帶開(kāi)孔板剪力鍵的鋼-UHPC組合板受彎性能試驗(yàn)研究及數(shù)值模擬

周 敏，肖靖林，楊騰宇，聶建國(guó)，樊健生

(1. 佛山市交通科技有限公司，佛山 528000；2. 清華大學(xué)土木工程系，北京 100084；3. 清華大學(xué)土木工程安全與耐久教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，北京 100084)

鋼-混凝土組合板(簡(jiǎn)稱組合板)適用于橋面板或樓板結(jié)構(gòu)，它由鋼底板和混凝土通過(guò)各種形式的剪力連接件結(jié)合而成。這種組合板主要用于鋼-混凝土組合橋梁，與傳統(tǒng)的鋼筋混凝土橋面板相比，具有剛度大、承載力高、重量輕、配筋量少等優(yōu)點(diǎn)。組合板可以實(shí)現(xiàn)橋面板部分預(yù)制，或與鋼梁一并預(yù)制形成組合梁段，施工質(zhì)量能得到更好保證。若采用現(xiàn)場(chǎng)施工，鋼底板可作為混凝土的模板，免除腳手架搭設(shè)、模板設(shè)置和拆卸工作，也極易實(shí)現(xiàn)快速施工。因此，組合板也適用于鋼筋混凝土橋面板的翻修、改建和加固工程中，具有加快施工進(jìn)度和減小交通影響的重要性能優(yōu)勢(shì)。

根據(jù)截面形狀，組合板主要分為壓型鋼板-混凝土組合板(steel sheeting-concrete composite slabs，SSCCS)[1?10]和(平)鋼板-混凝土組合板(steel-plateconcrete composite slabs，SPCCS)[11?20]。后者被認(rèn)為是前者的改進(jìn)，它減少了混凝土用量和施工作業(yè)量，并解決了剪力連接件的安裝空間不足、壓型鋼板厚度大和預(yù)制程序復(fù)雜的問(wèn)題。這兩類組合板具有相似的力學(xué)性能，都已得到較為充分的研究，并被廣泛地應(yīng)用于橋梁和建筑工程。

為了使鋼材與混凝土協(xié)同工作，必須采用合適的剪力連接件，因此鋼和混凝土的界面連接性能被重點(diǎn)關(guān)注。開(kāi)孔板剪力鍵(又名PBL剪力件)在組合板中的應(yīng)用最廣泛，大量的推出試驗(yàn)和梁式試驗(yàn)[3?4]表明其具有優(yōu)良的剪力連接性能。此外，也有學(xué)者提出一些新型的剪力連接件，例如MCL組合銷[10]和矩形鋼管連接件[14]，并通過(guò)試驗(yàn)研究抗剪承載力。

構(gòu)件的力學(xué)性能方面，吳麗麗等[11?12]通過(guò)試驗(yàn)探究了SPCCS的抗剪承載力，并開(kāi)發(fā)有限元模型以模擬其受剪行為。聶建國(guó)等[13]和楊悅等[16]分別對(duì)帶栓釘連接件的SPCCS進(jìn)行了試驗(yàn)研究，并對(duì)此類組合結(jié)構(gòu)的受彎承載力進(jìn)行分析。Ong等[15]對(duì)38根SPCCS進(jìn)行了試驗(yàn)研究，鋼板和混凝土的界面采用環(huán)氧樹(shù)脂膠粘接，試件破壞形態(tài)主要為彎曲破壞、斜拉破壞和剝離破壞。Kim和Jeong[6?7]通過(guò)足尺模型試驗(yàn)研究了帶PBL剪力鍵的SSCCS的極限承載力，并通過(guò)與鋼筋混凝土橋面板試件的對(duì)比，體現(xiàn)出組合板承載力高、自重輕等顯著優(yōu)勢(shì)。Xu等[17]、楊勇等[18?19]與Liu等[20]開(kāi)展了帶PBL剪力鍵的組合板試驗(yàn)，研究SPCCS的力學(xué)性能。結(jié)果表明組合板具備足夠的抗彎承載力、剛度、延性和優(yōu)良的疲勞性能。

近年來(lái)，大跨鋼-混凝土組合橋梁的發(fā)展趨勢(shì)呈現(xiàn)出跨度進(jìn)一步增大、主梁數(shù)量減少和橋面板跨度增加的特征。本文旨在研究一種鋼-超高性能混凝土(UHPC)組合板(圖1)，將超高性能混凝土(UHPC)用于替代平鋼板-混凝土組合板中的混凝土，將有望進(jìn)一步減小橋面板厚度、降低主梁自重，同時(shí)全面地提升橋面板的力學(xué)性能，如承載力、剛度和抗裂性等。采用上述鋼-UHPC組合橋面板的鋼-UHPC輕型組合梁，可適應(yīng)特大跨徑橋梁的建設(shè)需求，具有廣闊的應(yīng)用前景。

圖1 鋼-超高性能混凝土(UHPC)組合板Fig. 1 Schematic of steel-ultra-high performance concrete(UHPC) composite slab

目前，針對(duì)鋼-UHPC組合板的研究相對(duì)較少。卜一之等[21]開(kāi)展了鋼-UHPC組合板在負(fù)彎矩作用下的抗裂性能，并提出了初裂荷載的計(jì)算方法。Luo等[22?23]開(kāi)展了鋼-UHPC組合板帶的試驗(yàn)，研究負(fù)彎矩下的抗裂性能。李文光等[24]通過(guò)試驗(yàn)研究了鋼-UHPC組合板的抗裂性能和抗彎承載力。朱藝婷等[25]開(kāi)展了裝配式鋼-UHPC組合板的靜載試驗(yàn)，研究界面剪力連接方式對(duì)組合板在正彎矩作用下的力學(xué)性能的影響。然而，文獻(xiàn)中的組合板由鋼板和45 mm～60 mm的UHPC薄層組成，屬于正交異性鋼橋面+UHPC構(gòu)成的橋面系的局部結(jié)構(gòu)。該橋面系的主要?jiǎng)偠扔烧划愋凿摌蛎嫣峁?，與本文研究的鋼-UHPC組合橋面板具有較大差異。

因此，本文對(duì)鋼-UHPC組合板的受力性能進(jìn)行了試驗(yàn)研究，并建立精細(xì)有限元模型進(jìn)行數(shù)值模擬，以推廣該新型組合板的工程應(yīng)用。

1 試驗(yàn)方案設(shè)計(jì)

1.1 試件設(shè)計(jì)

富龍西江特大橋是廣東省佛山市在建的一座特大跨徑鋼-UHPC組合梁斜拉橋，主跨長(zhǎng)度580 m，采用鋼箱梁+鋼-UHPC組合橋面板構(gòu)成的輕型橋面系(圖2)。為了研究上述鋼-UHPC組合橋面板的力學(xué)性能，設(shè)計(jì)了4個(gè)組合板足尺試件(3個(gè)鋼-UHPC組合板+1個(gè)鋼-C60組合板)，試件細(xì)節(jié)如圖3和表1所示。所有試件的長(zhǎng)度、寬度、混凝土厚度分別為3100 mm、1800 mm和150 mm。四個(gè)試件的鋼筋布置保持一致。

表1 試驗(yàn)參數(shù)設(shè)計(jì)Table 1 Specimen design

圖2 大橋橫斷面示意圖Fig. 2 Schematic of bridge cross section

圖3 試件構(gòu)造細(xì)節(jié)Fig. 3 Details of specimens

其中，試件CS-1根據(jù)該大橋的橋面板實(shí)際構(gòu)造設(shè)計(jì)；試件CS-2在CS-1的基礎(chǔ)上將PBL剪力鍵數(shù)量減少1/2，根據(jù)縱向抗剪承載力的計(jì)算結(jié)果[26]，抗剪連接程度為0.65(CS-1為完全抗剪連接)；試件CS-3采用栓釘連接件，經(jīng)式(4)驗(yàn)算為完全抗剪連接[27]，鋼板厚度增加至10 mm以保持與CS-1截面含鋼率相等(8.5%)；試件CS-4采用C60混凝土，探究組合板采用UHPC和普通混凝土的差異。

1.2 材料性能

本試驗(yàn)所用UHPC材料的水膠比為0.16，摻有2.3%體積分?jǐn)?shù)的的平直鋼纖維(長(zhǎng)度13 mm、直徑0.2 mm)。所有含UHPC的試件在澆筑后48 h開(kāi)始高溫蒸汽養(yǎng)護(hù)，恒溫90 ℃維持48 h。同批澆筑和養(yǎng)護(hù)多個(gè)UHPC棱柱體試件(100 mm×100 mm×300 mm)和狗骨試件(圖4)，用于測(cè)試UHPC材料的軸心抗壓強(qiáng)度、抗拉強(qiáng)度和彈性模量。

圖4 UHPC狗骨試件Fig. 4 UHPC dog-bone shaped coupon

試件CS-4的C60混凝土采用室溫灑水養(yǎng)護(hù)28 d，同批澆筑和養(yǎng)護(hù)多個(gè)150 mm×150 mm×150 mm立方體試塊，用于測(cè)試抗壓強(qiáng)度。

采用Q345鋼板和HRB400鋼筋，主要材料的實(shí)測(cè)材料性能概括在表2。

表2 材料性能Table 2 Material properties

1.3 試件制作

圖5展示了鋼-UHPC組合板的制作過(guò)程，包括鋼結(jié)構(gòu)加工、鋼筋網(wǎng)綁扎、UHPC澆筑和高溫蒸養(yǎng)。

圖5 鋼-UHPC組合板試件制作工序Fig. 5 Manufacturing process of steel-UHPC composite slab specimens

1.4 加載及量測(cè)方案

如圖6所示，所有試件在兩端的全寬范圍內(nèi)簡(jiǎn)支，通過(guò)3000 kN液壓千斤頂在施加荷載于組合板中心200 mm×200 mm的范圍內(nèi)。試驗(yàn)采用兩階段控制加載，在彈性階段基于力的控制分級(jí)加載，試件CS-1～CS-3每級(jí)加載100 kN，試件CS-4每級(jí)加載50 kN，并在每一級(jí)保持恒定，以觀察試件的行為(采用80倍放大的裂縫觀測(cè)儀觀察組合板側(cè)面的裂縫)；試件進(jìn)入非線性階段后，切換為位移控制，緩慢加載至試件破壞。

圖6 試驗(yàn)加載圖Fig. 6 Test setup

試驗(yàn)中重點(diǎn)量測(cè)組合板試件跨中截面的應(yīng)變分布(包括UHPC板頂和側(cè)面的應(yīng)變和鋼底板應(yīng)變)、撓度、支座位移及鋼-混凝土界面的相對(duì)滑移。

2 試驗(yàn)結(jié)果與討論

2.1 開(kāi)裂與破壞模式

對(duì)于鋼-UHPC組合板試件CS-1～CS-3，失效模式是彎曲破壞。試驗(yàn)加載到15%Pu～20%Pu時(shí)(Pu為峰值荷載)，組合板出現(xiàn)斷續(xù)的鋼-UHPC界面脫粘響聲。試件的初始開(kāi)裂發(fā)生在25%Pu～30%Pu之間，極細(xì)(約0.03 mm)的豎向裂縫主要出現(xiàn)在跨中附近，從UHPC底部向上延伸。直到70%Pu之前，在舊裂縫的旁邊陸續(xù)出現(xiàn)多條豎向裂縫，部分裂縫繼續(xù)向上發(fā)展，但裂縫的寬度增加不明顯，最大裂縫寬度不超過(guò)0.1 mm。荷載達(dá)到70%Pu以后，構(gòu)件逐漸屈服，位于跨中截面的一條裂縫成為主裂縫，寬度逐漸增大且根部的寬度大于其他位置。荷載超過(guò)90%Pu后，不斷有UHPC小顆粒從板頂面崩出，加載點(diǎn)附近出現(xiàn)明顯壓碎，受壓裂縫逐漸延伸至板邊。主裂縫寬度迅速增加至根部寬度約5 mm，鋼纖維變得可見(jiàn)但仍連通主裂縫兩端，伴隨著UHPC板頂沿跨中截面全寬壓潰并呈片狀隆起，試件達(dá)到峰值承載力Pu。隨后荷載緩慢下降，主裂縫2/3高度以下的鋼纖維陸續(xù)拔出，加載到跨中撓度超過(guò)110 mm (約1/25跨度)時(shí)荷載仍大于85%Pu，表明鋼-UHPC組合板試件具有極好的延性。試件的破壞形態(tài)如圖7所示。

圖7 組合板的破壞形態(tài)Fig. 7 Failure modes of composite slabs

上述3個(gè)鋼-UHPC組合板在加載過(guò)程中，基本試件CS-1初裂最晚，裂縫最少，鋼-UHPC界面完好，組合板的整體工作性能最佳。CS-2的裂縫最密，鋼-UHPC界面裂縫較明顯。CS-3，鋼-UHPC界面存在出現(xiàn)裂縫，但界面裂縫的寬度和發(fā)展速度都明顯小于CS-2；在荷載下降段，跨中截面左右兩邊出現(xiàn)了斜裂縫，主要由于栓釘未能貫穿該斜截面，試件僅依靠UHPC截面承受剪力。

然而，鋼-混凝土組合板CS-4發(fā)生沖切破壞，與鋼-UHPC組合板完全不同。約15%Pu時(shí)開(kāi)始出現(xiàn)鋼-混凝土界面脫粘響聲，20%Pu時(shí)出現(xiàn)界面裂縫且寬度很快超過(guò)1 mm。25%Pu時(shí)跨中附近出現(xiàn)若干條寬度為0.03 mm的豎向裂縫，裂縫分布較為均勻，平均間距約110 mm。隨著荷載增加，裂縫寬度逐漸增加、長(zhǎng)度逐漸延伸，50%Pu時(shí)跨中截面的一條豎向裂縫呈現(xiàn)出主裂縫的特征(寬度最大，約0.13 mm)。當(dāng)荷載達(dá)到Pu時(shí)，混凝土發(fā)出一聲巨大的脆響，荷載突然降低至76%Pu?？捎^察到加載區(qū)域整體下陷(圖7(d))，試件發(fā)生了脆性的沖切破壞。繼續(xù)加載，當(dāng)跨中位移達(dá)到86 mm時(shí)試件整體發(fā)生斜截面剪切破壞，停止試驗(yàn)。

2.2 荷載-位移關(guān)系

圖8中比較了4個(gè)試件的荷載-撓度曲線。各試件的剛度從加載起始點(diǎn)緩慢降低，但100 kN以前荷載-撓度曲線基本處于線性區(qū)域，因此將100 kN時(shí)的割線斜率定義為試件的初始剛度。隨著鋼-UHPC(混凝土)界面脫粘和彎曲裂縫的發(fā)展，試件剛度繼續(xù)降低。鋼板屈服后，撓度顯著非線性增加，直到達(dá)到最大荷載。鋼-UHPC組合板試件CS-1～CS-3在到達(dá)極限承載力后，荷載緩慢降低，表現(xiàn)出良好的延性。然而，鋼-混凝土組合板試件CS-4在荷載達(dá)到峰值時(shí)發(fā)生沖切破壞，荷載突然降低，屬于典型的脆性破壞。

圖8 荷載-跨中撓度曲線Fig. 8 Measured load-midspan deflection curves

基本試件CS-1的極限承載力最高，比試件CS-2、CS-3和CS-4分別高出29.7%、13.4%和88.6%。注意，10 mm鋼板的屈服強(qiáng)度略低于8 mm鋼板，一定程度上導(dǎo)致了CS-3與CS-1的承載力差異。CS-1的初始剛度也最高，比CS-3的初始剛度高44.7%，但隨著荷載增加其剛度逐漸減小，界面脫粘后剛度與CS-3基本持平。當(dāng)CS-3的荷載達(dá)到460 kN時(shí)，鋼-UHPC界面脫粘響聲加劇，伴隨著寬度約0.1 mm的界面裂縫出現(xiàn)，導(dǎo)致剛度有所降低，撓度發(fā)展明顯比CS-1更快。由于PBL剪力鍵數(shù)量較少，試件CS-2的初始剛度比CS-1低52.1%。CS-4的初始剛度與CS-2接近，但界面脫粘后，鋼-混凝土界面的裂縫快速增寬至0.4 mm，試件剛度發(fā)生了一次顯著降低。

2.3 界面滑移

試件在各級(jí)荷載下鋼-UHPC界面滑移沿跨度的分布如圖9所示。對(duì)于含PBL剪力鍵的組合板，最大滑移出現(xiàn)在加載點(diǎn)和支座之間，而兩端的滑移相對(duì)較小。這主要是因?yàn)橹ё幍姆戳ο拗屏硕瞬康慕缑婊?。含栓釘連接件的CS-3呈現(xiàn)出滑移量從一端到另一端逐漸減小的趨勢(shì)，主要原因是栓釘變形、裂縫分布和界面裂縫發(fā)展的不對(duì)稱性。CS-1的滑移量最小，相同荷載下的滑移約為CS-3的1/2，表明PBL剪力鍵的抗剪剛度大于栓釘連接件?？傮w來(lái)看，僅含2個(gè)開(kāi)孔板剪力件的CS-2界面滑移量最大，但在破壞前各試件的界面滑移量仍較小。

圖9 界面滑移沿縱向的分布Fig. 9 Longitudinal distribution of interface slip

2.4 應(yīng)變分布

圖10顯示了組合板截面高度方向的應(yīng)變分布。僅CS-2的應(yīng)變沿截面高度呈非線性分布，主要是由于PBL剪力鍵數(shù)量較少，鋼-UHPC界面存在較大的滑移。除CS-2外，各試件的截面應(yīng)變基本呈線性分布。隨著荷載的增加，CS-1～CS-3的中和軸逐漸上升，而CS-4的中和軸高度無(wú)明顯變化。同時(shí)，部分應(yīng)變片因?yàn)閁HPC開(kāi)裂而斷裂失效。

圖10 沿跨中截面高度方向的應(yīng)變分布Fig. 10 Strain distribution along section height at mid-span section

當(dāng)荷載達(dá)到峰值荷載時(shí)，CS-1～3的鋼板拉應(yīng)變均超過(guò)3500 με，UHPC頂部壓應(yīng)變均超過(guò)3300 με，試件由于鋼板屈服、UHPC頂部壓潰而發(fā)生彎曲破壞。然而，CS-4發(fā)生沖切破壞時(shí)，組合板側(cè)面的鋼板和混凝土應(yīng)變均未超過(guò)2000 με，材料的強(qiáng)度未得到充分發(fā)揮。

3 鋼-UHPC組合板有限元模擬

運(yùn)用有限元軟件ABAQUS建立鋼-UHPC組合板的精細(xì)有限元模型，對(duì)試驗(yàn)進(jìn)行非線性模擬，并研究各參數(shù)對(duì)組合板受力性能的影響。

3.1 材料本構(gòu)

根據(jù)材料性能試驗(yàn)測(cè)得的UHPC受壓曲線，結(jié)合前人關(guān)于UHPC拉壓本構(gòu)的研究[28]，本文選用CEB-FIP MC2010[29]推薦的方程作為UHPC單軸受壓本構(gòu)模型的上升段模式、我國(guó)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010?2010)[30]推薦的曲線下降段作為UHPC單軸受壓本構(gòu)模型的下降段模式，并根據(jù)UHPC的受壓特性對(duì)形狀參數(shù)進(jìn)行標(biāo)定[28]，如下式所示：

式中：ε為壓應(yīng)變；ε0為峰值壓應(yīng)變，根據(jù)棱柱體軸壓試驗(yàn)取3579 με。

如圖11所示，本文采用的UHPC在狗骨軸拉試驗(yàn)中表現(xiàn)出四階段受力特征：① 初始線彈性段，應(yīng)力與應(yīng)變成正比；② 過(guò)渡段，試件開(kāi)裂，拉力繼續(xù)增加但剛度逐漸減?。虎?多縫開(kāi)裂段，試件表面出現(xiàn)許多細(xì)小裂縫但寬度增加不明顯，拉力基本不變或略有增加；④ 軟化段，主裂縫形成且寬度逐漸增加，拉力逐漸下降，難以獲取準(zhǔn)確的應(yīng)變數(shù)據(jù)。因此，本研究采用直線段+二次曲線段+平臺(tái)段+指數(shù)下降段分別模擬上述4個(gè)階段，如下式所示：

圖11 UHPC的軸拉應(yīng)力-應(yīng)變曲線Fig. 11 Tensile stress-strain curves of UHPC

式中：ε為拉應(yīng)變；fcr為初裂應(yīng)力，根據(jù)狗骨試驗(yàn)取9.28 MPa；εcr為對(duì)應(yīng)的初裂應(yīng)變；εt為UHPC達(dá)到抗拉強(qiáng)度時(shí)的應(yīng)變，根據(jù)狗骨試驗(yàn)取1249 με；ω為裂縫寬度，軟化段參數(shù)根據(jù)文獻(xiàn)[28]的建議取值，即軟化段開(kāi)始的應(yīng)變?chǔ)舤u取25εcr，橋接應(yīng)力比開(kāi)裂前減少1/2的裂縫寬度ω0取1 mm，軟化段初始點(diǎn)的裂縫寬度ωc取0.05 mm，曲線形狀決定參數(shù)p取1.6。選用ABAQUS的混凝土塑性損傷模型(concrete damaged plasticity)模擬UHPC，上述UHPC應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系如圖12所示。

圖12 UHPC的本構(gòu)模型Fig. 12 Constitutive model of UHPC

3.2 單元選取和網(wǎng)格尺寸

UHPC采用三維八節(jié)點(diǎn)縮減積分實(shí)體單元C3D8R模擬，鋼底板和開(kāi)孔板剪力鍵采用四節(jié)點(diǎn)縮減積分殼單元S4R模擬，鋼筋采用三維二節(jié)點(diǎn)線性插值桁架單元T3D2模擬。

為了測(cè)試模型對(duì)網(wǎng)格尺寸的敏感性，分別以50 mm和25 mm作為基準(zhǔn)尺寸建立有限元模型。以CS-1為例，圖13顯示了2種不同網(wǎng)格尺寸下的有限元分析結(jié)果?？梢?jiàn)，在將50 mm的網(wǎng)格尺寸加密1倍，對(duì)荷載-位移曲線下降段以前的模擬效果無(wú)明顯影響，構(gòu)件承載力、剛度和峰值點(diǎn)位移的計(jì)算結(jié)果已經(jīng)收斂。因此，綜合考慮分析精度與計(jì)算效率，采用50 mm作為模型的網(wǎng)格尺寸。以CS-1為例，有限元模型如圖14所示。

圖13 有限元模型的網(wǎng)格測(cè)試Fig. 13 Mesh test of FEM

圖14 CS-1的有限元模型Fig. 14 FEM of CS-1

3.3 部件相互作用模擬

將開(kāi)孔板剪力鍵和鋼筋作為嵌入式區(qū)域(embedded region)嵌入U(xiǎn)HPC中。試驗(yàn)中UHPC與鋼板之間的界面脫粘較早，而粘結(jié)力僅影響脫粘前的受力行為，故UHPC底面與鋼底板頂面之間設(shè)置法向硬接觸，切向無(wú)摩擦。

對(duì)于含栓釘連接件的試件CS-3，栓釘采用扣件單元(fasteners)模擬，其法向設(shè)置為剛性連接，切向的力-位移關(guān)系選取Ollgaard提出的栓釘荷載-滑移模型[31]：

式中：Vu為栓釘?shù)目辜舫休d力，按照式(4)計(jì)算[27]；根據(jù)孫啟力等[32]的建議，取m=0.5，n=3 mm?1。

式中：fu為栓釘?shù)目估瓘?qiáng)度，根據(jù)加工廠提供的數(shù)據(jù)取400 MPa；As為栓釘?shù)臋M截面積。

3.4 模型結(jié)果校驗(yàn)

按照上述方法建立鋼-UHPC組合板試件CS-1～CS-3的有限元模型。由于開(kāi)孔板剪力鍵焊接導(dǎo)致的鋼底板不平整性，試件CS-1的UHPC實(shí)際厚度并不為精確的150 mm。因此，試驗(yàn)前對(duì)UHPC的實(shí)際厚度進(jìn)行了測(cè)量，CS-1端部截面的UHPC層厚150 mm，跨中截面的UHPC層厚162 mm，建模時(shí)取上述兩截面厚度的平均值156 mm。

為了檢驗(yàn)有限元模擬結(jié)果的準(zhǔn)確性，將試件CS-1～CS-3的有限元計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)數(shù)據(jù)進(jìn)行對(duì)比，如圖15和表3所示。可見(jiàn)，對(duì)于剪力連接鍵數(shù)量充足、分別采用開(kāi)孔板剪力鍵和栓釘?shù)腃S-1和CS-3，有限元模型計(jì)算出的荷載-撓度曲線與試驗(yàn)曲線吻合良好，對(duì)構(gòu)件極限承載力的預(yù)測(cè)精度較高。試件CS-2的模擬結(jié)果與試驗(yàn)差異稍大，可能是由于開(kāi)孔板剪力鍵數(shù)量較少，試驗(yàn)中一部分穿孔鋼筋和混凝土榫發(fā)生了破壞，在模型中未能體現(xiàn)。

圖15 有限元模擬曲線與試驗(yàn)曲線的對(duì)比Fig. 15 Comparison of curves from FEM and tests

表3 有限元模型與試驗(yàn)的主要結(jié)果對(duì)比Table 3 Comparison of main results from FEM and tests

3.5 參數(shù)分析

采用有限元模型開(kāi)展鋼-UHPC組合板的參數(shù)分析，主要探究UHPC厚度hc、鋼底板厚度ts、開(kāi)孔板剪力鍵厚度tpbl和抗剪連接程度η[33]對(duì)組合板受力性能的影響。初始參數(shù)組hc=150 mm，ts=8 mm，tpbl=10 mm，每個(gè)分析模型僅改變其中一個(gè)參數(shù)，分析涵蓋了設(shè)計(jì)中常見(jiàn)的參數(shù)取值范圍(hc=130 mm～170 mm，ts=6 mm～12 mm，tpbl=8 mm～14 mm，η=0.38～1.46)。其中，抗剪連接程度通過(guò)增減開(kāi)孔鋼板數(shù)量來(lái)改變。

參數(shù)分析的結(jié)果如圖16所示。結(jié)果顯示，鋼-UHPC組合板的承載力和剛度都對(duì)UHPC厚度十分敏感。在130 mm～170 mm范圍內(nèi)，UHPC厚度每增加10 mm，組合板的極限承載力和初始剛度分別提高約8%和16%。組合板的受力性能受鋼底板厚度的影響也較大，鋼底板厚度對(duì)承載力的影響比對(duì)剛度的影響更顯著，然而增加鋼底板厚度會(huì)導(dǎo)致用鋼量迅速增加，影響橋面板的經(jīng)濟(jì)性。增加開(kāi)孔板剪力鍵的厚度對(duì)組合板的受力性能無(wú)明顯影響，設(shè)計(jì)中建議采用8 mm～10 mm的薄開(kāi)孔板。對(duì)于部分抗剪連接的情況，提升抗剪連接程度對(duì)組合板受彎性能的有利作用較顯著；當(dāng)η超過(guò)1之后，繼續(xù)增加剪力連接件數(shù)量對(duì)承載力和剛度的影響較小。實(shí)際工程中宜將組合板設(shè)計(jì)為完全抗剪連接(η=1)。

圖16 參數(shù)分析結(jié)果Fig. 16 Results of parametric study

4 結(jié)論

本文研究了一種采用開(kāi)孔板(PBL)剪力鍵的鋼-超高性能混凝土(UHPC)組合板，可用作大跨度橋面板或樓板?；谀程卮罂缍冉M合梁斜拉橋的橋面板設(shè)計(jì)，完成了3塊鋼-UHPC組合板和1塊鋼-C60組合板的足尺模型試驗(yàn)，探究剪力連接件種類、數(shù)量和混凝土材料對(duì)組合板受力性能的影響?；贏BAQUS建立鋼-UHPC組合板的精細(xì)有限元模型，對(duì)試驗(yàn)進(jìn)行非線性模擬，并利用有限元模型開(kāi)展了參數(shù)分析。得到的主要結(jié)論如下：

(1) 在集中荷載作用下，鋼-C60組合板發(fā)生沖切破壞，而鋼-UHPC組合板發(fā)生典型的彎曲破壞。鋼-UHPC組合板的承載力、剛度和延性均遠(yuǎn)優(yōu)于相同厚度的鋼-C60組合板。

(2) 設(shè)置足量的開(kāi)孔板剪力鍵，對(duì)保證鋼-UHPC組合板的優(yōu)良受力性能十分必要。在所有試件中，含較多開(kāi)孔板剪力鍵的鋼-UHPC組合板CS-1表現(xiàn)出最佳的縱向受彎性能，體現(xiàn)在較小的界面滑移量、較高的抗彎承載力和剛度以及較強(qiáng)的抗剪能力。

(3) 通過(guò)合理地選取UHPC單軸本構(gòu)模型和剪力連接件的模擬方式，本文建立的有限元模型可準(zhǔn)確預(yù)測(cè)鋼-UHPC組合板的荷載-位移關(guān)系。

(4) 有限元參數(shù)分析表明，UHPC厚度對(duì)鋼-UHPC組合板的承載力和剛度影響顯著，鋼底板厚度對(duì)承載力的影響比對(duì)剛度的影響更明顯，開(kāi)孔板剪力鍵的厚度對(duì)組合板的受力性能影響很小。綜合考慮受力性能和經(jīng)濟(jì)性，建議設(shè)計(jì)中采用8 mm～10 mm厚度的鋼底板和開(kāi)孔板剪力鍵。實(shí)際工程宜將組合板設(shè)計(jì)為完全抗剪連接(η=1)。