裝配式群釘組合梁與現(xiàn)澆組合梁對比試驗研究

范 亮，譚 陽，李成君，陳 林

(1. 重慶交通大學 土木工程學院，重慶 400074；2. 四川交通職業(yè)技術學院，四川 成都 611130；3. 中國交通建設股份有限公司總承包經營分公司，北京 100000)

0 引言

鋼-混組合結構通過剪力鍵幫助鋼梁和混凝土板協(xié)調變形、共同工作，較好地發(fā)揮了鋼材和混凝土兩種材料的優(yōu)點。與全鋼結構和混凝土結構相比，組合梁的跨度和結構的經濟性均有優(yōu)勢，應用日趨廣泛[1-2]。常規(guī)現(xiàn)澆鋼-混組合梁將栓釘沿縱向均勻布置，通過現(xiàn)澆混凝土板形成鋼梁與混凝土板共同工作的組合梁。國內外學者對此類組合梁已開展了大量的理論及試驗研究[3-10]。裝配式群釘組合梁是將栓釘剪力鍵集束后以釘群的方式焊接在鋼梁上，將預留剪力鍵孔的預制混凝土板安裝在鋼梁上后，現(xiàn)澆預留孔混凝土將鋼梁與混凝土連接在一起。

學者們對裝配式組合梁的基本力學行為及分析方法已開展了相關研究。2014年劉沐宇等[11]借助ANSYS建立了集束式剪力鍵組合梁模型、均布式剪力鍵組合梁模型，并進行恒載、活載對比分析，得出按均布式和集束式布置剪力釘均滿足正常使用要求，差別較小。2015年黃彩萍等[12]通過推出試驗研究群釘剪力鍵組合梁中剪力釘?shù)氖芰μ攸c、性能、荷載-滑移規(guī)律、破壞機制和抗剪承載力，得出釘群中單釘受力存在差異，導致釘群中單釘?shù)钠骄休d力相比單釘極限承載力折減20%。2015年蘇慶田等[13]進行了1組單釘和5組不同群釘布置形式的連接件推出試驗，得到了群釘布置形式的荷載-滑移曲線以及表達式。2015年馬增[14]開展了不同槽孔間距的裝配式鋼-混組合箱梁試驗研究及理論分析，研究分析了簇釘群連接件的水平傳力機理，同時研究表明相同剪力連接程度下均布剪力連接件組合梁和簇釘群連接件組合梁承載力基本一致。2017年項貽強等[15]開展了栓釘布置型式和混凝土等級不同的4片裝配式組合梁試驗研究，并利用有限元軟件進行補充分析，得出組合梁達到完全抗剪連接要求時，其承載力與栓釘數(shù)量以及布置型式關系不大。2017年高燕梅等[16]通過研究帶預應力的裝配式鋼桁-混凝土組合梁施工到成橋的全過程力學行為，提出了一種裝配式組合梁的非線性全過程分析方法。2016年國外學者Shim等[17]提出JSCE、EC-4、Guidelines及AASHTO等規(guī)范中沒有針對帶有預留孔洞預制橋面板組合梁的說明，對裝配式組合梁進行深入研究是十分必要的。同時，迄今為止，國內組合結構的相應規(guī)范中，也尚未有針對性的條款對裝配式組合梁的構造要求和計算方式加以說明。

上述研究中，裝配式組合梁的研究重點主要為其群釘設計原理和分析方法探究。為了更好地研究裝配式組合梁由于鋼梁與混凝土界面連接方式的改變對其宏觀力學行為、界面滑移分布以及預留孔局部受力等力學影響，本研究開展了裝配組合梁及現(xiàn)澆組合梁對比試驗研究，重點分析二者上述力學行為。

1 試驗

本次試驗分別設計了1片現(xiàn)澆組合梁及1片裝配式組合梁，試件編號分別為N1，N2,具體尺寸如圖1所示。其中N1試件是先將栓釘均勻焊接在鋼梁上，后現(xiàn)澆混凝土板；N2試件則是先預制有預留孔的3片混凝土板，之后將栓釘集束為4個一群焊接在鋼梁上，最后安裝預制混凝土后澆注預留孔內混凝土。N1，N2澆注完成后如圖 2所示。

圖1 試件尺寸(單位:mm)Fig.1 Dimensions of specimens (unit: mm)

圖2 N1、N2試驗梁Fig.2 Test beams N1 and N2

先后澆注的混凝土28 d單軸平均抗壓強度分別為54.0,54.4 MPa；鋼梁為Q235鋼材，屈服強度fy=235 MPa；栓釘采用ML15鋼材，型號為φ13×45，屈服強度fy=320 MPa，極限抗拉強度fsu=430 MPa。

試件為簡支梁，跨中單點靜力加載，如圖3所示。加載前以《組合結構設計規(guī)范》(JGJ 138—2016)[18]計算所得試驗梁名義極限承載力F=156 kN，加載方案中，先以40 kN預壓2次，每次持續(xù)5 min；之后正式分級加載，加載至試驗梁混凝土發(fā)現(xiàn)裂縫卸載，待卸載完成后再分級加載至梁體破壞。其加載方案如表1所示。

試驗梁的加載在重慶交通大學結構實驗室完成。N1，N2試件測點布置相同，如圖3所示。其中位移測量采用百分表，應變測量采用應變片。滑移測量采用課題組提出的應變式結構斷面錯動測試裝置[19]，如圖4所示，該裝置通過穿過鋼-混凝土交界面的鋼箔片變形反算交界面滑移值，經與千分表驗證，其測量精度達0.002 mm。因其左右對稱，故應變和滑移只測量單側數(shù)據(jù)。

表1 荷載加載方案Tab.1 Loading scheme

圖3 試件加載及測點布置圖(單位:mm)Fig.3 Layout of loading and measuring points of specimen (unit: mm)

圖4 斷面錯動測試裝置Fig.4 Device for measuring sectional dislocation

2 有限元建模

圖5為現(xiàn)澆組合梁(N1)、裝配式群釘組合梁(N2)有限元模型，模型模擬試驗梁跨中單點靜力加載。模型在距梁端50 mm處設立間支邊界條件。加載采用位移加載，將豎向位移以20 mm/s的速率施加在參考點上，并將加載點與實際加載面耦合，總加載力可以通過參考點反力獲得。

鋼梁、混凝土板和栓釘均采用C3D8R(8節(jié)點六面體線性縮減積分實體)單元，鋼筋采用T3D2(2節(jié)點三維桁架)單元，模型網(wǎng)格劃分時采用10 mm 的全局尺寸大小。混凝土單元本構關系采用ABAQUS中混凝土損傷塑性模型，混凝土單軸受拉、受壓應力應變關系參數(shù)如表2、表3所示。鋼梁及栓釘采用簡化三折線材料本構模型，包含彈性段、屈服段及強化段，可較準確地模擬鋼梁與栓釘?shù)拇笞冃巍ｄ摻畈捎美硐氲膹椝苄员緲嬆Ｐ汀＝饘俨牧系膽εc塑性應變關系如表4所示。

圖5 有限元模型Fig.5 Finite element model

表2 混凝土單軸受拉參數(shù)Tab.2 Uniaxial tension parameters of concrete

表3 混凝土單軸受壓參數(shù)Tab.3 Uniaxial compression parameters of concrete

表4 金屬材料應力與塑性應變關系Tab.4 Relationship between stress and plastic strain of metal materials

在現(xiàn)澆組合梁模型中設置各接觸面的接觸關系：混凝土與鋼梁之間接觸采用法向硬接觸和0.55的切向摩擦系數(shù)；栓釘與混凝土板之間接觸采用Tie連接；鋼筋骨架與混凝土板之間接觸采用Embedded連接。因裝配式組合梁和現(xiàn)澆組合梁在施工方法上差異，在模型中模擬各接觸面時需特別考慮。在裝配式組合梁模型中，預制混凝土板孔壁和后澆混凝土之間接觸采用Tie連接；預制混凝土板與鋼梁之間接觸采用法向硬接觸和切向無摩擦系數(shù)；后澆混凝土和鋼梁之間接觸采用法向硬接觸和0.6的切向摩擦系數(shù)；栓釘與混凝土板之間接觸采用Tie連接；鋼筋骨架與混凝土板之間接觸采用Embedded連接。接觸關系中切向摩擦系數(shù)是根據(jù)試驗結果與有限元模型結果對比，不斷調整，使計算結果能夠較好地符合試驗結果確定的。

3 結果分析

3.1 宏觀本構曲線及破壞形態(tài)

試驗梁達到屈服荷載前的荷載-撓度曲線如圖6所示，由圖可以得出以下結論：(1)在達到屈服荷載之前，跨中撓度隨荷載均呈線性關系增長；(2)在相同抗剪連接程度時，不同栓釘布置形式下的現(xiàn)澆組合梁和裝配式組合梁的荷載-撓度曲線大致相同。

圖6 跨中荷載-撓度曲線Fig.6 Load-deflection curves of midspan

N1試件在彈性加載的過程中，無明顯宏觀損傷現(xiàn)象，混凝土板和鋼梁表現(xiàn)出良好的組合特征。在開裂加載階段，當荷載加載到90 kN，試件發(fā)出明顯“咔咔”聲響，鋼與混凝土交界面自然粘結開始發(fā)生破壞。當荷載達到110 kN時，在混凝土下翼緣加載點附近出現(xiàn)一條細小的裂縫，卸載后，裂縫消失不見。破壞加載階段，試件在加載至110 kN時，鋼梁下翼緣開始屈服，混凝土板下翼緣裂縫重新出現(xiàn)，隨著荷載的增加，截面中和軸不斷上升，裂縫從混凝土板底部開始向上發(fā)展，其寬度也不斷增大，同時裂縫的數(shù)量也在增多。隨著荷載的進一步增加，裂縫寬度和條數(shù)顯著增加，其裂縫發(fā)展情況見圖7(a)。直至荷載增加到180 kN，試件加載點附近混凝土壓碎發(fā)生破壞，試件喪失承載力(圖7(b))。N1試件損傷計算云圖如圖7(c)、(d)所示，其模型損傷位置與試驗裂縫位置基本一致。

圖7 N1試件破壞過程Fig.7 Destructive process of specimen N1

N2試件試驗破壞形態(tài)與N1試件無明顯差異，最終均為試驗梁加載點附近混凝土壓碎發(fā)生破壞。圖8(a)為N2試件裂縫發(fā)展情況，圖8(b)為N2試件破壞后形態(tài)。圖8(c)、(d)為N2試件混凝土損傷云圖，其混凝土損傷位置與試驗中混凝土裂縫位置基本吻合。

圖8 N2試件破壞過程Fig.8 Destructive process of specimen N2

3.2 界面滑移分布及跨中應變

鋼-混凝土交界面滑移沿半跨梁長分布情況如圖9所示，其中s為交界面實測滑移，x為距梁端距離。實測結果表明：(1)現(xiàn)澆組合梁和裝配式群釘組合梁開始產生滑移的荷載水平不同，后者在荷載水平P/Pu=0.11時開始產生滑移，而前者荷載水平達到0.61Pu才開始產生；(2)交界面滑移沿半梁長呈現(xiàn)兩端小中間大的特征，且最大值出現(xiàn)在距離梁端60～80 cm處，并非端點。其原因是剪力連接件的布置與外荷載所產生的彎矩不協(xié)調形成的相對滑移發(fā)生在半跨內，并且梁端支座處由于反力的原因，其局部壓力相對較大，其摩擦力也相對較大，對滑移的抵抗因此而增大。

圖9 交界面滑移沿半梁長分布Fig.9 Interface slipping distribution along half beam length

圖10 梁端荷載-滑移曲線Fig.10 Load-slip curves of beam end

試驗梁梁端荷載-滑移曲線隨荷載發(fā)展趨勢如圖10所示，圖中所示計算值為有限元計算所得理論值。可以得出：(1)兩組試驗梁在較低荷載水平時，荷載與梁端滑移呈線性關系，當P>100 kN,隨著荷載增大，其滑移增長速率明顯加快；(2)在使用荷載作用下，裝配式群釘組合梁滑移值明顯大于現(xiàn)澆組合梁。

圖11 跨中沿截面高度應變分布Fig.11 Strain distribution at midspan along section height

試件跨中沿截面高度應變分布隨荷載的發(fā)展情況如圖11所示，其中縱坐標y表示測點位置距鋼梁底部的距離，橫坐標ε表示實測應變。由實測結果可知：(1)現(xiàn)澆梁在大部分情況下基本滿足平截面假定，裝配式群釘組合梁由于較大的界面滑移影響，不滿足平截面假定。(2)現(xiàn)澆梁中鋼與混凝土的曲率基本一致，界面滑移量較小；裝配式群釘組合梁中鋼與混凝土的曲率有較大差異，混凝土的曲率明顯大于鋼梁，鋼梁與混凝土板分別服從平截面假定。這表明裝配式組合梁中由于栓釘?shù)募贾靡约邦A制板部分與鋼梁間的薄弱聯(lián)系，明顯降低了組合梁的協(xié)調變形能力。

3.3 栓釘及周邊混凝土力學行為差異

分別提取N1和N2栓釘根部(圖12)Mises應力隨荷載變化曲線，如圖13所示。由圖13可知：同一荷載作用下，N2試件栓釘Mises應力明顯大于N1試件；N2試件栓釘更早進入屈服階段，栓釘屈服時，其荷載約為84%的N1試件栓釘屈服荷載。其原因是兩組試驗梁在鋼-混凝土交界面上是否存在自然黏結力，由此而導致兩者在交界面上滑移和栓釘受力差異。

圖12 栓釘Mises應力提取點Fig.12 Extraction points of stud’s Mises stress

圖13 栓釘荷載-Mises應力曲線Fig.13 Curves of load vs. Mises stress of studs

N1,N2試驗梁端部栓釘附近混凝土損傷云圖分別如圖14所示，對比分析可得：兩片試驗梁栓釘附近區(qū)域混凝土損傷均是由栓釘孔開始向四周發(fā)展，且隨著荷載的增加，其發(fā)展速率增快；N2試件混凝土損傷發(fā)展受到先后澆混凝土界面約束，導致其最終破壞時混凝土損傷區(qū)域更集中于后澆孔內。其原因是裝配式組合梁與現(xiàn)澆組合梁存在混凝土澆注順序不同，在裝配式組合梁中栓釘附近混凝土有先后澆注形成的界面區(qū)別，在梁內部產生了一個封閉的邊界條件，使得混凝土損傷更集中于后澆預留孔內部。

圖14 栓釘附近混凝土損傷發(fā)展情況Fig.14 Development of concrete damage near studs

4 結論

(1)在試驗梁尺寸及栓釘數(shù)量相同的情況下，栓釘布置為4×6組的裝配式組合梁與栓釘連續(xù)均勻布置的現(xiàn)澆組合梁的荷載-撓度曲線、裂縫發(fā)展以及最終破壞形態(tài)無明顯差異，承載力亦基本一致。

(2)裝配式組合梁的初始滑移荷載明顯低于現(xiàn)澆式組合梁，且在整個加載過程中，同一荷載作用下的裝配式組合梁的滑移值均大于現(xiàn)澆組合梁。現(xiàn)澆組合梁大部分情況下滿足平截面假定，而裝配式群釘組合梁則因為較大的滑移不滿足平截面假定，僅鋼與混凝土分別服從平截面假定。

(3)相同荷載作用下，裝配式組合梁栓釘Mises應力較現(xiàn)澆組合梁提高約20%，其周邊混凝土損傷區(qū)域集中分布于預留孔區(qū)域。

(4)在進行裝配式群釘組合梁設計時，應充分考慮栓釘抗剪承載力的折減，具體折減系數(shù)，有待繼續(xù)研究。