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1試驗橋設(shè)計試驗

橋按照實際工程尺寸，取兩梁一跨進(jìn)行制作，全長9.60m，有效跨度為9.37m。兩根主梁(A梁，B梁)截面尺寸均為100mm×600mm，間隔為1m，大于實際原橋橋梁間隔(0.438m)，竹梁的下底面用CFRP材料進(jìn)行加強(qiáng)。主梁之間均勻設(shè)置了7道截面厚度為30mm的橫隔板，并且用63mm×40mm×8mm角鋼與主梁進(jìn)行連接，一塊橫隔板使用8個角鋼與主梁相連。橋面板為厚120mm的C40現(xiàn)澆鋼筋混凝土板，平面尺寸為1.5m×9.60m，保護(hù)層厚度25mm。橋面板和主梁之間的橫隔板是兩根橋梁之間最重要的連接構(gòu)件，保證竹橋能夠成為一個整體承擔(dān)橋面荷載。試驗橋墩為普通燒結(jié)磚柱，磚的強(qiáng)度等級為MU20，采用M10水泥沙漿，截面尺寸為370mm×370mm，高為1200mm，主梁梁端與橋墩頂面采用角鋼連接，并且分別用螺栓和膨脹螺釘固定，螺栓對端部的約束很小，所以端部可以視為鉸接。連接部位設(shè)置橡膠墊塊，以減小局部受壓影響。此外，由于竹材是有機(jī)材料，受潮容易發(fā)生霉變，因此在竹膠合板生產(chǎn)過程中加入防霉劑和防蟲劑，竹梁外表面設(shè)置防水瀝青，以提高橋梁的防水性和耐腐蝕性。參考TB20強(qiáng)度等級木材的設(shè)計值，取竹材主梁的抗彎強(qiáng)度設(shè)計值為20N/mm2。參考《木結(jié)構(gòu)設(shè)計手冊》中受彎構(gòu)件的計算公式，取單根竹橋梁的均布荷載設(shè)計值為10.4kN/m。表1給出了膠合竹材的主要力學(xué)性能，并結(jié)合文獻(xiàn)中足尺竹梁試驗得出單根橋梁的抗彎承載力極限荷載為100kN(梁跨中單點加載)，等效均布荷載為21.3kN/m。

2長期蠕變試驗

長期蠕變試驗從2007年11月17日開始，持續(xù)到2011年7月4日結(jié)束。試驗從秋冬季開始，經(jīng)歷了3次完整的四季循環(huán)。由于蠕變變形隨著時間增加而逐漸放緩，因此在試驗開始的7個月里，每天觀察記錄跨中撓度變形值，接下來的14個月，每隔7d觀察記錄變形值，最后逐月觀測一次直到試驗結(jié)束。長期荷載試驗結(jié)果及分析本研究的蠕變測試結(jié)果包括了竹橋梁自身的蠕變變形、橋墩磚柱的軸向受壓蠕變變形和磚柱由于溫濕度變化產(chǎn)生的收縮變形。由于支座和測量磚柱為同種材料，且截面尺寸和高度相似，可以排除支座因為溫度和濕度產(chǎn)生的變形對蠕變觀測結(jié)果的影響。因此，在分析中只需去除因為橋墩受壓產(chǎn)生蠕變這一部分的影響。通過時間逐步計算方法，使用蠕變模型為取磚柱的各項系數(shù)如下:柔度系數(shù)為，蠕變系數(shù)為，達(dá)到63%蠕變所用時間為τA=500，τB=1000，每根磚柱的受力為0.1MPa。取兩根竹梁跨中蠕變變形值的平均值，減去用磚柱蠕變變形得到的竹梁自身蠕變變形值。對試驗結(jié)果進(jìn)行Burgers四元蠕變模型擬合，則得到如圖3所示的蠕變變形-時間圖。可以看出，秋冬兩季的竹梁蠕變速率相對比較平緩，季節(jié)末期蠕變通常伴有蠕變回縮的趨勢。而蠕變速率在每年的春夏兩季最大。這是由于竹材是一種各向異性、材質(zhì)多孔以及自然膨脹的材料，對于溫度和濕度的變化較敏感。類似于溫度和濕度對于木材蠕變的影響，高溫、潮濕的環(huán)境也會增加竹膠合材料的蠕變變形。所以長沙市冬季低溫且相對干燥的環(huán)境使得蠕變發(fā)展減慢，到了春初甚至出現(xiàn)收縮現(xiàn)象;而長沙市春夏兩季高溫潮濕，從而蠕變速率加快。這些數(shù)據(jù)反映了自然環(huán)境條件對與竹橋蠕變的影響。竹橋蠕變在前800d處于第一階段，變形發(fā)展較快，蠕變速率不斷降低，為不穩(wěn)定蠕變階段;800d之后蠕變變形速率達(dá)到最小值，且趨于一個恒定的值，為穩(wěn)定蠕變階段。在0.1倍破壞荷載應(yīng)力等級下，1330d的平均蠕變變形為7.98mm，這個值小于《公路橋涵鋼結(jié)構(gòu)及木結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》規(guī)定的1/600倍跨度的正常使用撓度限值15.6mm。由800d和1330d的蠕變值推算出蠕變變形的恒定速率約為0.364×10－3mm/d，進(jìn)而可估算出25年之后的蠕變變形約為10.2mm，低于規(guī)范規(guī)定的限值15.6mm，更小于《木結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB50005—2003)所規(guī)定的L/250=37．48mm，L為有效跨度。

3短期破壞試驗

3.1短期破壞試驗介紹

試驗前將梁端支撐方式由平放改為簡支，以便對竹橋的性能進(jìn)行更好的分析研究。并且使用沙袋和鑄鐵砝碼進(jìn)行重物加載，其中沙袋的規(guī)格為每袋50kg，長65cm，寬40cm，砝碼的規(guī)格為每塊5kg。在靜載試驗前首先進(jìn)行預(yù)加荷載，預(yù)加荷載大小為計算極限承載荷載Pmax的10%。將橋面板平均劃分為10個區(qū)段，試驗正式加載后，荷載在10個區(qū)段均勻加載，先使用沙袋加載，后用砝碼加載。前120kN荷載分2級加載，每級加載60kN，每級加載之后停留時間不少于20min，在停留時間的中間時刻記錄水準(zhǔn)儀和應(yīng)變片的讀數(shù)。荷載超過120kN以后，在橋梁中部1/3跨處均勻加載，每級加載60kN，直至橋梁破壞。短期破壞試驗過程竹橋在加載初期，相對力學(xué)性能穩(wěn)定、變形均勻，荷載超過120kN之后，竹橋的彎曲變形隨著荷載的增加逐漸明顯。在荷載加載到180kN的時候，橋梁發(fā)出了竹材劈裂的聲音，橋梁外表面沒有明顯的裂紋，橋梁下部防水卷材和CFRP結(jié)合處也出現(xiàn)了橫向裂紋。竹橋在荷載185kN時發(fā)生破壞。破壞首先是距A梁右端1/4跨受壓區(qū)最先出現(xiàn)較大的變形和裂縫，此處的指接點首先發(fā)生破壞并向外側(cè)分離，竹橋荷載側(cè)向分力導(dǎo)致支座側(cè)向倒塌，最終橋面整體向A梁外側(cè)面倒塌。可以看出，竹橋破壞的最基本形態(tài)還是某根橋梁受壓處指接破壞，伴隨而來的則是側(cè)向破壞和整體垮塌，具有一定的突然性，而保證竹梁整體性的橫隔板與梁的連接處角鋼出現(xiàn)了破壞，橫隔板基本保持完好。

3.2短期破壞試驗結(jié)果分析

承載力分析竹橋受荷185kN時發(fā)生了破壞，對其受力性能進(jìn)行分析。主梁截面尺寸為0.6m×0.1m，截面彈性抵抗矩為W=1/6×b×h2=6×10－3m3。單根CFRP加強(qiáng)主梁的抗彎承載力期望破壞值為:M=100×9．37/4=234．25kN·m橋梁支撐方式為簡支，按照兩根橋梁平均承受橋面荷載的方式可得前120kN均布荷載引起單根梁跨中的彎矩為:M1r=18qL2=68．87kN·m65kN荷載在1/3跨均布加載引起單根梁跨中的彎矩為:M2r=F''''×L2+18q''''L''''2=87．045kN·m主梁上面擱置的鋼筋水泥板重43.2kN，橋面板對單根梁跨中造成的彎矩為:M3r=18×G2L×L2=25．3kN·m所以當(dāng)橋面荷載為185kN時候，單根主梁跨中總彎矩為:M''''=M1r+M2r+M3r=181．2kN·m可以看出長期跨中最大彎矩試驗值小于短期試驗值(234．25kN·m)，偏差約為23%。經(jīng)過分析，原因主要有以下幾個方面:竹橋在長沙市室外自然使用環(huán)境下已經(jīng)經(jīng)過了3年半的蠕變，在溫度、濕度和自重的作用下已經(jīng)有了一部分初始撓度，強(qiáng)度也有所降低，而極限破壞值是在對新梁的強(qiáng)度試驗的基礎(chǔ)上得到的，橋梁所能承受的荷載自然要比期望值小。極限破壞值是在單根竹梁的跨中集中加載試驗基礎(chǔ)上得出來的。本次試驗的加載方式是均布荷載和均布集中荷載聯(lián)合作用在鋼筋混凝土板上，由橋面板來進(jìn)行力的傳導(dǎo)。而板是直接擱置在竹梁上的，因此不能嚴(yán)格地保證荷載垂直作用在梁上。在豎向受力的同時，橋面板對主梁還有一個側(cè)向分力的作用，導(dǎo)致破壞彎矩比理論彎矩小。加載是采用人工沙袋和砝碼加載的，由中間向兩側(cè)依次加載，在加載順序上不能嚴(yán)格保證均勻加載。同時在加載時不能避免工人放置沙袋時對竹橋的沖擊作用，從而導(dǎo)致破壞彎矩變小。撓度分析在豎向荷載作用下，橋墩支座也會發(fā)生相應(yīng)的沉降變形，所以在分析過程中，最后各個測點的撓度變形值應(yīng)該減去支座的沉降位移。相應(yīng)的推導(dǎo)原理。其中支座撓度最終應(yīng)調(diào)整為f''''1=0和f''''5=0，L/4和3L/4處撓度調(diào)整為，梁中點撓度實測值調(diào)整為f''''3=f3－(f1+f5)/2根據(jù)試驗數(shù)據(jù)，繪制各級荷載下的橋梁整體變形圖。可以看出，在荷載為60kN和120kN時，A梁3L/4處的變形比L/4處和跨中處都要大，這主要是由于A梁竹膠板單板的指接處位于3L/4處，同時竹梁的高寬比大，在荷載作用下，指接受壓區(qū)首先出現(xiàn)錯位，此處變形過大導(dǎo)致跨中變形相對變小。這種破壞模式?jīng)]有把竹膠合材料的力學(xué)性能完全發(fā)揮出來，因此是不推薦的。而在接近破壞荷載(180kN)的荷載作用下，竹梁A的整體變形趨于均勻和對稱。相對于A梁指接處破壞時完全斷開，B梁的指接處在破壞的時候還保持一定的連貫性，指接強(qiáng)度也比A梁大，同時指接處更加靠近于支座和梁跨中。因此，B梁的整體變形更加均勻，在60kN和120kN荷載作用下，梁跨中和L/4，3L/4處的變形基本一致。顯示了不同跨中等效集中荷載與竹橋梁跨中的變形關(guān)系。可以看出，在變形達(dá)到18mm左右時，梁的剛度開始變小，這是由于梁的指接受拉處出現(xiàn)裂縫導(dǎo)致。在變形達(dá)到約37mm時，CFRP加強(qiáng)層開始參與工作，梁剛度略微提高。兩個試件對應(yīng)極限荷載時的實際撓度分別為跨度L的1/130和1/120。是本次試驗結(jié)果和文獻(xiàn)的2個足尺膠合竹梁(B1，B2)試驗結(jié)果的對比分析。試件的截面尺寸和長度都一樣，均為100×600×9600，其中B1是無CFRP加強(qiáng)的對比試件，B2是CFRP加強(qiáng)試件，CFRP厚度0.111mm，彈性模量為220GPa，抗拉強(qiáng)度為2.6GPa，均采用跨中單點加載。本次試驗橋梁A，B的跨中等效荷載通過計算得出。可以看出，CFRP加強(qiáng)的竹梁的承載力明顯大于未加強(qiáng)的試件，對比B1，B2試件可知，CFRP加強(qiáng)對于試件的抗彎模量的提升是很有幫助的。但是經(jīng)過長期荷載試驗之后，竹梁的極限承載力有一定程度的降低，且極限抗彎模量E相應(yīng)減小，與無CFRP加強(qiáng)的試件相近。因此，長期荷載作用下CFRP加強(qiáng)梁的極限承載力和抗彎模量都有相應(yīng)程度的降低。

作者：肖巖李磊楊瑞珍單位：湖南大學(xué)