探究桥梁的畸形变异实验

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1试验桥设计试验

桥按照实际工程尺寸，取两梁一跨进行制作，全长9.60m，有效跨度为9.37m。两根主梁(A梁，B梁)截面尺寸均为100mm×600mm，间隔为1m，大于实际原桥桥梁间隔(0.438m)，竹梁的下底面用CFRP材料进行加强。主梁之间均匀设置了7道截面厚度为30mm的横隔板，并且用63mm×40mm×8mm角钢与主梁进行连接，一块横隔板使用8个角钢与主梁相连。桥面板为厚120mm的C40现浇钢筋混凝土板，平面尺寸为1.5m×9.60m，保护层厚度25mm。桥面板和主梁之间的横隔板是两根桥梁之间最重要的连接构件，保证竹桥能够成为一个整体承担桥面荷载。试验桥墩为普通烧结砖柱，砖的强度等级为MU20，采用M10水泥沙浆，截面尺寸为370mm×370mm，高为1200mm，主梁梁端与桥墩顶面采用角钢连接，并且分别用螺栓和膨胀螺钉固定，螺栓对端部的约束很小，所以端部可以视为铰接。连接部位设置橡胶垫块，以减小局部受压影响。此外，由于竹材是有机材料，受潮容易发生霉变，因此在竹胶合板生产过程中加入防霉剂和防虫剂，竹梁外表面设置防水沥青，以提高桥梁的防水性和耐腐蚀性。参考TB20强度等级木材的设计值，取竹材主梁的抗弯强度设计值为20N/mm2。参考《木结构设计手册》中受弯构件的计算公式，取单根竹桥梁的均布荷载设计值为10.4kN/m。表1给出了胶合竹材的主要力学性能，并结合文献中足尺竹梁试验得出单根桥梁的抗弯承载力极限荷载为100kN(梁跨中单点加载)，等效均布荷载为21.3kN/m。

2长期蠕变试验

长期蠕变试验从2007年11月17日开始，持续到2011年7月4日结束。试验从秋冬季开始，经历了3次完整的四季循环。由于蠕变变形随着时间增加而逐渐放缓，因此在试验开始的7个月里，每天观察记录跨中挠度变形值，接下来的14个月，每隔7d观察记录变形值，最后逐月观测一次直到试验结束。长期荷载试验结果及分析本研究的蠕变测试结果包括了竹桥梁自身的蠕变变形、桥墩砖柱的轴向受压蠕变变形和砖柱由于温湿度变化产生的收缩变形。由于支座和测量砖柱为同种材料，且截面尺寸和高度相似，可以排除支座因为温度和湿度产生的变形对蠕变观测结果的影响。因此，在分析中只需去除因为桥墩受压产生蠕变这一部分的影响。通过时间逐步计算方法，使用蠕变模型为取砖柱的各项系数如下:柔度系数为，蠕变系数为，达到63%蠕变所用时间为τA=500，τB=1000，每根砖柱的受力为0.1MPa。取两根竹梁跨中蠕变变形值的平均值，减去用砖柱蠕变变形得到的竹梁自身蠕变变形值。对试验结果进行Burgers四元蠕变模型拟合，则得到如图3所示的蠕变变形-时间图。可以看出，秋冬两季的竹梁蠕变速率相对比较平缓，季节末期蠕变通常伴有蠕变回缩的趋势。而蠕变速率在每年的春夏两季最大。这是由于竹材是一种各向异性、材质多孔以及自然膨胀的材料，对于温度和湿度的变化较敏感。类似于温度和湿度对于木材蠕变的影响，高温、潮湿的环境也会增加竹胶合材料的蠕变变形。所以长沙市冬季低温且相对干燥的环境使得蠕变发展减慢，到了春初甚至出现收缩现象;而长沙市春夏两季高温潮湿，从而蠕变速率加快。这些数据反映了自然环境条件对与竹桥蠕变的影响。竹桥蠕变在前800d处于第一阶段，变形发展较快，蠕变速率不断降低，为不稳定蠕变阶段;800d之后蠕变变形速率达到最小值，且趋于一个恒定的值，为稳定蠕变阶段。在0.1倍破坏荷载应力等级下，1330d的平均蠕变变形为7.98mm，这个值小于《公路桥涵钢结构及木结构设计规范》规定的1/600倍跨度的正常使用挠度限值15.6mm。由800d和1330d的蠕变值推算出蠕变变形的恒定速率约为0.364×10－3mm/d，进而可估算出25年之后的蠕变变形约为10.2mm，低于规范规定的限值15.6mm，更小于《木结构设计规范》(GB50005—2003)所规定的L/250=37．48mm，L为有效跨度。

3短期破坏试验

3.1短期破坏试验介绍

试验前将梁端支撑方式由平放改为简支，以便对竹桥的性能进行更好的分析研究。并且使用沙袋和铸铁砝码进行重物加载，其中沙袋的规格为每袋50kg，长65cm，宽40cm，砝码的规格为每块5kg。在静载试验前首先进行预加荷载，预加荷载大小为计算极限承载荷载Pmax的10%。将桥面板平均划分为10个区段，试验正式加载后，荷载在10个区段均匀加载，先使用沙袋加载，后用砝码加载。前120kN荷载分2级加载，每级加载60kN，每级加载之后停留时间不少于20min，在停留时间的中间时刻记录水准仪和应变片的读数。荷载超过120kN以后，在桥梁中部1/3跨处均匀加载，每级加载60kN，直至桥梁破坏。短期破坏试验过程竹桥在加载初期，相对力学性能稳定、变形均匀，荷载超过120kN之后，竹桥的弯曲变形随着荷载的增加逐渐明显。在荷载加载到180kN的时候，桥梁发出了竹材劈裂的声音，桥梁外表面没有明显的裂纹，桥梁下部防水卷材和CFRP结合处也出现了横向裂纹。竹桥在荷载185kN时发生破坏。破坏首先是距A梁右端1/4跨受压区最先出现较大的变形和裂缝，此处的指接点首先发生破坏并向外侧分离，竹桥荷载侧向分力导致支座侧向倒塌，最终桥面整体向A梁外侧面倒塌。可以看出，竹桥破坏的最基本形态还是某根桥梁受压处指接破坏，伴随而来的则是侧向破坏和整体垮塌，具有一定的突然性，而保证竹梁整体性的横隔板与梁的连接处角钢出现了破坏，横隔板基本保持完好。

3.2短期破坏试验结果分析

承载力分析竹桥受荷185kN时发生了破坏，对其受力性能进行分析。主梁截面尺寸为0.6m×0.1m，截面弹性抵抗矩为W=1/6×b×h2=6×10－3m3。单根CFRP加强主梁的抗弯承载力期望破坏值为:M=100×9．37/4=234．25kN·m桥梁支撑方式为简支，按照两根桥梁平均承受桥面荷载的方式可得前120kN均布荷载引起单根梁跨中的弯矩为:M1r=18qL2=68．87kN·m65kN荷载在1/3跨均布加载引起单根梁跨中的弯矩为:M2r=F''''×L2+18q''''L''''2=87．045kN·m主梁上面搁置的钢筋水泥板重43.2kN，桥面板对单根梁跨中造成的弯矩为:M3r=18×G2L×L2=25．3kN·m所以当桥面荷载为185kN时候，单根主梁跨中总弯矩为:M''''=M1r+M2r+M3r=181．2kN·m可以看出长期跨中最大弯矩试验值小于短期试验值(234．25kN·m)，偏差约为23%。经过分析，原因主要有以下几个方面:竹桥在长沙市室外自然使用环境下已经经过了3年半的蠕变，在温度、湿度和自重的作用下已经有了一部分初始挠度，强度也有所降低，而极限破坏值是在对新梁的强度试验的基础上得到的，桥梁所能承受的荷载自然要比期望值小。极限破坏值是在单根竹梁的跨中集中加载试验基础上得出来的。本次试验的加载方式是均布荷载和均布集中荷载联合作用在钢筋混凝土板上，由桥面板来进行力的传导。而板是直接搁置在竹梁上的，因此不能严格地保证荷载垂直作用在梁上。在竖向受力的同时，桥面板对主梁还有一个侧向分力的作用，导致破坏弯矩比理论弯矩小。加载是采用人工沙袋和砝码加载的，由中间向两侧依次加载，在加载顺序上不能严格保证均匀加载。同时在加载时不能避免工人放置沙袋时对竹桥的冲击作用，从而导致破坏弯矩变小。挠度分析在竖向荷载作用下，桥墩支座也会发生相应的沉降变形，所以在分析过程中，最后各个测点的挠度变形值应该减去支座的沉降位移。相应的推导原理。其中支座挠度最终应调整为f''''1=0和f''''5=0，L/4和3L/4处挠度调整为，梁中点挠度实测值调整为f''''3=f3－(f1+f5)/2根据试验数据，绘制各级荷载下的桥梁整体变形图。可以看出，在荷载为60kN和120kN时，A梁3L/4处的变形比L/4处和跨中处都要大，这主要是由于A梁竹胶板单板的指接处位于3L/4处，同时竹梁的高宽比大，在荷载作用下，指接受压区首先出现错位，此处变形过大导致跨中变形相对变小。这种破坏模式没有把竹胶合材料的力学性能完全发挥出来，因此是不推荐的。而在接近破坏荷载(180kN)的荷载作用下，竹梁A的整体变形趋于均匀和对称。相对于A梁指接处破坏时完全断开，B梁的指接处在破坏的时候还保持一定的连贯性，指接强度也比A梁大，同时指接处更加靠近于支座和梁跨中。因此，B梁的整体变形更加均匀，在60kN和120kN荷载作用下，梁跨中和L/4，3L/4处的变形基本一致。显示了不同跨中等效集中荷载与竹桥梁跨中的变形关系。可以看出，在变形达到18mm左右时，梁的刚度开始变小，这是由于梁的指接受拉处出现裂缝导致。在变形达到约37mm时，CFRP加强层开始参与工作，梁刚度略微提高。两个试件对应极限荷载时的实际挠度分别为跨度L的1/130和1/120。是本次试验结果和文献的2个足尺胶合竹梁(B1，B2)试验结果的对比分析。试件的截面尺寸和长度都一样，均为100×600×9600，其中B1是无CFRP加强的对比试件，B2是CFRP加强试件，CFRP厚度0.111mm，弹性模量为220GPa，抗拉强度为2.6GPa，均采用跨中单点加载。本次试验桥梁A，B的跨中等效荷载通过计算得出。可以看出，CFRP加强的竹梁的承载力明显大于未加强的试件，对比B1，B2试件可知，CFRP加强对于试件的抗弯模量的提升是很有帮助的。但是经过长期荷载试验之后，竹梁的极限承载力有一定程度的降低，且极限抗弯模量E相应减小，与无CFRP加强的试件相近。因此，长期荷载作用下CFRP加强梁的极限承载力和抗弯模量都有相应程度的降低。

作者：肖岩李磊杨瑞珍单位：湖南大学