劉忠平，戴公連

（1.中鐵二院工程集團有限責任公司，四川成都 610031；2.中南大學土木工程學院，湖南長沙 410075）

20 世紀初，英國的工程師們希望能有效提高建筑的防火性能和耐久性能，開始嘗試將型鋼構(gòu)件四周用混凝土包圍。這種結(jié)構(gòu)形式是現(xiàn)代型鋼混凝土構(gòu)件的初始形態(tài)［1］。

型鋼混凝土結(jié)構(gòu)與普通混凝土結(jié)構(gòu)相比，在承載力、剛度、延性及耗能性能上有明顯優(yōu)勢；與鋼結(jié)構(gòu)相比，型鋼混凝土結(jié)構(gòu)可以節(jié)約鋼材，降低造價，提高鋼結(jié)構(gòu)的防腐、防銹、防火性能。因此，型鋼混凝土結(jié)構(gòu)適用于大跨度結(jié)構(gòu)、重載結(jié)構(gòu)、高層建筑、地震地區(qū)建筑等［2-3］。

1950年左右，我國從前蘇聯(lián)引進了型鋼混凝土的建筑技術(shù)［4］。隨著經(jīng)濟的迅猛發(fā)展，對結(jié)構(gòu)跨度及承載力要求的不斷提高，正常使用極限狀態(tài)的限制（如裂縫控制、變形控制等）會影響型鋼混凝土結(jié)構(gòu)優(yōu)點的發(fā)揮，由此產(chǎn)生了通過預(yù)應(yīng)力技術(shù)改善構(gòu)件正常使用階段工作性能的預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土結(jié)構(gòu)。

國外關(guān)于預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁的研究開始得較早。1963年，Hoadley［5］引入應(yīng)變能原理，通過理論分析提出了計算預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土簡支梁加載狀態(tài)下產(chǎn)生的預(yù)應(yīng)力額外值的公式。Saadatamanesh 等［6］通過對2 根預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁進行了彎矩試驗?zāi)M，發(fā)現(xiàn)高強度預(yù)應(yīng)力鋼筋可以顯著提高極限荷載和屈服荷載。日本采用強度疊加理論計算承載力并制定了相關(guān)規(guī)范［7］。

國內(nèi)的相關(guān)研究主要有：聶建國等［8］通過分析滑移現(xiàn)象對預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁的受力影響，提出了滑移效應(yīng)下組合結(jié)構(gòu)的變形計算方法及折減剛度方法；孫建淵等［9］通過預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁試驗分析了其抗裂性能、構(gòu)件破壞形態(tài)、極限承載性能及荷載-撓度曲線。

綜上所述，以往的研究是通過對預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁的靜載試驗結(jié)果進行分析得到結(jié)論，對于其在疲勞荷載作用后的性能研究較少。

本文針對預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁分別進行靜載試驗和疲勞荷載損傷后靜載試驗，以測試結(jié)構(gòu)的變形特征、破壞形態(tài)、裂縫發(fā)展情況及截面應(yīng)變，進而綜合評價疲勞荷載對梁體性能的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

試驗共制作了2 根內(nèi)置H 型鋼預(yù)應(yīng)力混凝土簡支梁，梁總長度為4.7 m，計算跨徑為4.5 m?；炷恋燃墳镃50。型鋼及加勁肋的鋼材采用Q345；縱向鋼筋采用HRB400。箍筋采用HPB300，直徑為8 mm，間距在支座附近為100 mm，跨中附近為150 mm。2根試驗梁均采用后張法制作，預(yù)應(yīng)力筋采用極限強度為1 860 MPa 的 2 根Φs15.2 的鋼絞線，面積為 280 mm2，預(yù)應(yīng)力筋的線形為直線。

試驗梁的具體參數(shù)見表1。試驗梁及截面尺寸見圖1。

表1 試驗梁參數(shù)mm

圖1 試驗梁及截面尺寸（單位：mm）

1.2 加載方式

試驗梁采用在梁跨三分點處兩點對稱加載，純彎段及彎剪段長度均為1 500 mm。靜力加載采用分級加載制，開裂前每級所加荷載為5%Pu（Pu為極限荷載預(yù)估值）。加載至極限荷載預(yù)估值的80%后，加密加載，每級荷載加密為2.5%Pu。試驗梁開裂后，每級荷載恢復為5%Pu，直至達到95%Pu，再次加密加載，每級荷載為2.5%Pu，此后緩慢加載直至試驗梁破壞。每級荷載持荷5 min。

疲勞試驗采用等幅疲勞加載，采用某鐵路系桿拱橋的預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土系梁實測值，應(yīng)力幅為50 kN。應(yīng)力最大值為140 kN，對應(yīng)恒載+活載作用效應(yīng)；應(yīng)力最小值為90 kN，對應(yīng)恒載作用效應(yīng)。荷載循環(huán)特征值ρf為 0.6（ρf=Pmin/Pmax）。在 3.5 Hz 的加載頻率下，疲勞荷載200萬次循環(huán)作用后，若試驗梁未發(fā)生破壞，再按照靜力加載制度完成破壞試驗。

1.3 測試內(nèi)容及儀器布置

試驗的主要測試內(nèi)容包括：①每級荷載作用下梁的撓度；②彎曲開裂荷載和極限破壞荷載；③型鋼應(yīng)變沿梁截面高度的變化規(guī)律；④荷載-變形曲線；⑤裂縫寬度與開展情況。

試驗在中南大學高速鐵路建造技術(shù)國家工程實驗室的1 000 kN 電液式脈動疲勞試驗機上進行，力測試元件為長春孝修計量科技有限公司研發(fā)的MTM 力傳感器，量程為2 000 kN。采用北京東方振動和噪聲技術(shù)研究所的INV3062S/V 型網(wǎng)絡(luò)分布式采集儀及德國HBM 公司的SomatXR-MX840B-R 堅固型通用測量放大器進行數(shù)據(jù)采集。應(yīng)變片及位移計的布置見圖2。

圖2 混凝土應(yīng)變片及位移計布置（單位：mm）

2 靜載試驗結(jié)果分析

2.1 荷載-撓度曲線

對L1 梁共進行了2 次靜力加載，第1 次加載至600 kN 后卸載，第2 次加載直至梁體破壞。梁體受彎荷載-撓度曲線見圖3。

圖3 L1梁受彎荷載-撓度曲線

由圖3可知，預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁受彎的荷載撓度曲線可劃分為4個階段：①彈性階段，從開始加載到混凝土開裂，荷載變化范圍為0～200 kN。由于內(nèi)置型鋼及預(yù)應(yīng)力筋的存在，混凝土下緣開裂對試件的剛度削弱較小；②開裂階段，從試驗梁開裂至試驗梁屈服，荷載變化范圍為200～650 kN。試驗中非預(yù)應(yīng)力受拉縱筋先于型鋼受拉翼緣屈服，并以此作為試驗梁進入屈服狀態(tài)的標志。由于第1 次加載的緣故，第2 次加載得到的試驗梁荷載-撓度曲線未出現(xiàn)開裂的轉(zhuǎn)折點；③屈服階段，從非預(yù)應(yīng)力受拉縱筋屈服到型鋼下翼緣屈服，荷載變化范圍為650～900 kN。由于縱向受拉鋼筋逐漸屈服，撓度增長速度加快；④破壞階段，從型鋼下翼緣屈服至最大試驗荷載，荷載變化范圍為900～980 kN。型鋼下翼緣屈服后，荷載增幅較小而撓度不斷增大，梁體破壞。

由卸載過程可以看出：第2 次加載后梁體殘余變形為4.241 mm，變形恢復了13 mm，這是預(yù)應(yīng)力筋和型鋼共同作用的結(jié)果。荷載-撓度曲線基本呈線性變化，說明梁體仍具有一定的承載力，但繼續(xù)加載梁體會因變形過大而產(chǎn)生破壞。

2.2 裂縫形態(tài)及分布

L1梁在加載破壞后的裂縫形態(tài)及分布見圖4?？芍孩倭芽p基本呈對稱分布，純彎區(qū)裂縫基本平行，彎剪區(qū)裂縫向集中力作用處發(fā)展；②型鋼上下翼緣與混凝土界面處均未出現(xiàn)水平裂縫，說明試件在受力過程中型鋼與混凝土共同工作性能良好；③加載至最大試驗荷載時，裂縫高度已發(fā)展至截面高度的78%，對應(yīng)裂縫為圖中5號裂縫。

圖4 L1梁裂縫形態(tài)及分布（單位：kN）

梁體最大裂縫寬度隨荷載變化曲線見圖5?？芍杭虞d前期裂縫以一定的速度發(fā)展；非預(yù)應(yīng)力受拉縱筋屈服后，裂縫寬度發(fā)展明顯加快；型鋼下翼緣屈服后裂縫發(fā)展再次加快，破壞時最大裂縫寬度可達0.95 mm。

圖5 L1梁最大裂縫寬度隨荷載變化曲線

2.3 型鋼截面應(yīng)變

不同荷載級數(shù)下，試驗梁跨中截面型鋼應(yīng)變實測值沿高度變化規(guī)律見圖6。圖中縱坐標的0 點對應(yīng)于梁截面高度的中心點，且規(guī)定拉應(yīng)力為正，壓應(yīng)力為負。可知，梁體裂縫對型鋼截面平截面假定影響較小。荷載小于900 kN 時，即型鋼下翼緣屈服前，型鋼截面應(yīng)變能保持良好的線性關(guān)系，且梁體開裂至型鋼下翼緣屈服階段，隨著荷載的增大中性軸位置基本不發(fā)生變化。型鋼下翼緣受拉屈服后，屈服部分不再保持線性，而未屈服部分仍然保持良好的線性。型鋼受拉翼緣拉應(yīng)變達到1 300×10-6時，應(yīng)變片失效。當加載至最大試驗荷載（980 kN）時，型鋼上翼緣壓應(yīng)變最大值接近150×10-6。

圖6 跨中截面型鋼應(yīng)變實測值沿高度變化規(guī)律

3 疲勞試驗結(jié)果分析

3.1 荷載-撓度曲線

3.1.1 疲勞加載

L2 梁在施加疲勞荷載之前，共分5 級加載至疲勞荷載上限，然后卸載；當疲勞荷載重復次數(shù)分別達到1 萬次、2 萬次、5 萬次、20 萬次、50 萬次、100 萬次、200萬次時，停止重復加載，卸載后分5級加載至疲勞荷載上限。疲勞荷載作用下梁體不同位置撓度隨疲勞次數(shù)變化曲線見圖7?？芍?，疲勞次數(shù)為1 萬次、2 萬次、5 萬次時，梁體的變形較一致，相較于疲勞前靜載跨中撓度增大了 0.18 mm 左右；疲勞次數(shù)為 20 萬次、50 萬次、100 萬次、200 萬次時，梁體變形形狀較為一致，相較于疲勞前靜載跨中撓度增大了0.29 mm左右。

圖7 撓度隨疲勞次數(shù)變化曲線

梁體不同位置殘余變形隨疲勞次數(shù)變化曲線見圖8?？芍?，梁體跨中及1/4跨殘余變形隨疲勞荷載作用次數(shù)的變化形式較一致。疲勞荷載作用初期，殘余變形發(fā)展較快，幾乎呈直線增長。5 萬次后增長速度減緩，20 萬次后殘余變形基本穩(wěn)定，但殘余變形較小，跨中殘余變形僅接近0.1 mm。

圖8 殘余變形隨疲勞次數(shù)變化曲線

3.1.2 疲勞荷載損傷后靜載

L2 梁經(jīng)過疲勞荷載作用后，再對其進行靜載加載，其荷載-跨中撓度的曲線見圖9?？芍?，與靜載梁加載過程類似，疲勞后預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁受彎的荷載撓度曲線分為4個階段：①彈性階段，從開始加載到混凝土開裂，荷載變化范圍為0～220 kN。②開裂階段，從試驗梁開裂至屈服，荷載變化范圍為220～700 kN。非預(yù)應(yīng)力受拉縱筋先于型鋼受拉翼緣屈服。③屈服階段，從非預(yù)應(yīng)力受拉縱筋屈服到型鋼下翼緣屈服，荷載變化范圍為700～900 kN。④破壞階段，從型鋼下翼緣屈服至最大試驗荷載，荷載變化范圍為900～980 kN。型鋼下翼緣屈服后，裂縫寬度增長較快，梁體破壞?？梢?，2 個試驗梁在前3 個階段的變化規(guī)律基本相同，在最后1 個階段L1 梁因變形過大而破壞，而L2梁因裂縫寬度過大而破壞。

圖9 L2梁靜載荷載-跨中撓度變化曲線

由卸載過程可以看出：卸載后的殘余變形為3.352 mm，變形恢復了10.470 mm，這是由預(yù)應(yīng)力筋和型鋼共同作用的結(jié)果。荷載-跨中撓度曲線基本呈線性變化，說明此時梁體仍具有一定的承載力，但此時裂縫寬度較大，梁體的破壞最終由裂縫寬度控制。

3.2 裂縫形態(tài)及分布

L2 梁在疲勞荷載損傷后靜載破壞的裂縫形態(tài)及分布見圖10?？芍?，梁體裂縫基本呈對稱分布，純彎區(qū)裂縫基本平行，彎剪區(qū)裂縫向集中力作用處發(fā)展，加載至最大試驗荷載時，裂縫高度最高已發(fā)展至截面高度的85%，對應(yīng)最大裂縫為圖中的②號裂縫。

圖10 L2梁裂縫形態(tài)及分布（單位：kN）

L2 梁最大裂縫寬度隨荷載變化曲線見圖11。可知，加載前期裂縫以一定的速度發(fā)展，非預(yù)應(yīng)力受拉縱筋屈服后裂縫寬度發(fā)展明顯加快。型鋼下翼緣屈服后裂縫發(fā)展再次加快，破壞時最大裂縫寬度達1.8 mm。

圖11 L2梁最大裂縫寬度隨荷載變化曲線

3.3 型鋼截面應(yīng)變

不同荷載級數(shù)下，L2梁跨中截面型鋼應(yīng)變實測值沿高度變化曲線見圖12?？芍?，梁體裂縫對型鋼截面平截面假定影響較小。荷載小于900 kN 時，即型鋼下翼緣屈服前，型鋼截面應(yīng)變能保持良好的線性關(guān)系，且梁體開裂至型鋼下翼緣屈服階段，隨著荷載的增大中性軸位置基本不發(fā)生變化。型鋼下翼緣受拉屈服后，型鋼截面屈服部分不再保持線性，而未屈服部分仍然保持良好的線性。型鋼受拉翼緣拉應(yīng)變達到1 500×10-6時，應(yīng)變片失效。當加載至最大試驗荷載（980 kN）時，型鋼上翼緣壓應(yīng)變最大值接近200×10-6。

圖12 L2跨中截面型鋼應(yīng)變實測值沿高度變化曲線

4 靜載與疲勞試驗對比

4.1 剛度對比

將L1 梁與L2 梁的靜載荷載-撓度曲線進行對比，得到抗彎剛度隨荷載的變化曲線見圖13。可知，L2梁體剛度大于L1 梁體剛度，但變化規(guī)律基本一致：①加載前期梁體剛度基本不變，直至混凝土開裂時截面剛度突然下降；②裂縫發(fā)展到一定程度后，非預(yù)應(yīng)力受拉縱筋開始屈服；③剛度下降進入平緩期，近似呈線性下降；④在裂縫發(fā)展階段，L2 梁體剛度下降速度更快；⑤接近破壞狀態(tài)時，2 個試驗梁的剛度接近，下降速度也相近。

圖13 梁體抗彎剛度隨荷載變化曲線

4.2 中性軸位置對比

根據(jù)2.3 節(jié)與3.3 節(jié)中型鋼的應(yīng)變測試結(jié)果，計算得到型鋼中性軸的位置。將2個試驗梁型鋼中性軸位置隨荷載變化的曲線進行對比，見圖14?？芍?個試驗梁荷載-型鋼中性軸位置曲線變化趨勢基本一致：當混凝土開裂及裂縫顯著發(fā)展后，在滑移影響下，后續(xù)加載中型鋼中性軸高度基本穩(wěn)定在梁截面中心點上部75 mm 左右，直至型鋼下翼緣屈服，型鋼中性軸位置迅速升高。L2 梁的型鋼中性軸位置略高于L1梁，但在型鋼下翼緣屈服后，L2 梁型鋼中性軸高度上升速度明顯大于L1 梁。說明疲勞加載對型鋼屈服段的受力性能產(chǎn)生了一定的影響，設(shè)計中應(yīng)當予以關(guān)注。

圖14 型鋼中性軸位置隨荷載變化曲線

4.3 裂縫發(fā)展情況對比

將2 個試驗梁荷載—裂縫寬度曲線進行對比，見圖15?？芍?，L2 試驗梁裂縫出現(xiàn)稍早于L1 試驗梁，且前者裂縫寬度發(fā)展速度較快，在非預(yù)應(yīng)力受拉縱筋屈服后，加速了兩者裂縫的開展，且前者裂縫寬度明顯大于后者。若按GB/T 50152—2012《混凝土結(jié)構(gòu)試驗方法標準》［10］7.3.3 節(jié)中裂縫寬度達到 1.5 mm 作為梁體極限荷載，則疲勞荷載使試驗梁的承載能力降低了33.3%。說明對于預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁，其極限狀態(tài)一般為正常使用極限狀態(tài)，即由裂縫寬度控制破壞。設(shè)計中應(yīng)著重考慮提高其抗裂性能，延緩裂縫發(fā)展速度，充分發(fā)揮梁體的承載能力。

圖15 裂縫寬度隨荷載變化曲線

5 結(jié)論

1）預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁受彎時的荷載撓度曲線可劃分為4個階段：①彈性階段，從開始加載到混凝土開裂；②開裂階段，從試驗梁開裂至非預(yù)應(yīng)力受拉縱筋屈服；③屈服階段，從非預(yù)應(yīng)力受拉縱筋屈服到型鋼下翼緣屈服；④破壞階段，從型鋼下緣屈服至最大試驗荷載。疲勞加載后不改變其荷載-撓度曲線的發(fā)展模式。

2）疲勞荷載作用初期，梁體卸載后的殘余變形發(fā)展較快，幾乎呈直線增長，5 萬次后增長速度減緩，而疲勞荷載作用20萬次后，殘余變形基本穩(wěn)定。

3）由于預(yù)應(yīng)力筋和型鋼的共同作用，梁體達到破壞經(jīng)歷卸載后的殘余變形較小，變形恢復較強，延性較好；卸載時梁的荷載-撓度曲線基本呈線性變化，說明此時梁仍具有一定的承載力，但若繼續(xù)承載梁體將不滿足正常使用極限狀態(tài)條件。

4）較低應(yīng)力水平下疲勞并不一定使試驗梁剛度降低。疲勞后靜載梁的初始剛度大于直接靜載梁的初始剛度，在梁開裂后的裂縫發(fā)展階段前者剛度下降較后者快，二者剛度逐漸靠近。在接近破壞狀態(tài)時，二者的剛度較為接近。

5）預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土梁的破壞由正常使用極限狀態(tài)條件控制。靜載作用下，梁體的破壞由變形控制；疲勞后靜載作用下，梁體的破壞由裂縫寬度控制。疲勞作用后裂縫發(fā)展速度加快，寬度明顯增大。在裂縫寬度控制下，疲勞作用使梁體的承載能力降低33%，在設(shè)計中應(yīng)予以關(guān)注。