采用群栓釘?shù)难b配式組合梁抗彎性能試驗(yàn)研究

楊濤，李龍，李保軍，李想

(1.廣西大學(xué)土木建筑工程學(xué)院， 廣西南寧530004；2.廣西防災(zāi)減災(zāi)與工程安全重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室， 廣西南寧530004；3.工程防災(zāi)與結(jié)構(gòu)安全教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室， 廣西南寧530004；4.廣西交科集團(tuán)有限公司， 廣西南寧530007)

0 引言

預(yù)制裝配式鋼-混凝土組合梁由預(yù)制混凝土板、鋼梁和抗剪連接件組成。由于可以實(shí)現(xiàn)所有組件的工廠化預(yù)制加工，因此預(yù)制裝配式組合梁具有施工效率高、現(xiàn)場(chǎng)濕作業(yè)少及加工質(zhì)量可靠等優(yōu)點(diǎn)。裝配式組合梁的抗彎性能受較多因素的影響，研究表明：在相同荷載水平下裝配式組合梁比采用現(xiàn)澆混凝土板的組合梁具有更大的界面滑移[1]；在疲勞荷載作用下裝配式組合梁易產(chǎn)生因疲勞損傷而引起梁的疲勞附加變形[2]。此外，預(yù)制混凝土板中預(yù)留孔形式(如圓形或矩形預(yù)留孔)會(huì)影響裝配式組合梁的抗彎和抗剪性能[3-4]；栓釘?shù)目辜舫休d力隨孔內(nèi)混凝土強(qiáng)度的提高而有所改善，但同時(shí)其延性會(huì)降低[5]。

當(dāng)栓釘連接件均勻布置在鋼梁上翼緣時(shí)，預(yù)制混凝土板上的預(yù)留孔多而分散，對(duì)組合梁各組件的加工精度提出了較高的要求，不利于其裝配化施工，因此，將分散布置的栓釘連接件集群布置可以降低組合梁的拼裝難度，也有利于預(yù)制板預(yù)留孔內(nèi)后澆筑混凝土的質(zhì)量控制?；谶@一理念，便出現(xiàn)了采用群栓釘布置形式的預(yù)制裝配式鋼-混凝土組合梁。研究表明，群栓釘?shù)目辜舫休d力并不等同于相同數(shù)量的單個(gè)栓釘?shù)目辜舫休d力的簡(jiǎn)單疊加，群栓釘中單個(gè)栓釘?shù)钠骄辜舫休d力隨著釘群中栓釘數(shù)量的增加而呈現(xiàn)降低趨勢(shì)[6-7]；此外，群釘效應(yīng)對(duì)組合梁界面滑移的影響顯著[8]，但組合梁仍具有較好的延性[9]。目前，對(duì)采用群栓釘布置的裝配式鋼-混凝土組合梁抗彎性能開(kāi)展的試驗(yàn)研究仍然較少，因此本文中設(shè)計(jì)3個(gè)采用群栓釘?shù)难b配式組合梁試件，通過(guò)對(duì)其開(kāi)展正彎矩作用下的靜力加載試驗(yàn)，研究組合梁在不同抗剪連接程度下的破壞形態(tài)、變形性能及極限承載能力等抗彎性能，并探討現(xiàn)行規(guī)范公式用于評(píng)估此類(lèi)組合梁抗彎承載力的可行性。

1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

1.1 試件設(shè)計(jì)

本文中設(shè)計(jì)3個(gè)采用群栓釘布置形式的預(yù)制裝配式鋼-混凝土組合梁試件，編號(hào)為S1、S2、S3。試件由預(yù)制混凝土板、鋼梁和栓釘連接件組成，鋼梁上的栓釘采用集群布置的方式，每4個(gè)栓釘組成一個(gè)栓釘群；與群栓釘位置對(duì)應(yīng)的預(yù)制板上設(shè)置160 mm×100 mm×100 mm(長(zhǎng)度×寬度×深度)的預(yù)留孔。試件的設(shè)計(jì)參數(shù)見(jiàn)表1，其中：φ=nr/nf表示抗剪連接程度，nr為單個(gè)剪跨內(nèi)實(shí)際布置的栓釘數(shù)量，nf為單個(gè)剪跨內(nèi)滿足完全剪力連接時(shí)所需的栓釘數(shù)量；d1為栓釘群內(nèi)栓釘?shù)目v向間距；d2為兩栓釘群相鄰栓釘中心點(diǎn)的間距；d3為最外側(cè)栓釘?shù)搅憾说木嚯x；d4為板內(nèi)橫向鋼筋間距。預(yù)制裝配式組合梁的拼裝過(guò)程如圖1所示。3個(gè)試件的基本尺寸及預(yù)制混凝土板內(nèi)的配筋如圖2所示。圖中試件總長(zhǎng)2 900 mm，凈跨2 700 mm。預(yù)制混凝土板中配置上、下兩層鋼筋網(wǎng)，板內(nèi)縱向鋼筋直徑10 mm；試件S1與S2的板內(nèi)橫向鋼筋直徑為10 mm，試件S3的板內(nèi)橫向鋼筋直徑為12 mm。其中：SS1、SS2、SS3為鋼梁上的應(yīng)變測(cè)點(diǎn)，LS1、LS2為預(yù)制混凝土板內(nèi)縱向鋼筋上的測(cè)點(diǎn)。為了避免混凝土板預(yù)留孔內(nèi)的后澆混凝土在栓釘?shù)陌纬鲎饔孟掳l(fā)生局部破壞，沿梁長(zhǎng)度方向穿過(guò)預(yù)留孔布置了2根直徑為6 mm的構(gòu)造鋼筋。上述板內(nèi)鋼筋均采用HRB400級(jí)帶肋鋼筋。鋼梁由Q345級(jí)HW 200×200×8×12 型鋼加工而成。焊接圓柱頭栓釘直徑為16 mm，沿梁長(zhǎng)方向雙排布置，采用拉弧式栓釘焊接的方式將栓釘焊接于鋼梁上翼緣；兩排栓釘?shù)臋M向間距為60 mm。在澆筑預(yù)制混凝土板以及二次澆筑預(yù)留孔內(nèi)的混凝土?xí)r分別制作標(biāo)準(zhǔn)混凝土試塊，并與試件進(jìn)行同條件下的自然養(yǎng)護(hù)。在對(duì)組合梁試件進(jìn)行加載試驗(yàn)前分別測(cè)定混凝土試塊、鋼梁與鋼筋的力學(xué)性能，實(shí)測(cè)材料力學(xué)性能分別見(jiàn)表2和表3。

表1 試件設(shè)計(jì)Tab.1 Specimen design

圖1 組合梁裝配示意圖Fig.1 Schematic diagram of the assembly of prefabricated composite beams

圖2 試件尺寸與預(yù)制板內(nèi)配筋Fig.2 Dimensions of the specimens and reinforcing details in the prefabricated slab

表2 混凝土力學(xué)性能Tab.2 Mechanical properties of concrete

表3 鋼材力學(xué)性能Tab.3 Mechanical properties of steel

1.2 加載與測(cè)量方案

圖3 試驗(yàn)裝置Fig.3 Test setup

加載過(guò)程中，利用液壓千斤頂通過(guò)分配梁對(duì)試件施加兩點(diǎn)對(duì)稱(chēng)荷載，試驗(yàn)裝置如圖3所示。正式加載前先對(duì)試件進(jìn)行預(yù)加載；正式加載開(kāi)始后，在鋼梁屈服前采用分級(jí)加載的模式，每級(jí)荷載取40 kN；鋼梁屈服后采用連續(xù)緩慢加載的方式，加載直至試件的承載能力下降至極限承載能力的85%以下。圖4為試驗(yàn)中的位移計(jì)布置示意圖，主要測(cè)量了靠近加載點(diǎn)的1#、2#栓釘處和支座處的組合梁界面滑移(測(cè)點(diǎn)DM5、DM6、DM7)，以及組合梁的豎向撓度(測(cè)點(diǎn)DM1，DM2，…,DM4)。此外，沿組合梁跨中截面高度方向布置應(yīng)變測(cè)點(diǎn)(如圖2所示)以測(cè)量跨中截面的應(yīng)變分布規(guī)律。

(a) S1

2 試驗(yàn)結(jié)果與分析

2.1 破壞形態(tài)

在加載初始階段未觀測(cè)到明顯的現(xiàn)象；當(dāng)試件S1、S2、S3的荷載分別達(dá)到400.0、440.0、320.0 kN時(shí)，在加載點(diǎn)正下方的混凝土板板底觀測(cè)到初始裂縫；3個(gè)試件的屈服荷載依次為519.8、551.3、521.2 kN；當(dāng)荷載繼續(xù)增加到640.0、640.0、520.0 kN時(shí)，在3個(gè)試件彎剪段的混凝土板頂沿預(yù)留孔邊緣分別觀測(cè)到微小的沿梁長(zhǎng)方向的縱向裂縫，如圖5所示；在達(dá)到峰值荷載Pu后，組合梁純彎段板頂混凝土被壓碎，隨后試件的承載能力逐漸下降，直至發(fā)生最終破壞。

(a) S1 (b) S2 (c) S3

3根組合梁試件的最終破壞形態(tài)如圖6所示。由圖可知，組合梁的損傷主要集中在純彎段，該區(qū)段的預(yù)制板混凝土被壓碎、鋼梁上翼緣受壓發(fā)生不同程度的局部屈曲。在預(yù)制混凝土板預(yù)留孔與后澆混凝土的交界面處未觀測(cè)到壓碎、剝離等結(jié)構(gòu)損傷現(xiàn)象，說(shuō)明所采取的構(gòu)造措施可以確保裝配后組合梁的整體抗彎性能。

(a) S1 (b) S2 (c) S3

2.2 荷載-跨中撓度曲線

圖7 荷載-跨中撓度曲線 Fig.7 Load-mid-span deflection curves

3根組合梁試件的荷載-跨中撓度曲線如圖7所示。曲線可分為：彈性受力、彈塑性受力和破壞3個(gè)受力階段。在彈性受力階段，組合梁跨中撓度隨荷載的增加呈線性增長(zhǎng)的趨勢(shì)。鋼梁屈服后組合梁進(jìn)入彈塑性受力階段，在此階段組合梁跨中撓度的增長(zhǎng)速率明顯提升。在達(dá)到極限荷載前，3個(gè)試件的荷載-跨中撓度曲線無(wú)明顯區(qū)別，但在進(jìn)入破壞階段后，抗剪連接程度較低的試件對(duì)應(yīng)的極限變形能力也較低。

3根組合梁在不同受力階段對(duì)應(yīng)的關(guān)鍵荷載與跨中撓度見(jiàn)表4，其中：Py和Pu分別表示屈服荷載與極限荷載；Δy、Δu與Δ0.85分別表示與Py、Pu及荷載值下降到0.85Pu時(shí)對(duì)應(yīng)的組合梁跨中撓度；μ=Δ0.85/Δy為試件的位移延性系數(shù)。分析可知：試件S1和S2的極限承載力分別為S3的1.07、1.11倍，表明當(dāng)抗剪連接程度過(guò)低時(shí)，采用群栓釘布置的預(yù)制裝配式組合梁的極限承載力將隨之降低；S2的極限抗彎承載力約為試件S1的1.05倍，此時(shí)組合梁的極限抗彎承載能力并未隨組合梁抗剪連接程度的遞減而單調(diào)減小，與試件加工精度、裝配后預(yù)制板與鋼梁之間的結(jié)合精度有關(guān)。在發(fā)生最終破壞后，試件S2和S3的極限變形Δ0.85分別為試件S1的0.92、0.85倍，位移延性系數(shù)則分別為試件S1的0.94、0.84倍。由此可見(jiàn)，隨著抗剪連接程度的降低，采用群栓釘布置的裝配式組合梁的變形能力呈降低趨勢(shì)，但組合梁的位移延性系數(shù)不小于3.7。

表4 荷載與跨中撓度特征值Tab.4 Characteristic values of load and mid-span deformation

2.3 跨中截面應(yīng)變分析

根據(jù)布置在預(yù)制板中縱向鋼筋和鋼梁上的應(yīng)變測(cè)點(diǎn)(見(jiàn)圖2)得到組合梁跨中截面的應(yīng)變分布曲線，如圖8所示，圖中εy表示鋼梁的屈服應(yīng)變，鋼梁與板中縱向鋼筋的屈服應(yīng)變分別為0.002 075和0.002 638。由圖可知，在荷載達(dá)到0.8Pu前，3個(gè)組合梁的跨中截面應(yīng)變分布曲線接近線性，預(yù)制板和鋼梁交界面處未出現(xiàn)明顯的滑移應(yīng)變；當(dāng)荷載為(0.8～1.0)Pu時(shí)，組合梁界面產(chǎn)生了一定的滑移應(yīng)變，與混凝土開(kāi)裂等因素有關(guān)。在達(dá)到極限承載力時(shí)，鋼梁截面中達(dá)到屈服應(yīng)變的區(qū)域超過(guò)0.5倍的鋼梁截面高度，表明正彎矩作用下采用群栓釘布置的裝配式組合梁的跨中截面塑性得到了較好的發(fā)展。

(a) S1

(c) S3

2.4 預(yù)制板與鋼梁界面相對(duì)滑移曲線

實(shí)測(cè)的1#和2#栓釘所在位置以及支座處的組合梁界面滑移隨荷載變化的曲線如圖9所示。由圖可知：隨著荷載的增加，界面滑移的增速逐漸加快；在組合梁達(dá)到屈服前，組合梁的界面滑移較小，最大的界面滑移為0.41 mm，出現(xiàn)在試件S2的支座處；進(jìn)入彈塑性工作階段后，2#栓釘處與支座處的組合梁界面相對(duì)滑移增加較快；當(dāng)達(dá)到極限承載力狀態(tài)時(shí)，各測(cè)點(diǎn)處的界面相對(duì)滑移均達(dá)到最大值。最大界面相對(duì)滑移值2.14 mm出現(xiàn)在試件S2的支座處，與加工誤差所導(dǎo)致的試件S2的預(yù)制板和鋼梁界面間隙大于S1與S3有關(guān)。整體上看，預(yù)制板和鋼梁界面的滑移值較小，裝配式組合梁具有較好的整體工作性能。

(a) S1

2.5 組合梁整體撓度曲線

利用3根組合梁在半個(gè)梁跨內(nèi)的實(shí)測(cè)撓度值并通過(guò)對(duì)稱(chēng)化處理得到整根梁在不同荷載水平下的撓度曲線，如圖10所示；對(duì)于試件S2，由于荷載達(dá)到0.6Pu后加載點(diǎn)下方的位移計(jì)工作異常，因此后2個(gè)荷載水平下梁的整體撓度曲線中未標(biāo)注加載點(diǎn)處的撓度。由圖可知：在荷載值達(dá)到0.6Pu之前，組合梁的跨中撓度隨著荷載的增加而緩慢增加；當(dāng)荷載值超過(guò)0.6Pu以后，組合梁的撓度增速明顯加快。文獻(xiàn)[10]中的組合梁試件與本文采用的試件尺寸近似，均為采用了均勻布置栓釘?shù)默F(xiàn)澆混凝土組合梁。表5中列出了本文和文獻(xiàn)[10]中各試件的主要設(shè)計(jì)參數(shù)和變形值，對(duì)比可知：文獻(xiàn)[10]中組合梁試件跨中的極限撓度不小于梁跨度的1.10%；本文試件S1、S2、S3在達(dá)到極限承載力時(shí)的跨中撓度Δu分別相當(dāng)于組合梁跨度的1.12%、1.24%和0.89%。與采用現(xiàn)澆混凝土的組合梁試件對(duì)比可知，采用群栓釘布置的預(yù)制裝配式組合梁的極限變形能力并無(wú)明顯的劣化，但過(guò)低的抗剪連接程度會(huì)對(duì)采用群栓釘?shù)难b配式組合梁的極限變形能力產(chǎn)生不利的影響。

(a) S1

表5 組合梁變形性能Tab.5 Deformability of the composite beams

3 基于現(xiàn)行規(guī)范公式的裝配式組合梁的抗彎承載力評(píng)估

由試驗(yàn)結(jié)果可知，采用群栓釘?shù)难b配式組合梁試件表現(xiàn)出了良好的整體工作性能，其截面塑性也得到了較好的發(fā)展，為利用我國(guó)現(xiàn)行規(guī)范《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》(GB 50017—2017)[11]的抗彎承載力計(jì)算方法評(píng)估采用群栓釘?shù)难b配式組合梁的抗彎承載力提供了可能?！朵摻Y(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》提出的現(xiàn)澆混凝土組合梁抗彎承載力計(jì)算公式見(jiàn)式(1)，其中字母含義詳見(jiàn)規(guī)范。

(1)

利用公式(1)并分別根據(jù)材料的實(shí)測(cè)力學(xué)性能指標(biāo)與規(guī)范給出的材料強(qiáng)度設(shè)計(jì)值計(jì)算本文3根組合梁試件的極限抗彎承載力計(jì)算值Mu,c1和Mu,c2，計(jì)算結(jié)果列于表6，其中：Mu,t為各試件抗彎承載力的試驗(yàn)值。對(duì)比可知，Mu,c1與Mu,t最大相差約6%，而Mu,c2與Mu,t最大相差約27%，說(shuō)明采用材料強(qiáng)度實(shí)測(cè)值代入規(guī)范公式所得計(jì)算彎矩可以反映組合梁抗彎承載力的真實(shí)情況，而利用材料強(qiáng)度設(shè)計(jì)值計(jì)算所得的組合梁極限抗彎承載力則偏于保守。

表6 抗彎承載力對(duì)比Tab.6 Comparison of the flexural resistance

4 結(jié)論

①加載過(guò)程中，在組合梁的預(yù)制混凝土板頂預(yù)留孔周邊出現(xiàn)裂縫并逐漸發(fā)展成為沿梁長(zhǎng)方向的縱向裂縫；3個(gè)組合梁試件最終均發(fā)生彎曲破壞，破壞基本特征為：組合梁純彎段預(yù)制混凝土板壓碎，鋼梁上翼緣發(fā)生不同程度的屈曲現(xiàn)象；試驗(yàn)中預(yù)制混凝土板預(yù)留孔與后澆混凝土的交界面處未出現(xiàn)壓碎、剝離等結(jié)構(gòu)損傷。

②采用群栓釘布置的預(yù)制裝配式組合梁同樣具有良好的變形能力，其位移延性系數(shù)不小于3.7；過(guò)低的抗剪連接程度會(huì)導(dǎo)致裝配式組合梁的極限承載力的降低；隨著抗剪連接程度的降低，組合梁的極限變形和位移延性均呈下降趨勢(shì)。

③采用群栓釘布置的裝配式組合梁達(dá)到極限抗彎承載力時(shí)，組合梁跨中截面塑性得到了較好的發(fā)展；在荷載達(dá)到0.8Pu之前，組合梁截面保持了良好的整體工作性能；在達(dá)到極限抗彎承載力時(shí)，組合梁跨中撓度至少為梁跨度的0.89%。

④利用現(xiàn)行規(guī)范《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》(GB 50017—2017)中的計(jì)算方法評(píng)估與本文類(lèi)似的裝配式組合梁的抗彎能力時(shí)，采用材料強(qiáng)度設(shè)計(jì)值計(jì)算所得極限抗彎承載力計(jì)算值偏于保守；有必要對(duì)采用群栓釘?shù)难b配式組合梁的抗彎承載力評(píng)估方法做進(jìn)一步的研究。