錨焊U形鋼板加固鋼筋混凝土梁的抗彎性能研究*

錢 威， 楊 鋒， 王培成， 周 健

(上海大學土木工程系， 上海 200444)

0 引言

在現(xiàn)實工程中，采用粘鋼加固或錨貼鋼板加固鋼筋混凝土梁是常見的方法。但是大量試驗研究表明，采用粘鋼加固的混凝土梁，外貼鋼板易從附著的混凝土表面剝離，這種脆性破壞使外貼鋼板的抗拉強度得不到充分發(fā)揮[1-2]。

錨貼鋼板加固是用各類錨栓將鋼板固定于混凝土表面的加固方法。國內(nèi)外學者對此展開了大量研究。Barnes、甘元初等[3-4]通過試驗比較粘鋼加固與錨貼鋼板加固的加固效果，結果表明錨貼鋼板加固梁具有更高的承載力和更好的延性。但是目前，大量學者的研究多集中于梁底錨貼鋼板[5-8]。梁底錨貼鋼板相當于增加了梁底受拉縱筋的面積，提高混凝土梁的承載力的同時，梁的延性卻大大降低，并且?guī)砹顺畹娘L險。文獻[9-11]提出了梁側錨貼鋼板的加固方法，雖然一定程度上改善了梁底錨貼鋼板加固的延性降低問題，但是加固梁鋼板與混凝土界面的滑移問題以及梁側鋼板受壓帶來的鋼板屈曲失穩(wěn)問題及卻不可避免。

為了充分發(fā)揮鋼材的材料強度，提高加固梁的受力性能，本文參照U形外包鋼組合梁的結構形式和原理[12]，提出采用錨焊U形鋼板加固混凝土梁，通過試驗探究此加固梁的受力性能、破壞機理和破壞形態(tài)以及鋼板和混凝土梁共同作用機理，并采用數(shù)值模擬的方法分析了配筋率、翼緣抗剪螺栓間距和梁底抗剪螺栓間距、側板抗屈曲螺栓數(shù)量和鋼板厚度對此加固梁的加固效果、極限承載力和延性的影響。

1 試驗概況

1.1 試驗設計

本文設計制作了3根T形鋼筋混凝土試驗梁，梁編號分別為SJ-1，SJ-2，SJ-3，試件設計參數(shù)如表1所示。梁全長4 200mm、高400mm，其中腹板高300mm、寬200mm，翼緣部分混凝土高100mm、寬600mm。梁底配置不同根數(shù)18縱筋，梁頂配置212架立筋，同時梁內(nèi)設雙肢φ8@150箍筋?；炷烈砭墐?nèi)按構造配筋。加固鋼板的厚度為6mm，加工成帶翼緣的U形截面加固混凝土梁。各表面鋼板切割成型后依次安裝，采用焊接拼接，不僅可以讓鋼板與混凝土接觸面不易產(chǎn)生空隙，使結構膠更好地發(fā)揮性能，而且便于施工。在外包鋼板的翼緣和底板上安裝直徑分別為12mm和16mm的螺栓，傳遞縱向剪力的同時增加抗拔力。腹板處鋼板安裝直徑為12mm的對穿螺栓，限制鋼板的屈曲變形和鋼板與混凝土界面的滑移[13]。所有螺栓緊固后用電焊加固，避免螺栓與鋼板的滑動，增強加固梁的整體性。各試件截面構造見圖1。

圖1 試件SJ-1～SJ-3截面構造圖

表1 試件設計參數(shù)

1.2 材料性能

本文試件緊固螺栓采用4.6級普通螺栓，屈服強度為240MPa，抗拉強度為400MPa。表2～4為鋼板、混凝土立方體、鋼筋力學性能。

表2 鋼板力學性能

表3 混凝土立方體抗壓強度

表4 鋼筋力學性能

1.3 加載方案

本文試驗為單調(diào)靜力加載試驗，采用四點彎曲加載方案。將梁倒置，呈臥位，使用2個200t油壓千斤頂和反力鋼梁施加荷載，加載裝置如圖2所示。正式加載前先分三級預加載至30kN，每級荷載10kN，檢查試驗裝置是否正常工作，觀察對稱位置的應變片讀數(shù)，判斷試件安裝是否對中。正式加載時，用荷載控制分級加載，每級荷載增加幅度為試件梁預估屈服荷載Fy(以受拉縱筋的屈服強度為試件梁的屈服荷載值)的20%，當荷載加至80%Fy時，將每級荷載增幅調(diào)成10%Fy，試件屈服后將每級荷載增幅調(diào)成5%Fy，直至試件破壞。

圖2 加載裝置示意圖

本文試驗采用位移計采集鋼板與混凝土梁表面相對滑移量，在跨中及加載處沿豎向分別在翼緣、側板和底板處粘貼應變片采集鋼板的應變，在跨中梁底受拉鋼筋處采用應變片采集鋼筋應變，在跨中和加載點處的梁頂沿寬度方向布置應變片，采集混凝土應變。

2 試驗結果及分析

2.1 破壞過程及形態(tài)

各試件破壞形態(tài)相似，其中試件SJ-1的整體破壞形態(tài)如圖3所示。加載前期，試件處于彈性受力階段，位移增長緩慢。由于試件外部被鋼板包裹，無法觀測裂縫發(fā)展情況，主要通過辨別加載過程中的聲響及翼緣混凝土的破壞情況來判斷試件的受力狀態(tài)。加載到0.25Pu(Pu為極限承載力)時，試件發(fā)出“嘣嘣”的響聲，表明鋼板與混凝土界面的膠結作用被破壞。加載到0.57Pu時，試件SJ-1和SJ-3底板開始屈服。加載到0.79Pu時，試件受拉縱筋開始屈服。加載到0.92Pu時，試件純彎區(qū)底板全部屈服，此時位移增長較快。控制加載速率，加載到1.0Pu時，試件受壓區(qū)混凝土突然被壓潰，如圖4所示。觀察梁破壞后形態(tài)發(fā)現(xiàn)，各試件鋼板均未發(fā)生屈曲變形，鋼板與混凝土界面僅產(chǎn)生微量滑移(圖5)。在不同配筋率及不同螺栓間距的情況下，加固梁均表現(xiàn)出了良好的整體性和變形性能。

圖3 試件SJ-1的整體破壞形態(tài)

圖4 混凝土翼緣被壓潰

圖5 鋼板與混凝土界面產(chǎn)生微量滑移

2.2 荷載-跨中撓度曲線

圖6為各試件的荷載-跨中撓度曲線。圖中曲線大致可分為3個階段：線性上升段(彈性階段)、非線性上升段(彈塑性階段)和下降段(達到極限荷載之后的破壞階段)。曲線的變化規(guī)律符合延性的彎曲破壞特征。從圖中還可以看出，試件SJ-2與SJ-1相比，相同加固條件下，兩根加固梁擁有相似的曲線，固有配筋率高的SJ-2擁有更大的剛度和強度。試件SJ-3與SJ-1相比，兩者剛度幾乎相同，試件SJ-3的極限荷載只略小于試件SJ-1。表明在抗剪措施足夠的條件下，增大翼緣螺栓間距和梁底螺栓間距，并不會影響梁的受力性能。

圖6 試件荷載-跨中撓度曲線

2.3 應變分布

2.3.1 混凝土壓應變

圖7為各試件跨中梁頂混凝土應變曲線。由圖可見，各試件跨中梁頂混凝土的應變發(fā)展情況大致相同：加載初期，荷載與應變大致呈線性變化，荷載達到0.79Pu時，曲線出現(xiàn)明顯拐點，應變增長速度加快，荷載達到0.92Pu時，應變迅速增加，荷載到達1.0Pu時，應變到達混凝土極限壓應變，此時試件梁頂受壓區(qū)混凝土被壓碎。

圖7 各試件跨中梁頂混凝土應變曲線

2.3.2 縱筋應變

圖8為各試件跨中梁底縱筋應變曲線，圖中應變值為縱筋各測點應變平均值。從圖8可以看出，各試件跨中梁底縱筋應變曲線也呈現(xiàn)相似性：開始階段，應變緩慢線性增長，荷載達到0.79Pu時，縱筋應變達到屈服應變，但之后試件SJ-1縱筋應變曲線有明顯拐點，應變快速增加，試件SJ-2和SJ-3的縱筋應變曲線變得平緩，可能原因是試件屈服后，受拉區(qū)混凝土裂縫擴展，導致試件內(nèi)部應力分布情況不同。試件SJ-1和SJ-3縱筋屈服時的荷載基本相同，說明改變翼緣螺栓間距和梁底螺栓間距并沒有影響前期的加固效果，內(nèi)部混凝土梁在加載前期承擔了相同的荷載。

圖8 各試件跨中梁底縱筋應變曲線

2.3.3 底板應變

圖9為各試件跨中底板應變曲線。從圖中可以看出，試件SJ-1和SJ-3的跨中底板應變曲線接近，在加載初期發(fā)展較為緩慢，荷載達到0.57Pu時，底板應變達到屈服應變，跨中底板屈服。荷載達到0.79Pu，也就是縱筋屈服的特征點之后，曲線開始變陡，底板應變增長速度變快，荷載達到0.92Pu時，曲線斜率繼續(xù)變陡，底板應變急速增長，直至應變片被拉壞。試件SJ-3和SJ-1相比，加大底板螺栓間距，沒有影響加固梁的受力性能，底板與混凝土梁整體性沒有被破壞。試件SJ-2底板應變發(fā)展緩慢，荷載達到0.92Pu時，底板應變才達到屈服應變。表明由于配筋率的提高，鋼板內(nèi)的混凝土梁承擔了更大荷載，加固效果變差。

圖9 各試件跨中底板應變曲線

2.3.4 側板應變

圖10(a)～(c)分別為試件SJ-1，SJ-2，SJ-3跨中側板沿高度方向的應變曲線。從圖中可以看出，越靠近梁底，側板部分應變發(fā)展越快，越早達到屈服。試件SJ-1和SJ-3荷載達到0.79Pu時，側板沿高度方向3個測點應變?nèi)窟_到屈服應變。試件SJ-2荷載達到0.62Pu時，跨中側板靠近梁底部分的應變率先達到屈服應變，荷載臨近極限荷載Pu時，側板應變沿高度方向基本都能達到屈服應變，表明本文加固方法最大程度地發(fā)揮了側板的材料性能，加固效果良好。

圖10 各試件跨中側板沿高度方向的應變曲線

2.4 鋼板與混凝土界面滑移

圖11為各試件端部翼緣鋼板與混凝土界面滑移曲線。由圖可見，在加載初期，試件端部翼緣鋼板與混凝土界面之間幾乎沒有滑移。隨著荷載的增大，滑移量開始增大，并且增長速率不斷增快。由于抗剪螺栓間距的增大，試件SJ-3滑移量的增長速率明顯高于試件SJ-1和SJ-2，并且最大滑移量也大于其他兩根試件。表明減小抗剪螺栓間距能夠減小鋼板與混凝土界面的滑移量，增強鋼板與混凝土的整體性。

圖11 各試件端部翼緣鋼板與混凝土界面滑移曲線

2.5 試驗結果分析

分析試驗結果可知，3根試件受力狀況良好。在受到試驗給定荷載時，試件SJ-1和SJ-3荷載達到0.57Pu時，跨中底板應變達到屈服應變，荷載達到0.79Pu時，跨中側板沿高度方向應變?nèi)壳?，此時縱筋應變也達到屈服應變，荷載達到1.0Pu時，受壓混凝土被壓碎，試件破壞。試件SJ-2由于配筋率較高，跨中外包鋼板在荷載超過0.92Pu時才基本全部屈服。3根試件總體破壞特征屬于延性的彎曲破壞，加固鋼板沒有發(fā)生屈曲失穩(wěn)的現(xiàn)象，鋼板與混凝土界面的相對滑移量也控制得較好，表明本文加固方法能夠適用于混凝土梁的抗彎加固。

3 有限元模擬

3.1 有限元模型

本文以試驗試件為基礎，按照試驗試件尺寸和加載模式，采用軟件ABAQUS建立模型，模擬分析加固梁受彎破壞的力學性能，有限元模型如圖12所示。為了模擬實際試驗中加固梁的受力狀態(tài)，同時為了避免產(chǎn)生應力集中現(xiàn)象而導致模型收斂困難，在梁底部兩端支座處以及梁頂加載處分別設置了彈性剛墊塊和分配梁，模型采用實體單元C3D8R?；炷痢摪搴吐菟ㄍ瑯硬捎脤嶓w單元C3D8R建模，鋼筋采用T3D2桁架單元。

圖12 有限元模型

3.2 材料的本構關系

模型中的混凝土應力-應變曲線采用的是《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010—2010)[14]中的塑性損傷模型，彈性模量為3.0×1010N/m2，泊松比為0.3。外包鋼板和螺栓采用的本構模型為雙線性強化模型，鋼筋采用理想彈塑性模型，屈服強度fy與極限強度fu按照試驗實測強度取值，彈性模量為2.06×1011N/m2，泊松比為0.2。

3.3 相互接觸

鋼筋和螺栓與混凝土接觸段使用Embedded的方式嵌入混凝土內(nèi)。鋼板與混凝土的接觸面考慮法向與切向兩個方向的作用：法向定義為“硬接觸”，并且允許受力后兩者分離，可以模擬鋼板的屈曲失穩(wěn)狀態(tài)；切向用罰函數(shù)定義，摩擦系數(shù)設為0.2。由于實際構件制作過程中，螺栓安裝緊固后采用焊接加固，因而螺栓與鋼板接觸部分，采用綁定(Tie)的方式來模擬?；炷亮汉蛪|塊、分配梁之間的相互作用關系，同樣采用綁定(Tie)的方式來模擬。

3.4 模擬與試驗結果對比

圖13為跨中撓度的有限元模擬結果與試驗結果對比。從圖中看出，跨中撓度有限元模擬的結果和試驗結果大致吻合。與試驗結果相比，在加載初期，有限元模型的剛度較大，可能原因為：試驗采用的墊塊、傳遞梁和反力架不是絕對彈性的，在受到外部荷載時，會產(chǎn)生微小的應變，導致加固梁產(chǎn)生少量剛性位移。隨著加載的持續(xù)進行，有限元和試驗的跨中撓度曲線接近平行，剛度趨于一致。本文將縱筋屈服時的荷載值作為本文加固梁的屈服特征值。表5為試驗和有限元模擬的荷載特征值及其對應的撓度值。從表中可以看出，有限元模擬和試驗結果非常接近。由于現(xiàn)場試驗裝置非絕對彈性，導致試驗特征點位移值均大于有限元模擬，但是并不影響結果分析。有限元模擬與試驗結果相比，荷載值偏于保守，可以應用于實際工程。

表5 有限元模擬與試驗特征點荷載及位移對比

圖13 跨中撓度的有限元模擬結果和試驗結果對比

圖14(a)～(c)分別為試件SJ-2在極限狀態(tài)下受拉縱筋、鋼板應力以及混凝土應變。從圖中可以看出，在極限狀態(tài)下，純彎段鋼板和受拉縱筋已經(jīng)全部屈服，受壓區(qū)混凝土的應變達到極限壓應變0.003 3，說明此部分混凝土已被壓碎，該破壞形態(tài)和試驗梁的破壞形態(tài)相同，屬于延性的彎曲破壞。

圖14 試件在極限狀態(tài)下加固梁的應力、應變云圖

綜合以上有限元模擬結果與試驗結果的對比，可以論證本文建立的有限元模型合理可信，符合實際情況。

4 參數(shù)分析

4.1 不同配筋率的影響

本文在試驗試件模型的基礎上，改變混凝土梁的配筋率，建立了兩組共6個模型，分別是配筋率為0.69%，1.03%，1.37%的加固梁和未加固梁。圖15為以上6個模型的荷載-跨中撓度曲線。從圖中可以看出，不同配筋率的混凝土梁在加固后極限強度都大幅提升。未加固模型梁具有不同的剛度，但是加固后，模型梁的剛度趨近。表6為不同配筋率下混凝土梁加固效果對比情況。從表中可以看出，固有配筋率越低的梁加固效果越好。

圖15 不同配筋率下混凝土梁荷載-跨中撓度曲線

表6 不同配筋率下混凝土梁的加固效果對比

4.2 不同抗剪螺栓間距的影響

本文在試驗試件模型的基礎上，改變混凝土梁的抗剪螺栓間距，建立了5個模型，分別是抗剪螺栓間距為200，400，600，800mm和無抗剪螺栓的加固梁。圖16為以上5個模型的荷載-跨中撓度曲線。從圖中可以看出，在加固梁抗剪作用足夠時，加大抗剪螺栓的間距，并不會明顯影響加固梁的受力性能，但是增大翼緣抗剪螺栓間距和梁底抗剪螺栓間距，會增加鋼板與混凝土界面之間的滑移量，極限承載力會有輕微的減小。當翼緣和梁底不設置抗剪螺栓時，鋼板會產(chǎn)生滑移甚至剝離破壞，加固梁的剛度和極限強度有明顯減小。

圖16 不同抗剪螺栓間距下混凝土梁荷載-跨中撓度曲線

4.3 不同抗屈曲螺栓數(shù)量的影響

本文在試驗試件模型的基礎上，改變混凝土梁腹板處的抗屈曲螺栓數(shù)量，建立了4個模型，分別是腹板無抗屈曲螺栓、設單排抗屈曲螺栓、設雙排抗屈曲螺栓和完全抗屈曲螺栓(腹板處鋼板與混凝土綁定)的加固梁。圖17為以上4個模型的荷載-跨中撓度曲線。從圖中可以看出，腹板設雙排抗屈曲螺栓時，荷載-跨中撓度曲線和鋼板與混凝土腹板完全綁定的荷載-跨中撓度曲線幾乎重合，表明腹板設雙排抗屈曲螺栓能最大程度地限制鋼板的滑移和屈曲失穩(wěn)。腹板不設抗屈曲螺栓時，模型梁的強度和剛度都有一定程度的降低，表明模型梁發(fā)生了局部屈曲破壞，鋼板未能發(fā)揮材料的全部性能。腹板設單排抗屈曲螺栓時，剛度幾乎沒有變化，極限強度只有少許降低，此時加固梁最為經(jīng)濟，也比較安全。

圖17 腹板不同抗屈曲螺栓數(shù)量下混凝土梁荷載-跨中撓度曲線

4.4 不同鋼板厚度的影響

本文在試驗試件模型的基礎上，改變加固梁的鋼板厚度，建立了4個模型，分別是鋼板厚度為4，6，8，10mm的加固梁。圖18為以上4個模型的荷載-跨中撓度曲線。從圖中可以看出，隨著鋼板厚度的增加，模型梁的剛度和極限強度均有增大。表7給出了不同鋼板厚度下模型梁的變形性能對比情況，可見鋼板厚度的不同對梁的屈服變形和極限變形均有一定的影響。

圖18 不同鋼板厚度下荷載-跨中撓度曲線

表7 不同鋼板厚度下模型梁的變形性能對比

5 結論

(1)采用錨焊U形鋼板加固的混凝土梁，破壞前鋼筋和鋼板均能達到屈服,破壞形態(tài)為延性的彎曲破壞。

(2)減小抗剪螺栓間距能夠明顯減小鋼板與混凝土的滑移量，增強鋼板與混凝土的整體性，保證U形鋼板與混凝土梁之間的共同工作。

(3)鋼筋混凝土梁的固有配筋率對錨焊U形鋼板加固效果影響較大，梁的固有配筋率越高，加固效果越差。

(4)在加固梁抗剪作用足夠時，加大抗剪螺栓間距并不會明顯影響加固梁的受力性能。當翼緣和梁底不設置抗剪螺栓時，鋼板會產(chǎn)生滑移甚至剝離破壞，加固梁的剛度和極限強度有明顯減小。

(5)腹板處的抗屈曲螺栓能夠限制側板的局部滑移和屈曲失穩(wěn)。腹板抗屈曲螺栓的數(shù)量越多，限制效果越明顯。腹板設單排螺栓時的加固梁最為經(jīng)濟，也比較安全。

(6)隨著鋼板厚度的增加，加固梁的剛度和極限強度均有增長，并且鋼板厚度的不同對梁的屈服變形和極限變形均有一定的影響。