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1試驗橋設計試驗

橋按照實際工程尺寸，取兩梁一跨進行制作，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材料進行加強。主梁之間均勻設置了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現澆鋼筋混凝土板，平面尺寸為1.5m×9.60m，保護層厚度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件，保證竹橋能夠成為一個整體承擔橋面荷載。試驗橋墩為普通燒結磚柱，磚的強度等級為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。連接部位設置橡膠墊塊，以減小局部受壓影響。此外，由于竹材是有機材料，受潮容易發生霉變，因此在竹膠合板生產過程中加入防霉劑和防蟲劑，竹梁外表面設置防水瀝青，以提高橋梁的防水性和耐腐蝕性。參考TB20強度等級木材的設計值，取竹材主梁的抗彎強度設計值為20N/mm2。參考《木結構設計手冊》中受彎構件的計算公式，取單根竹橋梁的均布荷載設計值為10.4kN/m。表1給出了膠合竹材的主要力學性能，并結合文獻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，持續到2011年7月4日結束。試驗從秋冬季開始，經歷了3次完整的四季循環。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束。長期荷載試驗結果及分析本研究的蠕變測試結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生的變形對蠕變觀測結果的影響。因此，在分析中只需去除因為橋墩受壓產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如下:柔度系數為，蠕變系數為，達到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。對試驗結果進行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境使得蠕變發展減慢，到了春初甚至出現收縮現象;而長沙市春夏兩季高溫潮濕，從而蠕變速率加快。這些數據反映了自然環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，變形發展較快，蠕變速率不斷降低，為不穩定蠕變階段;800d之后蠕變變形速率達到最小值，且趨于一個恒定的值，為穩定蠕變階段。在0.1倍破壞荷載應力等級下，1330d的平均蠕變變形為7.98mm，這個值小于《公路橋涵鋼結構及木結構設計規范》規定的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，進而可估算出25年之后的蠕變變形約為10.2mm，低于規范規定的限值15.6mm，更小于《木結構設計規范》(GB50005—2003)所規定的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行更好的分析研究。并且使用沙袋和鑄鐵砝碼進行重物加載，其中沙袋的規格為每袋50kg，長65cm，寬40cm，砝碼的規格為每塊5kg。在靜載試驗前首先進行預加荷載，預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個區段，試驗正式加載后，荷載在10個區段均勻加載，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儀和應變片的讀數。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，相對力學性能穩定、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結合處也出現了橫向裂紋。竹橋在荷載185kN時發生破壞。破壞首先是距A梁右端1/4跨受壓區最先出現較大的變形和裂縫，此處的指接點首先發生破壞并向外側分離，竹橋荷載側向分力導致支座側向倒塌，最終橋面整體向A梁外側面倒塌。可以看出，竹橋破壞的最基本形態還是某根橋梁受壓處指接破壞，伴隨而來的則是側向破壞和整體垮塌，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了破壞，橫隔板基本保持完好。

3.2短期破壞試驗結果分析

承載力分析竹橋受荷185kN時發生了破壞，對其受力性能進行分析。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境下已經經過了3年半的蠕變，在溫度、濕度和自重的作用下已經有了一部分初始撓度，強度也有所降低，而極限破壞值是在對新梁的強度試驗的基礎上得到的，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合作用在鋼筋混凝土板上，由橋面板來進行力的傳導。而板是直接擱置在竹梁上的，因此不能嚴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向分力的作用，導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，由中間向兩側依次加載，在加載順序上不能嚴格保證均勻加載。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，橋墩支座也會發生相應的沉降變形，所以在分析過程中，最后各個測點的撓度變形值應該減去支座的沉降位移。相應的推導原理。其中支座撓度最終應調整為f''''1=0和f''''5=0，L/4和3L/4處撓度調整為，梁中點撓度實測值調整為f''''3=f3－(f1+f5)/2根據試驗數據，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，指接受壓區首先出現錯位，此處變形過大導致跨中變形相對變小。這種破壞模式沒有把竹膠合材料的力學性能完全發揮出來，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系。可以看出，在變形達到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裂縫導致。在變形達到約37mm時，CFRP加強層開始參與工作，梁剛度略微提高。兩個試件對應極限荷載時的實際撓度分別為跨度L的1/130和1/120。是本次試驗結果和文獻的2個足尺膠合竹梁(B1，B2)試驗結果的對比分析。試件的截面尺寸和長度都一樣，均為100×600×9600，其中B1是無CFRP加強的對比試件，B2是CFRP加強試件，CFRP厚度0.111mm，彈性模量為220GPa，抗拉強度為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加強的竹梁的承載力明顯大于未加強的試件，對比B1，B2試件可知，CFRP加強對于試件的抗彎模量的提升是很有幫助的。但是經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相應減小，與無CFRP加強的試件相近。因此，長期荷載作用下CFRP加強梁的極限承載力和抗彎模量都有相應程度的降低。

作者：肖巖李磊楊瑞珍單位：湖南大學