16 m無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC簡(jiǎn)支工字梁抗彎性能足尺模型試驗(yàn)研究

摘 要：以國(guó)內(nèi)首座無(wú)筋預(yù)應(yīng)力體系UHPC橋梁——廣州北環(huán)高速擴(kuò)建F匝道橋16 m UHPC工字梁-普通混凝土橋面板組合梁為研究對(duì)象，進(jìn)行四點(diǎn)彎曲下的足尺模型抗彎試驗(yàn)研究，測(cè)得各級(jí)荷載下梁的應(yīng)變和撓度，以研究無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC梁的抗彎承載能力，并與有限元計(jì)算值進(jìn)行對(duì)比。結(jié)果表明：相對(duì)于普通鋼筋混凝土梁，UHPC梁的開(kāi)裂大大延遲;裂縫細(xì)而密;UHPC工字梁的跨中截面應(yīng)變滿足平截面假定;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。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)值吻合較好。結(jié)合試驗(yàn)研究和有限元分析，驗(yàn)證了該UHPC組合梁抗彎承載力滿足設(shè)計(jì)要求。

關(guān)鍵詞：無(wú)筋預(yù)應(yīng)力UHPC梁;足尺模型試驗(yàn);抗彎性能;組合梁

中圖分類號(hào)：U441

文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A

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。

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）。

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。

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。

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。

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。

2.4 應(yīng)變

2.4.1 UHPC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。

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?？梢钥闯觯海?）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，離散性很小;（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?（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。

2.4.3 C50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。

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。

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。

3.2.1 C50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：

Dc=1-1-dcDt=1-1-dt （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。

3.2.2 UHPC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：

σfc=ax+（6-5a）x5+（4a-5）x6 0≤xlt;1

xb（x-1）2+x""""""" x≥1 "（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。

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。

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。

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（責(zé)任編輯：于慧梅）

Full-scale Experimental Study on Bending Performance of 16 m

Prestressed UHPC Simple I-beams without Reinforcement

WANG Weifeng1， CHEN Jianfeng1， ZHENG Xiaohong*1， FAN Xueming1， TIAN Yueqiang2

（1.School of Civil Engineering and Transportation，South China University of Technology，Guangzhou 510640，China;2.Zhonglu Dura International Engineering Co.， Ltd.，Guangzhou 510600，China）

Abstract：

A 16 m UHPC I-beam combined with normal concrete deck slab composite beam used in Guangzhou North Ring Expressway Extension F-ramp bridge is taken as the object of study， which is the first prestressed UHPC bridge without reinforcement in China. Bending test under four-point of full-scale model was carried out to evaluate the bending capacity of the prestressed UHPC beam without reinforcement. Strain and deflection of the beam during loading were measured and compared with the calculated values of finite element. The experimental results show that the cracking of UHPC beams is greatly delayed compared to ordinary reinforce concrete beams. The cracks are thin and dense. The strain of the UHPC I-beams at middle-span section comforms to the plane cross-section assumption. The interfacial slip between UHPC I-beam and the ordinary concrete deck slabs is very tiny， so the connection between cast-in-place slabs and UHPC beams is good. The finite element model （FEM） was built to simulate and analyze the force of the UHPC composite beam. The load and deformation values of the elastic model are in good agreement with the experimental values before cracking. Combined with experimental results and FEM analysis， the bending capacity of UHPC composite beam has been verified to meet the design requirements.

Key words：

prestressed UHPC beam without reinforcement; full-scale model test; bending behavior; composite beam

收稿日期：2020-12-25

基金項(xiàng)目：廣東省自然科學(xué)基金資助項(xiàng)目（2019A1515012222）

作者簡(jiǎn)介：王衛(wèi)鋒（1967—），男，教授，博士，研究方向：大跨度橋梁結(jié)構(gòu)，E-mail：ctwfwang@scut.edu.cn.

通訊作者：鄭小紅，E-mail：xhzheng@scut.edu.cn.