擬靜力作用下群釘連接件抗剪性能研究

趙根田，侯智譯，高 鵬，王 達(dá)

(1. 內(nèi)蒙古科技大學(xué)土木工程學(xué)院，內(nèi)蒙古，包頭 014010；2. 內(nèi)蒙古自治區(qū)土木工程安全與耐久重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，內(nèi)蒙古，包頭 014010)

剪力連接件是組合結(jié)構(gòu)中鋼梁與鋼筋混凝土翼緣板之間協(xié)同工作的關(guān)鍵部件，主要承受鋼梁與鋼筋混凝土翼緣板之間的縱向剪力，同時(shí)抵抗掀起作用[1-2]。在鋼-混凝土復(fù)合梁橋上，栓釘承受移動車輛的反復(fù)剪力。在由混凝土橋墩和鋼梁組成的鋼筋混凝土復(fù)合剛架橋中，位于鋼梁和混凝土橋墩之間的連接栓釘在地震作用下承受反復(fù)剪力。框架結(jié)構(gòu)中鋼-混凝土組合梁在地震作用下也受到反復(fù)剪力的影響。因此，栓釘在周期反復(fù)荷載下抗剪性能的退化機(jī)理對鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)的疲勞和抗震性能有重要的影響。

國內(nèi)外學(xué)者針對栓釘連接件的抗剪性能進(jìn)行了大量研究。聶建國和王宇航[3]論述了組合梁的疲勞破壞形態(tài)和影響因素，基于國內(nèi)外大量栓釘疲勞試驗(yàn)數(shù)據(jù)，對各國規(guī)范關(guān)于組合梁疲勞設(shè)計(jì)的規(guī)定進(jìn)行了分析總結(jié)。陳寶春和陳津凱[4]以核心混凝土強(qiáng)度、栓釘直徑和長度為主要參數(shù)進(jìn)行了8 個(gè)設(shè)置栓釘?shù)匿摴芑炷猎嚰瞥鲈囼?yàn)，認(rèn)為鋼管混凝土內(nèi)栓釘?shù)目辜舫休d力隨核心混凝土強(qiáng)度的提高而提高，隨栓釘直徑的增大而增大，而受栓釘長度的影響較小。楊勇和陳陽[5]進(jìn)行了8 個(gè)開孔鋼板連接件(PBL)的單調(diào)加載推出試驗(yàn)，提出了開孔鋼板連接件(PBL)抗剪承載力計(jì)算模型。劉君平等[6]進(jìn)行了主管內(nèi)壁設(shè)置栓釘?shù)匿摴芑炷罧 形相貫節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)，建議將軸向與環(huán)向應(yīng)變集中區(qū)作為內(nèi)栓釘?shù)闹饕荚O(shè)區(qū)域。陳津凱等[7]進(jìn)行了鋼管混凝土多排多列內(nèi)栓釘(群釘)試件的推出試驗(yàn), 認(rèn)為環(huán)向間距、縱向間距和排數(shù)對栓釘抗剪承載力的影響彼此獨(dú)立，可采用三個(gè)折減系數(shù)相乘進(jìn)行計(jì)算。胡夏閩等[8]進(jìn)行了13 個(gè)H 型鋼腹板焊接栓釘?shù)牟糠滞獍炷两M合構(gòu)件的推出試驗(yàn), 提出了H 型鋼腹板焊接栓釘?shù)牟糠滞獍炷两M合構(gòu)件縱向受剪承載力計(jì)算公式。Okada 等[9]研究發(fā)現(xiàn)，當(dāng)栓釘?shù)拈g距大于13 倍的栓釘直徑時(shí)，群釘效應(yīng)基本可以忽略。Xu 等[10]對12 組試件進(jìn)行低周往復(fù)加載試驗(yàn)，認(rèn)為釘群在加載時(shí)受力不均，導(dǎo)致試件整體的剛度與強(qiáng)度降低。Bonillaa 等[11]采用參數(shù)化研究方法，通過改變異形鋼板肋內(nèi)栓釘位置與混凝土強(qiáng)度，發(fā)現(xiàn)混凝土的性能對栓釘?shù)目辜粜阅苡泻艽笥绊憽Ｍ舯萚12]在疲勞荷載作用下，發(fā)現(xiàn)栓釘連接件的剩余承載能力呈現(xiàn)先慢后快的非線性退化趨勢。劉界鵬等[13]通過分析10 個(gè)栓釘連接件的推出試驗(yàn)結(jié)果，得出預(yù)制混凝土板中栓釘受剪承載力比現(xiàn)澆混凝土中栓釘受剪承載力略低，均為栓桿剪斷和栓釘根部焊縫破壞。梁友騰[14]進(jìn)行了12 個(gè)栓釘抗剪連接件在重復(fù)荷載作用下的性能研究, 認(rèn)為試件初始剛度隨栓釘直徑增大而增加，提高混凝土強(qiáng)度初始剛度提升不明顯，但剛度退化穩(wěn)定。薛偉辰等[15]通過18 個(gè)栓釘受剪試件在單調(diào)荷載作用下的推出試驗(yàn)，認(rèn)為栓釘?shù)氖芗舫休d力隨著混凝土強(qiáng)度等級的提高以及栓釘直徑的增大而增加。劉誠等[16]采用精細(xì)數(shù)值模型和模型疲勞試驗(yàn)，計(jì)算得到了栓釘?shù)刃诩魬?yīng)力幅。丁發(fā)興等[17]應(yīng)用ABAQUS 有限元軟件對栓釘剪力連接件進(jìn)行精細(xì)三維實(shí)體有限元分析，提出了考慮栓釘直徑、屈服強(qiáng)度和混凝土強(qiáng)度影響的單個(gè)栓釘受剪承載力計(jì)算公式和荷載-滑移關(guān)系計(jì)算方法。Bode 等[18]分析了應(yīng)力范圍和歷史對栓釘疲勞性能的影響，利用Miner's 方法，提出了栓釘疲勞設(shè)計(jì)的簡化規(guī)則。

在現(xiàn)有試驗(yàn)研究中，以群釘抗剪連接件承載力研究為主，對其在低周往復(fù)荷載作用下的剛度退化、損傷累積等未進(jìn)行深入探討。本文以混凝土強(qiáng)度等級、栓釘直徑、加載方式為參數(shù)，對9 個(gè)群釘抗剪連接件進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，結(jié)合有限元模擬，研究其破壞模式、剛度退化、損傷累積、抗剪承載力等指標(biāo)，對組合梁抗剪連接界面在反復(fù)荷載作用下的劣化過程進(jìn)行分析，揭示其退化機(jī)理，為組合梁的性能化設(shè)計(jì)提供理論支撐。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

試驗(yàn)共9 個(gè)試件，根據(jù)參數(shù)分為SI、SII 和SIII 三組。試件型鋼采用I22a，鋼材牌號Q235B，兩側(cè)翼緣沿長度方向各焊接三個(gè)同一直徑的栓釘，栓釘長度均為120 mm；兩側(cè)混凝土翼緣板截面尺寸為550 mm × 600 mm，厚度120 mm，縱橫向鋼筋采用HRB335，直徑8 mm，間距150 mm；混凝土強(qiáng)度等級分為C35 和C45 兩種，栓釘直徑有13 mm、16 mm 和19 mm 三種，試件栓釘直徑、混凝土立方體抗壓強(qiáng)度及加載方式見表1。試件構(gòu)造及尺寸見圖1。鋼材材性試驗(yàn)結(jié)果見表2。

表1 試件參數(shù)Table 1 Specimen parameters

圖1 試件詳圖 /mm Fig. 1 Specimen details

表2 鋼材性能試驗(yàn)結(jié)果Table 2 Test results of steel properties

1.2 測量及加載方案

試驗(yàn)加載裝置如圖2 所示。在第一層栓釘根部混凝土板和型鋼翼緣交界處布置位移計(jì)，測量混凝土板與型鋼的相對滑移。在栓釘位置橫向鋼筋和混凝土板面布置應(yīng)變片，橫向鋼筋上的應(yīng)變片間接測量栓釘根部混凝土內(nèi)部受力情況，混凝土板外表面的應(yīng)變片測量栓釘端部混凝土的應(yīng)力變化。

為研究不同加載方式下試件的剛度退化、損傷累積性能，制定如表3 所示兩種加載方案。加載采用電液伺服荷載控制，各循環(huán)節(jié)之間以20 kN為增幅逐級加載，在達(dá)到控制荷載時(shí)低周往復(fù)循環(huán)加載10 次，然后進(jìn)入下一個(gè)循環(huán)節(jié)，依此類推。當(dāng)栓釘剪斷或混凝土出現(xiàn)局部壓潰時(shí)結(jié)束加載。表1 和表3 中，Pu為按照《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》(GB 50017-2017)計(jì)算所得的栓釘群抗剪承載力。

圖2 加載裝置Fig. 2 Loading device

表3 加載方式Table 3 Loading schemes

2 試驗(yàn)現(xiàn)象與破壞形態(tài)

試件SI-2 按加載方案1 進(jìn)行加載。當(dāng)加載至0.7Pu第8 次拉時(shí)型鋼與混凝土間出現(xiàn)滑移；當(dāng)?shù)?0 次推荷載時(shí)，混凝土板內(nèi)側(cè)出現(xiàn)斜裂縫。荷載增加到Pu第3 次推時(shí)試件出現(xiàn)明顯的相對滑移。第9 次拉時(shí)靠近加載端第1 個(gè)栓釘一側(cè)混凝土板外表面出現(xiàn)100 mm 長的豎向裂縫，延伸至混凝土板頂端；另一側(cè)混凝土板對稱位置也產(chǎn)生50 mm長的豎向裂縫，型鋼與混凝土間出現(xiàn)明顯的滑移縫隙。當(dāng)加載至1.3Pu時(shí)，混凝土板外表面的豎向裂縫繼續(xù)向下發(fā)展。當(dāng)1.3Pu第2 次拉荷載時(shí)內(nèi)側(cè)混凝土板的斜向裂縫變寬。當(dāng)1.3Pu第5 次拉荷載時(shí)栓釘被剪斷，試驗(yàn)結(jié)束。試件破壞時(shí)混凝土板外表面的豎向裂縫上下貫通。破壞形式如圖3(a)所示。

圖3 典型破壞現(xiàn)象Fig. 3 Typical failure modes

試件SII-3 按照加載方案1 進(jìn)行試驗(yàn)。當(dāng)加載至0.7Pu第10 次循環(huán)時(shí)，型鋼與混凝土粘結(jié)處出現(xiàn)間隙。當(dāng)荷載達(dá)到Pu時(shí)，混凝土板內(nèi)側(cè)上部出現(xiàn)貫通至板頂?shù)男绷鸭y，在混凝土板外表面栓釘端部位置出現(xiàn)豎向裂紋。當(dāng)荷載在Pu第2 次循環(huán)時(shí)，混凝土板內(nèi)側(cè)又出現(xiàn)向上的斜裂紋，與之前的裂紋形成V 字型。當(dāng)進(jìn)行到第5 次循環(huán)拉荷載時(shí)，在混凝土外表面上部形成V 字型裂紋并通至板頂，如圖3(b)所示。加載至第7 次循環(huán)時(shí)，型鋼與混凝土之間的縫隙明顯變大。加載至1.3Pu第3 次循環(huán)時(shí)，栓釘被剪斷，如圖3(c)所示，試驗(yàn)結(jié)束。

試件SIII-1 按照加載方案2 進(jìn)行試驗(yàn)。當(dāng)荷載增至Pu時(shí)，型鋼上端與混凝土粘結(jié)處出現(xiàn)微小的滑移，在混凝土外表面靠近加載端第1 個(gè)栓釘位置處出現(xiàn)豎向微裂縫。加載至1.3Pu第5 次循環(huán)拉荷載時(shí)，型鋼中部位置出現(xiàn)滑移裂縫。當(dāng)?shù)? 次循環(huán)拉荷載時(shí)滑移間隙變寬。加載至1.3Pu+20 kN第3 次循環(huán)拉荷載時(shí)，一側(cè)混凝土板外表面靠近加載端第1 個(gè)栓釘位置處出現(xiàn)豎向裂縫，如圖3(d)所示，同時(shí)型鋼與混凝土間出現(xiàn)約1 mm 的滑移間隙。第5 次循環(huán)拉荷載時(shí)，栓釘被剪斷。

試件的試驗(yàn)結(jié)果和破壞形式列于表4。試驗(yàn)加載前期栓釘連接件處于彈性階段，荷載由型鋼與混凝土板連接界面的黏結(jié)力和上部栓釘承擔(dān)。荷載繼續(xù)增加，型鋼與混凝土間產(chǎn)生滑移，連接界面的黏結(jié)力消失，剪力全部由栓釘承擔(dān)，混凝土開裂，出現(xiàn)不可恢復(fù)的塑性變形。應(yīng)力重分布使得每個(gè)栓釘所受剪力趨于均勻，加之焊接在型鋼上的栓釘對混凝土產(chǎn)生一定的撬力，栓釘在拉剪受力狀態(tài)下剪切破壞。另外兩種破壞情況與栓釘剛度有關(guān)。栓釘剛度較大時(shí)，與栓釘根部接觸的混凝土局部被壓潰，混凝土板表面出現(xiàn)豎向裂縫或在栓釘處交匯向上的斜裂縫，繼續(xù)加載混凝土板斷裂，試件被破壞。栓釘剛度較小時(shí)，混凝土板表面幾乎沒有裂紋或僅有幾條細(xì)小的裂紋，栓釘在往復(fù)加載下出現(xiàn)局部剛度退化，強(qiáng)度下降，由于往復(fù)彎折產(chǎn)生斷裂。因此試件共有三種破壞形態(tài)：栓釘剪切破壞；混凝土開裂栓釘剪切破壞；混凝土局部壓潰。

表4 試件試驗(yàn)結(jié)果Table 4 Test results of specimens

3 損傷累積與性能退化分析

3.1 荷載-滑移曲線

圖4 為第一層栓釘根部的荷載-滑移(型鋼與混凝土相對滑移)曲線，曲線整體拉壓不對稱，捏縮明顯。在加載前期型鋼與混凝土黏結(jié)，處于彈性階段，荷載-滑移曲線十分密集，每級荷載經(jīng)過10 次反復(fù)作用，型鋼與混凝土之間產(chǎn)生的滑移非常小；隨著循環(huán)節(jié)的增加，曲線逐漸變得稀疏，反復(fù)作用后的滑移逐漸增大，殘余變形出現(xiàn)明顯累積。SI 組試件采用加載方案1，試件SI-1 曲線循環(huán)次數(shù)較少，就本試驗(yàn)參數(shù)而言，較低強(qiáng)度的混凝土和較小直徑的栓釘抗損傷積累性能較差。試件SI-3 極限抗剪承載力較大，位移在同組中最大，由于栓釘直徑較大，栓釘根部較大的擠壓力使混凝土過早壓潰，滑移增加。而試件SI-2 的抗剪承載力雖小于試件SI-3，但其栓釘與混凝土之間協(xié)同工作能力良好，混凝土開裂栓釘發(fā)生剪切破壞。試件SII-1 采用加載方案2，初始循環(huán)荷載為1.3Pu，經(jīng)10 次循環(huán)后殘余變形較小，第3 個(gè)循環(huán)節(jié)時(shí)開始出現(xiàn)較大變形。SIII 組試件采用加載方案2，由于混凝土強(qiáng)度增加，其極限抗剪承載力增加，初始荷載經(jīng)10 次循環(huán)后殘余變形較小，第3 個(gè)循環(huán)節(jié)時(shí)出現(xiàn)較大殘余變形。試件SIII-2 的循環(huán)次數(shù)最多，其抗損傷累積性能更好，整體性能高于同組其他兩個(gè)試件。

圖4 荷載-滑移曲線Fig. 4 Load-displacement curves

3.2 骨架曲線

圖5、圖6 為各試件的骨架曲線。由圖5 中的三組曲線可以發(fā)現(xiàn)，雖然加載方案不同，但栓釘直徑相同時(shí)，試件的極限抗剪承載力隨混凝土強(qiáng)度的增加而增加。因此，混凝土強(qiáng)度是栓釘承載力的重要控制因素之一。對比圖6(a)和表4，在加載方案1 下栓釘直徑由13 mm、16 mm 到19 mm，抗剪承載力相較前者依次增加了50%、27%。對比圖6(c) 和表4，在加載方案2 下栓釘直徑由13 mm、16 mm 到19 mm，抗剪承載力相較前者依次增加了53.5%、34%。栓釘直徑增加可以提高栓釘連接件抗剪承載力，但提高幅度隨栓釘直徑的增加而降低。大直徑栓釘剛度較大，擠壓根部混凝土，導(dǎo)致其被壓碎，試件滑移量也隨栓釘直徑增加而增大。綜合混凝土強(qiáng)度、栓釘直徑等因素，當(dāng)混凝土強(qiáng)度在C35 和C45 之間時(shí)，建議采用直徑16 mm 的栓釘與之搭配。

3.3 剛度退化

圖7 為三組試件的剛度退化曲線及其線性擬合。SI 組三個(gè)試件破壞時(shí)的剛度基本接近，均在200 kN/mm 左右。試件SI-2 的循環(huán)節(jié)及次數(shù)要多于同組試件，但同樣在剛度退化接近200 kN/mm時(shí)破壞。在栓釘直徑與混凝土強(qiáng)度相同的情況下，試件SI-1 初始剛度為500.00 kN/mm，經(jīng)過循環(huán)節(jié)后剛度為203.52 kN/mm，下降59.3%；試件SII-1 的初始剛度為477.06 kN/mm，經(jīng)1.3Pu、1.3Pu+20 kN 兩個(gè)循環(huán)節(jié)后的剛度為208.69 kN/mm，下降56.3%。低應(yīng)力循環(huán)和高應(yīng)力循環(huán)引起的剛度退化基本相當(dāng)。對比SI、SII、SIII 三組試件，雖然SIII 組試件的混凝土強(qiáng)度大于SI 組、SII 組，但最終破壞時(shí)三組試件的剛度均在200 kN/mm 左右?；炷翉?qiáng)度不同，栓釘直徑和加載方案相同時(shí)，試件SII-1 在荷載1.3Pu時(shí)的剛度為477.06 kN/mm，試件SIII-1 在荷載1.3Pu時(shí)的剛度為764.7 kN/mm，比試件SII-1 的剛度提高了60%，說明混凝土強(qiáng)度提高可以增加試件的初始剛度。對循環(huán)節(jié)內(nèi)剛度值進(jìn)行線性擬合，擬合度均在0.8 以上，表明循環(huán)節(jié)內(nèi)剛度的退化規(guī)律基本呈線性(圖7)。

圖5 混凝土強(qiáng)度不同骨架曲線對比Fig. 5 Comparison of skeleton curves of different concrete strengths

圖6 栓釘直徑不同骨架曲線對比Fig. 6 Comparison of skeleton curves with different stud diameters

圖7 剛度退化曲線Fig. 7 Stiffness degradation curves

3.4 耗能性能

表5 是各級循環(huán)能量耗散系數(shù)E 匯總，通過對比可以發(fā)現(xiàn)：在混凝土強(qiáng)度相同的情況下，試件SI-2 和SII-2 的能量耗散系數(shù)平均值高于同組其他試件，高出約10%。SIII 組試件隨著栓釘直徑的增大，在1.3Pu階段的能量耗散系數(shù)平均值從1.02降到0.73，依次減小了3.03%、35.6%，破壞階段能量耗散系數(shù)由0.91 降到0.72，依次減小了12.3%、12.5%，表明栓釘直徑增加，試件整體的耗能性能會有所下降。對比試件SII-2、SIII-2 在1.3Pu階段的耗能系數(shù)，栓釘直徑相同時(shí)，耗能系數(shù)減少了22.2%。說明提高混凝土強(qiáng)度可以增強(qiáng)試件耗能能力。分析表5 發(fā)現(xiàn)，使用直徑16 mm 栓釘?shù)脑嚰鄬τ谕M試件耗能系數(shù)普遍較高，且承受荷載循環(huán)次數(shù)較多。使用高強(qiáng)度混凝土的試件所能承受的循環(huán)應(yīng)力更大。因此，直徑16 mm 的栓釘匹配C35 和C40 混凝土的整體耗能性能更為優(yōu)越。

3.5 殘余變形分析

殘余變形為進(jìn)入塑性階段的材料在卸載后不可恢復(fù)的變形，可以評估結(jié)構(gòu)損傷及損傷累積程度。圖8 為每級循環(huán)拉荷載時(shí)試件的殘余變形。試件的殘余變形值取零荷載時(shí)試件相對滑移值。

表5 各級循環(huán)能量耗散系數(shù)E 匯總Table 5 Summary of energy dissipation coefficient E at all circulating levels

圖8 各級循環(huán)殘余變形量Fig. 8 Residual deformation at all levels

在第1 個(gè)循環(huán)節(jié)加載0.7Pu，SI、SII 兩組試件的初期殘余變形值都在0.1 mm 左右，當(dāng)?shù)? 個(gè)循環(huán)節(jié)結(jié)束后殘余變形增長量最大的試件為SI-1，其殘余變形值為0.21 mm。所以第1 個(gè)循環(huán)節(jié)時(shí)殘余變形增長速度較慢，損傷累積少，試件恢復(fù)能力較好。

第2 個(gè)循環(huán)節(jié)加載到Pu，試件SI-3、SII-3 的殘余變形量增長最快，特別是試件SI-3，此循環(huán)節(jié)內(nèi)循環(huán)次數(shù)較多，產(chǎn)生了較大的變形，最終在第2 個(gè)循環(huán)節(jié)試件被破壞，這種現(xiàn)象主要是因?yàn)樵嚰I-3、SII-3 栓釘直徑較大，加載時(shí)對混凝土產(chǎn)生嚴(yán)重?cái)D壓，導(dǎo)致混凝土對栓釘根部的約束力減弱，使得栓釘根部在拉剪共同作用下產(chǎn)生嚴(yán)重的變形。在SII 組試件中，第2 個(gè)循環(huán)節(jié)內(nèi)試件殘余變形增長量明顯大于第1 個(gè)循環(huán)節(jié)，產(chǎn)生的損傷累積更為嚴(yán)重。通過SI 組、SII 組試件在Pu循環(huán)節(jié)內(nèi)殘余變形量分析，試件的損傷累積速度隨栓釘直徑的增大而增加。

1.3Pu循環(huán)節(jié)加載時(shí)，該循環(huán)節(jié)內(nèi)殘余變形是Pu循環(huán)節(jié)內(nèi)的2 倍左右，除試件SI-3 過早破壞，經(jīng)歷了前兩個(gè)循環(huán)節(jié)的試件，均在第3 個(gè)循環(huán)節(jié)時(shí)發(fā)生破壞，表明低應(yīng)力循環(huán)加載，內(nèi)部產(chǎn)生損傷累積，繼續(xù)增大荷載，加速了試件的破壞。由于在Pu荷載時(shí)試件內(nèi)部造成不可恢復(fù)的損傷，1.3Pu荷載循環(huán)時(shí)變形累積加大，試件多在此階段發(fā)生破壞。

對比兩種加載方案，SII-1 與SIII-2 均以方案2 進(jìn)行循環(huán)加載，這種高應(yīng)力加載方式在加載前期出現(xiàn)的損傷累積現(xiàn)象不明顯，即使在1.3Pu及以上加載時(shí)試件產(chǎn)生的殘余變形也較小。分析SIII 組的試件也可以發(fā)現(xiàn)，與方案1 加載對比，方案2 加載的試件變形累積滯后，在第3 個(gè)循環(huán)節(jié)開始出現(xiàn)損傷快速累積。

4 有限元模擬

4.1 材料屬性及其本構(gòu)關(guān)系

有限元模型的鋼材牌號均為Q235，鋼材的本構(gòu)模型采用彈塑性本構(gòu)模型，見圖9(a)，強(qiáng)度準(zhǔn)則采用 Mises 屈服準(zhǔn)則。栓釘材質(zhì)為ML15，屈服強(qiáng)度fy=335 N/mm2，模型中栓釘?shù)膽?yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線僅包含彈性段和強(qiáng)化段，見圖9(b)。混凝土采用彈塑性損傷模型，根據(jù)谷利雄等[19]總結(jié)推導(dǎo)的基于彈性模量損傷的混凝土損傷變量，以考慮試件在低周往復(fù)循環(huán)荷載作用下的混凝土的損傷，見圖9(c)。

圖9 材料本構(gòu)關(guān)系Fig. 9 Constitutive relationship of materials

4.2 有限元模型的驗(yàn)證

分別建立栓釘、工字鋼和鋼筋混凝土板模型，其中應(yīng)力或變形集中處，如工字鋼翼緣與栓釘、栓釘與混凝土接觸處網(wǎng)格劃分較細(xì)。網(wǎng)格劃分見圖10。

為了驗(yàn)證有限元結(jié)果的準(zhǔn)確性以及計(jì)算結(jié)果的可靠性，模擬試件MS-1 以SIII-2 為原型建立1:1 有限元模型，并對試件施加與試驗(yàn)條件相同的荷載。圖11 為模擬曲線與試驗(yàn)曲線比較，試驗(yàn)滑移值為1.88 mm，模擬滑移值為1.783 mm，誤差為5.14%。模擬試件MS-1 各部位的應(yīng)力云圖和位移云圖見圖12、圖13。

圖10 網(wǎng)格劃分圖Fig. 10 Grid division diagram

圖11 試驗(yàn)與模擬骨架曲線Fig. 11 Skeleton curves of test and simulation

圖12 MS-1 應(yīng)力云圖Fig. 12 Stress cloud diagram of MS-1

圖13 MS-1 位移云圖Fig. 13 Displacement cloud diagram of MS-1

圖12(a)危險(xiǎn)截面在栓釘和工字鋼連接處，應(yīng)力最大值為350 MPa，試驗(yàn)中該危險(xiǎn)截面為栓釘焊接位置。由圖12(b)可以看到栓釘根部位置的混凝土應(yīng)力集中十分明顯，最大應(yīng)力值達(dá)到23 MPa，混凝土已經(jīng)開裂。圖12(c)中靠近加載端第1 層栓釘?shù)膽?yīng)力要大于第3 層栓釘，產(chǎn)生的變形也較大，與試驗(yàn)現(xiàn)象比較吻合。

圖13 為試件MS-1 的位移云圖。圖13(a)為混凝土板內(nèi)側(cè)的變形情況，栓釘位置處混凝土變形較大，表現(xiàn)出栓釘對混凝土的擠壓作用，反映了混凝土內(nèi)部開裂及混凝土的損傷狀態(tài)。圖13(b)中栓釘在受剪過程中，變形集中在栓釘根部，在往復(fù)推拉加載下栓釘出現(xiàn)變形，并且上端的栓釘變形最嚴(yán)重。栓釘?shù)淖畲笪灰浦禐?.67 mm，栓釘根部區(qū)域受力復(fù)雜，拉剪共同作用加速栓釘?shù)臄嗔?。試?yàn)中由于栓釘斷裂，釋放應(yīng)力導(dǎo)致混凝土板突然出現(xiàn)豎向裂縫。

4.3 有限元拓展分析

試件SIII-2 試驗(yàn)現(xiàn)象為栓釘剪壞，混凝土板發(fā)生開裂，但是栓釘應(yīng)力變化不容易觀察，也無法確定栓釘附近混凝土的應(yīng)力變形情況。以試驗(yàn)試件SIII-2 為參照，分析混凝土強(qiáng)度等級、加載方案及栓釘排列方式對試件性能的影響，有限元模型參數(shù)見表6。型鋼采用I22a，栓釘直徑均為16 mm，混凝土板尺寸均為550 mm × 600 mm × 120 mm。MS-4 為單調(diào)加載推出試件，其控制位移為1.5 mm。圖14、圖15分別為模型MS-2 和MS-3 的應(yīng)力云圖和位移云圖。

表6 有限元模擬參數(shù)Table 6 Finite element method simulation parameters

圖14 MS-2 應(yīng)力、位移云圖Fig. 14 MS-2 stress and displacement cloud diagram

圖15 MS-3 應(yīng)力、位移云圖Fig. 15 MS-3 stress and displacement cloud diagram

試件MS-2 采用加載方案1，其他參數(shù)與SIII-2相同。從圖14(a)、圖14(b)中可以看到，應(yīng)力集中在栓釘根部處和混凝土板中間位置，整體受力狀態(tài)與試件SIII-2 相似。圖14(b)栓釘根部應(yīng)力為307 MPa，栓釘?shù)淖冃胃鼮槊黠@，形成塑性鉸，應(yīng)力重分配后型鋼和混凝土板承受更大的應(yīng)力。圖14(c)為栓釘位移云圖，栓釘?shù)淖畲笪灰茷?.98 mm，加載方案1 下試件整體位移增加。

圖15(a)、圖15(b)是試件MS-3 的混凝土板與型鋼栓釘應(yīng)力云圖，應(yīng)力主要集中在混凝土板上部、栓釘根部和型鋼加載側(cè)，栓釘根部最大應(yīng)力值達(dá)到336 MPa。圖15(c)為栓釘變形情況，栓釘根部最大位移為1.55 mm?；炷翉?qiáng)度提高，對栓釘約束增強(qiáng)，一定程度上降低了試件的變形能力，栓釘?shù)募袅τ行У貍鬟f給混凝土。

試件MS-4 為單調(diào)荷載下的推出試件，控制位移為1.5 mm，觀察圖16(a)的應(yīng)力云圖，栓釘根部最大應(yīng)力為374 MPa，已發(fā)生剪切破壞。圖16(b)為試件位移云圖，混凝土板中間部位有彎曲變形的趨勢，第1 層栓釘和型鋼共同作用產(chǎn)生撬力，使得混凝土板發(fā)生擠壓變形。圖17 為雙列單層排列栓釘?shù)脑嚰﨧S-5 的應(yīng)力云圖。

圖16 MS-4 應(yīng)力、位移云圖Fig. 16 MS-4 stress and displacement cloud diagram

圖17 MS-5 應(yīng)力云圖Fig. 17 MS-5 stress cloud diagram

4.4 有限元數(shù)據(jù)分析

表7 為有限元模擬結(jié)果。對比分析可知，混凝土強(qiáng)度增加，試件整體剛度提高，試件MS-3 的整體滑移值比MS-1 減小了11.4%，割線剛度增加12.9%；同樣，試件MS-6、MS-8 的割線剛度均大于試件 MS-5、MS-7 的割線剛度。采用加載方案1 時(shí)，MS-2 與試驗(yàn)結(jié)果相似，低應(yīng)力下進(jìn)行循環(huán)加載，試件破壞速度加快，抗剪承載力退化，MS-2 比MS-1 抗剪承載力下降9.3%，滑移值增加16.9%。同理，采用加載方案2 時(shí)，混凝土強(qiáng)度分別為C40 和C50 的試件MS-5、MS-6 的抗剪承載力低于對比試件 MS-7、MS-8 的抗剪承載力，滑移值相對應(yīng)增加。單調(diào)加載試件MS-4 比反復(fù)加載試件MS-1 的抗剪承載力提升11.6%。

表7 有限元模擬結(jié)果Table 7 Finite element method simulation results

4.5 群釘效應(yīng)分析

由于群釘效應(yīng)影響，試件在加載過程中傳力不均勻，有限元模型骨架曲線在加載和卸載過程中存在不對稱性。栓釘在單列三層布置時(shí)，試件MS-1、MS-2、MS-3 抗剪承載力平均為416 kN，單個(gè)栓釘平均抗剪承載力為69.4 kN，割線剛度為38.9 kN/mm。栓釘在雙列單層布置時(shí)，試件MS-5、MS-6、MS-7、MS-8 抗剪承載力平均為312.5 kN，單個(gè)栓釘平均承載力為78.2 kN，割線剛度為25.9 kN/mm。比較可知，單層布置時(shí)單釘?shù)目辜舫休d力高于三層布置時(shí)單釘?shù)某休d力，而割線剛度低于三層布置時(shí)單釘?shù)母罹€剛度。

群釘連接件中栓釘承擔(dān)剪力并向混凝土傳遞，靠近加載端的栓釘承擔(dān)的剪力大于其他栓釘，混凝土在豎向力作用下產(chǎn)生壓縮，栓釘圓柱頭端與焊接端豎向間距不再相等，型鋼通過“拱形”變形使得靠近加載近端栓釘承擔(dān)的剪力減小，遠(yuǎn)端位置栓釘承擔(dān)的剪力增大。隨循環(huán)反復(fù)加載，栓釘根部混凝土率先進(jìn)入塑性階段，為了承擔(dān)增加的荷載，塑性區(qū)域逐漸向栓釘端部擴(kuò)展，使得栓釘由純剪狀態(tài)轉(zhuǎn)為拉剪共同作用，滑移增加促使栓釘截面達(dá)到極限強(qiáng)度發(fā)生疲勞破壞。

5 結(jié)論

通過對9 個(gè)群釘抗剪連接件進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，結(jié)合有限元分析，得到以下主要結(jié)論：

(1) 試件共有三種破壞形態(tài)：栓釘剪切破壞、混凝土開裂栓釘剪切破壞和混凝土局部壓潰破壞。試件的破壞形態(tài)同時(shí)受栓釘直徑與混凝土強(qiáng)度影響，栓釘直徑太大或混凝土強(qiáng)度過高都會使試件提前破壞。

(2) 混凝土強(qiáng)度相同時(shí)，群釘抗剪連接件的剛度、耗能性能及抗剪承載力不會隨栓釘直徑的增加而提高，栓釘直徑過大，栓釘根部對混凝土的擠壓導(dǎo)致混凝土率先破壞，各項(xiàng)性能劣化。在低強(qiáng)度混凝土中使用大直徑栓釘尤為明顯。

(3) 試件的耗能性能與栓釘直徑成反比，與混凝土強(qiáng)度成正比。混凝土強(qiáng)度影響試件的初始剛度和耗能性能，但不會單純隨其強(qiáng)度的增加而增大，需要與栓釘直徑合理搭配。由試驗(yàn)數(shù)據(jù)綜合分析，C35 和C45 混凝土與直徑16 mm 栓釘具有較好的協(xié)同工作能力，其抗損傷累積能力、初始剛度、耗能以及抗剪承載力等性能最優(yōu)，推薦使用。

(4) 低應(yīng)力加載方案1 下，試件較早出現(xiàn)損傷累積，MS-2 最大滑移值比MS-1 增加了16.9%。混凝土強(qiáng)度提高，試件的滑移值減小，試件MS-3 最大滑移值比MS-1 減小11.4%。高應(yīng)力加載方案2 下，試件表現(xiàn)出損傷累積滯后現(xiàn)象，在第3 個(gè)循環(huán)節(jié)開始出現(xiàn)損傷快速累積。單調(diào)推出試件比反復(fù)加載試件抗剪承載力有所提升，MS-4 抗剪承載力比MS-1 提升11.6%。

(5) 由于群釘效應(yīng)影響，加載時(shí)栓釘傳力不均勻，靠近加載端的栓釘承擔(dān)的剪力大于其他栓釘。雙列單層布置時(shí)單釘?shù)某休d力高于單列三層布置時(shí)單釘?shù)某休d力，而割線剛度低于單列三層布置時(shí)單釘?shù)母罹€剛度。