徐 晨，徐 藝，勵曉峰，侯哲豪

（1.同濟大學 土木工程學院，上海 200092；2.同濟大學 建筑設(shè)計研究院（集團）有限公司，上海 200092）

鋼纖維混凝土（steel fiber reinforced concrete，SFRC）在基材中摻入鋼纖維，可抑制混凝土內(nèi)部微裂縫發(fā)展，具有良好的大應(yīng)變拉伸硬化特性。其按抗壓強度可分為普通強度、高強度及超高強度3 個等級，強度差異將影響材料力學性能與制備成本。將SFRC與鋼橋面板連接形成組合橋面板可有效改善鋼橋面板疲勞開裂及鋪裝層病害問題［1-2］，合理利用SFRC組合橋面板力學特性是優(yōu)化橋梁結(jié)構(gòu)受力與經(jīng)濟性的可行手段。

組合橋面板中混凝土層開裂是影響其設(shè)計使用的關(guān)鍵問題，而SFRC 良好的抗裂特性可有效改善其開裂現(xiàn)象。曾明根等［3］開展了C60 和SFRC 組合橋面板負彎對比試驗，發(fā)現(xiàn)SFRC 組合橋面板開裂荷載顯著提高，開裂范圍較小，且在極限荷載水平下仍具有較好延性。吳美艷等［4］通過超高性能混凝土（utral-high performance concrete，UHPC）組合橋面板靜力彎曲試驗，發(fā)現(xiàn)極限狀態(tài)下UHPC 裂縫寬度未超過0.15 mm，鋼結(jié)構(gòu)屈服時UHPC 未嚴重損壞。李文光等［5］和Luo 等［6-7］開展了大量鋼?UHPC 組合橋面板靜力彎曲試驗，發(fā)現(xiàn)UHPC 裂縫發(fā)展呈細密特征，裂縫寬度與荷載呈線性關(guān)系。蘇慶田等［8-9］通過組合橋面板靜力受彎試驗，提出了一種考慮SFRC 裂后殘余應(yīng)力的裂縫寬度計算方法?？梢婁摾w維混凝土組合橋面板裂后仍具有良好受力性能。

主梁體系下，負彎矩區(qū)SFRC 組合橋面板受力與偏拉狀態(tài)類似，已有研究多關(guān)注組合橋面板在橋面體系下的受力特性，對其在主梁體系中的力學性能研究較少。史占崇等［10］研究了SFRC 組合橋面板在軸拉荷載作用下的抗裂特性，但并未深入分析結(jié)構(gòu)裂后受力性能。組合橋面板由拉彎荷載引起開裂與剛度下降將顯著影響其力學性能，導致實際設(shè)計中難以考慮其對主梁受力貢獻，不僅對結(jié)構(gòu)經(jīng)濟性不利，還可能使結(jié)構(gòu)存在安全隱患。此外，在市政橋梁中使用UHPC 材料成本較高，普通及高強SFRC 具有更好的工程適用性。因此，研究偏拉荷載作用下SFRC 組合橋面板受力特性對合理評估結(jié)構(gòu)受力、提高結(jié)構(gòu)經(jīng)濟性具有重大意義。

為探究偏拉荷載作用下SFRC組合橋面板受力特性，本文基于車道荷載作用下主梁負彎矩區(qū)組合橋面板截面應(yīng)變分布與其在偏拉荷載作用下相似的特點，設(shè)計制作了1個普通混凝土組合板元試件和1個SFRC 組合板元試件進行偏拉試驗，同時引入材料塑性損傷模型進行有限元分析，以考察偏拉荷載作用下SFRC 對組合橋面板受力特性的影響規(guī)律，為優(yōu)化橋面體系及主梁結(jié)構(gòu)提供基礎(chǔ)。

1 試驗設(shè)計

1.1 試件設(shè)計

參照某組合橋面板鋼箱梁設(shè)計參數(shù)，設(shè)計制作2個組合橋面板元試件進行偏心受拉試驗研究。試件構(gòu)造如圖1 所示，試件全長1 600 mm，有效長度1 000 mm，寬240 mm，截面高242 mm。混凝土板厚80 mm，鋼蓋板厚12 mm，肋高150 mm、厚12 mm?；炷涟逯信溆兄睆?0 mm、間距100 mm的縱橫向綁扎鋼筋網(wǎng)，橫向鋼筋布于上層，保護層厚度為35 mm。試件中焊釘直徑13 mm，高60 mm，縱橫向間距均為100 mm。試件兩端板厚30 mm，用于連接地錨與分配梁。開孔板與端板和鋼蓋板焊接，并嵌入混凝土板中穿過鋼筋，保證組合板元全截面受力穩(wěn)定。兩試件混凝土板分別采用C50 混凝土與SFRC，對應(yīng)試件編號DTN與DTF?；炷翝仓瓿珊蟪仞B(yǎng)護。

圖1 試件構(gòu)造示意圖（單位：mm）Fig.1 Schematic diagram of specimen (unit: mm)

通過建立有限元模型分析組合橋面板鋼箱梁負彎矩區(qū)組合橋面板截面應(yīng)變分布與不同偏心距下組合板元截面應(yīng)變分布特點，多次試算得出當偏心距e設(shè)為15 mm 時，兩者在彈性階段截面應(yīng)變分布與發(fā)展特點基本一致?；诖?，設(shè)置端板中心相對組合板元截面形心向混凝土側(cè)偏移15 mm以模擬主梁中組合橋面板的偏心受拉狀態(tài)。

1.2 材料力學性能

表1 列出按照標準試驗方法［11-12］測得的養(yǎng)護齡期28 d C50 和SFRC 材性結(jié)果。本文所采用的SFRC 由相關(guān)工程項目提供，主要由水泥、河沙、石英砂、碎石、摻和料、外加劑、鋼纖維等組成，鋼纖維體積摻量為1.0%。采用啞鈴型試件對SFRC 進行軸拉試驗，測得軸拉應(yīng)力?應(yīng)變曲線如圖2 所示，可見SFRC具有大應(yīng)變拉伸硬化特性。按標準試驗方法［13］測得鋼板屈服強度和極限強度分別為328 和485 MPa，鋼筋屈服強度和極限強度分別為528 和667 MPa，焊釘抗拉極限強度為520 MPa。

表1 混凝土材性試驗結(jié)果Tab.1 Material property test results

圖2 SFRC軸拉應(yīng)力?應(yīng)變曲線Fig.2 Uniaxial tensile stress-strain curve of SFRC

1.3 加載方案與測點布置

試驗加載方式如圖3a所示。加載時試件頂部端板通過長螺桿與分配梁和作動器連接，作動器帶動分配梁和試件共同變形，對試件均勻加載；底部端板通過長螺桿與地錨連接。試件底部固接，頂部作動器自帶鉸裝置，允許試件在受彎平面內(nèi)轉(zhuǎn)動。圖3b為試件加載現(xiàn)場照片。正式加載前，進行一次100 kN 預加載預緊試件及工裝。正式加載時以100 kN為一級荷載增量分級單調(diào)加載，每級荷載持荷3～5 min 記錄裂縫發(fā)展情況。當荷載達到1 400 kN 時采用位移控制加載至試件破壞。

圖3 試驗加載方式Fig.3 Test loading method

試件測點布置如圖4 所示，包括試件軸向位移（D1）、側(cè)向變形（D2～D5）、界面滑移、鋼筋應(yīng)變等。試驗全程對混凝土板裂縫發(fā)展及寬度進行記錄。

圖4 測點布置示意圖（單位：mm）Fig.4 Layout of sensors (Unit: mm)

2 試驗結(jié)果與分析

2.1 破壞形態(tài)

試件極限形態(tài)如圖5 所示。DTN 與DTF 試件最終破壞時均表現(xiàn)為混凝土開裂、鋼結(jié)構(gòu)全截面屈服。DTN 試件中混凝土板上出現(xiàn)幾條主裂縫和部分微裂縫，主裂縫寬度較大，分布密度較小；DTF試件中SFRC出現(xiàn)多條主裂縫，主裂縫寬度較小，分布密度較大。SFRC 中鋼纖維限制了主裂縫寬度發(fā)展，但使其余位置不斷生成新的裂縫。

圖5 試件極限狀態(tài)Fig.5 Ultimate status of specimens

2.2 開裂特性與鋼筋應(yīng)變

圖6為兩試件在不同荷載等級下和最終破壞時裂縫分布情況。圖7 為荷載?最大裂縫寬度曲線。DTN試件前期裂縫發(fā)展較快，加載至400 kN時產(chǎn)生大量主裂縫，裂縫分布稀疏。DTF試件在每級荷載下均有新裂縫產(chǎn)生，裂縫分布密集。此外，當DTN試件開裂至0.20 mm時，DTF試件最大裂縫寬度僅為0.08 mm；當 DTF 試件開裂至0.21 mm 時，其所受荷載是DTN 試件開裂至0.20 mm 時的2.25 倍。作動器荷載達到峰值時，DTN 試件與DTF 試件最大裂縫寬度分別為2.10 mm和1.29 mm。

圖6 不同荷載下混凝土裂縫寬度（單位：mm）Fig.6 Development of concrete cracks（unit：mm）

選取3―3 截面鋼筋應(yīng)變片R4 的實測數(shù)據(jù)做荷載?鋼筋應(yīng)變曲線如圖8a 所示。DTN 試件開裂后鋼筋應(yīng)變發(fā)展明顯加快，荷載為400 kN時其應(yīng)變達到1 000×10?6；DTF 試件鋼筋應(yīng)變在開裂前后發(fā)展平緩，加載至700 kN 時其應(yīng)變達到1 000×10?6，是DTN 試件所受荷載的1.75倍。圖8b展示了3個荷載等級下兩試件中部縱向鋼筋應(yīng)變沿試件高度分布情況，可見，隨著荷載增加，DTN 試件鋼筋中部應(yīng)變遠大于端部，DTF 試件鋼筋整體受力比DTN試件更加均勻，這與SFRC 裂后拉伸硬化持荷特性是一致的。

圖8 鋼筋應(yīng)變發(fā)展及分布Fig.8 Development and distribution of reinforcement strain

2.3 試件變形與剛度

2.3.1 荷載?位移曲線

圖9a和圖9b所示為試件荷載?軸向位移曲線和荷載?側(cè)向位移曲線。荷載取作動器荷載值，軸向位移取D1測點數(shù)據(jù)，側(cè)向位移取D3和D5測點數(shù)據(jù)平均值。由圖9可見，兩試件荷載?位移曲線斜率均在1 200 kN后明顯減小，1 600 kN后趨于平緩，結(jié)合應(yīng)變測量數(shù)據(jù)，上述荷載等級分別對應(yīng)鋼蓋板屈服與全截面屈服。此外，根據(jù)試驗結(jié)果，DTN和DTF試件作動器峰值荷載分別為1 758 kN和1 802 kN。由此可見兩試件在以上3 種狀態(tài)下所受荷載基本一致，即表明在偏拉荷載作用下，組合橋面板承載能力由鋼結(jié)構(gòu)受拉屈服控制，混凝土板對其極限承載力無明顯影響。

圖9 試件荷載?位移曲線Fig.9 Load-displacement curves of specimens

2.3.2 軸向抗拉剛度

對比如圖9a所示試件變形過程，在加載至 1 200 kN前，DTF試件軸向位移明顯小于DTN試件，側(cè)向位移與DTN試件基本一致，這表明SFRC相比普通混凝土更有利于抵抗組合橋面板軸向變形。

定義荷載?軸向位移曲線上的點的割線斜率為試件軸向抗拉剛度。表2 列出了試件彈性狀態(tài)、裂縫寬度達0.10、0.20 mm 時的軸向抗拉剛度K0、K1、K2，彈性狀態(tài)為混凝土未開裂時狀態(tài)。同時計算DTN與DTF試件彈性軸向抗拉剛度理論值分別為1 041.0、965.0 kN?mm?1。DTF 試件彈性軸向抗拉剛度與理論值吻合較好，由于試驗時C50 混凝土開裂較早，未測得其初始開裂相關(guān)數(shù)據(jù)，因此DTN 試件彈性軸向抗拉剛度以理論值代替。

表2 試件軸向抗拉剛度Tab.2 Uniaxial tensile stiffness of specimens

由表2 可知，當裂縫寬度分別達0.10 和0.20 mm 時，DTF 試件軸向抗拉剛度比DTN 試件高出39%與13%。與彈性軸向抗拉剛度理論值相比，DTN與DTF試件開裂至0.10 mm時軸向抗拉剛度分別降低了49%與24%，開裂至0.2 mm 時分別降低了51%與40%。以上現(xiàn)象表明，相比于C50混凝土，SFRC不僅能顯著提高試件軸向抗拉剛度，還使其下降速率明顯減慢。SFRC 在開裂后較長時期仍可繼續(xù)承載并抵抗試件軸向變形，對試件軸向抗拉剛度產(chǎn)生貢獻。

2.3.3 側(cè)向變形

圖10 展示了不同荷載等級下試件側(cè)向位移沿長度分布情況。試件兩端側(cè)向位移取D2、D4 位移計數(shù)據(jù)，試件中部側(cè)向位移取D3、D5位移計數(shù)據(jù)平均值。DTN 試件只在中部撓曲嚴重，兩端變形較小，而DTF 試件側(cè)向位移在不同位置差值較小，變形更平滑。這說明SFRC在開裂后仍具有較好的整體變形能力，可全試驗段抵抗結(jié)構(gòu)側(cè)向變形。

圖10 試件側(cè)向位移發(fā)展Fig.10 Development of lateral displacement of specimens

2.4 截面應(yīng)變分布

圖11 為不同荷載等級下試件3―3 截面應(yīng)變分布。應(yīng)變?nèi)?―3 截面應(yīng)變片實測數(shù)據(jù)，截面高度0和150 mm 分別代表板肋和鋼蓋板底部。可見兩試件均為全截面受拉，鋼蓋板應(yīng)變大于板肋底緣應(yīng)變，與主梁體系下橋面板偏拉受力特征一致。由于DTF 試件在制造或安裝過程可能存在一定偏差，導致其截面中部所測應(yīng)變受橫向彎矩影響而偏大（蓋板及板肋底部取兩側(cè)應(yīng)變平均值減弱了該影響）。因此將100 kN 下所測蓋板與板肋應(yīng)變值代入式（1）計算截面偏心距，可得DTN 和DTF 試件偏心距分別為11.6 和12.0 mm，與試驗設(shè)計15.0 mm 偏心距相差較小，說明試驗中試件偏心受力狀態(tài)良好。

圖11 試件3―3截面應(yīng)變分布Fig.11 Strain distribution of section 3―3 of specimens

式中：σtop為鋼蓋板應(yīng)力；σbot為板肋底部應(yīng)力；F為偏拉力；e為偏心距；ytop為鋼蓋板到截面形心距離；ybot為板肋底部到截面形心距離；Aeq為等效截面面積；Ieq為未開裂截面等效慣性矩。

3 有限元模擬

為進一步研究組合橋面板在偏拉荷載作用下的力學特征，引入材料塑性損傷本構(gòu)對組合板元偏拉試驗進行有限元模擬，分析了組合板元模型變形及損傷發(fā)展特征，并與試驗結(jié)果和理論解進行對比，總結(jié)了SFRC對組合橋面板開裂特性、剛度折減、極限承載力的影響規(guī)律。

3.1 有限元模型建立

3.1.1 模型組成

采用ABAQUS 軟件按1.1 節(jié)所述試件尺寸建立組合板元有限元模型，圖12所示為模型各部件與對應(yīng)模擬單元。表3 列出了模型與試件對應(yīng)關(guān)系，其中DTS?M 為僅考慮鋼結(jié)構(gòu)部件的有限元模型，以探究SFRC對組合橋面板受力貢獻。

表3 有限元模型信息Tab.3 Finite element model information

圖12 有限元模型示意圖Fig.12 Schematic diagram of finite element model

模型中鋼筋耦合在混凝土板中。在組合界面、端板與工裝接觸面均設(shè)置了“面?面接觸”，切向摩擦系數(shù)取0.3，法向設(shè)為“硬接觸”。模型采用位移加載方式，在分配梁頂面形心設(shè)置剛臂并與分配梁頂面耦合，在剛臂頂點施加軸向位移荷載。地錨底面設(shè)置固端約束。

3.1.2 材料本構(gòu)

結(jié)合材性試驗結(jié)果和文獻［14-15］，圖13為模型中C50混凝土和SFRC的材料本構(gòu)曲線，其中SFRC軸拉應(yīng)力?應(yīng)變曲線為材性試驗所得。模型中引入混凝土塑性損傷本構(gòu)，其中非彈性應(yīng)變根據(jù)公式（2）在應(yīng)力?應(yīng)變曲線基礎(chǔ)上計算，損傷因子根據(jù)公式（3）［16-17］計算。

圖13 C50混凝土和SFRC本構(gòu)曲線Fig.13 Constitutive curves of C50 concrete and SFRC

式（2）、（3）中：εin為非彈性應(yīng)變；ε為應(yīng)變；σ為應(yīng)力；E為彈性模量；d為損傷因子。

參考材性試驗結(jié)果，模型中鋼材與鋼筋本構(gòu)采用三折線模型，泊松比為0.3，達到極限強度時塑性應(yīng)變分別為0.19 和0.10。模型中焊釘非線性剪切剛度根據(jù)推出試驗結(jié)果［18］設(shè)置。

3.2 有限元模型計算結(jié)果

3.2.1 模型變形與損傷分布

圖14展示了試驗與有限元分析所得荷載?位移曲線。軸向位移為頂、底部端板沿軸向的相對位移；側(cè)向位移取組合板元中部混凝土板頂面與板肋底部側(cè)向位移平均值。試驗及有限元分析在初期剛度和極限承載力方面較為吻合，有限元分析所得極限荷載與試驗結(jié)果最大誤差僅為7%，極限狀態(tài)下位移值也與試驗結(jié)果相近。

圖14 荷載?位移曲線對比Fig.14 Comparison of load-displacement curves

圖15所示為3種荷載等級下試驗與有限元模型混凝土板損傷分布對比。C50混凝土板損傷分布表現(xiàn)為多個截面嚴重損傷，SFRC 板損傷程度相對較輕，損傷從中部向兩側(cè)均勻減小。以上現(xiàn)象與試驗中DTN 試件裂縫分布稀疏而寬度大、DTF 試件裂縫分布密集而寬度小的特征相對應(yīng)。結(jié)合變形及損傷分布對比，有限元模型對組合板元偏拉作用過程的模擬結(jié)果可靠。

圖15 混凝土板受拉損傷發(fā)展與分布對比Fig.15 Comparison of development and distribution of tensile damage of concrete slabs

3.2.2 剛度分析

3.2.2.1 軸向抗拉剛度

表4 列出了彈性狀態(tài)、裂縫寬度達0.10 和0.20 mm 時有限元模型軸向抗拉剛度KT0、KT1、KT2及混凝土最大縱向應(yīng)變εT0、εT1、εT2。表5所示為組合板元模型軸向抗拉剛度折減及貢獻值。軸向抗拉剛度折減值為裂后KT1、KT2與彈性狀態(tài)KT0之比；軸向抗拉剛度貢獻值為混凝土板占組合板元軸拉剛度比例，表中KTS為DTS?M模型軸向抗拉剛度，3種開裂狀態(tài)下均約為463 kN?mm?1。

表4 模型軸向抗拉剛度與混凝土應(yīng)變Tab.4 Uniaxial tensile stiffness and strain of concrete slab of models

表5 模型軸向抗拉剛度折減與貢獻Tab.5 Reduction and contribution of uniaxial tensile stiffness of models

對比表2可見有限元分析所得軸向抗拉剛度與試驗結(jié)果基本一致。在彈性階段，DTN?M和DTF?M 模型軸向抗拉剛度差異較小，當最大裂縫寬度分別達0.10 和0.20 mm 時，DTN?M 模型軸向抗拉剛度降低51%和55%，DTF?M 模型軸向抗拉剛度降低31%和43%。結(jié)合混凝土板縱向應(yīng)變值，C50 混凝土在開裂后應(yīng)變迅速增大，組合板元軸向抗拉剛度驟降；SFRC開裂后仍處于拉伸硬化階段，軸向抗拉剛度下降緩慢。

當裂縫寬度分別達0.10 和0.20 mm 時，C50 混凝土對組合板元軸向抗拉剛度貢獻為15%和11%，而SFRC 仍能貢獻36%和22%，約為C50 混凝土的2倍，表明SFRC在開裂后仍對組合橋面板軸拉剛度具有較大貢獻，實際設(shè)計時應(yīng)合理考慮其受力貢獻而非僅將其作為安全儲備。

3.2.2.2 側(cè)向抗彎剛度

圖16 所示為不同荷載等級下組合板元模型側(cè)向位移沿長度分布?？梢奡FRC組合板元側(cè)向變形更小且更平滑，表明SFRC 更有利于抵抗組合板元側(cè)向變形。

圖16 模型側(cè)向位移發(fā)展Fig.16 Development of lateral displacement ofmodels

表6 列出了彈性狀態(tài)、裂縫寬度達0.10 和0.20 mm 時有限元模型側(cè)向抗彎剛度KB0、KB1、KB2。表7列出了相應(yīng)的側(cè)向抗彎剛度折減與貢獻值。剛度折減與貢獻值定義與上述軸向抗拉剛度相同。模型側(cè)向抗彎剛度按式（4）、（5）計算，其中撓曲線方程為模型側(cè)向位移曲線擬合所得，彎矩值通過提取模型中部截面所有節(jié)點力對截面形心取矩求和所得。經(jīng)對比同等荷載下帶有不同SFRC 損傷的截面，其節(jié)點力對形心彎矩之和差值在10%以內(nèi)；DTN?M 模型由于其開裂特征選取中部未損傷截面，因此未考慮混凝土損傷后截面形心下移。3 種開裂狀態(tài)下側(cè)向抗彎剛度KBS為2.5×109～3×109kN·mm2。

表6 模型側(cè)向抗彎剛度Tab.6 Lateral bending stiffness of models

表7 模型側(cè)向抗彎剛度貢獻與折減Tab.7 Reduction and contribution of lateral bending stiffness of models

由表7 可知，當裂縫寬度分別達0.10 和0.20 mm 時，DTN?M 模型側(cè)彎剛度降低48%與59%，DTF?M 模型側(cè)彎剛度降低30% 與49%，可見SFRC 開裂后組合板元側(cè)向抗彎剛度下降速率顯著低于C50混凝土。對比DTS?M模型，SFRC 和C50混凝土在彈性狀態(tài)對組合板元側(cè)向抗彎剛度貢獻較大，分別可達到53%和57%。當最大裂縫寬度分別達到0.10 和0.20 mm 時，SFRC 對組合板元側(cè)向抗彎剛度貢獻仍有41%與27%，普通混凝土則僅能貢獻29%與17%，這表明SFRC 在開裂后對組合板元側(cè)向抗彎剛度具有良好的貢獻。

式（4）、（5）中：Kb為側(cè)向抗彎剛度；M為彎矩值；?為側(cè)向變形撓曲線曲率；y為側(cè)向變形撓曲線方程。

3.2.3 承載力分析

按照式（6）計算鋼結(jié)構(gòu)全截面屈服時組合板元承載力，表8列出了試驗、有限元分析及理論計算結(jié)果。由表8可知，3種方式所得組合板元承載力差值較小，即所得組合板元承載力結(jié)果可靠。此外，與DTS?M模型計算結(jié)果相比，DTN?M和DTF?M模型在鋼結(jié)構(gòu)全截面屈服時所受荷載與其基本一致，這表明在偏拉作用下組合板元結(jié)構(gòu)承載能力由鋼結(jié)構(gòu)控制，即組合板中SFRC 和C50 混凝土板對組合橋面板極限承載力的貢獻并不顯著。

表8 組合板元極限承載力Tab.8 Ultimate bearing capacity of composite decks

式中：F為偏拉力；fsy、fry分別為鋼板、鋼筋屈服強度；As、Ar分別為鋼板、鋼筋面積。

4 結(jié)論

本文通過2 個組合橋面板元偏拉荷載試驗、有限元模擬及理論推導，考察了鋼?SFRC組合橋面板在偏拉荷載作用下的裂縫發(fā)展，剛度、承載力及應(yīng)變發(fā)展等力學性能，結(jié)論如下：

（1）根據(jù)偏拉荷載試驗結(jié)果，試件破壞形態(tài)均表現(xiàn)為混凝土大面積開裂，鋼截面屈服。組合板元SFRC 承載過程中裂縫分布相比C50 混凝土更為密集，但裂縫寬度更小?；炷涟遄畲罅芽p寬度達0.2 mm 時，SFRC 組合板元試件所受荷載是C50 混凝土組合板元試件的2.25 倍，SFRC 可顯著改善組合橋面板抗裂性能。

（2）根據(jù)偏拉荷載試驗結(jié)果，相比C50混凝土組合板元，SFRC 組合板元中鋼筋受力更加均勻且應(yīng)變發(fā)展更慢，SFRC 材料大應(yīng)變拉伸硬化特性使其開裂后仍可繼續(xù)承擔外部荷載，這有利于實際設(shè)計中優(yōu)化橋面板配筋方式。

（3）通過對比試驗及有限元分析結(jié)果，引入材料塑性損傷本構(gòu)的有限元模型分析可靠。結(jié)合試驗及有限元分析可知，組合板元開裂后，SFRC對其裂后剛度貢獻顯著高于C50混凝土。當混凝土板裂縫寬度分別達0.10 和0.20 mm 時，SFRC 對組合板元軸向抗拉剛度貢獻為36%和22%，約為C50混凝土貢獻值的兩倍；SFRC 側(cè)向抗彎剛度貢獻為41%和27%，顯著高于C50 混凝土。實際設(shè)計時應(yīng)合理考慮SFRC板受力貢獻而非僅將其作為安全儲備。

（5）結(jié)合偏載試驗、有限元分析及理論推導可知，組合橋面板極限承載力主要由鋼結(jié)構(gòu)受拉屈服控制，混凝土層對組合橋面板極限承載力貢獻并不顯著。

作者貢獻聲明：

徐 晨：指導試驗設(shè)計，數(shù)據(jù)分析，論文寫作與修改。

徐 藝：試驗數(shù)據(jù)分析，數(shù)值模擬，論文寫作與修改。

勵曉峰：理論分析。

侯哲豪：參與試驗設(shè)計與實施。