正交異性鋼-混凝土組合板負彎矩區抗彎性能分析

李 卓 陳玉立,2 單玉麟,2 宗周紅,2 許有勝

(1東南大學爆炸安全防護教育部工程研究中心, 南京 211189)

(2東南大學土木工程學院, 南京 211189)

(3深圳市市政設計研究院有限公司, 深圳 518029)

正交異性鋼-混凝土組合橋面板是由正交異性鋼板與鋼筋混凝土通過栓釘或者開孔鋼板(PBL)等剪力連接件連接組合而成的.與傳統的混凝土橋面板相比,組合橋面板具有更強的剛度和承載力,能夠實現更大的跨越.與正交異性鋼橋面板相比,鋼-混凝土組合橋面板能夠有效降低鋼橋面的疲勞應力幅,減緩正交異性鋼橋面板的疲勞開裂.

Koichi[1]研究了不同連接程度的鋼-混凝土組合板,得到用于分析不完全連接組合板鋼板厚度的偏微分方程.Nie等[2-3]通過試驗發現鋼-混組合華夫板具有良好的延性和較高的承載力.楊悅等[4]利用受彎試驗得到鋼板-混凝土組合板受彎的3種破壞形態,提出了相應的受彎承載力公式.徐宙元[5]試驗研究了平鋼板-混凝土組合單向板正負彎矩區的抗彎性能.Sharmila[6]通過靜載試驗分析了不同連接件對平鋼板-混凝土組合板受力性能的影響.Su等[7-9]采用負彎矩加載試驗,研究了正交異性鋼-混凝土組合板負彎矩區受力性能.為解決組合板負彎矩區混凝土開裂問題,聶建國等[10]提出了抗拔不抗剪連接新技術.Shao等[11-12]通過數值模擬案例分析得到,超高性能混凝土(UHPC)層的加入可明顯改善正交異性鋼橋面板的疲勞開裂問題.廖子南等[13]進行負彎矩受彎試驗和有限元分析發現,相較于普通鋼-混凝土組合板,鋼-UHPC組合板在負彎矩作用下具有更好的延性.Xiao等[14]開展了平鋼板-UHPC連續板的抗彎性能試驗及數值模擬.Bu等[15]進行了正交異性鋼板-UHPC組合板負彎矩區抗彎性能試驗及分析研究.邱景雷[16]通過靜載試驗,研究了帶PBL剪力連接件的平鋼板-混凝土組合板的破壞模式及其負彎矩區力學性能.曾明根等[17]基于兩點靜載試驗,分析了帶有鋼纖維的混凝土組合板的開裂彎矩與極限彎矩.

正交異性鋼-混凝土組合板能大幅提升橋面板的整體剛度,降低鋼橋面板疲勞應力幅,減少柔性鋪裝層發生各類病害乃至破壞的可能性[18-19].目前,針對組合板的研究主要集中于平鋼板-混凝土組合板,關于正交異性鋼-混凝土組合板的研究則較少.對于組合板而言,由于其負彎矩區混凝土處于受拉區,混凝土的受拉開裂會導致整體結構強度及剛度降低.雖然采用UHPC可以提高混凝土的抗彎強度,但其造價較高,養護施工難度較大,不適合于應用推廣.本文通過在普通混凝土中摻加少量鋼纖維,研究正交異性鋼-混凝土組合板負彎矩區的力學性能.針對1塊摻加鋼纖維的正交異性鋼-混凝土組合簡支板、1塊正交異性鋼-普通混凝土組合連續板和1塊正交異性鋼-鋼纖維混凝土組合連續板進行抗彎試驗和數值模擬,對比負彎矩區的開裂荷載和極限承載力.試驗結果可為正交異性鋼-普通鋼筋混凝土組合板的設計及工程應用提供借鑒.

1 試驗

1.1 試件設計

本文以某斜拉橋為背景,以該橋上正交異性鋼-混凝土組合橋面板為原型,按照縮尺模型與原型尺寸比例1∶2進行縮尺試驗.原型橋面板單跨長4 400 mm,寬3 600 mm,混凝土板厚160 mm,鋼板厚16 mm.設計了1塊正交異性鋼-混凝土組合簡支板(編號為OCSN1)和2塊正交異性鋼-混凝土組合連續板(編號為OCSC1和OCSC2).其中,試件 OCSN1中鋼纖維分布在整個混凝土板層,試件OCSC1中鋼纖維分布在支座負彎矩區混凝土層,試件OCSC2則為普通混凝土的組合板.組合簡支板長2 350 mm,寬1 800 mm,高238 mm.2塊組合連續板尺寸相同,長4 400 mm,寬1 800 mm,高238 mm.混凝土層與底鋼板通過開孔鋼板連接件連接.正交異性鋼板和開孔鋼板均采用Q355鋼材,開孔鋼板厚6 mm,高60 mm,長度與板長一致,開孔直徑為35 mm,開孔中心間距為125 mm.正交異性鋼頂板厚8 mm,U形加勁肋尺寸為225 mm×150 mm×4 mm,鋼板加勁肋厚10 mm,橫梁厚14 mm.混凝土等級為C60,混凝土層厚80 mm,混凝土內分布鋼筋和貫穿鋼筋型號均為HRB400,直徑均為10 mm.表1為組合板試件尺寸參數表;圖1為正交異性鋼-混凝土組合板尺寸圖.

表1 試件尺寸參數

(a) 組合連續板立面圖

(b) 組合連續板橫截面圖

(c) 組合連續板鋼纖維分布

(d) 開孔鋼板連接件尺寸

1.2 加載方案及測點布置

本試驗主要研究正交異性鋼-混凝土組合板負彎矩區的受力性能.簡支板采用跨中單點反向加載,將混凝土作為受拉區域,正交異性鋼板作為受壓區域.約束條件為在一端混凝土板下使用固定鋼滾軸作為固定鉸支座,另一端使用可滾動的鋼滾軸作為滑動鉸支座.連續板采用跨中兩點對稱加載,中支座使用固定鋼滾軸作為固定鉸支座,兩端則使用可動鋼滾軸作為滑動鉸支座.加載示意圖見圖2.

(a) 組合簡支板加載示意圖

(b) 組合連續板加載示意圖

(c) 組合簡支板加載照片

(d) 組合連續板加載照片

采用MTS液壓加載系統對組合板進行單調靜力加載.正式加載前,對試驗板采用0～20 kN分級加載的方式,并循環3次,使試件各部分接觸良好,進入工作狀態.正式加載時,前期以每級20 kN的力增量進行加載控制,記錄相應位移和鋼板應變,直到鋼板出現屈服或者簡支板混凝土出現開裂.然后,以每級1 mm的位移增量進行加載控制,直至試件發生破壞或荷載呈現下降趨勢,記錄相應荷載.

測試內容包括組合板加載點截面處混凝土和鋼板的縱向應變以及加載點位置的豎向位移、連續板負彎矩區混凝土和鋼板的縱向應變及裂縫發展分布情況.圖3為組合連續板的測點布置.軸作為固定鉸支座,另一端使用可滾動的鋼滾軸作為滑動鉸支座.連續板采用跨中兩點對稱加載,中支座使用固定鋼滾軸作為固定鉸支座,兩端則使用可動鋼滾軸作為滑動鉸支座.加載示意圖見圖2.

(a) 立面圖

(b) 橫截面圖

2 試驗現象與結果分析

2.1 破壞形態

試驗中,觀察并記錄施加靜載的正交異性鋼-混凝土組合板的混凝土板初始裂縫出現時間、裂縫發展情況及鋼板屈曲現象和最終破壞模式.

對于試件OCSN1,當作動器荷載為100 kN時,混凝土板跨中加載位置處橫向兩側各出現1條豎向裂縫,初始裂縫寬度為0.05 mm.當作動器荷載為120 kN時,豎向裂縫發展并于混凝土頂板上形成橫向貫穿裂縫,貫穿裂縫寬度為0.1 mm,之后轉為位移控制加載.隨著荷載的持續增加,裂縫數量也增加.當作動器荷載為479.9 kN時,試件達到極限狀態,停止加載,此時混凝土頂板出現多條貫穿裂縫,最大裂縫寬度為0.2 mm,混凝土受拉退出工作,加載點下處U肋出現受壓局部屈曲現象.組合簡支板加載破壞形態和裂縫分布見圖4.

(a) 跨中混凝土板開裂

(b) 跨中鋼板U肋屈服

對于試件OCSC1,當作動器荷載為120 kN時,中間支座的混凝土板橫向兩側面出現初始豎向裂縫,裂縫寬度為0.05 mm.當荷載為781.3 kN時,豎向裂縫發展并于混凝土頂板上形成貫穿裂縫,裂縫寬度為0.2 mm.當作動器荷載為1 278.6 kN時,組合板出現巨大響聲,中間支座處的鋼板U肋出現屈曲現象.當荷載達到1 620.9 kN時,組合板支座位置至加載點間出現斜向大裂縫,組合板一跨存在明顯彎曲,中間支座附近受拉混凝土退出工作,受壓U肋出現局部屈曲現象;加載點處混凝土局部壓碎,受拉U肋屈服,中間支座形成塑形鉸,試件發生大變形破壞,最大裂縫寬度為0.65 mm.試件OCSC1的破壞形態及裂縫分布見圖5.

(a) 支座混凝土板開裂

試件OCSC2的開裂和破壞現象與試件OCSC1基本類似.試件OCSC2的開裂荷載為100 kN,初始裂縫寬度為0.05 mm;貫穿裂縫荷載為280 kN,貫穿裂縫寬度為0.1 mm;當荷載達到1 267.6 kN時,中支座位置觀察到U肋局部屈曲現象.試件OCSC2的極限荷載為1 609.4 kN,加載點下混凝土壓碎破壞,受拉最大裂縫寬度為0.6 mm.

2.2 結果分析

表2給出了正交異性鋼-混凝土組合板的主要試驗結果.表中,Pcr為開裂荷載;Py、δy分別為屈服荷載及其對應的撓度值;Pu、δu分別為極限荷載及其對應的撓度值.

表2 試件主要試驗結果

2.2.1 荷載-撓度曲線

圖6給出了試件OCSN1在跨中單點反向加載作用下的荷載-撓度曲線.由圖可知,對于組合簡支板,荷載-撓度曲線可近似分為彈性、彈塑性和塑性3個階段.在彈性階段,荷載和撓度為線性關系,荷載-撓度曲線呈上升趨勢,跨中混凝土底板未出現裂縫,組合板剛度由混凝土和正交異性鋼板共同提供.在彈塑性階段,荷載-撓度曲線斜率逐漸下降,混凝土底板出現開裂并迅速貫穿,最終跨中混凝土底板出現多條貫穿裂縫,部分混凝土底板退出工作,組合板剛度主要由正交異性鋼板提供.在塑性階段,組合簡支板荷載-撓度曲線陡然下降,正交異性鋼板屈曲,隨著荷載的增加,正交異性鋼板達到極限強度,組合簡支板發生破壞.

圖6 試件OCSN1的荷載-撓度曲線

圖7給出了試件OCSC1和試件OCSC2在跨中兩點加載作用下的荷載-撓度曲線.由圖可知,對于組合連續板,荷載-撓度曲線可近似分為彈性、彈塑性和塑性3個階段.在彈性階段,荷載和撓度呈線性關系,正交異性鋼板與混凝土板共同工作,組合板全截面未出現混凝土開裂或鋼板屈服.在彈塑性階段,荷載-撓度曲線斜率逐漸下降,組合連續板中間支座負彎矩區混凝土開裂,混凝土縱向兩側豎向裂縫向混凝土頂板發展并貫穿,裂縫數量不斷增加,組合連續板剛度下降,最終中間支座位置附近的U肋發生局部屈曲,中間支座形成塑性鉸.在塑性階段,組合連續板荷載-撓度曲線斜率平穩,曲線呈下降趨勢,組合連續板整體屈服,此時跨中位置處U肋發生屈曲,跨中撓度隨荷載增大而迅速增大,跨中位置混凝土出現裂縫,最終跨中混凝土頂板被壓碎,正交異性鋼板U肋屈服,組合連續板發生破壞.

圖7 試件OCSC1和OCSC2荷載-撓度曲線

試件OCSC1和試件OCSC2兩條荷載-撓度曲線基本重合.這是因為2塊組合連續板的極限承載力僅與其跨中截面有關,其跨中截面相同,故極限承載力大致相同.

2.2.2 荷載-應變曲線

圖8給出了正交異性鋼-混凝土組合板負彎矩區應變沿截面高度的分布及變化趨勢.以正交異性鋼板U肋底面到混凝土板頂面距離作為截面高度.

(a) 試件OCSN1跨中截面

(b) 試件OCSC1支座截面

(c) 試件OCSC2支座截面

通過組合簡支板和組合連續板的負彎矩區截面應變分布可以看出,在混凝土開裂前,截面應變近似呈直線分布,基本符合平截面假定.而當混凝土開裂后,截面應變則呈現不規律分布,不再符合平截面假定.

由圖8可知,組合板應變在鋼混交界面處(截面高度150 mm處)出現較大變化.究其原因在于,施加荷載過程中,鋼與混凝土交界面存在滑移現象,故在鋼混交界面處混凝土和鋼板的應變會出現差異.以試件OCSN1為例,當混凝土裂縫貫穿之后,鋼板和混凝土分開工作,使得混凝土在負彎矩區頂板受拉、底板受壓,鋼板頂部受拉、底部受壓,反映在應變分布圖上即為2種材料頂部均為正應變,底部均為負應變.對比組合連續板與組合簡支板的截面應變分布曲線可以看出,交界面處簡支板的應變偏移程度較連續板更大,說明在靜載作用下組合簡支板鋼混界面滑移程度較組合連續板更大.

組合板負彎矩區U肋底板荷載-應變曲線見圖9.由圖可見,在組合板達到屈服荷載之前,壓應變與荷載基本呈線性關系.加載至屈服荷載時,U肋底板達到屈服狀態.

(a) 試件OCSN1跨中U肋

(b) 試件OCSC1支座U肋

(c) 試件OCSC2支座U肋

2.2.3 裂縫分布

圖10給出了試件OCSC1和OCSC2的裂縫情況對比.受鋼纖維阻礙裂縫發展影響,達到相同寬度的初始裂縫和貫穿裂縫時,試件OCSC1所能承受的荷載比試件OCSC2更大,且試件OCSC1的延性也更優.

圖10 試件OCSC1和OCSC2裂縫情況對比

表3給出了3個試件的初始裂縫寬度S0、貫穿裂縫寬度S1、最大裂縫寬度Sm及其對應的荷載P0、P1、Pm.

表3 不同試件裂縫寬度及對應荷載

3 組合板非線性分析

3.1 有限元模型

本文采用有限元軟件ABAQUS對3塊試驗板進行非線性分析.正交異性鋼板包括鋼頂板、U肋、腹板、加勁肋及橫梁,使用四節點三維殼單元S4R;混凝土層及PBL開孔鋼板連接件使用八節點三維實體單元C3D8R;貫穿鋼筋和分布鋼筋使用兩節點三維桁架單元T3D2.考慮到模型計算精度與計算效率,網格劃分采用25 mm×25 mm的網格尺寸.組合簡支板采用單點反向加載,在正交異性鋼板U肋上設置鋼墊板,加載點設置在鋼墊板上,同時支座位置處也設置鋼墊板,以防出現應力集中現象.對于組合連續板采用兩點對稱加載,在跨中加載點處設置鋼墊板.對于連續板,將混凝土板區域劃分為普通混凝土區和鋼纖維混凝土區域.

3.2 材料本構關系

ABAQUS軟件中提供了3種混凝土本構模型,即塑性損傷模型、彌散開裂模型和脆性開裂模型.聶建國等[20]認為混凝土結構在承受拉壓雙向應力時采用塑性損傷模型模擬效果更好,該模型考慮了混凝土在拉壓狀態下的軟化現象.因此,本文也使用塑性損傷模型來模擬混凝土在正負彎矩區的塑性變化.

3.2.1 鋼纖維混凝土和普通混凝土

(1)

(2)

(3)

式中,αc1為混凝土棱柱體與立方體抗壓強度的比值.據此計算得到的普通混凝土材料的軸心抗壓強度、軸心抗拉強度、彈性模量分別為44.2、3.64、35 558 MPa.

對于鋼纖維混凝土,單軸本構關系依據池寅等[23]提出的鋼-聚丙烯混雜纖維混凝土(HFRC)應力-應變關系擬合公式得到.其中,單軸受壓應力-應變關系式為

(4)

式中

(5)

0.491 7λpf

(6)

(7)

ffc=fc(1+0.206λsf+0.388λpf)

(8)

εfc0=εc0(1+0.705λsf+0.364λpf)

(9)

式中,σc、εc分別為HFRC單軸受壓時的應力和應變;ffc、εfc0分別為HFRC的單軸抗壓強度及其峰值應變;fc、εc0分別普通混凝土的單軸抗壓強度及其峰值應變;λsf、λpf分別為鋼纖維和聚丙乙烯的特征參數,且λsf=Vsf(lsf/dsf),λpf=Vpf(lpf/dpf),其中,Vsf、Vpf分別為鋼纖維和聚丙乙烯的體積分數,lsf、lpf分別為鋼纖維和聚丙乙烯的長度,dsf、dpf分別為鋼纖維和聚丙乙烯的直徑.

單軸受拉應力-應變關系式為

σt=(1-dte)Eftεt

(10)

式中

(11)

(12)

α1=1.2(1+0.265λsf+0.277λpf)

(13)

(14)

fft=ft(1+0.379λsf+0.02λsfλpf)

(15)

εft=εt(1+0.498λsf+0.697λpf

(16)

式中,σt、εt分別為HFRC單軸受拉時的應力和應變;Eft、Ef0分別為HFRC和普通混凝土的彈性模量;fft、εft分別為HFRC的單軸抗拉強度及其峰值應變;ft、εt為普通混凝土的單軸抗拉強度及其峰值應變.

根據擬合公式(6)～(9)和(13)～(16)可以看出,聚丙乙烯和鋼纖維2種摻雜材料互不影響.本文僅考慮摻加鋼纖維的情況,取聚丙乙烯體積分數為0.試驗中材料參數選取如下:Vsf=1%,dsf=0.75 mm,lsf=35 mm,ffc=48.5 MPa,fft=4.28 MPa,Eft=36.207 GPa.

3.2.2 鋼板和鋼筋

Q355鋼材及HRB400鋼筋采用雙折線彈塑性模型,分為彈性段和強化段,不考慮斷裂失效(見圖11).其中,彈性段的彈性模量為E0,強化段的彈性模量為0.01E0[24],所用材料參數按照材性試驗取用,具體材料參數見表4.表中,σs,y、σs,u分別為鋼材的屈服強度和極限強度;εs,y、εs,u分別為鋼材的屈服應變和極限應變.

圖11 鋼材及普通鋼筋的應力-應變曲線

表4 鋼材及普通鋼筋材料參數

3.3 界面相互作用及邊界條件模擬

本試驗中,混凝土板與底鋼板以及混凝土板與開孔鋼板間的接觸行為采用面與面接觸模擬[25];法向接觸力采用硬接觸模擬;切向接觸力采用摩擦系數為0.2的罰摩擦模擬;所有底鋼板之間的連接采用共節點的連接方式;開孔連接件與底鋼板的連接以及加載鋼墊板與組合板的連接采用tie約束模擬;分布鋼筋與混凝土間連接采用embedded region約束模擬.

采用線約束來模擬組合板的邊界條件.通過在組合板支座一端約束3個方向上的位移來模擬固定鉸約束,在另一端約束2個方向上的位移以模擬滑動鉸支座.

3.4 有限元模擬結果

采用力和位移加載方式對正交異性鋼-混凝土組合板進行非線性全過程分析,提取跨中位置荷載-撓度曲線、鋼板U肋底板的荷載-應變曲線以及主要破壞現象與試驗結果進行比較.

3.4.1 荷載-撓度曲線對比

有限元模擬得到的跨中荷載-撓度曲線與試驗結果對比見圖12.由圖可知,有限元模擬得到的正交異性鋼-混凝土組合板跨中荷載-撓度曲線與試驗曲線基本一致.3個有限元模型均能較好地模擬出3塊組合試驗板的受力全過程.

(a) 試件OCSN1

(b) 試件OCSC1

(c) 試件OCSC2

3.4.2 U肋底板荷載-應變曲線對比

有限元模擬得到的跨中荷載-應變曲線與試驗結果對比見圖13.由圖可知,對于組合簡支板,有限元模擬曲線與試驗曲線基本一致.對于組合連續板,模擬曲線與試驗曲線發展趨勢類似,存在差距的可能原因在于:試驗使用的應變片尺寸相較于模擬網格尺寸更小,導致應變模擬值不夠精確.由此可知,有限元模型基本能夠反映試驗的U肋底板應變變化規律.

(a) 試件OCSN1

(b) 試件OCSC1

3.4.3 組合板破壞現象對比

圖14給出了組合板混凝土層的最大主塑性應變云圖.混凝土采用CDP模型模擬,在單元積分點處不會演化出裂縫,但當積分點處最大主塑性應變為正值(即有限元云圖中綠色和紅色部分)時,該點可視為產生裂縫,以反映混凝土的受拉開裂情況[26].由圖可知,混凝土層裂縫分布與試驗結果基本一致.試件OCSN1混凝土板在側面出現豎向裂縫,并沿板頂貫穿.試件OCSC1在跨中位置混凝土板頂部被壓碎,底部出現開裂,中間支座位置處的混凝土板頂部也出現開裂.

(a) 試件OCSN1

(b) 試件OCSC1

正交異性鋼板的應力云圖見圖15.由圖可知,組合簡支板在跨中位置U肋發生屈曲,組合連續板在支座位置U肋發生屈服,與試驗現象相符.

(a) 試件OCSN1

(b) 試件OCSC1

4 組合板影響參數分析

以試件OCSC1為例,利用ABAQUS有限元軟件計算負彎矩區截面的彎矩與曲率,探究鋼纖維體積分數、鋼材強度和混凝土板厚對組合連續板負彎矩區開裂彎矩和極限彎矩的影響.

4.1 鋼纖維體積分數的影響

依據《鋼纖維混凝土結構設計標準》[27],對不同鋼纖維體積分數的混凝土抗壓強度和抗拉強度進行取值,結果見表8.按照文獻[23]提出的纖維混凝土擬合公式計算得到本構關系,通過在有限元軟件中改變鋼纖維混凝土的材料屬性來模擬不同的鋼纖維體積分數.

表8 不同鋼纖維體積分數的混凝土材料強度 MPa

不同鋼纖維體積分數下試件OCSC1的負彎矩區截面彎矩-曲率曲線見圖16.由圖可知,使用普通混凝土時,試件OCSC1的極限彎矩為390.7 kN·m,開裂彎矩為59.1 kN·m;當混凝土中鋼纖維體積分數為1%時,試件OCSC1的極限彎矩為401.2 kN·m,開裂彎矩為76.1 kN·m;當混凝土中鋼纖維體積分數為3%時,試件OCSC1的極限彎矩為406.5 kN·m,開裂彎矩為96.1 kN·m;當混凝土中鋼纖維體積分數為5%時,試件OCSC1的極限彎矩為411.1 kN·m,開裂彎矩為117.3 kN·m.由此可知,鋼纖維能通過增加混凝土的抗拉強度來提高負彎矩區的開裂彎矩.當鋼纖維體積分數為1%時,開裂彎矩的提升率最大.但鋼纖維體積分數的改變對組合板極限彎矩的影響較小.同時,使用過量鋼纖維會導致加工困難[28],從節約材料和方便施工的角度出發,使用適當鋼纖維即可.

圖16 不同鋼纖維體積分數下試件OCSC1的負彎矩區截面彎矩-曲率曲線

4.2 鋼材強度的影響

圖17給出了不同鋼材強度下試件OCSC1負彎矩區截面彎矩-曲率曲線.由圖可知,當鋼材型號為Q235時,試件OCSC1的極限彎矩為273.3 kN·m;當鋼材型號為Q345時,試件OCSC1的極限彎矩為350.6 kN·m;當鋼材型號為Q390時,試件OCSC1的極限彎矩為381.1 kN·m;當鋼材型號為Q420時,試件OCSC1的極限彎矩為400.9 kN·m.由此可知,增加鋼材強度能提高負彎矩區的極限彎矩,但對負彎矩區的開裂彎矩無影響.

圖17 不同鋼材強度下試件OCSC1負彎矩區截面彎矩-曲率曲線

4.3 混凝土板厚的影響

圖18給出了不同混凝土板厚下試件OCSC1負彎矩區截面彎矩-曲率曲線.由圖可知,當混凝土板厚為80 mm時,試件OCSC1的極限彎矩為401.2 kN·m,開裂彎矩為76.1 kN·m;當混凝土板厚為100 mm時,試件OCSC1的極限彎矩為416.7 kN·m,開裂彎矩為84.6 kN·m;當混凝土板厚為120 mm時,試件OCSC1的極限彎矩為435.7 kN·m,開裂彎矩為106.4 kN·m;當混凝土板厚為140 mm時,試件OCSC1的極限彎矩為455.8 kN·m,開裂彎矩為123.1 kN·m.由此可知,增加混凝土板厚能夠同時提高負彎矩區的開裂彎矩和極限彎矩.當混凝土板厚為120 mm(即混凝土板厚度和正交異性鋼板高度比值為0.8)時,開裂彎矩的提升率最大.

圖18 不同混凝土板厚下試件OCSC1負彎矩區截面彎矩-曲率曲線

5 結論

1) 在單點反向加載和兩點對稱加載下,正交異性鋼-混凝土組合簡支板和正交異性鋼-混凝土組合連續板均呈現典型的彎曲破壞特征,即負彎矩區混凝土板開裂退出工作,正交異性鋼板U肋發生局部屈曲,正彎矩區混凝土板被壓碎等.正交異性鋼-混凝土組合板的荷載-撓度曲線可近似分為彈性、彈塑性和塑性3個階段,其中彈塑性階段又分為混凝土開裂段和鋼材屈服段.

2) 根據試驗結果可知,在混凝土中加入鋼纖維可以提高混凝土的抗拉強度,從而增加鋼纖維混凝土的開裂荷載.在靜載作用下,正交異性鋼-混凝土組合連續板鋼混界面間的滑移較正交異性鋼-混凝土組合簡支板小.通過對比組合簡支板和組合連續板的荷載-撓度曲線可知,曲線下降段組合連續板的斜率較組合簡支板大,這是因為加載到極限荷載時,簡支板跨中出現塑形鉸,成為可變體系,而連續板僅在支座位置出現塑形鉸,結構仍能保持一定的承載能力和變形剛度.

3) 有限元計算結果與實測結果較為吻合,可預測組合板的抗彎性能.當鋼纖維體積分數為1%時,鋼-混凝土組合板開裂彎矩的提升率最大,但鋼纖維體積分數的改變對整體抗彎極限承載力的影響較小.正交異性鋼-混凝土組合板的開裂彎矩與正交異性鋼板強度無關,極限彎矩則隨鋼板強度的增加而增大.增加混凝土板厚能夠提高組合板的開裂彎矩和極限彎矩,當混凝土板厚度與正交異性鋼板高度比值為0.8時,開裂彎矩的提升率最大.