鋼-混凝土雙面組合作用梁基本力學性能試驗研究與數值模擬

李 楊，任沛琪，丁井臻，李延濤，邢萬里，宗金輝

(1.河北工業大學土木與交通學院，天津 300401；2.中國建筑標準設計研究院有限公司，北京 100048)

當前，連續組合梁以較高的材料利用率和良好的受力性能在大跨度、重荷載工程中得到越來越多的應用。但在實際工程中，大跨度的鋼-混凝土連續組合梁在受力后，中柱位置將產生負彎矩，常導致上部混凝土板受拉開裂；鋼梁下翼緣受壓嚴重，存在失穩問題；鋼梁截面高度和鋼板厚度往往由負彎矩大小決定，跨中用鋼量偏大。為解決上述問題，鋼-混凝土雙面組合作用連續梁采用在中柱位置鋼梁下翼緣下部結合一塊混凝土板的辦法，依靠下部混凝土板與鋼梁間的雙組合作用受力，從而改變負彎矩區組合梁橫截面的受力模式，有效提高截面抗彎剛度和承載力。

鋼-混凝土雙面組合作用梁最早由德國一位工程師提出，主要用于橋梁工程。西班牙于 1978年建成的Ciervana橋[1－2]是鋼-混凝土雙面組合作用梁的首次工程應用，之后又有幾座國外橋梁有應用。目前，國內主要是石家莊鐵道大學段樹金教授及其課題組[3－4]結合橋梁工程特點對鋼-混凝土雙面組合作用梁剛度和承載力進行了理論和數值模擬研究。邵長宇[5]結合上海長江大橋非通航孔橋的建設情況，采用在連續組合鋼箱梁負彎矩區段下翼緣上焊接栓釘并澆筑混凝土，形成組合截面，有效解決了原設計方案中鋼箱梁下翼緣鋼板過厚導致的現場焊接難度大的問題，保證了施工質量。聶建國等[6]結合山東濰坊市東繞城上跨濟青高速立交橋建設情況，在大跨連續鋼箱梁底板設置栓釘并澆筑混凝土，采用現場加載試驗的方式，測試連續鋼箱梁的整體受力情況，結果表明，雙組合作用可有效降低下翼緣的壓力，提高結構剛度，有利于控制連續梁的變形。Chen Xu等[8]對兩跨連續組合梁承載力、裂縫、塑性鉸等內容開展試驗研究，結果表明：雙面組合連續梁可有效延緩混凝土板開裂，承載力較普通組合梁提高1.26倍。

當前針對雙面組合梁的研究大多是基于橋梁工程特點展開，而本文則結合建筑工程應用特點，重點研究雙面組合作用連續梁基本力學性能，基于前期[7]的研究基礎，對兩個連續組合梁開展相應的試驗研究，并與有限元模擬結果進行了驗證。

1 試驗概況

1.1 試件設計

參考示范應用工程的實際情況，采用 1∶3的縮尺進行設計，由此導致上部混凝土板厚度為60 mm，考慮到組合梁構造要求以及試驗條件和運輸情況等，適當調整混凝土板厚度至80 mm。共設計了2個試件，編號分別為SCB1、SCB2，如圖1所示。試件設計在滿足現行《組合結構設計規范》JGJ 138―2016中的相關要求下進行。鋼梁采用焊接H 型鋼，截面尺寸為 H 250 mm×140 mm×6 mm×8 mm；由于試件中柱僅承受軸力，所以采用鋼箱型截面柱，截面尺寸為 200 mm×200 mm×12 mm×12 mm，邊柱為滿足完全固接要求，減小自身變形帶來的影響，采用鋼管混凝土柱，截面尺寸為300 mm×300 mm×12 mm×12 mm ，鋼 材 均 采 用Q345B鋼。混凝土強度均為C30，鋼筋均為HRB400級，按照最小配筋率進行設計，鋼筋保護層厚度為20 mm。混凝土板與鋼梁之間依靠圓柱頭栓釘連接，栓釘型號為M13×60，4.6級，自動焊。上、下混凝土板內的栓釘數量均按照完全抗剪連接進行設計計算，栓釘沿軸向間距和垂直軸向間距均滿足規范中的最小構造要求。由于下部混凝土板主要受壓，因此其長度取為連續梁負彎矩區長度。上部試件其余關鍵參數如表1所示。

1.2 材性試驗

在試件澆筑混凝土時，同時制作3個邊長為150 mm的立方體試塊，與試驗試件同條件養護。按照現行國家標準GB/T 50081《普通混凝土力學性能試驗方法標準》進行立方體抗壓強度的測定，根據混凝土立方體抗壓強度實測值，按照GB/T50152―2012《混凝土結構試驗方法標準》中的公式計算混凝土的軸心抗壓強度、軸心抗拉強度以及彈性模量等性能參數，并作為計算分析的依據。混凝土材性試驗結果如表2所示。

圖1 試件尺寸 /mmFig.1 Size of specimens

表1 試件關鍵參數Table 1 Key parameters of specimens

受力鋼筋及鋼板材性參數由標準拉伸試驗確定。將試件所用的每種厚度規格的鋼板及受力鋼筋加工成標準試件，每組3個，并在液壓式萬能材料試驗機上進行拉伸試驗，按照國家標準 GB/T 228.1―2010《金屬材料拉伸試驗：第1部分：室溫試驗方法》的有關規定進行，采用靜態應變儀讀取應變值，最終獲得屈服強度、極限強度、彈性模量等關鍵材料參數。鋼材材性試驗結果如表3所示。

表2 混凝土材性試驗Table 2 Concrete’s material test

表3 鋼材材性試驗Table 3 Steel’s material test

1.3 試件安裝、加載與量測

試件在安裝過程中，施加荷載的千斤頂中心應與組合梁中心重合，保證施加的力不產生偏心。試件邊柱邊界條件為達到完全固定連接，邊柱柱底焊接在底座上，底座由地錨螺栓與實驗室地面固定，東側邊柱柱頂采用限位梁與反力墻連接，西側邊柱柱頂采用拉桿與實驗室地面由底座和地錨螺栓連接，以限制柱頂側向位移，從而達到完全固結的目的。中柱柱底采用地錨螺栓與實驗室地面固定，防止試件在加載過程中因加載點存在偏心而導致試件產生平面外扭轉。加載裝置如圖2所示。

試件就位后首先進行幾何對中，每跨千斤頂作用在分載梁中點上，并由分載梁將荷載平均分配作用在每跨梁的三分點處。在正式開始試驗之前，預先進行幾次加載，逐級施加 0.5 kN的荷載(預加載值小于開裂荷載計算值的30%)，檢查并確認加載設備儀器工作正常后卸載，然后進行正式加載[8]。加載制度首先采用荷載控制，在上部混凝土板開裂之前每級20 kN；然后加載量按照每級50 kN至試件達到屈服；最后改由位移控制加載，每級5 mm至試件破壞。

試驗主要測量內容包括：試件開裂荷載、屈服荷載、極限荷載和破壞荷載等特征值、試件撓度、界面滑移、側移等。在每跨三分點位置處設置位移計和壓力計，分別測量撓度和荷載值；在邊柱側邊設置百分表，測量鋼管混凝土柱子的側移；在上、下混凝土板與鋼梁翼緣之間設置百分表，測量二者之間的界面滑移量；在中支座位置處左、右兩側的鋼梁上翼緣和上部混凝土板內縱向受力鋼筋上密集布置應變片，測量連續組合梁反彎點位置，以便確定負彎矩區長度。試件測點布置如圖3所示。所有測量數據均由實驗室提供的試驗系統自動采集。在試驗開始之前，對各種采集儀器、儀表進行嚴格定，以確保實驗數據的準確。

圖2 試件安裝圖Fig.2 Installation drawing of specimens

圖3 試件測點布置圖Fig.3 Layout of test points for specimens

2 試驗結果及其分析

2.1 試驗現象

試件 SCB1單面組合作用連續梁在加載至40 kN時，試件上部混凝土板在D和E橫截面之間的上表面產生第一條彎曲裂縫，并逐步向板邊擴展。在加載至 240 kN時，試件上部混凝土板在 B與C、F與G橫截面之間的上表面均產生裂縫，并迅速貫通整個混凝土板截面。在加載至710 kN時，試件在荷載作用下，跨中撓度達到22 mm，試件每跨可見明顯的下凹變形。在此之前，試件每跨的荷載-位移曲線基本呈線性，之后，荷載-位移曲線開始出現明顯的拐點，試件開始屈服。同時左跨和右跨的變形也出現了差異，左跨跨中撓度增長減緩，右跨跨中撓度增長較快。故此時將右跨加載制度改為位移加載，左跨每級荷載加載量與右跨保持一致。右跨在加載至 28 mm時，試件每跨加載點處上部混凝土板開裂嚴重，局部混凝土壓碎。加載至46 mm時，右跨鋼梁可見彎曲變形嚴重，K截面處的鋼梁下翼緣出現屈曲。加載至48 mm時，H截面處的鋼梁下翼緣屈曲。加載至56 mm時，試件右跨不斷掉落混凝土碎塊，此時荷載-位移曲線開始出現下降段，右跨停止加載。左跨開始按照位移加載，此時對應的跨中撓度為25 mm。左跨加載至35 mm時，試件上部混凝土板在C與D橫截面之間開裂，裂縫逐步向板邊開展；同時J橫截面處鋼梁下翼緣屈曲。左跨加載至50 mm時，I橫截面處鋼梁下翼緣屈曲，上部混凝土板大量壓碎，裂縫寬度變大，試件負彎矩區內的鋼梁腹板均出現不同程度的鼓曲變形。加載至 60 mm時，荷載-位移曲線開始出現下降段，停止加載。

試件 SCB2雙面組合作用連續梁在加載至60 kN時，上部混凝土板D與E橫截面之間的板邊出現第一條彎曲裂縫，并逐步橫向擴展。加載至300 kN時，由現場實時監測的荷載-位移曲線結果顯示，試件的初始剛度偏低，加載不正常。考慮到此時試件尚處于彈性階段，故決定立即卸載，并重新加載，此時每級加載量按照50 kN進行。在加載至 350 kN時，右側邊柱柱頭由反力墻中伸出的絲杠出現松動，致使此時的荷載-位移曲線有一個變化段；加載至 700 kN時，右跨上部混凝土板出現大量裂縫，并伴有混凝土碎塊掉落。左跨下部混凝土板的I與J截面處的混凝土被壓碎并伴有碎塊掉落。此時，試件的荷載-位移曲線開始出現拐點，左跨跨中撓度增長較右跨緩慢，兩跨的變形出現明顯差異，故決定右跨開始按照位移加載，每級加載量為5 mm，左跨繼續按照荷載加載，每級荷載加載量與右跨相同。右跨加載至60 mm時，K與L截面處的鋼梁下翼緣先后出現微屈曲。右跨加載至70 mm時已經達到極限狀態，荷載-位移曲線開始下降，此時右跨停止試驗，保持千斤頂位置不變，左跨開始按照位移加載，每級加載量為 5 mm。左跨加載至65 mm時，I與J截面處的鋼梁腹板出現鼓曲變形，鋼梁下翼緣微屈曲。左跨加載至70 mm時，荷載-位移曲線開始出現下降段，此時已經達到極限狀態，停止試驗。試驗現象如圖4所示。

圖4 試驗現象Fig.4 Experimental phenomena

2.2 破壞模式

由上述試驗現象可以看出，2種連續組合梁的破壞模式有所不同。如圖5所示。

圖5 試件破壞模式Fig.5 Failure modes of specimens

從2個試件的破壞模式對比圖可以看出，雙面組合作用梁由于下部混凝土板與鋼梁下翼緣之間的組合作用，鋼梁的中和軸下移，更加靠近鋼梁下翼緣，從而下翼緣的壓力減小，有利于受壓穩定性，但這也增加了對鋼梁上翼緣變形的需求，使得鋼梁上翼緣更容易斷裂，同時鋼梁腹板的鼓曲變形并未改善。而普通單面組合作用梁負彎矩區的受力與純鋼梁無本質區別，中和軸基本位于鋼梁形心處，因此鋼梁下翼緣較雙面組合作用梁更容易屈曲失穩。

2.3 荷載-位移曲線

為研究試件的承載能力和剛度，得到兩個試件的荷載-位移曲線如圖6所示。

結合試驗現象對比，在試件屈服之前的彈性階段，兩試件的荷載-位移曲線差別不明顯；在彈塑性階段，雙面組合作用梁的左跨極限承載力較普通單面組合作用梁高出 28 kN，而右跨則高出 17 kN。在試驗設計過程中，由于下部混凝土板強度取值偏低，混凝土板與鋼材的剛度匹配性較差，隨荷載的逐步加大，下部混凝土板的應變與內部縱向鋼筋的應變不同步，且相同荷載作用下，隨試件荷載的加大，二者的應變差值呈擴大趨勢，如圖6(c)所示，最終導致在加載過程中下部混凝土板前端受壓提前破壞失效。因此建議雙面組合作用梁下部混凝土板的混凝土強度取值不可偏低。

2個試件在試驗加載過程中，右跨在加載至屈服階段過程中邊柱柱頭部位略有松動，因此導致右跨首先達到極限承載力而先破壞，之后是左跨破壞，并且2個試件的左跨極限承載力均較右跨偏高。

圖6 試件承載力對比Fig.6 Bearing capacity comparison of specimens

2.4 負彎矩區長度對比

為測量試件中支座處負彎矩區長度，在試件鋼梁上沿上翼緣縱向粘貼應變片，通過對比不同位置處應變值判斷正負彎矩區邊界。經測定，試件SCB1負彎矩區左跨邊界位于B8點，右跨邊界位于B18與 B19點之間，負彎矩區長度為 1325 mm。試件SCB2負彎矩區左跨邊界位于B17點，右跨邊界位于B20點，負彎矩區長度為1700 mm。試驗數據表明，雙面組合作用梁負彎矩區長度較普通單面組合作用梁延長約28.3%。

2.5 負彎矩峰值對比

為對比試件負彎矩峰值，選取試件負彎矩區上部混凝土板內縱向鋼筋上應變值，對比如圖7所示。

圖7 負彎矩區鋼筋應變對比Fig.7 Strain comparison of rebar in negative flexural region

從圖7中荷載-應變曲線可以較明顯地看出，相同荷載作用下，試件SCB1的縱向鋼筋應變值普遍大于試件 SCB2，表明雙面組合作用梁下部混凝土板與鋼梁的雙組合作用可有效降低負彎矩區的彎矩值，從而延緩上部混凝土板的開裂，有效控制混凝土板裂縫寬度和裂縫區范圍。

2.6 試件剛度曲線

為進一步研究試件的剛度變化情況，對試件兩跨的荷載-位移曲線分別進行處理，得到試件每跨的位移-切線剛度曲線[9]，如圖8所示。

圖8 試件剛度對比Fig.8 Stiffness comparison of specimens

結合試驗現象和位移-剛度曲線可以看出，在試件開始加載階段，隨荷載的加大，組合梁開始出現明顯的變形，雙面組合作用梁下部混凝土板前端與柱子之間的空隙逐步被壓實，因此，試件跨中位移在達到5 mm之前，雙面組合作用梁剛度會有一個明顯的上升段，而普通單面組合作用梁的剛度則基本保持在一個常數左右。在試件加載至 10 mm之前，即試件屈服之前，隨荷載的逐級加大，雙面組合作用梁下部混凝土板與柱子之間的壓力逐漸變大，并通過栓釘將壓力傳導至鋼梁下翼緣，從而使得此時雙面組合作用梁荷載-位移曲線的切線剛度明顯高于普通單面組合作用梁，而普通單面組合作用梁的初期剛度基本為一個常數；待雙面組合作用梁下部混凝土板靠近柱子一側的端部混凝土因壓力過大而被壓碎失效后，該組合截面的受力模式與普通單面組合作用梁相差無幾，因此之后的荷載-位移曲線切線剛度與普通單面組合作用梁基本重合。

2.7 界面滑移

對于組合梁，混凝土板與鋼梁之間往往依靠栓釘連接，在受力過程中，兩種材料之間存在一定的變形差異，導致界面之間產生滑移差。為了減少界面滑移對組合梁力學性能的影響，本文按照完全抗剪連接進行設計。試驗測量結果顯示，在試件破壞之前，上部和下部混凝土板與鋼梁之間的界面滑移量均在1 mm以內，因此，組合梁在按照完全抗剪連接進行設計時，可以不考慮界面滑移對試件力學性能的影響。測量結果如圖9所示。

在試件破壞階段時，混凝土開始失效，從圖9可見界面滑移曲線開始大幅增長；其中 E7測點由于位于分載梁加載點處，混凝土局部壓力大，破壞較早，所以曲線波動較大。

圖9 界面滑移曲線Fig.9 Interface slip curves

2.8 不同荷載下的截面高度應變分布曲線

通過試驗測得的兩個試件橫截面A-I和橫截面D-J的荷載-應變曲線對比如圖10所示。

對比2個試件的橫截面A-I和D-J，兩個試件的上部混凝土板拉應變均較小，與混凝土材料的力學特性相對應；鋼梁橫截面的應變基本呈線性，基本符合平截面假定；試件SCB2下部混凝土板受壓，應變隨荷載的增加而變大，同時，試件SCB1中和軸位置基本位于鋼梁形心處，說明上部混凝土板內的縱向鋼筋對中和軸的影響較小。試件SCB2由于下部混凝土板分擔鋼梁下翼緣的壓力，整個組合截面的中和軸位置較試件SCB1靠下，接近鋼梁下翼緣，因此，相同荷載作用下，試件SCB2鋼梁下翼緣壓應變較試件SCB1小，這有助于下翼緣的穩定性[10－11]，相應地，相同荷載作用下，試件SCB2鋼梁上翼緣的拉應變則較SCB1大。

圖10 橫截面應變Fig.10 Cross-sectional strain

2.9 下部混凝土板縱向應力分布

為研究雙面組合作用梁下部混凝土板縱向應力分布特征，試驗中，在試件SCB2下部混凝土板下表面沿縱向粘貼應變片，測試結果如圖11所示。

圖11 下部混凝土板內力分布特征Fig.11 Distribution characteristics of internal force in bottom concrete slab

結合試件測點布置圖對比可知，隨著試件加載量的逐步加大，下部混凝土板的應變在變大，且在試件屈服之前，基本呈線性增長，表明下部混凝土板分擔的壓力隨著試件荷載的增加基本呈線性增長[12－13]；相同荷載作用下，下部混凝土板靠近柱子一側的混凝土應變最大，之后距離越遠，應變越小，表明下部混凝土板縱向應力分布從靠近柱子一側開始隨距離的增加逐步較小，同時，從試驗現象也可以看出，下部混凝土板靠近柱子一側破壞最嚴重。

由此可知，雙面組合作用梁下部混凝土板靠近柱子一端的混凝土板應局部加強，避免應力集中過大，導致局部混凝土壓碎；同時，下部混凝土板長度按照滿足完全抗剪連接設計的最小長度取值即可，不必過長。

3 數值模擬

采用大型通用有限元軟件 ABAQUS對上述試驗梁進行數值模擬，如圖12所示。建模方法與文獻[7]相同，不同之處在于邊柱采用剛體建模，邊界條件為完全固定。各材料力學參數采用材性試驗實測數據。數值計算結果與試驗值對比如圖12所示。可以看出，在試件屈服之前的彈性階段，數值計算結果與試驗曲線吻合良好，表明此時試驗梁的邊界條件基本接近完全固定，各材料力學特性基本處于線彈性階段；在試件屈服后，數值模擬結果與試驗曲線開始出現偏差，一方面是由于材料的力學特性進入非線性，數值計算采用的雙線性模型不能準確反應。另一方面，試驗梁在后期的邊界條件與有限元模型的邊界條件開始出現偏差。因此綜合因素導致后期的數值模擬結果與試驗曲線出現誤差。但總體上來看，二者吻合相對較好，表明有限元模型參數取值較為合理。

圖12 有限元結果與試驗對比Fig.12 Comparison of finite element results and experimental results

對連續組合梁模型中支座處的負彎矩區長度進行測量，結果顯示：單面組合作用連續梁負彎矩區長度為1320 mm，雙面組合作用連續梁的負彎矩區長度為1640 mm，模擬結果均與試驗測量值吻合較好。鑒于試驗中下部混凝土板強度C30較小，破壞較早，故在模型中將下部混凝土板強度改為C60，研究強度對雙面組合作用連續梁承載力和剛度的影響。經計算，極限承載力可提高6.6%，剛度可提高9.2%。同時，下部混凝土板前端應力集中部分的破壞時刻有一定的延遲，有利于組合梁的內力重分布。由此可見，雙面組合作用連續梁通過提高下部混凝土板強度，延遲下部混凝土板的破壞，可有效提高組合梁的剛度和極限承載力。數值模型和計算結果對比如圖12所示。

4 結論

(1)雙面組合作用梁下部混凝土板可分擔鋼梁壓力，下部混凝土板與鋼梁之間的組合作用有利于鋼梁下翼緣的受壓穩定性，但對于腹板的穩定性不起作用。

(2)雙面組合作用梁負彎矩區長度可較普通單面組合作用梁延長約28.3%。

(3)相同荷載作用下，與普通單面組合作用梁相比，雙面組合作用梁下部混凝土板與鋼梁的組合作用可有效提高組合梁的抗彎剛度，降低負彎矩區的彎矩值，從而延緩上部混凝土板的開裂，有效控制混凝土板裂縫寬度和裂縫區范圍。

(4)雙面組合作用梁下部混凝土板的混凝土強度取值不可偏低，應考慮混凝土與鋼材之間的剛度匹配問題；下部混凝土板長度按照完全抗剪連接設計的最小長度取值即可，不必過長。

(5)有限元分析結果與試驗結果吻合良好，通過提高雙面組合作用連續梁下部混凝土板強度，可有效提高組合梁的極限承載力和剛度；延緩下部混凝土板的破壞，有利于組合梁的內力重分布。