雙幅鋼—混組合梁抗彎性能研究

郝 皓

(蘇州科技大學 江蘇 蘇州 215000)

一、引言

隨著交通壓力的不斷增加，對橋梁的承載力、剛度和穩定性等要求也越來越高，因此學術界曲線鋼-混凝土組合梁結構的應用，許多學者針對不同因素對組合結構的影響進行了研究。國內外學者[1-4]也進行了大量的研究。本研究通過對鋼-混凝土組合梁的靜載試驗，探討了試件的裂縫發展、抗彎性能、極限承載力進行對比，研究了平截面假定，理論公式的提出驗證。

二、試件設計

本實驗CB1曲線梁的曲線半徑為26m。各試驗梁參數見表1。

表1 試驗梁參數

鋼材為Q345鋼，混凝土強度為C50，跨度為4.5+4.5m，一端設置固定鉸支座作，中間橫隔板下放設置活動鉸支座，另一端也為活動鉸支座。

三、加載和測點布置

采用液壓千斤頂加載，加載過程中采集應變、位移數據，鋼梁各位置的豎向位移，每15kN為一級，混凝土板裂縫出現時，改為10kN為一級持續3min。

四、試驗結果和分析

(一)混凝土板破壞過程。CCB1的裂縫發展：加載初期沒有混凝土板沒有出現裂縫，6%極限承載力時，梁中支點東側30cm處出現第一條裂縫，由外向內徑向發展至梁中部，長約70cm；在28%極限承載力時，梁中東側20cm出現第一條貫通裂縫；46%極限承載力時，梁中東側80cm出現一條26cm的45度斜向裂縫，距梁內邊緣42cm；58%極限承載力時，西側受壓區附近栓釘斷開；90%極限承載力時，兩側受壓區混凝土被壓碎。1780KN達到極限承載力。

(二)荷載-撓度曲線。在彈性階段，試件的荷載與撓度曲線是線性關系發展。當加載至非彈性階段時，曲線均成非線性關系發展，隨著荷載的增大，撓度的增加速度更為明顯。進入塑性階段后，荷載-撓度曲線表現出近似水平的狀態，最后達到極限承載力。

同樣的荷載作用在跨中位置處的撓度變化要大于作用于四分點位置處的撓度，在達到極限承載力時，跨中撓度約為四分點位置撓度的兩倍，但不同位置的撓度-荷載曲線走勢大體相同。

(三)應變變化曲線。測點分別選取同一平面的鋼梁底、腹板從上向下四分之一和二分之一處、混凝土翼板下表面、混凝土翼板上表面處。

根據曲線圖可以看到,在P/Pu<0.61時，應力-應變曲線大體上呈現線性分布關系，滿足平截面假定，鋼梁和混凝土板產生很小的相對滑移，中和軸在混凝土板內。P/Pu≥0.61時，曲線稍有彎曲，鋼梁和混凝土板之間的相對滑移略微增加，中和軸略微上移。

五、理論計算與對比

(一)理論計算。由于在鋼梁與混凝土連接處出現了滑移應變，中和軸上移到混凝土板內部，鋼梁也達到了塑性狀態，計算極限承載力時可使用塑性簡化理論[8]。鋼-混組合梁的承載力理論計算可以通過《鋼-混凝土組合橋梁設計規范》GB50917-2013[6]中所使用的塑性理論進行極限承載力的計算，計算過程如下所示。

式中Aa是粘結層截面面積，As是鋼梁的截面面積，Ac是混凝土板的截面面積，Asd是縱向鋼筋的截面面積；na是粘結層換算系數，nc是混凝土板換算為剛材的換算系數5.98，nsd是縱向鋼筋換算為鋼材的換算系數1.03；Hs是試件的鋼梁高度，Hc是試件的混凝土板高度；Fc是混凝土板的承載力，Fs是鋼梁的承載力；y1是混凝土板形心到中和軸的長度，y2是鋼梁形心到中和軸的長度；L0是有效跨度，as是受拉鋼筋合力點到受拉區邊緣的距離。

由于本試件的混凝土板與鋼梁之間并沒有使用粘結材料所以粘結層截面面積Aa取0，式中的nc是通過混凝土板彈性模量比鋼梁彈性模量所得，nsd是通過縱向鋼筋彈性模量比鋼梁彈性模量所得。

組合梁的換算截面：

中和軸：

塑性彎矩：

Mu=Fcy1+Fsy2=2113KN·m

Fc是混凝土板的承載力，即混凝土板截面積與抗壓強度乘積，Fs是鋼梁的承載力，即鋼梁截面積與抗拉強度的乘積。

極限承載力：

(二)試驗與理論計算數值對比。表中的試驗值為通過試驗得到的極限承載力，理論值為通過計算得到的極限承載力。通過對比可以發現，試件的試驗值均略小于理論值，誤差率均小于5%說明了我國的鋼-混組合橋梁設計規范[9]的計算方法可以進行實際的應用。

表3 極限承載力對比

六、結論

本研究對鋼-混組合梁進行了受力性能的試驗，對試件的開裂現象進行描述和分析，處理試驗數據，得到以下結論：(1)梁的荷載-撓度曲線變化趨勢正常，強于普通鋼筋混凝土組合。(2)在鋼-混組合梁的彈性階段，截面應變沿梁高呈線性規律，說明鋼梁和混凝土板組合較好，可以一同工作，符合平截面假定。(3)推算了鋼-混組合梁極限承載力的計算公式，可以在實際工程中使用。