吳善友，郭立成，李傳習(xí)，曾國東，潘仁勝，李積泉*

（1.長沙理工大學(xué) 橋梁工程安全控制教育部重點實驗室，湖南 長沙410114；2.佛山市路橋建設(shè)有限公司，廣東 佛山528300）

超高性能混凝土（ultra-high performance concrete，簡稱為UHPC）是一種具有超高強度、超強韌性和耐久性的新型水泥基復(fù)合材料，遠超普通混凝土的性能[1-2]，與正交異性鋼橋面板結(jié)合，可以提高其承載力，降低疲勞開裂風(fēng)險[3-5]。雖然其造價較高，正交異性鋼橋面板空間結(jié)構(gòu)復(fù)雜，焊接工藝對疲勞性能影響較大[6-7]，但是仍有改進空間。

工廠預(yù)制有利于確保超高性能混凝土的施工質(zhì)量。大跨徑超高性能混凝土橋梁受限于體量的預(yù)制常分節(jié)段、單個組件等進行。節(jié)段預(yù)制的混凝土構(gòu)件常依靠濕接縫連接成整體。由于界面不連續(xù)，濕接縫成為受力關(guān)鍵部位。目前已有不少鋼-UHPC 組合橋面板濕接縫的研究，大致分為接縫形狀、配筋和界面處理三個方面。Zhao等人[8]開展了帶矩形加勁肋的鋼-UHPC 組合橋面板燕尾榫濕接縫負(fù)彎矩試驗研究，結(jié)果表明燕尾榫濕接縫具有良好的抗裂性能。Qi等人[9]開展了純UHPC 橋面板燕尾榫濕接縫的負(fù)彎矩試驗研究，發(fā)現(xiàn)橋面板破壞時裂紋數(shù)量較多且間距較小。Zhu 等人[10]對比了工字鋼梁-UHPC 組合橋面板的T 形和矩形濕接縫，發(fā)現(xiàn)T形的濕接縫在負(fù)彎矩作用下力學(xué)性能優(yōu)于矩形的。王文前[11]對正交異性鋼-RPC 組合橋面板的研究表明，企口接縫可降低鋼面板、U肋等結(jié)構(gòu)的應(yīng)力。盡管這些橋面板的截面形式各有不同，但未見有關(guān)于平鋼板-UHPC 組合橋面板研究的報道。邵旭東等人[12-13]研究了加密鋼筋對濕接縫抗裂性能的影響，發(fā)現(xiàn)配筋率越高接縫抗裂性能越好，建議加密鋼筋直徑大于10 mm。但該結(jié)論僅針對正交異性鋼-UHPC 橋面板，其他截面形式尚未探討。QI等人[9]的研究表明，用鐵絲網(wǎng)處理界面后接縫的抗彎性能明顯提高。陳德寶等人[14]的研究表明，濕接縫采用高壓水槍鑿毛的界面處理方式比環(huán)氧樹脂和人工鑿毛的更優(yōu)。使用鐵絲網(wǎng)處理接縫界面更為便捷，不需要大型設(shè)備，但應(yīng)用該方法開展研究的報道不多，應(yīng)當(dāng)進一步研究。這些成果對本研究平鋼板-UHPC 濕接縫抗負(fù)彎矩能力研究具有重要啟發(fā)和借鑒意義。

1 工程背景

在建某大橋是一座雙塔雙索面混合梁斜拉橋，主橋全長1 070 m，跨徑布置為(69+176+580+176+69)m，主橋結(jié)構(gòu)形式為雙塔雙索面混合梁斜拉橋（組合梁+混凝土梁），如圖1 所示。邊跨主梁為混凝土主梁，次邊跨及中跨主梁為UHPC組合梁，主梁均采用整體式箱型斷面。為了減小主梁恒載，方便施工，UHPC 組合梁的橋面板采用超薄8 mm平鋼板+15 cm UHPC 層+PBL 剪力鍵的新型組合體系，組合梁斷面如圖2 所示。橋面板相鄰預(yù)制段UHPC間采用階梯式燕尾榫濕接縫連接，主跨標(biāo)準(zhǔn)梁段橋面板整體構(gòu)造如圖3所示。由于橋面板的截面形式和濕接縫的構(gòu)造都未有先例，為了滿足工程需要，探討相應(yīng)的受力變形規(guī)律，本研究開展了基于該項目的新型鋼-UHPC 組合橋面板濕接縫負(fù)彎矩足尺模型試驗研究，得到相應(yīng)的荷載-位移曲線、荷載-應(yīng)變曲線、裂紋發(fā)展情況、最終破壞形態(tài)和相關(guān)特征，可指導(dǎo)類似工程設(shè)計。

圖1 某大橋橋型布置（單位：cm）Fig.1 Bridge layout plan of a bridge(unit:cm)

圖2 UHPC組合梁斷面（單位：cm）Fig.2 Section view of UHPC composite beam(unit:cm)

圖3 UHPC橋面板整體構(gòu)造（單位：mm）Fig.3 Overall structure of UHPC bridge deck(unit:mm)

2 試驗概況

2.1 材料性能

工程和試驗所采用UHPC 的配合比：預(yù)混料2 116 kg/m3，鋼纖維180 kg/m3，減水劑34.02 kg/m3，外加劑2.43 kg/m3。其中，預(yù)混料組分包括水泥、硅灰、礦粉、石英砂。鋼纖維為平直型，長度為13 mm，長徑比為65，體積摻量為2.5%。UHPC 的水膠比為0.16。材料性能試件每組3 個，隨橋面板一起澆筑、養(yǎng)護。經(jīng)試驗測得的UHPC立方體抗壓強度、軸心抗壓強度、軸心抗拉強度平均值和變異系數(shù)見表1。工程和試驗所采用平鋼板和PBL剪力鍵鋼板由Q345C淬火鋼鑄成，屈服強度標(biāo)準(zhǔn)值fy≥345 MPa。試件埋置鋼筋的型號均為HRB400，屈服強度標(biāo)準(zhǔn)值fy≥400 MPa。

表1 UHPC材料性能試驗結(jié)果Table 1 Test results of UHPC material properties

2.2 試件設(shè)計及制作

考慮試驗規(guī)模、濕接縫處橋面板受力特點，結(jié)合圖3，從中取出以濕接縫為中心區(qū)段的長4 m，寬0.9 m，厚0.15 m 的鋼-UHPC 橋面板為試件進行試驗，橋面板試件設(shè)計如圖4所示，為該大橋濕接縫的足尺模型。橋面板兩側(cè)預(yù)制段各1.5 m，中間1 m 為現(xiàn)澆段。階梯式燕尾榫端部間距為0.5 m，根部間距為1 m。虛線表示PBL 剪力鍵鋼板，沿橋面板中線對稱設(shè)置兩道，寬度為10 mm（圖4 中未畫出），間距為450 mm。點線表示PBL 剪力鍵鋼板的嵌補段。嵌補段位于現(xiàn)澆段中央，其長度為300 mm，橫截面尺寸與非嵌補段PBL 相同?？紤]木模版的制作難度，將濕接頭整體從正中央往橫向平移50 mm，使斜邊避開PBL 剪力鍵。燕尾榫的構(gòu)造如圖5(a)所示。燕尾榫長度為250 mm，根部和端部的寬度分別為400 、500 mm，階梯的寬度為100 mm，長度為460 mm，水平面距燕尾榫頂面為65 mm。PBL 剪力鍵鋼板的局部構(gòu)造如圖5(b)所示。剪力鍵鋼板垂直焊接于平鋼板上，其高度為90 mm。剪力鍵鋼板中部預(yù)留直徑為50 mm 的圓孔，頂部預(yù)留半徑為16 mm的弧形切口。

圖4 試件橋面板構(gòu)造（單位：mm）Fig.4 Specimens of construction of bridge deck(unit:mm)

圖5 橋面板局部構(gòu)造（單位：mm）Fig.5 Local structure of bridge deck(unit:mm)

試件橋面板鋼筋布置如圖6所示。上層鋼筋由6 根φ22 的縱向鋼筋和29 根φ16 的橫向鋼筋組成，下層鋼筋由2 根φ12 的縱向鋼筋，28 根φ12 的橫向鋼筋和5 根φ22 的加密鋼筋組成。上層縱筋中軸線間距為150 mm，最外側(cè)縱筋中軸線距橋面板側(cè)邊75 mm，所有上層縱筋中軸線距橋面板頂面35.5 mm。下層縱筋放置于PBL 剪力鍵鋼板附近，軸線距平鋼板頂面24 mm；上、下層縱筋均分三段焊接，焊接處位于現(xiàn)澆段靠近接頭端部，焊接長度為7d，d代表焊接鋼筋的直徑。上層橫向鋼筋放置于PBL 剪力鍵鋼板的弧形切口上，軸線距平鋼板頂面93 mm；下層橫向鋼筋穿過PBL 剪力鍵鋼板預(yù)留圓孔的正中心，軸線距平鋼板頂面45 mm。上、下層橫向鋼筋與PBL 剪力鍵鋼板共同形成PBL剪力鍵，并參與受力。

試件制作時，所有鋼筋在定位完成后，用鐵扎絲綁扎固定。鐵絲網(wǎng)釘在燕尾榫模板內(nèi)側(cè)，隨模板一齊拆除，使燕尾榫形成凹凸不平的粗糙面，發(fā)揮鋼纖維的橋接作用。試件分2 次澆筑，第1 次澆筑完成后自然養(yǎng)護3 d，待混凝土硬化后拆模，隨后進行第2 次澆筑。2 次澆筑完成后進行蒸氣養(yǎng)護，養(yǎng)護條件為：均勻升溫（24 h）→恒溫90℃（48 h）→均勻降溫（24 h）。

圖6 試件鋼筋布置（單位：mm）Fig.6 Reinforcement arrangement of specimen(unit:mm)

2.3 加載裝置及測點布置

橋面板倒置（UHPC正面朝下），采用四點彎曲加載，濕接縫位于純彎段正中間，如圖7所示。加載裝置包括分配梁、支座和千斤頂。分配梁和支座均由Q345 鋼鑄成。分配梁橫截面為400 mm×400 mm的工字梁。分配梁的長度為1.8 m，腹板兩側(cè)沿長度方向分別有5 道加勁肋。與文獻[8-9]相似，分配梁下設(shè)置2個受力支座，1個為固定鉸支座，1個為滑動鉸支座。2 個支座中心間距為1.5 m。支座橫向長度均為90 cm，支座斷面為帶凹槽或凸弧的矩形，長10 cm×高10 cm。橋面板試件下放置2個中心間距為3.7 m 的受力支座，支座類型同分配梁。

跨中沿橫向布置3 個高精度位移計（編號為D2-1、D2-2、D2-3），支座上方布置2 個（編號為D1、D3），均固定于大地，一同測量豎向撓度。板的兩端沿縱向布置位移計（編號為Z1、Z2）固定于橋面板倒置后的底鋼板上，UHPC上的測量點距離鋼板外表面3.5 cm，測量混凝土與鋼板間的相對滑移。應(yīng)變測點布置在鋼筋、混凝土外表面和鋼板外表面3 個部分。鋼筋應(yīng)變片布置如圖8 所示。頂、底層縱向鋼筋分別布置10 個應(yīng)變片，應(yīng)變片均在純彎段內(nèi)。頂層鋼筋應(yīng)變片（編號為ST1-1～ST1-5、ST2-1～ST2-5）距頂面約24 mm，底層鋼筋應(yīng)變片（編號為SB1-1～SB1-5、SB2-1～SB2-5）距平鋼板外表面約18 mm。

混凝土外表面應(yīng)變片的布置包括側(cè)面和水平表面，如圖9(a)、9(b)所示。混凝土側(cè)面共布置9個應(yīng)變片（編號為CS1-1～CS1-3、CS2-1～CS2-3、CS3-1～CS3-3），混凝土水平表面布置11個應(yīng)變片（編號為CT1-1～CT1-3、CT2-1～CT2-5、CT3-1～CT3-3），應(yīng)變片均在純彎段內(nèi)。接縫布置6個引伸計（編號為Y1-1～Y3-1、Y1-2～Y3-2），具體位置如圖9(b)所示。引伸計由位移計和開孔角鋼組合而成，如圖9(c)所示。

鋼板外表面布置9 個應(yīng)變片（編號為SD1-1～SD1-3、SD2-1～SD2-3、SD3-1～SD3-3）如圖10所示，應(yīng)變片平面位置與圖9(b)中的一致。

圖7 加載裝置（單位：mm）Fig.7 Loading setup(unit:mm)

圖8 鋼筋應(yīng)變片布置（單位：mm）Fig.8 Strain gauge arrangement on steel bars(unit:mm)

圖9 混凝土表面應(yīng)變片和引伸計布置（單位：mm）Fig.9 Arrangement of strain gauge and extensometer on concrete surface(unit:mm)

圖10 鋼板外表面應(yīng)變片布置（單位：mm）Fig.10 Strain gauge arrangement on steel plate surface(unit:mm)

2.4 加載方式

采用分級加載?？紤]到試件預(yù)估開裂荷載遠小于峰值荷載的一半，為了得到荷載變形（裂紋寬度）變化規(guī)律，并提高試驗效率（分級不是太多），結(jié)合文獻[8-9]的荷載分級取值，試驗板開裂前按每級10 kN 加載，開裂后按每級20 kN 加載，到達極限荷載后，不再以荷載而以位移為單位繼續(xù)加載，每級位移增量控制在3 mm 左右。每級加載完成待荷載值穩(wěn)定后進行應(yīng)變、位移的記錄和裂紋寬度的測量。

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 裂紋發(fā)展及破壞形態(tài)

裂紋過程如圖11 所示。當(dāng)荷載增加到85.4 kN時，千斤頂油泵難以手動控制到規(guī)定荷載值，最先在接縫根部出現(xiàn)第1條可視主裂紋。當(dāng)荷載增至96.7 kN 時，接縫另一側(cè)根部出現(xiàn)第2 條可視主裂紋。當(dāng)荷載為134.4 kN 時，接縫端部和跨中出現(xiàn)第3 條、第4 條，可視主裂紋。當(dāng)荷載為149.5 kN時，滑動支座側(cè)接縫端部出現(xiàn)第5 條，可視主裂紋，所有裂紋寬度均不超過0.05 mm。0.5P（187.7 kN）時，固定支座側(cè)裂紋最先貫穿接縫端部，隨后是接縫根部，此后裂紋數(shù)量迅速增加，到0.87P（324.7 kN）時可見裂紋基本全部顯現(xiàn)（其中P代表極限荷載值），最大裂紋寬度已達0.4 mm。裂紋多而密，主要集中在現(xiàn)澆段。

荷載超過0.87P后，裂紋數(shù)量不再隨荷載增加而增多，但寬度逐漸增大。當(dāng)荷載由峰值374.9 kN下降至368 kN 時，跨中裂紋寬度明顯增大，并貫穿全截面，寬度遠大于其余裂紋，鋼纖維已暴露于外，橋面板逐漸破壞，如圖12 所示。試件最終的破壞形態(tài)如圖13所示。

圖11 裂紋發(fā)展過程Fig.11 Crack development process

圖12 跨中裂紋寬度明顯增大Fig.12 Obvious increase of midspan crack width

圖13 試件破壞形態(tài)Fig.13 Failure pattern of a specimen

3.2 荷載-裂紋寬度曲線

選取5 條主裂紋作為考察對象，荷載-裂紋寬度曲線如圖14 所示。其中，cr4 為跨中裂紋，cr1、cr2 位于接縫根部，cr3、cr5 位于接縫端部。從圖14 中可以看出，裂紋最先在接縫根部出現(xiàn)，其寬度最早達到0.05 mm，此時荷載為149.5 kN。當(dāng)荷載到達370 kN后，最大裂紋寬度已超過1 mm。當(dāng)?shù)竭_極限荷載時，最大裂紋寬度已超過2 mm。從整體看，裂紋寬度小于0.2 mm時，荷載-裂紋寬度曲線近似線性增長，超過0.2 mm后進入非線性階段，這與李文光等人[15]的結(jié)論相同。

圖14 荷載-裂紋寬度曲線Fig.14 Load-crack width curves

3.3 荷載-位移曲線

試驗板的荷載-位移曲線如圖15所示。圖中的豎向位移表示跨中撓度平均值，計算公式為δ=(D2-1＋D2-2＋D2-3)/3－(D1＋D3)/2，豎向位移計D1、D3、D2-1、D2-2、D2-3 的 具 體 位置 如圖7所示。

圖15 荷載-位移曲線Fig.15 Load-displacement curve

從圖15 中可以看出，隨著荷載增加，跨中撓度不斷增大。根據(jù)該曲線發(fā)展趨勢，可將其分為4個階段，對應(yīng)圖中的Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ、Ⅳ。第一階段為線彈性階段，此時位移與荷載近似呈正比，試驗板的剛度基本不變。第二階段為裂紋發(fā)展階段，該階段以出現(xiàn)第1 條可見裂紋為起點。此階段荷載-位移曲線開始呈非線性發(fā)展，試驗板的剛度隨荷載增加而逐漸減小，裂紋逐漸擴展。第三階段為鋼筋屈服階段，此階段以出現(xiàn)面層鋼筋應(yīng)變達到0.002 為起始，直至峰值荷載。從該階段起始點開始，隨著荷載增加，荷載-位移曲線（圖15）進一步變緩，板的剛度進一步減??；荷載-裂紋寬度曲線（圖14）明顯發(fā)生轉(zhuǎn)折（變緩），裂紋迅速擴展。第四階段為延性破壞階段，從極限荷載至無法承擔(dān)荷載，失去承載力。此階段試驗板已無法繼續(xù)承受更大荷載，剛度退化顯著，位移迅速增長，最終主裂紋貫穿橋面板，寬度遠大于其他裂紋，導(dǎo)致試件破壞。

為進一步研究橋面板的力學(xué)性能，本研究和文獻[9-10]的承載力比、剛度比和延性等試驗結(jié)果見表2。其中，文獻[9]選取平面燕尾榫接縫的矩形截面試件F-A-S-SWM，名稱含義為：F 代表受彎，A代表UHPC配合比，S代表縱向鋼筋搭接，SWM代表采用鐵絲網(wǎng)處理接縫界面，其截面形式如圖16(a)所示；文獻[10]選取立面T形接縫UHPC-工字鋼組合梁試件SUCB-T1，名稱含義為：SUCB代表工字鋼-UHPC 組合梁，T1 代表第1 個T 形接縫試件，其截面形式如圖16(b)所示。

圖16 文獻[9]和[10]的試件（單位：mm）Fig.16 Specimens in references[9]and[10](unit:mm)

表2 本試驗及文獻[9-10]試驗結(jié)果Table 2 Test results in this paper and references[9]and[10]

由表2可知：

1）承載力比

本試驗試件試驗開裂荷載與極限荷載的比值Fcr/Fp與文獻[9]接近，約為文獻[10]的兩倍，其主要與截面形式和不同材料的布置有關(guān)，表明：階梯式燕尾榫濕接縫可以顯著提升橋面板的抗裂性能，使之較晚開裂。而本試驗試件的屈服荷載與極限荷載比值Fy/Fp接近文獻[10]且高于文獻[9]，說明其屈服時間較晚。

2）剛度比

Kcr/K0，Ky/K0以及Kp/K0分別為試件開裂時、屈服時和達到極限承載力時相比于初始階段的剛度退化程度。試件的Kcr/K0為文獻[9]的219%，表明：本試驗試件在線彈性階段剛度較大，隨著荷載增加，鋼筋屈服時兩者剛度退化程度一致，到達極限荷載時試件的剛度退化程度較嚴(yán)重，Kp/K0已下降至文獻[9]的71%。

3）延性

Δp/Δy，Δu/Δy分別為試件到達極限承載力時和最終破壞時的位移延性系數(shù)。試件的Δp/Δy和Δu/Δy均更大，表明：鋼筋屈服后橋面板仍具備良好的延性。Δu/Δy＞3，表明橋面板的延性滿足抗震要求。

3.4 荷載-應(yīng)變曲線

荷載-頂層鋼筋應(yīng)變曲線如圖17(a)所示。從圖17(a)中可以看出，混凝土開裂前，鋼筋應(yīng)變大致呈線性增加。混凝土開裂后，各鋼筋測點應(yīng)變先后進入非線性階段，其中，接縫處（ST2-2）和跨中（ST1-3，ST2-3）處混凝土較早開裂，承受的力較早轉(zhuǎn)移到鋼筋。隨著荷載增大，最早進入非線性階段的3 個測點應(yīng)變陸續(xù)達到0.002，此時可認(rèn)為測點處鋼筋屈服，而鋼筋其余測點處在極限荷載前未進入屈服狀態(tài)。

荷載-混凝土表面應(yīng)變曲線如圖17(b)所示。149.5 kN 之前所有混凝土測點應(yīng)變均呈線性發(fā)展，且斜率相同。此后，因附近出現(xiàn)裂紋，各測點應(yīng)變突增?？缰校–T2-2，CT3-2）較早出現(xiàn)應(yīng)變突變現(xiàn)象，應(yīng)變進入非線性階段，與其余測點的應(yīng)變相差越來越大。

圖17 荷載-應(yīng)變曲線Fig.17 Load-strain curves

從圖17 中還可以看出，無論是鋼筋，還是混凝土表面，應(yīng)變發(fā)展最快的測點大部分位于跨中，因此，可以判定橋面板跨中區(qū)域是薄弱截面區(qū)域。

圖18 荷載-接縫應(yīng)變曲線Fig.18 Load-joint strain curves

荷載-接縫應(yīng)變曲線如圖18所示，其中，接縫應(yīng)變計算公式為：ε=Δl/l，Δl為位移計讀數(shù)，l為2個角鋼的水平距離。從圖18 中可以看出，混凝土開裂前應(yīng)變與荷載呈線性關(guān)系，開裂后曲線發(fā)生轉(zhuǎn)折進入非線性階段。鋼筋屈服時，各接縫處測點應(yīng)變均在6 000 με以上，應(yīng)變測試表明：標(biāo)距內(nèi)有裂紋開展，鋼筋屈服后非線性程度加劇，裂紋拓展速率加快。從圖18(a)中可以看出，固定支座側(cè)接縫3 個測點應(yīng)變在前期相近，鋼筋屈服后3 點應(yīng)變稍有不同，接縫根部（Y1-1，Y3-1）的應(yīng)變值大于端部（Y2-1）的。從圖18(b)中可以看出，接縫端部（Y2-2）與根部一側(cè)（Y1-2）的應(yīng)變在前期相近，鋼筋屈服時端部的應(yīng)變稍小于根部的。

3.5 平截面假定

各級荷載下跨中截面?zhèn)让娴?個混凝土應(yīng)變片（CS1-2，CS2-2，CS3-2），底面1 個混凝土應(yīng)變片（CT1-2）和1 個外水平面鋼板應(yīng)變片（SD1-2）的測試結(jié)果沿板的高度分布如圖19 所示。從圖19 中可以看出，隨著荷載增加，受壓區(qū)高度逐漸減小，中性軸逐漸上移，截面始終近似服從平截面假定。中性軸高度在130～140 mm，接近UHPC與鋼板的結(jié)合面。

圖19 沿高度應(yīng)變分布Fig.19 Strain distribution along height

3.6 鋼-UHPC縱向滑移

鋼-UHPC 的荷載-縱向滑移如圖20 所示。從圖20 中可以看出，Z1、Z2 所測的縱向相對位移量隨荷載變化趨勢基本一致。134.4 kN前鋼板頂面與UHPC測點間無縱向相對位移發(fā)生，因此，鋼板與UHPC間無縱向滑移。而此荷載后，縱向相對位移(由鋼板與UHPC 間的相對滑移量和UHPC 截面變形超出滿足平截面假定的部分組成）逐漸增大?？v向相對位移并非連續(xù)增長，在某些時刻無變化，且同時在Z1、Z2 中發(fā)生，表明：橋面板兩端的變形規(guī)律相同。極限荷載下最大縱向相對位移量不超過0.04 mm，即小于橋面板長度的十萬分之一，表明：PBL 剪力鍵能確保鋼-UHPC 間的連接，使兩者變形保持一致。

圖20 荷載-縱向滑移曲線Fig.20 Load-longitudinal slip curves

4 結(jié)論

1）新型鋼-UHPC 組合橋面板具有良好的抗裂性能、初始剛度和延性。階梯式燕尾榫濕接頭接縫處的抗裂能力、承載能力與濕接頭非接縫處性能相當(dāng)，雖然接縫處初裂略早于非接縫處的，但接縫處裂紋寬度未超過0.05 mm 時，非接縫處也出現(xiàn)了可視裂紋。開裂后，橋面板剛度逐漸退化。當(dāng)裂紋寬度到達0.2 mm 時，與荷載的關(guān)系從線性變?yōu)榉蔷€性。到達極限荷載后，橋面板仍保持良好的延性，滿足抗震要求。

2）極限荷載下，同一截面鋼-UHPC 測點間的縱向相對位移量不超過0.04 mm，表明：PBL 剪力鍵能確保鋼與UHPC 形成整體，保證兩者共同變形。

3）橋面板裂紋主要集中在現(xiàn)澆段，多而密?？缰薪孛嫣庝摻詈突炷恋膽?yīng)變均大于其他部位的。試件破壞以跨中裂紋寬度急劇增加為標(biāo)志。收縮引起的UHPC拉應(yīng)力跨中截面最大，導(dǎo)致跨中截面相對薄弱。