計(jì)規(guī)范》（JTG 3362―2018）對鋼筋混凝土構(gòu)件在Ⅰ類和Ⅱ類環(huán)境中的裂縫寬度限值?！豆窐蚝ㄓ靡?guī)范》中規(guī)定車輛荷載后輪軸重為140 kN，將車輛荷載兩重軸在試件的跨度范圍內(nèi)進(jìn)行最不利正彎矩布載，在跨中產(chǎn)生的彎矩為182 kN·m，則試件具有的超載能力為779/182=4.28倍。

5.2 負(fù)彎矩作用試件

負(fù)彎矩作用試件的破壞模式如圖15 所示。加載到400 kN時(shí)，在靠近R斷面位置觀察到了一條肉眼可見的裂縫。荷載為500 kN時(shí)，肉眼觀察到的裂縫增多，間距和寬度均較小，并且分布在R斷面和L斷面兩側(cè)，但兩者之間裂縫較少。出于安全考慮，裂縫寬度的測量在1 600 kN 時(shí)停止，此時(shí)最大裂縫寬度已經(jīng)超過0.5 mm。此后，隨著荷載增加，R 斷面和L 斷面位置的裂縫發(fā)展為主裂縫。當(dāng)荷載達(dá)到2 093 kN時(shí)，中間隔板位置U肋和T型加勁肋屈曲，屈曲部位如圖15c、e所示。此后，試件位移顯著增加但荷載保持不變，當(dāng)位移增加到100 mm 時(shí)停止加載。

圖15 負(fù)彎矩作用試件破壞模式Fig.15 Failure mode of negative bending specimen

荷載-位移曲線如圖16 所示。荷載超過1 300 kN 后，荷載-位移曲線表現(xiàn)出顯著的非線性特征。與正彎矩作用試件相同，加載過程中試件出現(xiàn)一定程度的橫向傾斜。局部屈曲發(fā)生后，荷載不再增加而變形持續(xù)增長。

圖16 負(fù)彎矩作用試件荷載-位移曲線Fig.16 Load-displacement curve of negative bending specimen

彈性階段L 斷面上表面應(yīng)變分布如圖17 所示。UHPC 華夫板部分的應(yīng)變大于正交異性鋼板部分，此階段正交異性鋼板部分和UHPC華夫板部分應(yīng)變分布較好地符合平截面假定。進(jìn)入非線性階段后斷面L 應(yīng)變分布如圖18 所示，中間橫向連接構(gòu)造位置應(yīng)變大幅增加，向兩側(cè)應(yīng)變逐漸遞減。

圖17 負(fù)彎矩作用試件彈性階段應(yīng)變分布Fig.17 Strain distribution for negative bending specimen in elastic stage

圖18 負(fù)彎矩作用試件塑性階段應(yīng)變分布Fig.18 Strain distribution for negative bending specimen in plastic stage

破壞時(shí)UHPC 華夫板上表面的裂縫分布如圖19a 所示。裂縫間距小、數(shù)量多，長度普遍較短。R斷面和L斷面之間沒有裂縫出現(xiàn)。隨著加載的進(jìn)行裂縫12 號和2 號逐漸發(fā)展成為主裂縫，裂縫寬度顯著增加。

選取并測量了如圖19a 所示裂縫2 號、4 號和12號在各級荷載下的寬度，如圖19b 所示。在裂縫寬度的最后觀測階段（外荷載為600 kN）2號裂縫的寬度最大，為0.6 mm。4 號裂縫寬度首先達(dá)到0.2 mm，對應(yīng)荷載為1 066 kN。同樣將車輛荷載兩重軸在試件的橫隔板位置進(jìn)行最不利負(fù)彎矩布載，在橫隔板位置產(chǎn)生的負(fù)彎矩為98 kN·m，則試件具有的超載能力為1 066/98=10.88倍。

圖19 負(fù)彎矩作用試件裂縫寬度-荷載曲線Fig.19 Crack width-load curve of negative bending specimen

6 截面彈塑性承載力分析

6.1 基本理論

本試驗(yàn)試件中采用了UHPC，其受拉開裂時(shí)混凝土并未完全退出工作，由于鋼纖維的作用，裂縫之間仍然存在殘余應(yīng)力，這在開裂后對斷面的承載力有不可忽略的貢獻(xiàn)。考慮UHPC 材料受壓、受拉時(shí)不同本構(gòu)模型，采用彈塑性斷面分析方法［25］計(jì)算試件的抗彎承載力與彎矩-曲率曲線。

主要分析流程如下：

（1）將斷面離散成矩形塊。

（2）假定一個(gè)中性軸位置x和截面頂端應(yīng)變εtop，截面高度為H，中性軸與截面底端間距離為x，此時(shí)斷面曲率

Zhang等[6]對Sagae進(jìn)行了改進(jìn)，使用線性模型對決策序列進(jìn)行預(yù)測，從全局的角度對決策進(jìn)行了考量，采用泛化的感知器算法對模型的參數(shù)進(jìn)行訓(xùn)練，模型解碼時(shí)，不再像Sagae使用確定性方式，而是引入BeamSearch策略，實(shí)驗(yàn)中討論了Beam-size和訓(xùn)練數(shù)據(jù)集的大小對實(shí)驗(yàn)結(jié)果的影響，可惜的是此文只給出了在CTB上的實(shí)驗(yàn)結(jié)果。

對于每一個(gè)矩形塊，假設(shè)其上緣和下緣與截面底端距離分別為y1和y2，則對于矩形塊內(nèi)部任意位置y（y1＞y＞y2），應(yīng)變

（3）通過數(shù)值積分和材料應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系計(jì)算每個(gè)矩形塊的合力大小和作用點(diǎn)。

（4）計(jì)算所有矩形塊的合力，這是一個(gè)關(guān)于x的函數(shù)，令合力為零，通過二分法求解x。

（5）將所有矩形塊的合力乘以其作用點(diǎn)到中性軸的距離并求和，即可得到當(dāng)前斷面的抗彎承載彎矩M。

（6）給出一組連續(xù)的斷面頂端應(yīng)變εtop，可以計(jì)算出每一個(gè)εtop對應(yīng)的斷面曲率和斷面彎矩，由此即可繪制出彎矩-曲率曲線。

6.2 材料模型

鋼材的本構(gòu)關(guān)系采用文獻(xiàn)［26］中建議的考慮屈服后強(qiáng)化階段的三線性模型，給定鋼材的屈服強(qiáng)度fy、極限強(qiáng)度fu和彈性模量Es，可依據(jù)式（4）～（8）計(jì)算鋼筋的本構(gòu)關(guān)系曲線，如圖20所示。

圖20 鋼材本構(gòu)關(guān)系Fig.20 Stress-strain curve of steel

對于UHPC，受壓時(shí)參照日本［27］、瑞士［28］和法國［29］等UHPC結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范的建議，采用了雙線性應(yīng)力-應(yīng)變曲線，如圖21a所示，其中fc為UHPC抗壓強(qiáng)度，εc0為應(yīng)力達(dá)到抗壓強(qiáng)度時(shí)的應(yīng)變，εcu為抗壓極限應(yīng)變。受拉時(shí)采用了Fib model code 2010 中纖維混凝土受拉本構(gòu)關(guān)系CASE（Ⅱ），如圖21b所示。受拉本構(gòu)曲線中的關(guān)鍵參數(shù)通過前文三點(diǎn)加載缺口梁試驗(yàn)獲得。圖21b中，fct為UHPC的抗拉強(qiáng)度，εt為相應(yīng)應(yīng)變，εSLS為裂縫張開位移0.5 mm 時(shí)的等效應(yīng)變，fFts=0.45fR，1為此時(shí)的殘余應(yīng)力，εULS為裂縫張開位移2.5 mm時(shí)的等效應(yīng)變，fFtu=fR，3/3為此時(shí)殘余應(yīng)力，εu為裂縫張開位移等于纖維長度一半時(shí)的等效應(yīng)變。

圖21 UHPC本構(gòu)關(guān)系Fig.21 Stress-strain curve of UHPC

6.3 結(jié)果分析

正彎矩作用試件全斷面承載力與全斷面彎曲曲率的關(guān)系如圖22a所示。整個(gè)斷面的發(fā)展過程分為3個(gè)階段。第一階段斷面處于彈性階段，初始屈服時(shí)的截面彎矩為1 300 kN·m，此階段實(shí)測彎矩-曲率曲線與計(jì)算得到曲線吻合度較高，說明理論分析得到的斷面剛度與實(shí)測斷面剛度能夠較好吻合。斷面彎矩超過1 300 kN·m后，彎矩-曲率曲線表現(xiàn)出明顯的非線性特征，進(jìn)入第二階段。斷面彎矩超過1 700 kN·m后，實(shí)測彎矩-曲率曲線高于計(jì)算曲線。最后，彎矩-曲率曲線趨于水平，進(jìn)入第三階段。理論分析得到的斷面抗彎承載力極限值為2 063 kN·m，與實(shí)測值2 221 kN·m相差7.11%，表明彈塑性斷面分析可以準(zhǔn)確預(yù)測斷面的剛度與抗彎承載力。

圖22b為負(fù)彎矩作用試件加載過程中的彎矩-曲率曲線。曲線同樣表現(xiàn)出明顯的三階段特征，彈性階段實(shí)測彎矩-曲率曲線低于計(jì)算曲線，造成此結(jié)果的原因是在曲率計(jì)算位置處存在橫隔板和截面突變，使得應(yīng)變分布較為復(fù)雜，有限的應(yīng)變片布置難以準(zhǔn)確地反映真實(shí)應(yīng)變分布，進(jìn)而影響曲率計(jì)算，而彎矩-曲率計(jì)算曲線是以理想的L斷面（或R斷面）形狀進(jìn)行的，因此造成計(jì)算結(jié)果與實(shí)測結(jié)果有較大誤差。計(jì)算曲線與實(shí)測曲線均在800 kN·m時(shí)進(jìn)入第二階段。在第二階段，斷面彎矩為1 538 kN·m時(shí)試件發(fā)生局部屈曲，達(dá)到極限承載力，未能進(jìn)入第三階段。若理論計(jì)算中不考慮局部屈曲的影響，進(jìn)入第三階段后斷面的塑性極限抗彎承載力為1 926 kN·m，這說明按照強(qiáng)度理論計(jì)算負(fù)彎矩作用的混合橋面承載力時(shí)必須考慮鋼板局部屈曲產(chǎn)生的強(qiáng)度折減效應(yīng)。

圖22 彎矩-曲率曲線Fig.22 Moment-curvature curve

7 結(jié)論

（1）橫向連接構(gòu)造在承受正、負(fù)彎矩作用時(shí)均表現(xiàn)出較好的塑性變形能力。

（2）正、負(fù)彎矩作用試件裂縫寬度達(dá)到0.2 mm時(shí)對應(yīng)外荷載是《公路橋涵通用規(guī)范》中公路Ⅰ級車輛荷載最不利布載的4.28倍和10.88倍。

（3）在彈性階段，橫向連接構(gòu)造可以較好地協(xié)調(diào)兩側(cè)橋面板共同受力，兩側(cè)橋面在變形過程中均符合平截面假定。極限狀態(tài)時(shí)，UHPC 華夫板部分承擔(dān)的荷載逐漸轉(zhuǎn)移到正交異性鋼板部分，表現(xiàn)為UHPC 華夫板部分大面積開裂，正交異性鋼板部分應(yīng)變大幅增加。

（4）2 個(gè)試件均有較高的極限承載力，在停止加載時(shí)正、負(fù)彎矩作用試件的極限承載力分別為《公路橋涵通用規(guī)范》中公路Ⅰ級車輛荷載最不利布載所產(chǎn)生荷載效應(yīng)的12.20倍和17.46倍。

（5）正彎矩作用試件彈塑性斷面分析可以較為準(zhǔn)確地計(jì)算斷面在不同階段的抗彎剛度和抗彎承載力。負(fù)彎矩作用試件承載力由局部屈曲控制，采用強(qiáng)度理論計(jì)算其極限承載力時(shí)須計(jì)入板件穩(wěn)定性的影響，具體的影響規(guī)律需開展后續(xù)研究。

作者貢獻(xiàn)聲明：

戴昌源：試驗(yàn)設(shè)計(jì)與實(shí)施，數(shù)據(jù)整理，計(jì)算結(jié)果分析，初稿撰寫。

邵長宇：混合橋面相關(guān)構(gòu)造改進(jìn)優(yōu)化。

蘇慶田：項(xiàng)目構(gòu)思，論文修改。

陳 亮：提出論文修改建議。