鋼-UHPC輕型組合梁負彎矩區(qū)接縫抗彎試驗

孔祥武，韓 玉，胡美韻，晏班夫

(1.廣西路橋工程集團有限公司，南寧 530011；2.湖南大學 土木工程學院，長沙 410083；3.廣西大學 土木建筑工程學院，南寧 530004)

0 引 言

鋼板組合梁具有構造簡單、 制造方便、 用鋼量省、 全壽命周期性能優(yōu)異、 綠色環(huán)保等優(yōu)點[1], 能充分利用混凝土和鋼材各自的力學性能[2], 這一結構質(zhì)量輕、 節(jié)段運輸便捷、 架設速度快、 適應保通要求高的路段, 可有效提升公路橋梁的建設品質(zhì)。UHPC(ultra-high performance concrete, 超高性能混凝土)材料制作的構件結構自重較小、 設計自由度大、 力學性能好、 耐久性高、 符合可持續(xù)發(fā)展理念[3]。如果將鋼板組合梁的混凝土橋面板用UHPC材料代替, 將大大降低組合梁的自重, 施工也可由常規(guī)方法(先架設鋼板梁部分, 之后澆筑上部混凝土板)轉變?yōu)橄仍谝阎谱骱玫碾p鋼板梁上澆筑UHPC橋面板形成單榀π型鋼-UHPC組合梁, 之后進行整體架設。鋼板組合梁橋面板部分UHPC化是未來城市、 高速公路中小跨徑橋梁裝配化、 工業(yè)化發(fā)展中的一個有益補充[4]。

鋼-UHPC輕型組合梁中的預制單元一般具有較為穩(wěn)定的品質(zhì), 因此單元之間的連接成為了決定橋梁質(zhì)量的關鍵, 特別是支點負彎矩區(qū)的開裂及連接構造處理應重點關注。傳統(tǒng)鋼板組合梁橋中常見的負彎矩區(qū)裂縫控制措施包括加強配筋、 張拉預應力束以及優(yōu)化施工工藝等。通過強配筋阻裂是最為傳統(tǒng)的設計思路, 但過密的配筋會影響混凝土澆筑質(zhì)量。張拉預應力束也是常用的鋼混組合結構負彎矩區(qū)處理方法[5], 但縱向預應力通過栓釘傳遞至鋼梁會降低橋面板預應力施加效率。此外, 中支點頂升法及調(diào)整混凝土澆筑順序等施工優(yōu)化方法也可作為改善負彎矩區(qū)受力的輔助措施[6], 其本質(zhì)是使負彎矩區(qū)混凝土中儲備一定初始壓應力以降低使用階段混凝土的開裂風險, 但這類方法效率較低且施工較為復雜。在德、 法等歐洲國家, 較為常見的一種鋼混組合結構負彎矩區(qū)處理方法是設置墩頂橫梁接縫[7], 施工時先架設預制組合梁于墩頂臨時支撐上, 待全橋架設完成后, 施工墩頂橫梁, 完成簡支到連續(xù)的體系轉換。學者們對這類鋼板組合連續(xù)梁橋負彎矩區(qū)橫梁接縫的構造設計、 受力性能、 抗震性能等進行了系列研究[8-10]。在UHPC材料在鋼板組合梁的應用方面: 邵旭東等[11]提出在普通鋼板組合梁橋橫向接縫中引入UHPC材料以解決負彎矩區(qū)混凝土易開裂的問題; 鄧舒文等[12]提出一種在整體預制鋼-UHPC組合梁兩端設置端隔梁, 并現(xiàn)澆階梯型UHPC接縫的負彎矩區(qū)處理方案。研究表明, 將UHPC材料應用于鋼板組合梁橋面板, 可進一步減小橋面板尺寸、 降低結構自重, 實現(xiàn)整體預制、 快速架設, 將UHPC應用于組合梁負彎矩區(qū), 則可充分發(fā)揮材料的抗拉性能, 改善負彎矩區(qū)受力并大大簡化施工工藝。

本文提出了一種預制鋼-UHPC輕型組合連續(xù)梁橋結構, 設計了適用于該組合梁墩頂負彎矩區(qū)的橫向接縫構造, 通過強配筋及現(xiàn)澆UHPC材料的方式提高負彎矩區(qū)階梯狀T型濕接縫的抗彎、 抗裂性能。以云南省昌保高速公路某跨線橋為依托工程, 對組合梁負彎矩區(qū)節(jié)段進行1∶2縮尺模型抗彎加載試驗, 研究了負彎矩區(qū)UHPC濕接縫的抗彎破壞模式及承載力計算方法。

1 工程背景

依托工程橋型布置及組合梁一般構造, 如圖1所示, 該橋采用3×30 m鋼-UHPC輕型組合連續(xù)梁結構, 橫向由兩榀單寬4.0 m的鋼-UHPC預制π梁組成。單榀組合梁由2片相距2 m的工字鋼板梁與其上通過鋼栓釘連接的UHPC橋面板組成, 工字型鋼梁高115 cm, UHPC橋面板厚12～20 cm, 跨中全梁高135 cm。

圖1 鋼-UHPC組合橋型布置(a)與截面尺寸(b)Fig.1 Bridge layout(a) and section dimension(b) steel-UHPC composite bridge

如圖2所示, 在相鄰兩跨鋼-UHPC預制梁的墩頂設置1.2 m寬的混凝土橫梁接頭, 該區(qū)域鋼梁無上翼緣, 腹板以墩頂中心線為對稱軸進行U型開槽, 伸入橫梁的工字鋼腹板部分設置有PBL連接鍵, 鋼下翼緣部分則布置有栓釘; 距墩頂中心線600 mm處橫梁端部設置有與上、 下翼緣及腹板焊接的端承壓板, 其上布置側立栓釘埋設在混凝土橫梁內(nèi); 預制π梁吊裝后(混凝土橫梁澆筑前), 相鄰工字鋼下翼緣及腹板在端部進行錯位施焊連接。

圖2 現(xiàn)澆接縫構造圖(單位: mm)Fig.2 Structure diagram of cast-in-situ joint

預制組合梁拼接后, 橫梁接頭分兩次澆筑。第一次澆筑C50普通混凝土至距橋面30 cm高處, 達到強度后, 結構由簡支體系轉換為連續(xù)體系, 然后進行第二次的UHPC澆筑。為提升抗裂能力、 防止橫梁端部斷面裂縫貫通發(fā)展, UHPC濕接縫部分增加了水平臺階, 接縫立面呈T型條帶形式, 該條帶縱橋向長600 cm, 厚7 cm, 主要承受成橋后的活載作用。

2 模型試驗方案

2.1 模型設計

為研究橫向接縫在負彎矩下的受力情況與破壞模式, 取實橋負彎矩區(qū)10 m長度范圍內(nèi)的半榀π梁為研究對象, 按相似比原則設計了1∶2縮尺模型, 如圖3、 4所示。試驗梁總長5.0 m、 計算跨徑4.8 m、 高0.678 m, 模型中心0.6 m范圍內(nèi)為橫梁, 橫梁左右各1.2 m范圍為面板加厚位置, 普通及加厚截面翼板厚度分別為6、 10 cm, 混凝土翼板寬度為100 cm。另在加載位置設置2道12 mm厚加勁肋防止加載點截面屈曲, 模型下部工字鋼采用Q345鋼板焊接而成?？s尺模型中的栓釘布置與實橋保持剛度等效, 橫截面鋼筋與實橋主筋配筋率一致、 形心位置相似。

圖3 試件設計尺寸圖(單位: cm)Fig.3 Design detail of specimen

圖4 試件構造圖(單位: mm)Fig.4 Elevation of transverse beam joint of specimen

2.2 模型制作

預制梁橋面板UHPC材料膠凝成分包括水泥、 機制粗砂(粒徑1～2.36 mm)、 機制細砂(粒徑0～1 mm)、 硅灰、 礦粉、 水、 高效減水劑, 各材料配比為1.00∶0.70∶1.00∶0.22∶0.15∶0.24∶0.02; 而鋼纖維直徑0.2 mm、 長度13 mm、 體積摻量為2%; 機制砂采用云南保山當?shù)匕自茙r加工得到, 其中細集料達到了《建設用砂》(GB/T 14684—2011)規(guī)定的優(yōu)等品指標[13]。測得UHPC拌合物擴展度為640 mm, 流動性滿足施工要求。現(xiàn)澆接縫用UHPC材料鋼纖維體積摻量為2.5%, 采用自然養(yǎng)護方式。表1給出了UHPC材料性能指標。

表1 混凝土材料力學性能

2.3 加載方案與測點布置

采用將試件倒置的方式進行四點加載抗彎試驗, 加載裝置如圖5所示。普通混凝土橫梁位于試件縱向中點至兩端各0.875 m范圍的加載純彎段內(nèi), 如圖6a所示, 橫梁兩側剛度突變的A—A截面、 上層UHPC接縫條帶與預制段交界處的B—B截面為重點關注區(qū)域。此外, 跨中截面C—C、 純彎段內(nèi)截面D—D及B—B截面附近的E—E截面也一并進行測試。A—A截面關于跨中對稱截面標識為A′—A′, 其他截面類推。對上述截面中鋼筋、 鋼梁的上下翼緣及腹板、 UHPC板頂面及側面進行應變測試, 測點布置如圖6b所示。加載過程中, 分別采用百分表與裂縫觀測儀測量結構撓度及UHPC板表面裂縫寬度。采用單調(diào)分級加載方式, 初期每級控制荷載為25 kN, 達到650 kN后, 采用位移控制加載方式, 每級0.5 mm。

圖5 加載裝置Fig.5 Test set-up

圖6 應變測點布置圖(單位: mm)Fig.6 Layout of strain gauges

3 破壞形態(tài)及試驗現(xiàn)象

3.1 破壞形態(tài)

試件破壞形態(tài)如圖7所示, 主要表現(xiàn)為A—A截面UHPC板發(fā)生縱向拉裂破壞, UHPC板被徹底拉開, 其中鋼筋也已破斷; 橫梁混凝土在鋼梁端承壓板及腹板的拉扯下出現(xiàn)貫通斜裂縫且伴有分層剝落現(xiàn)象; 彎剪段鋼梁腹板可見明顯剪切變形。而預制部分UHPC由于設置了水平抗剪鋼筋且前期鑿毛到位, 因此與頂部現(xiàn)澆UHPC連接較為緊密, 后期試驗梁破壞未完全沿新舊UHPC界面開展。

圖7 破壞形態(tài)示意圖Fig.7 Schematic of failure patterns

3.2 破壞現(xiàn)象及裂縫分布

試驗梁的破壞及裂縫分布情況如圖8所示。加載過程中觀察到的試驗現(xiàn)象描述如下: 荷載加至0.17Pu時(試驗梁極限荷載Pu為1 824 kN), 純彎段內(nèi)出現(xiàn)首條裂縫, 隨著荷載增加, 各截面附近陸續(xù)出現(xiàn)多條寬度不超過0.05 mm的微裂縫, 由以往研究成果[14]可知, 此時的微裂縫對結構承載及耐久性能無明顯影響; 0.28Pu之后, 橫梁頂部開始出現(xiàn)裂縫, 且既有裂縫寬度逐漸超過0.05 mm; 加載至0.36Pu時,B—B截面頂部出現(xiàn)一貫通整個UHPC面板的細直裂縫, 之后, 新裂縫出現(xiàn)的增勢趨緩, 既有裂縫的長度及寬度則不斷增長; 加載至0.82Pu時,A′—A′截面UHPC板表面最大縫寬達到0.2 mm; 繼續(xù)加載, 在A—A截面頂部, 有一條在651 kN(0.36Pu)時開始出現(xiàn)的裂縫突然擴展成為主裂縫, 之后裂縫數(shù)量基本不再增加, 但縫寬擴展速率明顯加快; 加載至0.92Pu時, 橫梁端承壓板旁混凝土表面可見多條裂縫開展,A—A截面最大裂縫寬度超過5.0 mm, 由文獻[15]可知, 此時裂縫處鋼纖維從UHPC基體中拔出, 截面承載能力迅速下降; 荷載達到Pu后不久, 隨著一聲巨響,A—A截面鋼梁以上UHPC板完全斷開, 鋼筋拉斷, 試件破壞。

圖8 UHPC板裂縫分布圖(單位: mm)Fig.8 Crack distribution of UHPC specimen

圖9為加載過程中UHPC板最大裂縫寬度達到0.2 mm之前的荷載-裂縫寬度曲線。裂縫剛出現(xiàn)時擴展速度較為緩慢, 在裂縫寬度從剛出現(xiàn)到發(fā)展至0.2 mm的時間段內(nèi), 荷載-裂縫寬度曲線基本呈線性關系。之后裂縫迅速擴展, 荷載-裂縫寬度曲線呈非線性發(fā)展, 加載至1 671 kN(0.92Pu)時, 最大裂縫寬度已超過5.0 mm。

圖9 UHPC板荷載-最大裂縫寬度曲線Fig.9 Load-main crack width curve of UHPC specimen

4 試驗結果分析

4.1 荷載撓度曲線

根據(jù)試驗加載現(xiàn)象、 應變測試數(shù)據(jù)及荷載-撓度曲線, 可將鋼-UHPC組合梁受力過程劃分為圖10所示的4個階段: ①彈性階段(0～529 kN): 從開始加載至0.29Pu, 跨中撓度隨荷載增加均勻線性增長, 期間裂縫寬度均未超過0.05 mm, 荷載-撓度曲線呈線性關系, 組合梁工作性能良好; ②彈塑性階段(529～1 532 kN): 隨著加載級數(shù)增加, 裂縫寬度逐漸增大, 純彎段內(nèi)D—D截面鋼梁底板一側屈服, 撓度變化速率加快, 荷載-撓度曲線開始呈非線性增長, 不斷有新裂縫出現(xiàn)且裂縫擴展速率加快, 受拉鋼筋逐漸屈服; ③破壞階段(1 532～1 824 kN): 荷載加至0.84Pu時,D—D截面鋼梁底板兩側均已屈服,A—A、C—C、A′—A′截面受拉鋼筋陸續(xù)達到屈服強度, 鋼梁變形急劇增大, UHPC板中鋼纖維拔出聲密集; ④下降階段(荷載范圍1 824～1 735 kN): 達到極限荷載1 824 kN后, 跨中撓度隨承載力下降仍能繼續(xù)增大, 之后荷載突然大幅掉落, 試件中受拉鋼筋完全破斷, 橫梁中混凝土崩裂剝落。

圖10 鋼-UHPC組合梁荷載-撓度曲線Fig.10 Load-deflection curve of steel-UHPC composite beam

另由荷載-撓度曲線可計算得到試驗梁的位移延性系數(shù)μd, 該值用來表征構件破壞前的非彈性變形能力, 本文取μd為構件破壞時的跨中位移Δu與變形發(fā)生明顯轉折時的位移Δy之比。由試驗值得到μd=3.26, 結合文獻[16]中的評價標準可知, 結構延性較好。

4.2 荷載應變曲線

由于結構對稱, 僅示出模型一側A—A～E—E截面鋼梁底板及鋼筋應變隨荷載變化的情況。圖11a為各截面鋼梁底板應變變化曲線, 達到極限荷載時,D—D截面鋼梁底板最先屈服,A—A次之,C—C截面接近極限荷載才屈服,E—E與B—B截面未屈服。分析可知, 雖然模型純彎段內(nèi)所受彎矩大, 但C—C截面中性軸以下混凝土可與鋼梁底板共同受壓, 從而減小鋼梁中的應力并延緩其屈服進程;A—A截面得益于橫梁及端承壓板的約束作用, 不至于過早屈服;D—D截面則為距接縫較遠且受接縫影響較小的一般截面, 其鋼梁底板在加載至1 501 kN時就已屈服。

圖11 鋼梁底板(a)和UHPC板中頂層鋼筋(b)荷載-應變曲線Fig.11 Load-strain response curves on the bottom of steel beam(a) and the top layer of UHPC slab of steel rebar(b)

對于受拉鋼筋的應變變化, 由圖11b可知, 截面B—B現(xiàn)澆部分與預制部分中的鋼筋綁扎后并未屈服且應變十分接近, 說明鋼筋在該處綁扎后共同受力; 另外, 截面D—D上層受拉鋼筋在達到極限荷載時才接近屈服, 而截面A—A與C—C中的鋼筋則分別于加載至1 355與1 550 kN時就已屈服。由截面A—A的破壞模式分析可知, 極限狀態(tài)下該截面抗彎承載能力主要由受拉區(qū)后澆UHPC板、 板內(nèi)鋼筋、 端承壓板(通過栓釘嵌入普通混凝土橫梁), 以及受壓區(qū)鋼底板及部分鋼腹板(U型開槽對鋼腹板有削弱)提供, 因此A—A截面抗彎承載能力弱于C—C與D—D截面, 這也是其受拉鋼筋先行屈服的原因。

4.3 截面應變分布

組合梁純彎段內(nèi)各截面縱向應變在不同荷載下沿梁高分布情況如圖12所示。D′—D′截面較好地符合平截面假定, 前期縱向應變沿梁高呈線性分布且隨荷載增大均勻增加, 中性軸位置基本不變。截面A—A、A′—A′由于位置與橫梁兩側的端承壓板鄰近, 鋼梁頂?shù)装遄冃问艿郊s束, 因此底板壓應變與頂板拉應變均較平截面假定對應值有所減小。另外, 通過破壞形態(tài)可知,A—A截面一側的鋼梁從橫梁內(nèi)拔出的破壞程度強于A′—A′截面一側, 因此其同側D—D截面UHPC板中的拉應力會隨著A—A截面已有裂縫縫寬加大得以釋放, 后期D—D截面UHPC板中拉應力較小, 其中性軸位置隨加載過程有向UHPC板方向移動的趨勢。

圖12 各截面縱向應變沿梁高的分布Fig.12 Strain distribution along the height of different sections

5 抗彎承載力計算

由模型試驗的破壞形態(tài)可知, 破壞界面從A—A截面的UHPC板開始并延伸至混凝土橫梁與鋼梁通過栓釘錨固連接的薄弱面, 橫梁內(nèi)混凝土發(fā)生錐體破壞。根據(jù)上述破壞形式用簡化塑性理論分析結構的抗彎承載力計算方法, 可簡單實用地計算組合梁極限抗彎承載能力。在簡化塑性理論方法中, 假定鋼材在受拉和受壓時均達到屈服強度, 這與承載能力極限狀態(tài)下組合梁的實際受力狀態(tài)較為吻合[17]。

此外, 計算中還有以下說明: 1)分析中考慮了鋼纖維在UHPC開裂后的“橋接作用”, 即計算承載力時計入UHPC的抗拉強度, 新舊UHPC結合處由于鋼纖維不連續(xù), 不計入該處UHPC的抗拉性能; 2)不計腹板開槽高度內(nèi)的抗彎作用, 由于兩片鋼梁拼裝時腹板仍有部分連接且鋼梁底板焊接, 因此腹板連接部分可受拉或受壓, 鋼梁底板受壓; 3)對于與橫梁連接的端承壓板, 其上所焊栓釘在混凝土橫梁內(nèi)可產(chǎn)生一定錨固拉力, 中性軸以下端承壓板與混凝土橫梁接觸部分可傳遞混凝土中的壓力。

圖13為橫梁與預制組合梁連接截面的塑性抗彎承載力計算圖示, 計算中考慮了現(xiàn)澆UHPC條帶拉力Ncr1、 鋼筋拉力Nrt、混凝土體在栓釘作用下的抗拔承載力Ncb、 腹板拉力Nwt、 腹板壓力Nwc、 混凝土壓力Ncc、 鋼梁底板壓力Nsb對抗彎承載力的貢獻。

力的平衡關系為

圖13 鋼-UHPC組合連續(xù)梁負彎矩區(qū)橫梁接頭抗彎承載力計算圖示Fig.13 Flexural capacity of beam joint in negative bending moment zone of steel-UHPC composite continuous beam

Ncr1+Nrt+Ncb+Nwt=Nwc+Ncc+Nsb;

(1)

由此得到中性軸位置, 并對中性軸取矩, 得到抗彎承載力計算公式

Mpl=Awtfsyy1+Ncby2+Artfryy3+Au1fcr1y4+

Accfcy5+Awcfsyy5+Asbfsyy6。

(2)

其中:Mpl為橫梁與預制梁連接截面抗彎承載力;fc為C50普通混凝土軸心抗壓強度;fsy為鋼板屈服強度;fcr1為由抗折強度, 根據(jù)文獻[18]換算得到的現(xiàn)澆UHPC抗拉強度, 取6.33 MPa;fry為鋼筋屈服強度;Awt、Art、Au1、Asb及y1、y3、y4、y6分別為鋼腹板受拉區(qū)、 UHPC中鋼筋、 現(xiàn)澆UHPC、 鋼梁底板截面面積及對應截面形心至中性軸距離;Acc、Awc為受壓混凝土及受壓腹板截面面積;y5為Acc、Awc對應截面形心至中性軸距離;y2為Ncb至中性軸距離;hwt為腹板受拉區(qū)高度, 可通過式(1)所示力的平衡關系計算得到hwt。

混凝土體在栓釘作用下的抗拔承載力Ncb可根據(jù)歐洲廣泛使用的CCD (concrete capacity design)法[19]進行計算, 該方法由大量試驗數(shù)據(jù)回歸分析得到, 假設混凝土破壞模型如圖14所示。其中,hsc為栓釘埋入混凝土深度(mm);k為栓釘頭厚度(mm);hef為有效埋深(mm), 其中hef=hsc-k。CCD法假設混凝土破壞體為四棱錐, 破壞體的立面投影中破壞面與基底呈35°角, 水平面投影則是一以栓釘為中心、 3hef為邊長的矩形。

圖14 混凝土抗拔承載力計算示意圖Fig.14 Failure projected area calculation

(3)

其中:ncon, w為栓釘個數(shù);d為栓釘直徑(mm);fu為栓釘極限抗拉強度(N/mm2),fu取1.9fy與800 N/mm2中的較小值。

當抗拉強度由混凝土崩裂強度決定時,

(4)

最終根據(jù)上述方法計算得到試件抗彎承載力Mpl=1 117.21 kN·m。

以上計算中的假設情況記為情形1。此外, 對于A—A截面的破壞, 本文還對以下兩種情況進行了抗彎承載力計算(情形2、 3)。情形2: 忽略端承壓板栓釘提供的抗拉錨固力, 其他條件與情形1一致; 情形3: 認為A—A截面的破壞發(fā)生在端承壓板外的鋼梁一側, 按一般組合截面進行抗彎承載力計算, 計算圖示見圖15, 計算結果對比如表2所示。與試驗值Mpl, t=1 390.8 kN·m相比, 情形1計算結果略小, 部分原因是盡管下層UHPC接縫鑿毛到位, 計算中按常規(guī)做法不計接縫處UHPC抗拉能力, 所得結果較為保守; 情形2計算不如情形1準確, 說明栓釘嵌入混凝土橫梁的抗拉錨固力不可忽略; 情形3計算值大于試驗值, 說明假設條件不能很好地反映A—A截面極限狀態(tài)下的實際受力情況, 計算結果偏不安全。綜上所述, 按情形1進行抗彎承載力計算最為合理。

表2 試件抗彎承載力計算方法比較

圖15 情形3抗彎承載力計算Fig.15 Calculation of flexural capacity for Case 3

6 結 論

(1) 提出了一種預制鋼-UHPC輕型組合梁結構, 設計了適用于該組合梁墩頂負彎矩區(qū)的橫向接縫構造, 通過強配筋及現(xiàn)澆UHPC材料的方式改善了負彎矩區(qū)階梯狀T型濕接縫的抗彎、 抗裂性能。

(2) 試驗表明, 帶橫梁接縫鋼-UHPC組合梁的受彎破壞過程可分為彈性階段、 彈塑性階段、 破壞階段及下降階段共4個階段, 結構具有較好的延性與承載性能。

(3) 根據(jù)負彎矩區(qū)接縫結構縮尺模型的受彎破壞形態(tài), 提出了適用于接縫界面破壞的結構塑性抗彎承載力計算方法, 可偏安全地計算該類帶橫梁接縫鋼-UHPC組合梁的負彎矩區(qū)抗彎承載力。

(4) 負彎矩區(qū)接縫構造中預制梁與現(xiàn)澆UHPC之間的連接至關重要, 鋼梁與橫梁之間的連接也對最終破壞形態(tài)有較大影響, 將來的工程應用中可對上述連接位置進行優(yōu)化以提高抗彎承載力。