焊釘集群式后結(jié)合超高性能混凝土組合橋面板抗彎性能

徐 晨， 田霖博， 許琴東， 于西堯， 張玉彬， 蘇慶田

（1.同濟大學 土木工程學院，上海 200092；2.中鐵十八局集團有限公司勘察設(shè)計院，天津 300222；3.興泰建設(shè)集團有限公司，內(nèi)蒙古 呼和浩特 010000）

正交異性橋面鋼板在重車比例升高、車流量增大等日益嚴峻的服役環(huán)境下，常有出現(xiàn)大量疲勞開裂的報道，疲勞裂縫嚴重影響結(jié)構(gòu)的服役質(zhì)量。超高性能混凝土（ultra-high performance concrete，UHPC）是一種抗壓強度超過150MPa、抗拉強度超過7MPa的具備高韌性、高耐久性的復(fù)合材料［1-2］，將其通過連接件與鋼橋面板結(jié)合形成組合橋面板，可提升橋面板剛度、降低鋼結(jié)構(gòu)細節(jié)的疲勞應(yīng)力幅水平，這對解決鋼橋面板疲勞問題具有重要意義［3-4］。焊釘是鋼—UHPC 組合橋面板的常用連接件，由于組合橋面板中UHPC層較薄，焊釘?shù)母叨容^小，一般為35～50 mm，其直徑為13 mm，高徑比不大于4。

UHPC 的早期收縮發(fā)展較快，組合橋面板連接件的約束所導(dǎo)致的收縮次內(nèi)力提高了UHPC早期收縮開裂的風險［5-6］。當前主要通過高溫蒸養(yǎng)、加密配筋等方法來降低UHPC收縮引起的結(jié)構(gòu)次內(nèi)力水平和抑制裂縫發(fā)展。但高溫蒸養(yǎng)對現(xiàn)場施工設(shè)備的要求高，加密配筋增加了結(jié)構(gòu)局部的施工難度，為此，本文提出將焊釘集群化布置，先澆筑無連接件部分的UHPC，待UHPC 早期收縮完成后再澆筑有連接件的部分使之與鋼橋面板組合。已有研究結(jié)果表明該種后結(jié)合的連接構(gòu)造減弱了UHPC 層的收縮約束，降低了UHPC層早期收縮開裂風險［7］。

然而，針對這種焊釘集群化布置的組合橋面板基本受力性能的研究尚未見報道。徐晨等［8-9］通過連接件推出試驗發(fā)現(xiàn)：疲勞荷載下群釘UHPC 的局部損傷程度更為嚴重；在靜載作用下，集群焊釘周邊UHPC 損傷分布不均，且損傷區(qū)域逐漸趨于連通。這可能對組合橋面板受力性能產(chǎn)生重要影響，限制這種新型組合橋面板型式的發(fā)展。已有研究主要關(guān)注的還是均勻焊釘布置組合橋面板。曾田等［10］通過數(shù)值模擬指出增加焊釘數(shù)量對橋面板承載力具有影響。徐晨等［11］針對均勻布置焊釘間距的影響開展試驗研究及分析，指出增大布置間距可提高組合截面彎矩使用率及UHPC開裂荷載等級。

在此基礎(chǔ)上，本文主要進行常規(guī)焊釘布置及群釘布置鋼—UHPC 組合橋面板彎曲破壞試驗，考察焊釘布置方式及結(jié)合方式對組合橋面板破壞形態(tài)、抗彎剛度、組合效應(yīng)等方面的影響特點，并建立考慮材料塑性損傷的有限元參數(shù)化模型，討論不同群釘布置方式對組合橋面板抗彎性能的影響規(guī)律。

1 鋼—UHPC組合橋面板試驗設(shè)計

1.1 試件設(shè)計與制作

表1 為試驗試件安排。共設(shè)計和制作了2 個鋼—UHPC 組合橋面板試件（DPN 和DPG），圖1 為試件布置。試件縱向長2 800 mm、寬1 380 mm、高480 mm；試件焊釘直徑和高度分別為13 和35 mm，兩試件中焊釘分別采用均勻和集群布置方式。DPN試件焊釘縱向間距為190 mm、橫向間距為200 mm；DPG 試件群釘孔內(nèi)焊釘縱向間距為65 mm、橫向間距為50 mm，群釘孔縱向中心間距為600 mm、橫向中心間距為620 mm。兩試件UHPC 內(nèi)縱橫向通長鋼筋直徑16 mm，鋼筋間距約300 mm，縱向鋼筋位于橫向鋼筋下部，同時DPG試件群釘孔中布置有局部連接鋼筋（直徑16 mm），鋼筋保護層厚度為15 mm。試件U肋高280 mm、厚8 mm。

圖1 試件布置（單位：mm）Fig.1 Layout of specimens (unit: mm)

表1 試件參數(shù)Tab.1 Summary of testing specimens

DPN試件的UHPC為一次澆筑成形，DPG試件的UHPC澆筑分2次進行，第1次澆筑除群釘孔以外的部分，第2 次澆筑群釘孔，2 次澆筑間隔時間為45h。UHPC 與鋼蓋板界面無特殊處理，先后澆筑UHPC 界面采用人工鑿毛處理。UHPC 澆筑后，在試件表面覆蓋土工布及塑料薄膜進行常溫養(yǎng)護，環(huán)境溫度約為10～25℃。

1.2 材性試驗

表2 列出了按照標準試驗方法［12］測得的UHPC材料性能結(jié)果。此外，根據(jù)材性試驗結(jié)果，焊釘極限抗拉強度為599 MPa。12 mm 及8 mm 厚鋼板屈服強度分別為470 MPa 及454 MPa，彈性模量分別為2.08×105MPa 及2.14×105MPa，極限強度均為562 MPa。16 mm 直徑鋼筋彈性模量、屈服強度、極限強度分別為1.99×105MPa、469 MPa、623 MPa。圖2所示為試驗所得UHPC 單軸應(yīng)力-應(yīng)變曲線，其中圖2a為軸拉、圖2b為軸壓。

圖2 超高性能混凝土單軸應(yīng)力-應(yīng)變曲線Fig.2 Uniaxial stress-strain curves of UHPC

表2 超高性能混凝土材性試驗結(jié)果Tab.2 Test results of UHPC material properties

1.3 加載方案

圖3 所示為試件正彎矩加載示意圖，試件兩端簡支并在跨中施加豎向荷載。正式加載前進行最大荷載為100 kN 的預(yù)加載。正式加載時以100 kN 為一級單調(diào)加載。每級荷載持荷2min。當荷載達1 500 kN，改為位移控制加載，直至試件破壞。

圖3 試件加載示意Fig.3 Loading diagram of specimens

圖4所示為DPG試件界面滑移測點和豎向位移測點布置圖（DPN 試件測點布置與DPG 相同）。位移測點位于跨中截面U 肋底部，同時在有群釘及無群釘區(qū)域布置滑移測點。在圖4a中1—1，2—2，3—3這3個截面布置應(yīng)變片進行縱橋向應(yīng)變測量，三截面應(yīng)變測點布置相同，如圖5所示。

圖4 DPG試件位移計及滑移計布置 （單位：mm）Fig.4 Displacement and slip sensors setup for DPG(DPN being the same) (unit: mm)

圖5 DPG及DPN試件縱向應(yīng)變測點布置（單位：mm）Fig.5 Longitudinal strain gauges setup for DPG&DPN (unit: mm)

2 試驗結(jié)果與分析

2.1 破壞模式與形態(tài)

圖6 所示為試件破壞形態(tài)。DPN、DPG 破壞模式均表現(xiàn)為UHPC板壓潰、鋼結(jié)構(gòu)U肋底面屈服，兩試件端部UHPC與鋼結(jié)構(gòu)間出現(xiàn)明顯滑移，DPN試件破壞時端部一排焊釘出現(xiàn)剪切斷裂（圖6c），DPG試件未觀測到焊釘破壞。

圖6 試件破壞形態(tài)Fig.6 Test failure mode of specimens

圖7所示為試件荷載-跨中撓度曲線，其中荷載為試驗加載量，跨中撓度為橫向?qū)ΨQ布置的2個位移計采集數(shù)據(jù)的平均值。試件破壞過程包含彈性階段、塑性發(fā)展階段和失效階段。在彈性階段，試件荷載與撓度近似呈線性關(guān)系，荷載達1 200 kN時，兩試件跨中U肋底緣應(yīng)變達到2×10-3，U肋底緣屈服。在塑性發(fā)展階段，隨荷載增大，試件撓度增大速率逐漸加大。荷載達1 500 kN時，加載點附近的UHPC有壓潰跡象。持 續(xù)增加荷載，最終兩試件難以持荷發(fā)生破壞。

圖7 試件荷載-撓度曲線Fig.7 Load-deflection curves of specimens

定義荷載-跨中撓度曲線上1 000 kN（約極限荷載50%）對應(yīng)點的割線斜率為試件抗彎剛度，DPG試件剛度為232 kN·mm-1，DPN試件剛度為213 kN·mm-1，說明二者在彈性階段抗彎性能無明顯差異。取加載試驗中的最大荷載作為試件的極限承載力，DPN和DPG 的極限承載力分別為2 049 kN、2 154 kN，取2 000 kN為接近試件極限狀態(tài)的荷載等級。DPN試件荷載-位移曲線相較DPG試件提前進入下降段，可能是由于端部焊釘破壞后試件持荷能力下降。

2.2 界面相對滑移

圖8為試件U肋底緣屈服時（荷載等級1 200 kN）和接近極限狀態(tài)時（荷載等級2 000 kN）的縱向滑移分布，其中橫軸表示與跨中位置的相對距離，縱軸表示試件兩側(cè)滑移計測量均值，虛線表示群釘中心所在位置。圖8a所示為荷載水平達1 200 kN時兩試件沿縱向的滑移分布?？傮w上DPN試件滑移小于DPG試件，兩試件滑移值均在跨中處較小。對于DPG試件，距跨中600 mm及1 200 mm處滑移相較300 mm及900 mm處滑移較小，原因在于300 mm及900 mm處無焊釘布置，界面組合效應(yīng)較弱。圖8b所示為荷載水平達2 000 kN時兩試件沿縱向的滑移分布。接近承載極限狀態(tài)時，除跨中位置，兩試件滑移值均較大，但DPG試件與DPN試件滑移分布相對差異明顯減小。

圖8 試件界面滑移縱向分布Fig.8 Interlayer slip distribution in longitudinal direction

圖9 距跨中900mm處的荷載-滑移曲線Fig.9 Load-slip curves at 900mm from mid-span

2.3 截面應(yīng)變分布與發(fā)展

圖10 所示為兩試件UHPC 及鋼構(gòu)件的縱向應(yīng)變在2—2截面（距跨中300mm，見圖4a）沿橋面板高度方向分布，應(yīng)變測點位于UHPC頂面、鋼蓋板底面及U 肋表面，應(yīng)變?nèi)≈禐橥叨葴y點測量均值。由于鋼—UHPC 界面存在相對滑移，該處UHPC 與蓋板應(yīng)變未知。圖中3個荷載等級分別對應(yīng)試件的彈性階段、塑性發(fā)展階段及破壞階段。DPN、DPG 試件應(yīng)變沿高度方向分布基本服從平截面假定，且DPG試件在2—2截面處無群釘布置，組合效應(yīng)相較于1—1截面和3—3截面弱，說明盡管群釘布置方式較常規(guī)焊釘均勻布置使橋面板界面滑移增大，但仍可較好地保證UHPC與鋼構(gòu)件間的協(xié)同受力。

圖10 縱向應(yīng)變沿2—2截面高度分布Fig.10 Longitudinal strain distribution along 2-2 section height

圖11a 及圖11b 所示分別為兩試件2—2 截面（圖4a）UHPC 及鋼蓋板縱向應(yīng)變隨荷載發(fā)展曲線。圖中m編號指代UHPC 或蓋板中心線位置測點數(shù)值，s編號指代構(gòu)件橫向兩側(cè)對稱布置測點應(yīng)變平均值?？傮w上兩試件UHPC及鋼構(gòu)件相應(yīng)測點應(yīng)變發(fā)展趨勢基本一致，DPG試件UHPC及蓋板在加載初期的應(yīng)變發(fā)展略快于DPN試件，原因在于2—2截面處DPG試件無群釘布置，組合效應(yīng)較弱。在UHPC壓潰現(xiàn)象（1 500 kN）出現(xiàn)之前，兩試件蓋板壓應(yīng)變隨荷載發(fā)展逐漸增大；之后由于UHPC壓潰，截面塑性中性軸下降，蓋板壓應(yīng)變出現(xiàn)減小趨勢。最終試件破壞時鋼蓋板側(cè)部由受壓轉(zhuǎn)為受拉。

圖12 為DPG、DPN 試件跨中縱向鋼筋應(yīng)變隨荷載發(fā)展情況。加載初期DPG 試件鋼筋應(yīng)變發(fā)展速率更大，荷載達1 500 kN 時，UHPC 出現(xiàn)壓潰現(xiàn)象，此時DPG試件鋼筋應(yīng)變?yōu)?105×10-6，DPN試件鋼筋應(yīng)變?yōu)?169×10-6。此后UHPC 逐漸退出工作，內(nèi)嵌鋼筋由受壓轉(zhuǎn)為受拉，且應(yīng)變增長迅速。

圖12 跨中位置縱向鋼筋荷載-應(yīng)變曲線Fig.12 Load-strain curves of longitudinal reinforcement at mid-span position

總體而言，正彎工況下集群式焊釘連接橋面板試件與常規(guī)焊釘連接橋面板試件具備相似的應(yīng)變分布及發(fā)展規(guī)律。

3 鋼—UHPC組合橋面板彎曲試驗有限元模擬

通過有限元模型對靜載試驗過程進行模擬，驗 證有限元分析結(jié)果的可靠性。

3.1 有限元模型及材料本構(gòu)

采用通用有限元軟件Abaqus建立DPN及DPG試件有限元模型，編號分別為DPN-FEA、DPGFEA。UHPC層采用C3D8R實體單元進行模擬，鋼構(gòu)件、鋼筋及焊釘分別采用S4R 板殼單元、T3D2 桁架單元及connector 連接單元模擬。圖13 所示為有限元模型加載示意。模型的支承與加載條件與試驗試件一致，在橫隔板底面施加簡支邊界條件（約束底面中心線X向及Y向平動自由度），在UHPC頂面選取靜載試驗分配梁作用區(qū)域設(shè)置面荷載以模擬加載。

圖13 有限元模型邊界條件及加載模式Fig.13 Boundary condition and loading mode of finite element models

UHPC 與鋼蓋板豎向采用硬接觸，界面摩擦系數(shù)為0.3。參考馮崢等［13］建立的先后澆筑UHPC 界面拉伸應(yīng)力-相對位移簡化模型，UHPC先澆部分與后澆部分界面黏結(jié)采用考慮損傷演化的cohesive 接觸近似模擬，黏結(jié)剛度K取155.6 MPa·mm-1，黏結(jié)強度σ取4 MPa，斷裂能G取4.5 MPa·mm。

基于材性試驗結(jié)果，模型中鋼材與鋼筋本構(gòu)采用雙折線模型，彈性模型為208 000 MPa，泊松比為0.3。基于同型號焊釘推出試驗結(jié)果設(shè)置模型焊釘抗剪剛度并考慮非線性［7］，抗剪承載力取值為76 kN。圖14 所示為UHPC 拉壓損傷本構(gòu)曲線，其中圖14a為受拉，圖14b為受壓。UHPC拉壓本構(gòu)曲線基于圖2 應(yīng)力-應(yīng)變曲線擬合生成。采用Abaqus程序內(nèi)置塑性損傷模型（CDP）模擬UHPC裂縫損傷行為，以圖2為基礎(chǔ)，通過式（1）及式（2）計算應(yīng)力-非彈性應(yīng)變曲線［14］，以式（3）及式（4）計算損傷因子-非彈性應(yīng)變曲線［15］。模型中設(shè)置混凝土受壓損傷最大值為0.87、受拉損傷最大值為0.92。UHPC 其他相關(guān)參數(shù)均參照Abaqus軟件推薦值取值［16］：剪切角為36°，偏心率為0.1，雙軸受壓與單軸受壓極限強度比為1.16。

圖14 塑性損傷模型Fig.14 Plastic damage model

3.2 模擬結(jié)果分析

圖15為試驗與計算所得荷載-跨中撓度曲線，可見計算結(jié)果與實測結(jié)果線型基本吻合。表3為荷載-跨中撓度曲線各荷載等級下對應(yīng)點的割線剛度（試驗所得剛度為KDPN、KDPG，有限元計算所得剛度為KDPN-FEA、KDPG-FEA）。試件U 肋底緣屈服前，試驗與有限元計算所得剛度差異不超過3%。取撓度100 mm內(nèi)所得最大荷載值為模型承載力，DPN、DPG 承載力的模擬結(jié)果分別為2 033 kN 及2 020 kN，與試驗結(jié)果比較不超過7%。模擬結(jié)果整體可靠。

圖15 荷載-撓度曲線Fig.15 Load-deflection curves

表3 剛度計算結(jié)果Tab.3 Results of stiffness calculation

圖16所示為極限狀態(tài)下DPN-FEA、DPG-FEA中UHPC 頂面受壓損傷分布，零表示無損傷，0.843表示損傷的最大值。模擬結(jié)果與試驗現(xiàn)象保持一致，如圖6b 所示。DPN-FEA 跨中處UHPC 頂面損傷沿橋面板橫向分布均勻，DPG-FEA則主要沿群釘中心向中部擴展，損傷面積相比更小。

圖16 有限元模型極限狀態(tài)超高性能混凝土頂面受壓損傷分布Fig.16 UHPC top surface cracking damage distribution of finite element models in ultimate limit state

圖17所示為荷載達1 500 kN時（約占最大荷載75%）DPG-FEA 外側(cè)UHPC 先后澆筑黏結(jié)界面的模擬剛度退化情況，0表示無退化，1表示完全退化。在跨中，UHPC 界面出現(xiàn)剛度退化，最大值Smax為0.3，其余位置界面則無顯著剛度退化，表明后澆群釘孔與周邊UHPC連接良好。

圖17 荷載等級1 500kN時超高性能混凝土黏結(jié)界面剛度退化Fig.17 Stiffness degradation of UHPC bonding interfaces at a load of 1 500kN

4 群釘布置參數(shù)化分析

為探究群釘布置形式對橋面板試件受力性能的影響，在前述有限元建模的基礎(chǔ)上，追加3個帶有不同群釘布置形式的參數(shù)化模型，如表4所列。DPGFEA每個群釘孔內(nèi)的焊釘排列為 3×3，與試驗試件相同，DPG-B 每個群釘孔內(nèi)的焊釘排列為 2×3，DPG-C 每個群釘孔內(nèi)的焊釘排列為 4×4，DPG-D孔內(nèi)群釘布置與DPG-FEA相同，但焊釘總數(shù)較少。參數(shù)化模型群釘孔內(nèi)焊釘縱橫向間距保持一致。圖18 為參數(shù)化模型中群釘?shù)木唧w布置情況。DPNFEA 中焊釘為均勻布置，縱向間距為190 mm，橫向間距為200 mm。

圖18 參數(shù)化模型群釘布置（單位：mm）Fig.18 Group studs arrangement in parametric models (unit: mm)

表4 參數(shù)化模型群釘布置參數(shù)Tab.4 Summary of group studs arrangement in parametric models

4.1 荷載-撓度曲線

圖19 所示為參數(shù)化有限元模型分析所得荷載-跨中撓度曲線，整體趨勢基本一致。表5 列出各模型承載力（撓度100 mm 內(nèi)所得最大荷載值）及荷載達1 000 kN 時荷載-跨中撓度曲線上對應(yīng)點的割線剛度。不同焊釘布置形式有限元模型的承載力及彈性段剛度差異不明顯。

圖19 參數(shù)化模型荷載-撓度曲線Fig.19 Load-deflection curves of parametric models

表5 剛度及承載力計算結(jié)果Tab.5 Calculation results of stiffness and bearingcapacity

4.2 界面滑移與截面應(yīng)變分布

圖20a 所示為參數(shù)化分析所得在荷載為1 500 kN（約占最大荷載75%）時的界面滑移縱向分布，圖中橫軸表示沿縱向與跨中的距離，縱軸為界面滑移數(shù)值。圖20a 中顯示計算模型界面取值位置（共15 個），均沿橫向距UHPC 板邊緣100 mm。圖中虛線表示群釘孔中心所在位置。DPG-D 由于焊釘數(shù)量較少，其縱向各位置處滑移為各模型中最大值。DPG-FEA與DPG-B滑移分布基本一致，DPGC滑移值在跨中±900 mm范圍內(nèi)相較兩者略大，原因在于DPG-FEA 和DPG-B 在距跨中600 mm 處布有群釘孔，而DPG-C在該區(qū)域距離其布置的群釘較遠，組合效應(yīng)有所削弱。

圖20 參數(shù)化模型滑移分布及發(fā)展Fig.20 Interlayer slip distribution and development of parametric models

圖20b 所示為參數(shù)化模型在1—1 截面（截面編號與試驗試件相同，如圖4a所示）的界面滑移隨荷載變化曲線。各參數(shù)化模型荷載-滑移曲線發(fā)展趨勢基本一致，表6 為各荷載等級下1—1 截面界面滑移數(shù)值（DPG-FEA、DPG-B、DPG-C、DPG-D、DPNFEA滑移分別以Sa、Sb、Sc、Sd、Sn表示）。當群釘孔數(shù)量減少，由于相鄰兩孔縱向距離較遠，兩群釘孔間區(qū)域滑移將有所增大。若焊釘總數(shù)減少，界面組合效應(yīng)削弱明顯，滑移出現(xiàn)顯著增長。

圖21 所示為荷載達1 500 kN 時，DPG-FEA 縱向應(yīng)變沿2—2 截面（圖4a）高度分布。應(yīng)變在UHPC 與鋼蓋板交接處出現(xiàn)了顯著的不連續(xù)（差值于界面處標注）。表7 為各模型界面應(yīng)變差值（DPG-FEA、DPG-B、DPG-C、DPG-D應(yīng)變差值分別以εa、εb、εc、εd表示）。當群釘孔間距增大，群釘數(shù)量減少，交界面處應(yīng)變差明顯增大。相較DPG-FEA，DPG-C 與DPG-D 該值增大達20%及60%，表明鋼—UHPC組合效應(yīng)隨著群釘孔間距增大及焊釘數(shù)量減少而減弱。

圖21 荷載等級1 500kN時縱向應(yīng)變沿2—2截面高度分布Fig.21 Longitudinal strain distribution along 2—2 section height at a load of 1 500kN

表7 參數(shù)化模型2—2截面界面處應(yīng)變差值Tab.7 Interface strain difference of parametric models in 2-2 section

4.3 UHPC損傷及黏結(jié)界面狀態(tài)

圖22 所示為各模型跨中撓度達100mm 時（極限狀態(tài)）UHPC 頂面損傷分布及最大值，零表示無損傷，0.843 表示損傷的最大值。DPG-A、DPG-B、DPG-C 及DPG-D 跨中UHPC 頂面平均應(yīng)變分別為—9 387.1×10—6，—9 332.3×10—6，—6 002.9×10—6，—3 088.3×10—6。UHPC 損傷主要集中在跨中群釘布置區(qū)域，損傷發(fā)展整體表現(xiàn)為沿橫縱向由跨中群釘孔向兩側(cè)擴展。相較DPG-C 及DPGD，DPG-FEA 及DPG-B 群釘孔數(shù)目較多，間距較小，UHPC 損傷擴展面積更大，且損傷程度更嚴重。

圖22 跨中撓度達100mm極限狀態(tài)下超高性能混凝土頂面受壓損傷Fig.22 Top surface UHPC damage of parametric models in ultimate limit state with a mid-span deflection of up to 100 mm

圖23 所示為荷載達1 500 kN 時（約占最大荷載75%），先后澆筑UHPC 黏結(jié)界面處相對分離位移情況，DPG-FEA、DPG-B、DPG-C、DPG-D 黏結(jié)界 面 處 相 對 分 離 位 移 最 大 值 分 別 以Ca，max、Cb，max、Cc，max及Cd，max表示，并于表8 列出各荷載等級下數(shù)值。各模型最大值出現(xiàn)在跨中區(qū)域外側(cè)后澆孔縱向黏結(jié)界面，DPG-FEA 與DPG-D 黏結(jié)界面相對分離位移分布及最值基本一致，說明群釘孔尺寸一致時，孔間距變化的影響并不明顯。然而，DPG-C 的界面分離最大值相較DPG-FEA 及DPG-B 分別約提升50%及80%。這表明隨著后澆孔縱向長度及整體尺寸增大，UHPC 黏結(jié)界面分離的趨勢更加顯著。

圖23 荷載等級1 500kN時黏結(jié)界面處相對分離位移（單位：mm）Fig.23 Relative separation displacement of the bonding interface at a load of 1500kN (unit: mm)

表8 黏結(jié)界面處最大相對分離位移Tab.8 Maximum relative separation displacement at bonding interface

4.4 群釘受剪狀態(tài)

表9 所列為各模型支撐位置處群釘， DPGFEA、DPG-B、DPG-C、DPG-D在各荷載等級下所承受的最大剪力分別以Ma、Mb、Mc及Md表示，最小剪力分別以Na、Nb、Nc及Nd表示。表中4個荷載等級由小到大分別對應(yīng)有限元模型彈性階段、跨中U 肋底緣屈服、塑性發(fā)展階段及接近極限狀態(tài)階段。DPGB與DPG-FEA模型中焊釘受剪作用最值基本一致。相較DPG-FEA，DPG-C 模型中焊釘承受剪力最大值提升約10%，最小值降低約20%，DPG-D 模型中焊釘受剪作用水平整體提升達30%，且極限狀態(tài)下最大剪力值已超過抗剪承載力（76kN）70%。整體而言，釘群內(nèi)單釘受力存在不均勻性，且隨著荷載增大表現(xiàn)更明顯。當群釘孔內(nèi)釘數(shù)較多時（DPG-C），受力不均勻性尤為顯著。當焊釘總數(shù)減少（DPG-D），支撐位置處焊釘受剪作用水平顯著提高，極限狀態(tài)下焊釘受剪狀態(tài)偏于不安全。

表9 端部焊釘剪力Tab.9 Shear force of stud at the end

5 結(jié)論

通過對焊釘均勻布置及間距600 mm 集群布置的鋼-UHPC組合橋面板試件進行彎曲荷載試驗，驗證有限元模擬結(jié)果可靠性并開展參數(shù)化分析，考察焊釘布置方式及結(jié)合方式對鋼-UHPC 組合橋面板力學性能的影響規(guī)律，結(jié)論總結(jié)如下：

（1）根據(jù)正彎矩試驗結(jié)果，焊釘集群化布置對組合橋面板的彈性抗彎剛度無顯著影響，群釘布置組合橋面板與焊釘均勻布置組合橋面板具備相似的應(yīng)變分布及發(fā)展規(guī)律。二者在極限狀態(tài)下破壞模式相似，均表現(xiàn)為跨中區(qū)域鋼結(jié)構(gòu)U肋底緣屈服、UHPC壓潰，同時群釘布置組合橋面板未出現(xiàn)端部焊釘破壞。

（2）根據(jù)正彎矩試驗結(jié)果，在加載過程中，兩試件基本能夠滿足平截面假定，間距600 mm群釘布置橋面板試件相比常規(guī)焊釘布置橋面板試件界面滑移更大，但在鋼構(gòu)件U肋底部屈服之前，兩試件的界面最大滑移值均小于0.2 mm。

（3）根據(jù)群釘布置參數(shù)化分析結(jié)果，群釘縱向布置間距從600 mm 增至1 200 mm，群釘總數(shù)減少50%，組合橋面板彈性抗彎剛度及承載力降低幅值小于5%。隨群釘孔數(shù)目增多，UHPC頂面損傷擴展面積更大，且損傷程度更嚴重。群釘孔尺寸相同時，孔間距變化對群釘孔與周邊UHPC黏結(jié)界面結(jié)合狀態(tài)無顯著影響?？紤]群釘受剪狀態(tài)，群釘孔內(nèi)單個焊釘受力存在明顯不均勻性。

（4）根據(jù)群釘布置參數(shù)化分析結(jié)果，相較群釘縱向布置間距1 200mm，間距600mm 布置可更好地保證焊釘受力安全性及截面組合效應(yīng)。當縱向布置間距（600mm）及焊釘總數(shù)一致時，相較孔內(nèi)焊釘3×3布置，2×3布置形式對組合橋面板的截面組合效應(yīng)、群釘受剪狀態(tài)等無顯著影響，但顯著增強了群釘孔與周邊UHPC黏結(jié)界面結(jié)合狀態(tài)。綜合對比參數(shù)化模型抗彎性能，縱向布置間距600mm、孔內(nèi)2×3 群釘布置對正彎矩作用下鋼-UHPC 組合橋面板受力狀態(tài)改善更為有利。

作者貢獻聲明：

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

田霖博：參與試驗設(shè)計、數(shù)據(jù)分析及論文初稿的寫作與修改。

許琴東：參與試驗設(shè)計與數(shù)值分析。

于西堯：參與試驗設(shè)計與數(shù)值分析。

張玉彬：理論分析。

蘇慶田：理論分析。