预应力混凝土小箱梁被广泛应用于我国的桥梁建设中，由于不断增长的交通荷载、恶劣的使用环境、材料老化以及养护的不及时，使得很多桥梁的使用技术状况出现了不同程度的降低，早期建造的部分混凝土小箱梁桥已出现不同程度的损伤。以某运营15年的高速公路为例，混凝土小箱梁桥占全线桥梁总量的60%，存在病害的桥梁数量占此类桥梁总数的30%。面对大量的危旧混凝土小箱梁桥，在保障桥梁安全性的前提下考虑经济性，提出维修加固或拆除重建方案，是桥梁工程师的重要任务。而准确地评定危旧混凝土小箱梁桥的承载性能，是选择不同维修加固方法甚至拆除重建方案的重要依据。
国内外学者普遍通过缩尺模型的破坏性试验来研究桥梁的承载性能，很多有效的桥梁加固方法都是基于缩尺试验结果建立的[1－2]。而结构长期服役导致的损伤退化定量困难，混凝土开裂局部破坏、钢筋的锈蚀问题的复杂性和随机性，使得通过缩尺模型研究危旧混凝土梁桥残余承载性能较难获得理想的结果[3]。通过实桥动载试验或者静载试验的方法可以直观的反应桥梁在运营荷载下的实际受力状况，但仍无法准确推断桥梁的真实承载能力[4]。通过足尺试验的方法可获得危旧混凝土桥梁的真实承载性能，足尺试验费用昂贵且实施难度大，各国学者所开展的足尺试验研究较少[5－6]。
从20世纪70年代开始有学者对危旧混凝土桥梁的承载性能进行足尺试验研究，Jorgenson等[7]以美国一座服役10年的钢筋混凝土板桥为试验对象进行了旧桥破坏性试验研究，试验结果表明该桥的实际极限承载力远高于理论分析计算的结果。Miller等对俄亥俄州一座服役38年的钢筋混凝土板桥进行了破坏性的加载试验。桥梁劣化对抗弯性能的影响较小，结构的抗剪性能明显降低[8]。Harries从一座服役了42年的桥上拆除了2片足尺箱梁，进行了旧桥拆除受弯构件的破坏性荷载试验, 研究混凝土保护层厚度、横向裂缝和预应力钢绞线严重锈蚀对构件抗弯性能的影响[9]。Lantsoght等[10]对荷兰一座服役52年的混凝土空心板梁桥进行了破坏性试验，试验结果表明现有的结构分析方法低估了结构残余承载力。Bagge等[11－12]分析已有足尺试验结果，建立了混凝土桥梁结构的多层分析策略。
各国桥梁设计建造之间存在差异，国外的足尺试验结果仅可作为我国混凝土桥梁的评估和维护的参考。21世纪初，中国学者也开始应用足尺试验对现役混凝土桥梁评估与维护进行研究，张建仁等对湖南一座服役43年的3跨钢筋混凝土简支Π形梁桥进行了超限车辆荷载作用下梁桥受力性能的试验，单跨长度为13.3 m，结果表明该桥服役达43年后，出现了严重开裂、钢筋锈蚀、混凝土剥落等损伤，达到规范允许变形限值(L/600)时所需施加的荷载仍显著大于其设计所能承受荷载(汽-15)[13－15]。金浏等[16]对钢筋混凝土梁受弯破坏及尺寸效应进行了细观模拟分析，结果表明钢筋混凝土悬臂梁的弯曲破坏存在尺寸效应，弯曲强度随梁深增大而减小。陈宝春等[17－18]对装配式空心板桥铰缝破坏模式进行了足尺试验和有限元分析，开展了车辆荷载作用下铰缝构造的破坏类型、破坏位置、开裂荷载等破坏模式的试验研究。刘金福等[19]对福州一座服役20年的三跨预应力混凝土连续梁桥进行了静力试验，单跨跨径为16 m，试验结果表明预应力损失的不断发展使结构产生一定程度的损伤，结构实际承载力有所下降，但在正常使用阶段的受力性能良好，有一定的安全储备。方志等[20]对一座新建30 m跨径的预应力混凝土简支箱梁进行了足尺模型破坏性试验，通过比较试验荷载与设计内力，表明新建箱梁具有足够的安全储备。
研究危旧混凝土小箱梁的实际承载性能具有很高的工程应用价值，国内已有的足尺试验研究尚未涉及危旧混凝土小箱梁。本文从实桥拆除两片具有代表性的20 m跨径预应力混凝土小箱梁，并对其开展足尺试验研究。探究危旧混凝土小箱梁从弹性到塑性全过程的受力退化行为，分析损伤对危旧混凝土小箱梁桥承载性能的影响，为我国大量现役混凝土小箱梁的评估与维护提供参考。
1 试验设计
1.1 试验梁
从某立交桥拆除取2片20 m跨装配式预应力混凝土小箱梁，选作为试验梁，分别进行抗弯、抗剪承载性能试验，编号为N-B和N-S。试验梁为边梁，高1 m，长19.96 m，翼缘板厚140 mm，翼缘板宽2.3 m，腹板厚240 mm。混凝土标号为C40，试验梁共有5根预应力束，预应力束为碳素钢丝束，规格为5×28 φs5，纵向受力主筋为HRB335，顶板受压主筋直径为φ16，底板受拉主筋为直径φ20，架立钢筋和箍筋钢筋均为R235，纵向分布钢筋直径为12 mm，箍筋直径为8 mm。试验梁跨中底板有纵向开裂现象，腹板出现斜向和竖向裂缝，腹板底部严重渗水，2片试验梁的病害统计见表1，试验梁截面尺寸及配筋情况如图1所示。
图1 箱梁截面尺寸 /mm
Fig.1 Dimensions of box girders
1.2 加载装置及测点布置
加载装置主要由锚桩、粗钢筋、加载横梁、千斤顶和支墩组成，试验装置如图2所示。其中，1#、2#支墩和4根锚桩用作抗弯试验加载，抗弯试验采用四点对称加载，跨中两加载点间距3.5 m，试验荷载由2根横梁、4个千斤顶同步施加，每根锚桩上连接4根粗钢筋与横梁连接进行加载。3#、4#支墩和靠近3#墩的两根桩基用作抗剪试验加载，荷载由1根加载横梁、2个千斤顶同步施加，足尺试验的设计参数如表2所示。试验过程中主要量测内容有：荷载、挠度、主筋应变、跨中截面的应变分布(为消除跨中截面横隔板的影响，应变测点距离跨中偏移200 mm)、翼缘板混凝土应变，以及裂缝宽度及高度等，测点布置如图3所示。
表1 试验梁病害统计
Table 1 Damage statistics of test girders
试验梁病害编号 部位 腹板1 腹板2 底板N-B N-S 4 m ～7.5 m 腹板斜向裂缝1道 腹板底缘纵向裂缝渗水7.5 m ～12.5 m 纵向裂缝开裂严重、渗水 腹板底缘纵向裂缝渗水 横向裂缝9道12.5 m ～16 m 腹板斜向裂缝1道 腹板底缘纵向裂缝渗水 无裂缝边缘渗水0 m ～4 m 腹板斜向裂缝1道 无裂缝 无裂缝边缘渗水16 m ～20 m 腹板斜向裂缝1道 腹板底缘纵向裂缝渗水0 m ～4 m 腹板底缘1 m长纵向裂缝2道腹板底缘纵向裂缝局部破损下部渗水4 m～7.5 m 下部纵向裂缝渗水 腹板底缘漏筋1处7.5 m ～12.5 m 腹板斜向裂缝2道宽度为0.05 mm下部纵向裂缝渗水竖向裂缝1道腹板底缘纵向裂缝严重渗水12.5 m ～16 m 无裂缝 腹板底缘纵向裂缝渗水 横向裂缝1道16 m～20 m 下部纵向裂缝渗水 腹板斜向裂缝2道腹板底缘纵向裂缝渗水无裂缝边缘渗水纵向裂缝1道边缘渗水
图2 加载装置
Fig.2 Loading set-up
表2 足尺试验设计参数
Table 2 Design parameters of full scale tests
试验类型 试验梁编号 计算跨径/m 剪跨长度/m 加载方式抗弯 N-B 19.2 7.85 双点抗剪 N-S 19.2 3 单点
图3 足尺试验梁测点布置
Fig.3 Distribution of measurement points of test girders
2 抗弯试验结果及分析
2.1 试验现象
当试验荷载小于360 kN时，足尺试验梁混凝土未出现新的裂缝，此时主筋的应变小于屈服应变，跨中挠度低于20 mm，试验梁处于未开裂工作状态。当试验荷载超过360 kN时，试验梁发出连续响声，试验梁既有裂缝开始扩展并出现新的竖向裂缝；当试验荷载达到392 kN时，跨中底板混凝土开始出现局部剥落现象，底板原有裂缝宽度增长较快，跨中挠度达到20 mm；当试验荷载达到588 kN时，梁体竖向裂缝沿高度方向扩展到试验梁1/2梁高处，最大裂缝宽度达到0.5 mm，跨中挠度达到43 mm；当试验荷载达到980 kN时，试验梁底板、腹板最大裂缝宽度达到3 mm，竖向裂缝扩展加快，部分裂缝扩展到翼缘板，跨中挠度达到160 mm；当试验荷载达到1047 kN时，顶板混凝土压应变达到1600 με，顶板钢筋压应变达到1700 με，底板纵向钢筋应变达到5500 με，跨中挠度已经接近300 mm，试验梁腹板出现大量竖向裂缝(跨中)和斜向裂缝(加载点与支点之间)，裂缝宽度最宽达到3 mm～4 mm，判定跨中截面达到塑性极限状态。抗弯试验梁破坏形态如图4所示。
试验梁N-B裂缝主要呈现两种分布形态：在纯弯段的竖向弯曲裂缝，裂缝分布比较均匀，间距大约在300 mm～400 mm，而且所有裂缝都扩展到了梗腋，部分裂缝扩展到了顶板处；剪跨段的斜裂缝多分布在靠近加载点处的位置，基本都扩展到梗腋，角度约为60°。
图4 试验梁N-B裂缝分布
Fig.4 Crack distribution of test girder N-B
2.2 荷载-挠度曲线
图5为足尺试验梁N-B的荷载-挠度曲线，随着荷载的增加，试验梁跨中位置与加载点位置荷载-挠度曲线可分为未开裂阶段、带裂缝工作阶段和塑性阶段，试验梁的抗弯刚度依次降低。当荷载超过360 kN时，试验梁挠度为21 mm，试验梁的工作状态由未开裂阶段向带裂缝工作阶段发展。钢筋屈服时，小箱梁跨中挠度为117 mm，试验最大挠度约300 mm，残余挠度约为220 mm，可见试验梁配筋较为合理，延性较好，在纵筋屈服以后有较大的塑性变形发生，说明带有使用损伤的混凝土小箱梁仍具有较好的工作性能。
2.3 跨中截面沿梁高应变分布
跨中截面应变沿梁高分布如图6所示，当荷载低于0.5Pu时，试验梁跨中截面应变分布符合平截面假定，足尺试验梁处于未开裂阶段和带裂缝工作阶段。随着荷载的增加，足尺试验梁开始进入塑性工作状态，试验梁跨中截面腹板产生大量竖向裂缝，应变测点的数据采集受到影响，从已采集到的部分测点数据来看，试验梁跨中截面应变在塑性工作阶段仍基本符合平截面假定。
图5 试验梁N-B荷载-挠度曲线
Fig.5 Load-deflection curves of test girder N-B
2.4 跨中截面主筋荷载-应变曲线
足尺试验梁N-B跨中截面主筋荷载-应变曲线如图7所示。加载初期，试验梁尚未出现新裂缝，钢筋应变较小，其增长与荷载基本呈线性关系；当荷载达到320 kN～400 kN时，混凝土出现新裂缝，钢筋应变增长开始加快；荷载达到400 kN～800 kN时，新、旧裂缝不断扩展，试验梁的刚度逐渐下降，荷载-应变曲线斜率变小，试验梁处于带裂缝工作阶段；当荷载超过800 kN后，试验梁的主筋进入屈服阶段，其塑性应变增长迅速；当荷载达到1047 kN时，纵向受力主筋应变超过6000 με，由平截面特性可知，腹板底部预应力钢束应变超过4200 με，试验梁接近塑性弯曲极限状态。
图6 试验梁N-B跨中截面应变沿梁高分布
Fig.6 Mid-span longitudinal strains distribution
图7 试验梁N-B跨中截面主筋荷载-应变曲线
Fig.7 Mid-span load-strain curves of major reinforcements
2.5 跨中截面顶板钢筋及混凝土荷载-应变曲线
试验梁N-B跨中截面顶板钢筋及混凝土荷载-应变曲线如图8所示，试验梁顶板钢筋及混凝土的荷载-应变关系基本一致，曲线可分为未开裂阶段、带裂缝工作阶段和塑性阶段，荷载小于360 kN时，顶板混凝土和钢筋应变都低于250 με。荷载达到400 kN～800 kN时，试验梁进入带裂缝工作阶段，顶板混凝土和钢筋荷载-应变曲线斜率变小。当荷载超过800 kN后，试验梁进入塑性阶段，试验测得钢筋最大压应变约为1700 με，混凝土最大压应变约为1600 με，混凝土虽尚未被压碎，但其应力基本达到其极限抗压强度(梁体混凝土实测抗压强度为44 MPa)。
图8 试验梁N-B跨中截面顶板钢筋及混凝土荷载-应变曲线
Fig.8 Mid-span load-strain curves of reinforcements and concrete at top flange
3 抗剪试验结果及分析
3.1 试验现象
试验梁N-S-1荷载未达到600 kN之前，梁体未发现新裂缝，原有裂缝扩展缓慢；加载至600 kN时，剪跨段腹板有新增斜裂缝出现，裂缝角度约为50°，腹板斜裂缝最大宽度达到0.15 mm，斜裂缝高度超过箱梁腹板中部；荷载达到900 kN时，可以明显观测到主斜裂缝，其宽度为0.25 mm；荷载达到1400 kN时，主斜裂缝高度扩展至腹板顶部，裂缝宽度达到0.5 mm；荷载达到1778 kN时，试验梁达到极限荷载，挠度快速增长。随着试验梁变形的增长，顶板混凝土压溃，试验梁破坏。抗剪试验梁N-S-1破坏形态如图9所示。
试验梁N-S-1加载完成后，调换试验梁N-S-1的方向并避开损伤的部位，对试验梁的另一侧进行加载，即为试验梁N-S-2。试验梁N-S-2计算跨径为14.5 m，剪跨段长度仍为3 m。试验梁N-S-2荷载达到400 kN之前，梁体未发现新裂缝；荷载达到400 kN～870 kN时，梁体有轻微响声，原有裂缝扩展缓慢，剪跨段腹板有新增斜裂缝缓慢出现，裂缝角度约为50°，裂缝高度开始超过箱梁腹板中部；荷载达到870 kN时，观测到主斜裂缝宽度为0.2 mm；荷载达到2000 kN时，试验梁达到极限荷载，随后顶板混凝土压碎，试验梁刚度发生突变，试验梁破坏。试验梁N-S-1、N-S-2腹板处裂缝分布如图10所示，两试验梁裂缝形态相似，在剪跨段内腹板产生多条斜裂缝，裂缝基本平行，角度约为50°，裂缝间距在200 mm～400 mm，随着荷载增长，裂缝从腹板下方逐渐向上方延伸，主裂缝均延伸至小箱梁顶板。
图9 试验梁N-S-1破坏形态
Fig.9 Failure modes of test girder N-S-1
图10 试验梁N-S裂缝分布
Fig.10 Cracks distribution of test girder N-S
3.2 荷载-挠度曲线
试验梁N-S-1和N-S-2的荷载-挠度曲线如图11所示。根据挠度变化曲线可将试验梁N-S-1和N-S-2的加载过程分为5个阶段，以试验梁N-S-1的荷载-挠度曲线为例，分析如下：1)阶段I，当荷载小于500 kN时，荷载-挠度成比例增长，该阶段末加载点挠度为12 mm，腹板未有新的裂缝出现；2)阶段II，当荷载值在500 kN～ 1500 kN时，斜裂缝宽度增长，刚度逐渐降低，挠度增长加快，该阶段末加载点挠度为65 mm；3)阶段III，荷载值在1500 kN～1778 kN时，斜裂缝扩展至箱梁顶板，宽度继续增长，箍筋屈服，抗剪刚度进一步下降，该阶段末加载点挠度达到104 mm；4)阶段IV，荷载超过1778 kN后，荷载-挠度关系曲线进入下降段，荷载不再增加，挠度迅速增加，混凝土顶板压溃，试验梁发生剪压破坏。试验荷载达到破坏荷载；5)阶段V，剪压破坏后，人工卸载。
图11 试验梁N-S荷载-挠度曲线
Fig.11 Load-deflection curve of test girder N-S
3.3 荷载-箍筋应变曲线
试验梁N-S-1荷载-箍筋应变曲线如图12(a)所示，箍筋测点均位于3 m剪跨段内，箍筋在加载初期应变量很小，当斜裂缝出现后，箍筋应变出现增长；当荷载达到1100 kN，距离支点1.4 h和1.8 h(h为梁高)的箍筋测点WI4和WI5应变快速增长；当荷载达到1200 kN时，箍筋测点WI4和WI5屈服，因此图12(a)中的主斜裂缝经过箍筋测点WI4和WI5所在断面；当达到极限荷载时，箍筋测点WI4和WI5达到极限应变，箍筋测点WI3距离主斜裂缝较远，在荷载达到极限时箍筋测点WI3仅达到屈服应变。
试验梁N-S-2荷载-箍筋应变曲线如图12(b)所示，荷载小于900 kN时，箍筋应变很小；随着腹板斜裂缝的出现，距离支点1.8 h的箍筋测点WI5应变快速增长；当荷载达到1200 kN时，箍筋测点WI5屈服，距离支点1.4 h的箍筋测点WI4应变快速增长，腹板主斜裂缝经过箍筋测点WI4和WI5所在断面；当荷载达到1500 kN时，距离支点1.4 h的箍筋测点WI3和距离支点1.2 h处的箍筋测点WI2应变快速增长，箍筋测点WI5达到极限应变；当达到极限荷载时，箍筋测点WI4达到极限应变，箍筋测点WI3和WI2达到屈服应变。
3.4 荷载-腹板混凝土剪应变曲线
足尺抗剪试验梁N-S-1距支点分别为0.5 h、1.0 h、1.5 h和2.5 h截面处腹板最大的剪应变曲线如图13(a)所示，当荷载小于600 kN时，抗剪试验梁N-S-1没有新裂缝产生，四个测试断面的混凝土应变均未达到抗剪极限应变；当荷载超过600 kN时，0.5 h、1.0 h截面混凝土首先达到抗剪极限，剪力增量主要由箍筋承担，经过0.5 h、1.0 h截面斜裂缝的扩展得到了有效控制；当荷载达到1100 kN时，1.5 h和2.5 h截面处混凝土应变增长速度加快，距离支点1.4 h和1.8 h(h为梁高)的箍筋测点WI4和WI5应变快速增长，试验梁进入带裂缝工作阶段；当荷载大于1600 kN后，试验梁进入塑性阶段，混凝土剪应变和箍筋剪应变均快速增长；当达到极限荷载时，1.5 h和2.5 h截面处腹板剪应变也达到了极限值。
图12 试验梁N-S荷载-箍筋应变曲线
Fig.12 Load-stirrups strain curves of test girder N-S
图13 试验梁N-S荷载-腹板混凝土剪应变曲线
Fig.13 Load-shear strain curves of concrete on web of test girder N-S
足尺抗剪试验梁N-S-2距支点分别为0.5 h、1.0 h、1.5 h和2.5 h截面处腹板最大的剪应变变化曲线如图13(b)所示，当荷载超过900 kN时，1.0 h截面混凝土剪应变首先达到极限，0.5 h、1.5 h和2.5 h截面处腹板剪应变也达到带裂缝工作快速增长阶段，剪力增量主要由箍筋承担；当荷载达到1800 kN时，进入塑性阶段，混凝土剪应变和箍筋剪应变均快速增长；当达到极限荷载时，四个截面处腹板剪应变均达到了极限值。
4 承载性能分析
4.1 变形性能分析
通过JTG D62―2004规范中的计算公式计算试验梁N-B正常使用极限状态下跨中活载挠度曲线，并与实测荷载-挠度曲线对比，如图14所示。JTG D62―2004规范计算开裂荷载为384 kN，试验观测到裂缝产生时的荷载为360 kN。相同试验荷载下，规范计算未开裂阶段试验梁的跨中挠度值小于实测的挠度值。当试验荷载为200 kN时，实测挠度为8.1 mm，JTG D62―2004计算的结果为7.4 mm。试验梁N-B存在的裂缝损伤降低了结构的刚度，试验梁在未开裂阶段的实际刚度低于JTG D62―2004规范中的计算刚度。根据公路―I级车道荷载均布荷载标准值为qk=10.5 kN/m，集中荷载标准值Pk取值为300 kN，正常使用极限状态设计时的汽车荷载频遇值系数ψf1=0.7。假设二期恒载为120 mm厚混凝土铺装层，则二期恒载qg2取值为6.9 kN/m，计算得二期恒载时主梁承受的弯矩为345 kN·m，在二期恒载作用下的足尺试验梁的挠度为3 mm。试验梁在未开裂阶段可承受的弯矩为1374 kN·m，而由二期恒载和公路—I级车道荷载共同作用的弯矩为1763 kN·m，因此，主梁在承受公路―I级车道荷载后将造成主梁腹板裂缝的扩展，影响结构的耐久性能和使用性能。在公路―I级车道荷载作用下的足尺试验梁的挠度为32 mm，计入长期挠度增长系数ηθ=1.6 ，在公路―I级车道荷载作用下的长期挠度值为51 mm，高于JTG D62―2004规范中规定的由活载作用产生的挠度限值33 mm。试验梁在未开裂阶段的挠度不满足公路桥规对活载刚度的验算要求，应采取合理的加固方法提高主梁的刚度。
图14 荷载-挠度曲线计算结果与试验结果的对比
Fig.14 Comparisons between calculated results and test results of load-deflection curves in different codes
4.2 极限承载力分析
建立试验梁的抗弯抗剪承载力计算公式，公式中用到的材料强度采用材料性能试验的实测值，如式(1)～式(6)所示。
式中：Mu为极限抗弯承载力；fs为底板钢筋抗拉强度值，取实测抗拉强度屈服值fs=412MPa ；As为底板钢筋截面面积；fp为预应力束抗拉强度，取实测值fp=1977MPa；Ap为预应力束截面面积；fc为混凝土轴向抗压强度，本文取fc=29.6MPa；在残余承载能力试验中仅对原梁混凝土立方体抗压强度值进行了测试，结果为fcu=42.5MPa，故本文采用《混凝土结构设计规范》(GB 50010―2010)中规定的轴心抗压强度与立方体抗压强度之间的换算公式fc =0.88αc1αc2fcu ，计算得出轴心抗压强度值为fc=29.6MPa ；αc1为棱柱体强度与立方体强度之比值，对C50以下普通混凝土取0.76，对高强混凝土C80取0.82，中间按线性插值；αc2为C40以上的混凝土考虑脆性折减系数，对C40取1.0，对高强混凝土C80取0.87，中间按线性插值；bf为上翼缘有效宽度；x为受压区有效高度；
为顶板钢筋抗压强度值，本文取实测屈服值
=412MPa；
为底板钢筋截面面积；h0为截面有效高度；
为受压纵筋合力点至截面受压边缘的距离。
式中：Vu/kN极限抗剪承载力；Vcs/kN为斜截面内混凝土与箍筋共同的抗剪承载力；Vsb/kN为斜截面内混凝土与箍筋共同的抗剪承载力；Vpb/kN为斜截面内混凝土与箍筋共同的抗剪承载力；α1为异号弯矩影响系数，本文取α1=1；α2为预应力提高系数，本文取α2=1.25；α3为受压翼缘的影响系数，取α3 =1.1；b/mm为腹板宽度；h0/mm为截面有效高；Ps、Pp为斜截面内纵向受拉钢筋、预应力束的配筋百分率，若ξsPs+ξpPp ＞2.5，则取ξsPs+ξpPp=2.5；fcu,k/MPa为混凝土立方体抗压强度标准值；Ap/mm2为预应力束截面面积；ρsv为斜截面内箍筋配筋率；fsv/MPa为箍筋抗拉强度值，本文取实测屈服值fsv=310 MPa；Asb/mm2、Apb/mm2为斜截面内在同一弯起平面的普通弯起钢筋、弯起预应力束的截面面积；θs、θp为普通弯起钢筋、弯起预应力束的弯起角度。
采用公路―I级荷载对试验梁进行验算，荷载组合为：结构自重+二期恒载+预应力荷载+车道荷载。足尺试验结果、承载力公式计算结果和公路—I级设计内力对比，如表3所示。
表3 试验梁承载力
Table 3 Bearing capacity of test girders
承载力/(kN·m)N-S-1抗剪 1647 1749 0.94 1242 1.32承载力/kN N-S-2抗剪 1704 1749 0.97 1242 1.37承载力/kN设计值③N-B抗弯 4945 5587 0.89 2895 1.7类型 试验值① 计算值② ①/② 公路-I级①/③
由于试验梁存在大量裂缝和渗水，导致混凝土损伤和钢筋锈蚀问题，其承载能力已有所下降，箱梁抗弯承载能力安全储备和抗剪承载能力安全储备均有所下降，使得抗弯承载力计算结果与试验梁N-B实测结果比值为0.89，试验梁N-S-1和试验梁N-S-2抗剪承载力足尺试验结果与公式计算结果的比值分别为0.94和0.97。相比于公路—I级设计内力，试验梁N-B的抗弯承载力试验结果比主梁设计内力弯矩值高70%，试验梁N-S-1和试验梁N-S-2抗剪承载力足尺试验结果比主梁设计内力剪力值分别高32%和37%。同时，应用容许应力设计法分析试验梁的承载能力，容许应力法中钢筋的安全储备系数K=1.7，受力主筋HRB335的设计容许应力值为197 MPa，而试验梁公路—I级荷载作用下受力主筋的应力176 MPa，此时安全储备系数K=1.9，可知试验梁仍具有一定的抗弯承载力安全储备。
应用式(1)～式(6)得到的承载能力计算结果，计算过程中材料强度采用材料性能试验的实测值，但未考虑桥梁已有损伤，因而导致计算值略高于试验值。因此，考虑已有损伤的影响，结合外观检测结果(表1)，引入承载能力检算折减系数，包括截面折减系数(混凝土截面折减系数ξc、钢筋截面折减系数ξs)、承载能力恶化系数ξe以及承载能力检算系数Z1，计算危旧混凝土小箱梁的极限承载力。将式(1)～式(5)结合各折减系数，计算危旧预制箱梁承载能力。
考虑折减系数后的抗弯计算公式如下所示：
考虑折减系数后的抗剪计算公式如下所示：
基于《公路桥梁承载能力检测评定规程》(JTG/T J21―2011)，计算折减系数，如表4～表6所示。取ξc=0.88，ξs=0.95，ξe=0.029，Z1=0.99。将各数据代入式(6)～式(11)中，即可计算得到危旧预制箱梁残余承载能力。危旧预制箱梁抗弯、抗剪承载力计算如表7所示。引入损伤折减系数后，抗弯承载力和抗剪承载力的理论计算值与试验值吻合较好，考虑损伤影响的承载能力计算公式可以较准确且安全地评估危旧混凝土小箱梁的承载能力。
表4 截面折减系数
Table 4 Section reduction coefficient
材料 检测结果 检测指标 标度 折减系数风化 2混凝土混凝土碳化 1物理与化学损伤 5钢筋 钢筋外露且有锈蚀现象 截面损伤 3 ξs=0.95底板局部有混凝土析白现象，表面有粗糙感ξc=0.88
表5 承载能力恶化系数
Table 5 Deterioration coefficient of bearing capacity
检测指标名称 权重 标度值 恶化系数承载能力恶化系数评定标度值缺损状况 0.32 4钢筋锈蚀电位 0.11 1混凝土电阻率 0.05 1混凝土碳化 0.20 1保护层厚度 0.12 3氯离子含量 0.15 1混凝土强度 0.05 3 2.3 ξe=0.029
表6 承载能力检算系数
Table 6 Calculation coefficient of bearing capacity
检测指标名称 标度值 权重 折减系数表观缺损状况 4 0.4混凝土强度状况 3 0.3结构模态 2 0.3 Z=0.99 1
表7 危旧预制箱梁承载能力计算结果
Table 7 Calculation results bearing capacity of ageing pc box girders
类型 试验值① 考虑损伤的承载力② ①/②抗弯/(kN·m)4944.4 5270.7 0.94抗剪/kN 1647 1547 1.06 1704 1547 1.09
5 结论
(1)通过对危旧预应力混凝土小箱梁进行足尺抗弯和抗剪承载性能试验，获得足尺试验梁从弹性到塑性全过程的挠度变化、裂缝发展、受力钢筋和混凝土应变的变化规律，明确危旧预应力混凝土小箱梁受力退化行为。试验结果表明：危旧预应力混凝土小箱梁的承载能力已有所下降，但其失效模式仍为塑性破坏。
(2)抗弯试验梁存在的损伤降低了结构未开裂阶段的刚度和承载力，试验梁在未开裂阶段的挠度不满足公路桥规对活载刚度的验算要求。
(3)由于试验梁存在损伤，其承载能力和安全储备下降显著。试验梁抗弯承载力计算值与实测值基本相同，仍高于主梁设计内力弯矩值70%。试验梁抗剪承载力实测值低于计算值，但仍高于主梁设计内力剪力值32%以上。对于技术状况与本文足尺试验梁相近的混凝土小箱梁桥，应采取合理的加固方法提高主梁的刚度，并使主梁的承载力大于设计内力值，且应保证一定的安全度。
(4)引入损伤折减系数后的抗弯、抗剪承载力计算公式可以较准确的评估危旧混凝土小箱梁的承载能力。
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