局部半包裹部分包覆鋼-混凝土組合梁受彎性能試驗(yàn)研究*

李亞明, 劉宏欣, 賈水鐘, 楊宇焜, 李 杰, 徐 瑜

(1 上海建筑設(shè)計(jì)研究院有限公司，上海 200041；2 上海建筑空間結(jié)構(gòu)工程技術(shù)研究中心，上海 200041；3 上海結(jié)奕建筑科技有限公司，上海 200120；4 上海杉達(dá)學(xué)院，上海 201206；5 上海世博文化公園建設(shè)管理有限公司，上海 200125)

0 引言

部分包覆鋼-混凝土組合構(gòu)件(簡(jiǎn)稱PEC構(gòu)件)是一種新型組合結(jié)構(gòu)構(gòu)件,是通過在型鋼翼緣處設(shè)置拉結(jié)筋和澆筑混凝土形成[1]。PEC構(gòu)件可節(jié)省側(cè)面模板,且型鋼表面外露更便于連接設(shè)計(jì),腹部混凝土則能提高結(jié)構(gòu)的整體承載能力和穩(wěn)定性[2-3]。PEC構(gòu)件還具有良好的耐火性和耐腐蝕性[4-5],因此在國(guó)內(nèi)外受到了廣泛關(guān)注[6-7]。

迄今為止,已有許多關(guān)于PEC梁力學(xué)性能和應(yīng)用方面的研究。Nakamura等[8]發(fā)現(xiàn)PEC梁的抗彎承載力和抗剪承載力相比于傳統(tǒng)工字鋼梁分別提高了1.08倍和1.98倍。Ahn等[5]采用試驗(yàn)和數(shù)值分析方法研究了PEC梁在標(biāo)準(zhǔn)火災(zāi)條件下的耐火性能,結(jié)果表明,填充混凝土能有效延長(zhǎng)耐火時(shí)間,PEC梁的標(biāo)準(zhǔn)耐火時(shí)間可達(dá)2h以上。Kvoka等[9]指出,PEC梁腹部混凝土可以緊固腹板,防止屈曲,提高PEC梁的局部穩(wěn)定性。He等[10]通過試驗(yàn)及模擬分析研究了部分包覆波浪鋼腹板組合梁在剪力與彎矩共同作用下的受力性能,發(fā)現(xiàn)試件包覆混凝土表面同時(shí)出現(xiàn)彎剪開裂,導(dǎo)致明顯的彎剪耦合破壞。祁慧等[11]進(jìn)行了不同構(gòu)造形式的正弦波形腹板PEC梁的受彎試驗(yàn),發(fā)現(xiàn)這種梁的承載力仍可以采用邊緣屈服準(zhǔn)則與全截面塑性準(zhǔn)則進(jìn)行計(jì)算。趙寶成等[12]建立了T形鋼P(yáng)EC梁在均布荷載和集中荷載下相對(duì)滑移的理論計(jì)算方法,提出了這種梁抗彎承載力的簡(jiǎn)化計(jì)算公式,并通過試驗(yàn)驗(yàn)證了公式的準(zhǔn)確性。

這些研究大多集中在普通實(shí)腹型PEC梁[13],并未涉及局部半包裹PEC梁。梁柱節(jié)點(diǎn)混凝土澆筑是PEC結(jié)構(gòu)施工過程中的一道重要工序[14],但由于支模后,梁側(cè)空間密閉,梁頂部常出現(xiàn)澆不密實(shí)的情況,因此梁柱節(jié)點(diǎn)位置梁頂受拉時(shí)可不考慮混凝土作用。為驗(yàn)證這種施工問題對(duì)結(jié)構(gòu)的影響,本文針對(duì)考慮混凝土半澆筑的局部半包裹PEC梁構(gòu)件的受力性能開展試驗(yàn)研究,得到其破壞形態(tài)、承載力、主鋼件應(yīng)變、構(gòu)件變形及延性,并進(jìn)行有限元分析,提出設(shè)計(jì)的建議。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

試件依據(jù)《部分包覆鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(T/CECS 719—2020)[15](簡(jiǎn)稱技術(shù)規(guī)程)進(jìn)行設(shè)計(jì)。試件編號(hào)分別為L(zhǎng)W1(標(biāo)準(zhǔn)件)、LW2(拼接+節(jié)點(diǎn)灌漿)。主鋼件均采用牌號(hào)為Q355-B的鋼材,連桿和抗裂鋼筋均為HRB400,腹部混凝土采用C30。試件計(jì)算長(zhǎng)度l0為7200mm,詳細(xì)構(gòu)造見圖1、2。

圖1 試件LW1[16]

圖2 試件LW2

試件基本參數(shù)如表1所示,為保證跨中純彎段先受彎破壞,純彎段連桿間距為200mm,剪跨段連桿間距為150mm,截面含鋼率僅考慮型鋼截面?？箯澇休d力與抗剪承載力均參照技術(shù)規(guī)程進(jìn)行設(shè)計(jì)。

表1 試件設(shè)計(jì)基本參數(shù)

1.2 材性試驗(yàn)

混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C30,預(yù)留3塊尺寸為150mm×150mm×150mm的試塊,立方體抗壓強(qiáng)度為33.1MPa,混凝土試塊的加載破壞見圖3。依據(jù)《金屬材料 室溫拉伸試驗(yàn)方法》(GB/T 228—2002)[17],測(cè)得不同厚度t的鋼材材料的屈服強(qiáng)度fy、極限強(qiáng)度fu、彈性模量E見表2。翼緣板厚度為18mm,腹板厚度為12mm,鋼筋取樣直徑為8、10mm,鋼材試樣加載示意及試驗(yàn)結(jié)果見圖4。

表2 鋼材材料性能

圖3 混凝土標(biāo)準(zhǔn)試塊加載及破壞形態(tài)圖

1.3 加載裝置及測(cè)量?jī)?nèi)容

試驗(yàn)采用單350t千斤頂,千斤頂施加的豎向集中荷載通過剛性分配梁將集中荷載分為兩點(diǎn)傳遞給試件,試件LW1加載位置處于三分點(diǎn)處,為了研究懸臂梁的受力情況,試件LW2加載點(diǎn)選為梁跨中及懸臂梁段,具體加載裝置如圖5所示。為實(shí)現(xiàn)簡(jiǎn)支支撐條件,試件的一端支座使用滑動(dòng)鉸支座,另一端使用固定鉸支座。

圖5 試件加載裝置

正式加載采用先力加載后位移加載的方式。試件LW1每一級(jí)加載30kN(約0.05Pu,Pu為計(jì)算極限荷載),加載速度為10kN/min,達(dá)到預(yù)估屈服荷載后,調(diào)整為位移加載控制,每一級(jí)加載5mm,加載速度為5mm/min,加載至構(gòu)件破壞。試件LW2只考慮彈性階段,跨中截面翼緣板達(dá)到屈服應(yīng)變時(shí),即可停止試驗(yàn)。

共設(shè)置12個(gè)位移計(jì),分別測(cè)量試件跨中撓度、底部撓度變化、混凝土與上翼緣的相對(duì)滑移、混凝土與下翼緣的相對(duì)滑移等;在型鋼和混凝土表面粘貼應(yīng)變片測(cè)量其應(yīng)變,測(cè)點(diǎn)具體布置見圖6。

圖6 位移計(jì)及應(yīng)變片布置圖

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

2.1 試件LW1

試件LW1在加載至193.5kN(0.11Pu)后進(jìn)入帶裂縫工作階段,測(cè)得此時(shí)跨中撓度為4.04mm(l0/1 881)。加載至1276.6kN(0.70Pu)時(shí),跨中撓度超過正常使用極限狀態(tài)限值(l0/200),跨中撓度為48.57mm(l0/156)。加載至1560.9kN(0.86Pu)時(shí),跨中最大裂縫寬度達(dá)到正常使用極限狀態(tài)限值0.3mm,上、下翼緣達(dá)到屈服應(yīng)變2 400×10-6,跨中撓度為79.33mm(l0/96)。加載至1813.6kN(Pu)時(shí),跨中頂部混凝土輕微剝落,跨中撓度超過凈跨的1/50,達(dá)到試件破壞條件,停止試驗(yàn)。試件最終破壞時(shí)純彎段破壞形態(tài)如圖7所示。

圖7 試件 LW1純彎段破壞形態(tài)

2.2 試件LW2

試件LW2在加載至405.7kN(0.15Pu)后進(jìn)入帶裂縫工作階段,測(cè)得此時(shí)跨中撓度為2.60mm(l0/2 769),懸挑段撓度為0.97mm(l0/1 031)。加載至793.4kN(0.29Pu)時(shí),跨中撓度為8.14mm(l0/885),懸挑段撓度為2.19mm(l0/457)。加載至1983.32kN(0.71Pu)時(shí),跨中撓度為21.06mm(l0/342),懸挑段撓度為3.54mm(l0/282)。加載至2775.56kN(Pu)時(shí),跨中撓度為30.72mm(l0/234),懸挑段撓度為4.60mm(l0/217),翼緣達(dá)到屈服應(yīng)變2 700×10-6,停止試驗(yàn)。試件最終破壞時(shí)純彎段破壞形態(tài)如圖8所示。

圖8 試件LW2純彎段破壞形態(tài)

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

3.1 荷載-撓度曲線

試件荷載-撓度曲線見圖9。由圖可見,加載初期,試件LW1腹部混凝土無新裂縫產(chǎn)生,處于彈性工作狀態(tài);隨著荷載增加至0.1Pu,腹部混凝土開始出現(xiàn)新裂縫,試件進(jìn)入帶裂縫工作階段,純彎段與剪跨段均出現(xiàn)裂縫,荷載-撓度曲線基本呈線性變化;受拉翼緣屈服后,試件LW1進(jìn)入彈塑性階段,腹部混凝土裂縫迅速發(fā)展并逐漸退出工作,荷載-撓度曲線出現(xiàn)拐點(diǎn),呈現(xiàn)非線性變化;但隨著荷載的增加,試件主鋼件下翼緣進(jìn)入應(yīng)力強(qiáng)化階段,截面抗彎承載力仍未進(jìn)入下降段;撓度到達(dá)限值,試驗(yàn)停止。

圖9 試件荷載-撓度曲線

試件LW2加載結(jié)束時(shí),試件型鋼受壓翼緣屈服,整個(gè)受力過程基本處于彈性狀態(tài),需要指出的是,當(dāng)荷載達(dá)到2 700kN時(shí),混凝土裂縫寬度仍在正常使用極限狀態(tài)范圍內(nèi),說明裂縫的擴(kuò)展緩慢,受拉側(cè)不澆筑混凝土對(duì)裂縫的開展影響不大。

表3 特征點(diǎn)荷載

試件LW1的特征點(diǎn)荷載的試驗(yàn)值高于理論計(jì)算值,可以用邊緣屈服準(zhǔn)則與全截面塑性準(zhǔn)則來計(jì)算承載力。試件LW1的強(qiáng)屈比為1.21,達(dá)到屈服荷載后試件仍然具有一定的強(qiáng)度儲(chǔ)備。試驗(yàn)停止時(shí),試件LW1的承載力未發(fā)生下降,仍能繼續(xù)承載,但剛度下降過大,撓度也已經(jīng)達(dá)到了試驗(yàn)破壞標(biāo)準(zhǔn)(l0/50)。

試件LW2主鋼件翼緣達(dá)到屈服狀態(tài)時(shí)停止加載,荷載-撓度曲線大體呈直線,剛度沒有明顯下降。

3.2 變形分析

采用延性系數(shù)μ[18-19]來衡量構(gòu)件的延性性能,μ=Δu/Δy,其中Δu為極限位移,Δy為屈服位移。試件在不同荷載下的整體撓度如圖10所示。由圖可見,荷載達(dá)到0.7Pu左右時(shí),試件LW1撓度達(dá)到正常使用極限狀態(tài)撓度極限值(l0/200)。加載初期,試件撓度較小,在1/4跨和3/4跨處的撓度基本相同;達(dá)到屈服荷載前,試件的撓度不斷增大,但增長(zhǎng)速度緩慢;達(dá)到屈服荷載后,撓度增加的幅度明顯變大,試件開始進(jìn)入彈塑性階段。

圖10 試件撓度曲線

3.3 截面應(yīng)變分布

型鋼翼緣在荷載作用下的應(yīng)變發(fā)展如圖11所示。由圖可見,在加載初期,試件LW1翼緣應(yīng)變大致隨著荷載的增加而呈現(xiàn)線性上升;在荷載到達(dá)0.7Pu～0.8Pu時(shí),試件LW1上下翼緣的應(yīng)變到達(dá)屈服應(yīng)變,繼續(xù)加載,試件LW1翼緣應(yīng)變迅速增大且應(yīng)變曲線開始出現(xiàn)拐點(diǎn),發(fā)展趨勢(shì)與荷載-撓度曲線相吻合。此外,試件LW2主鋼件翼緣達(dá)到屈服應(yīng)變。

圖11 型鋼翼緣應(yīng)變曲線

圖12、13為試件LW1、LW2跨中型鋼腹板及混凝土沿截面高度應(yīng)變,其中h為距離下翼緣高度。由圖可見,相較于主鋼件上下翼緣處應(yīng)變,各個(gè)試件沿梁的腹板高度方向截面變形基本符合平截面假定。另一方面對(duì)于混凝土應(yīng)變,在加載至0.7Pu荷載前,試件LW1截面中和軸近似在250mm高度,中和軸至混凝土受壓邊緣的距離約為300mm,混凝土應(yīng)變沿截面高度符合平截面假定;在加載至0.7Pu荷載后,混凝土受拉應(yīng)變?cè)黾?截面中和軸明顯上移,腹部混凝土開裂嚴(yán)重,發(fā)生應(yīng)力重分布,截面應(yīng)變分布呈現(xiàn)一定的非線性。此外,試件LW2的腹板和混凝土應(yīng)變值均較小,未達(dá)到屈服應(yīng)變,整體處于線彈性階段。

圖12 試件LW1跨中型鋼腹板及混凝土沿截面高度應(yīng)變

4 局部半包裹PEC梁數(shù)值仿真分析

4.1 材料本構(gòu)模型

目前混凝土的本構(gòu)模型應(yīng)用相對(duì)較多的是《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010—2010)(2015年版)[20]中的模型,型鋼本構(gòu)模型采用二折線模型(圖14)較為合理,且獲得了很好的結(jié)果。本文根據(jù)混凝土和型鋼的受力特點(diǎn),仍采用該模型。

圖14 二折線模型

混凝土塑性損傷本構(gòu)模型(CDP模型)中混凝土受壓應(yīng)力-應(yīng)變以及受拉應(yīng)力-應(yīng)變本構(gòu)關(guān)系及損傷因子基于《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010—2010)(2015年版)[20]計(jì)算得出,材料強(qiáng)度均采用與試件同一批次澆筑的混凝土立方體試塊實(shí)測(cè)強(qiáng)度。表征CDP模型屈服函數(shù)和流動(dòng)勢(shì)函數(shù)的參數(shù)選擇如下:設(shè)定膨脹角、流動(dòng)勢(shì)偏心率和黏度參數(shù)分別為36、0.1和0.0015,雙軸與單軸初始屈服強(qiáng)度比σb0/σc0為1.16,拉壓子午面第二應(yīng)力不變量的比值Kc為0.6667。

4.2 有限元模型的建立

鋼筋、連桿采用兩節(jié)點(diǎn)三維桁架的T3D2單元,混凝土、鋼梁采用八節(jié)點(diǎn)三維實(shí)體的六面體線性減縮積分C3D8R單元。組件采用結(jié)構(gòu)化網(wǎng)格劃分技術(shù),型鋼單元尺寸為100mm,混凝土單元尺寸為100mm,連桿、縱向受力鋼筋、縱向構(gòu)造鋼筋單元尺寸均為100mm。試件部件裝配及模型網(wǎng)格劃分見圖15、16。

圖15 部件裝配

圖16 模型網(wǎng)格劃分

試驗(yàn)發(fā)現(xiàn),型鋼翼緣發(fā)生屈曲且腹板中混凝土裂縫開展很大,為模擬出這一現(xiàn)象,有限元模型中混凝土與鋼梁之間采用成對(duì)接觸模型,切向采用庫倫摩擦,摩擦系數(shù)為0.5,法向采用硬接觸,即翼緣能夠向外脫離混凝土但不能向內(nèi)侵入混凝土。連桿上下兩端點(diǎn)和鋼梁翼緣綁定連接,其余部分內(nèi)置在混凝土中?？v筋兩端點(diǎn)綁定連接在端板上,其余部分內(nèi)置在混凝土中。端板為解析剛體,不會(huì)發(fā)生變形,并與鋼梁兩端和混凝土兩端采用截面綁定連接。

4.3 有限元適用性驗(yàn)證

圖17為試件LW1的數(shù)值模擬和試驗(yàn)的荷載-撓度對(duì)比曲線?？梢钥闯?有限元初始剛度略高,這是因?yàn)橄啾扔邢拊Ｐ?試驗(yàn)構(gòu)件存在一定初始缺陷(初始裂縫、混凝土澆筑不飽滿、部分混凝土與主鋼件脫離等),但可以看出差別不大,且特征點(diǎn)承載力誤差在10%以內(nèi)。有限元模擬效果較好,試驗(yàn)曲線與模擬曲線吻合很高,選取的計(jì)算模型能準(zhǔn)確地模擬局部半包裹PEC梁的整個(gè)受彎過程。

圖17 試件LW1荷載-撓度曲線對(duì)比圖

4.4 局部半包裹PEC梁受彎過程有限元分析

通過有限元分析結(jié)果發(fā)現(xiàn),試件模擬值與試驗(yàn)結(jié)果吻合度較好,因此通過有限元模型對(duì)局部半包裹PEC梁受彎過程進(jìn)行研究,試件的最終破壞模式通過其應(yīng)力云圖體現(xiàn)。試件LW2的模擬與試驗(yàn)荷載-撓度對(duì)比圖如圖18所示,應(yīng)力云圖如圖19所示。

圖18 試件LW2荷載-撓度曲線對(duì)比圖

圖19 試件LW2應(yīng)力云圖/MPa

由圖18、19可知,試件LW2的最大荷載在3 500kN左右,在撓度達(dá)到限值時(shí)截面抗彎承載力仍未進(jìn)入下降段,說明選用局部半包裹澆筑方式對(duì)PEC梁破壞模式與極限承載力影響不大。

5 結(jié)論

(1)局部半包裹PEC梁受彎破壞過程包括彈性階段、帶裂縫工作階段、彈塑性工作階段、極限階段,在試件撓度達(dá)到破壞標(biāo)準(zhǔn)時(shí)其承載力并未發(fā)生下降。

(2)型鋼主鋼件、混凝土的應(yīng)變沿截面高度方向大致呈線性變化,符合平截面假定,可通過平截面假定進(jìn)行受彎承載力及剛度計(jì)算。

(3)有限元模擬的荷載-撓度曲線與試驗(yàn)結(jié)果吻合較好,誤差約在10%以內(nèi)。局部半包裹PEC梁截面抗彎承載力在撓度達(dá)到l0/50時(shí)仍未下降,表面受拉側(cè)未澆筑混凝土對(duì)構(gòu)件承載力影響并不大。