十字帶側板型抗剪連接件受剪性能試驗研究

徐朋靜，鐘 瑾，黃 海，王秋慧，胡淑軍

（1.贛州建工集團有限公司，江西 贛州 341000；2.南昌大學建筑工程學院，江西 南昌 330031；3.中國電建江西省電力設計院有限公司，江西 南昌 330001）

引言

在鋼與混凝土連接處設置抗剪連接件，可有效傳遞縱向剪力和防止構件掀起，使鋼與混凝土能充分發揮各自材料的力學性能，是鋼與混凝土之間協同工作的關鍵構件［1］［2］。常見的主要包括圓柱頭焊釘連接件、槽鋼連接件、抗拔不抗剪連接件、Y形PBL連接件等，且國內外學者已對各種連接件進行了深入研究，并得到相應的抗剪承載力、滑移性能和計算方法等，但存在抗剪能力弱、變形大和損傷大等問題［3］－［7］。

在剪力墻結構或裝配式混凝土框架-Y 形偏心支撐結構［1］中設置鋼連梁［8］或短剪切型消能梁段［9］，可在結構遭遇大震作用后率先屈服，并耗散大量輸入結構的地震能量，以主減輕結構的損傷［10］。鋼連梁和短剪切型消能梁段主要承受剪力作用，在與剪力墻或裝配式混凝土梁連接處需設置剪力連接件，從而為相應連接處提供足夠的抗剪承載力。聶建國等［11］采用外包鋼板-混凝土組合剪力墻，使鋼腹板具有很強的抗剪能力；伍云天等［12］在鋼連梁與混凝土組合剪力墻間采用端板螺栓連接和邊緣預埋鋼構件形式，但抗剪效果并不理想，且混凝土開裂后難以修復；FARSI等［13］提出一種震后可更換的預埋鋼板連接方式，但其抗剪承載能力較弱；王濤等［14］提出了純錨筋、角鋼加抗剪板和錨筋加抗剪板三種鋼連接預埋端板連接方式，并提出了相應的設計方法。

在裝配式混凝土框架-Y 形偏心支撐結構中，消能梁段與混凝土梁連接處采用彎剪分離式組合節點［15］，可有效傳遞消能梁段端部的剪力和彎矩，如圖1 所示。為使地震作用下彎剪分離式組合節點具有抗剪承載力高和混凝土損傷小等特點，提出一種十字帶側板型抗剪連接件試件，并對其承載力和影響因素進行了初步有限元分析［16］。為進一步研究十字帶側板型抗剪連接件的受剪性能，制作四個考慮混凝土強度、抗剪連接件長度和抗剪連接件數量的試驗模型，并進行往復荷載下的擬靜力加載試驗，得到其破壞模式、滯回性能、骨架曲線、應變和剛度等，為該種抗剪連接件的分析和應用提供理論基礎。

圖1 裝配式混凝土框架-Y形偏心鋼支撐結構Fig.1 Prefabricated reinforced concrete-Y shaped eccentrically steel brace structure

1 試驗概況

1.1 試件模型及材料性能

試件模型。設計四個十字帶側板型抗剪件模型CBT-1～CBT-4，以研究其抗剪性能。各模型的加載鋼梁和混凝土梁尺寸相等，且各十字帶側板型抗剪連接件的尺寸相同，材質為Q345，如圖2所示。加載鋼梁的尺寸為H250 mm×125 mm×6 mm×8 mm，材質為Q345；兩側混凝土梁的尺寸為250 mm×300 mm×590 mm；箍筋直徑為8 mm，牌號HRB335；縱筋直徑為16 mm，牌號HRB400。

圖2 十字帶側板型抗剪連接件構造詳圖Fig.2 Details of CBT shear connectors

試件CBT-1～CBT-3 每側設置1 個抗剪連接件，以考慮混凝土強度、抗剪連接件長度的影響；試件CBT-4 每側設置2 個抗剪連接件，以考慮抗剪連接件數量的影響，如表1所示。

表1 十字帶側板抗剪連接件參數表Table 1 Test model parameter of CBT shear connectors

材料性能。在各十字帶側板型抗剪連接件試驗模型采用了6 mm 和8 mm 的鋼板，其中，6 mm 厚鋼板的屈服強度值fy、抗拉強度值fu、彈性模量E、伸長率δ分別為463 MPa、576 MPa、202 GPa、20.1%；8mm 厚鋼板的fy、fu、E、δ分別為486 MPa、649 MPa、206 GPa、23.2%。所采用的16 mm 縱筋的fy和fu分別為434 MPa 和599 MPa，8 mm 箍筋的fy和fu分別為371 MPa 和493 MPa。C30、C50混凝土的平均抗壓強度分別為18.5 MPa、27.4 MPa。

1.2 加載裝置及制度

加載裝置。本次試驗在南昌大學結構工程實驗室進行。如圖3 所示，試驗裝置包括反力架、作動器、墊梁、墊板、錨桿、螺栓、固定梁、試件等。作動器的最大輸出荷載為1 000 kN，最大輸出位移為600 mm，并能同時輸出力和位移。試驗加載前，豎向作動器上端與固定梁連接，加載鋼梁上端與豎向作動器上端通過高強螺栓連接，以對試件施加豎向往復荷載；混凝土梁下端放置在墊梁上端，混凝土梁上端設置墊板，且在墊板與墊梁上翼緣之間采用錨桿將混凝土梁固定。另外，整個試驗裝置底部均通過地錨螺栓與地槽固定相連（試驗裝置中未畫出）。

圖3 加載裝置Fig.3 Experiment setup diagram

加載制度。由于考慮十字帶側板型抗剪連接件在往復荷載下的抗剪承載力和破壞形態，故加載時需采用作動器施加豎向往復力。正式加載時，采用力控制的方式［7］，加載速率為1 kN/mm，第一級荷載為100 kN，之后每級荷載增幅為100 kN，每級荷載循環三次；每級荷載結束后需停止3 min 后，再進入下一級荷載。在當級荷載的不同循環次數加載時位移差明顯增大后，下一級荷載增幅減小至50 kN，直至試件破壞。

1.3 量測方案

對各試件的量測內容主要包括荷載、位移和關鍵截面的應變。其中，所采用的作動器可直接輸出不同位移下所對應的荷載，故無需采用其它測量方法。對于位移和應用的量測方法，具體如下：

位移測量。由于本文采用力加載的方式，對各級加載下的荷載可直接從作動器中讀中位移。然而，為防止加載鋼梁、固定梁和反力架等所變形對試件實際位移產生影響，并準確獲得相應抗剪連接件的位移，在加載鋼梁的上端和下端分別設置一個位移計，如圖4a所示。

應變測量。抗剪連接件在往復荷載下關鍵部位的應變變化是其抗剪承載力性能的重要表現。在每側抗剪連接件上選取距離端部50 mm 的截面進行應變測量，并在中間豎板上設置應變片S1、中間橫板上設置應變片S2、側板上設置應變片S3，如圖4b 所示。各應變計測量的量程為0.15。

圖4 位移及應變測點布置Fig.4 Location of displacements and strain gauges

2 試驗現象及破壞形態

2.1 試件CBT-1

對CBT-1 進行往復加載后，其破壞形態如圖5a 所示。加載初期，在第一級和第二級荷載目標值分別為100 kN 和200 kN 時，混凝土梁未發生任何開裂和變形。第三級（0-300 kN）加載中，在第一次受壓（荷載為正）時，抗剪連接件與混凝土梁側面（加載鋼梁翼緣所在平面）連接處及上部開始出現1 號橫向裂縫；第二次受壓時，1 號水平裂縫延伸至正面后，擴展出一條向左下蔓延的2 號斜向裂縫，長度約70 mm。第四級加載（0-400 kN）中，在第一次循環加載結束時，抗剪連接件與混凝土連接處的側面同時出現3 號和4 號水平裂縫，并分別向上端和下端開展；第二次受拉時，3號水平裂縫向正面擴展，4號水平裂縫向左上方繼續發展，并與2號裂縫相交；第三次受壓時，靠近側面底部的5號水平裂縫開始產生，并逐漸往正面下端發展并形成6號裂縫。第五級（0-450 kN）加載中，第一次受壓時，正面6 號豎向裂縫上端沿抗剪連接件方向發展，混凝土與抗剪連接件的相互擠壓形成7號斜裂縫；第二次受拉時，混凝土梁頂部與墊板擠壓后，8號和9號豎向裂縫沿抗剪連接件方向發展，且9號裂縫最終與2號裂縫相交；第三次受拉時，7號裂縫與抗剪連接件相交處沿上端繼續發展后，形成10 號斜裂縫；同時，4 號裂縫繼續向正面發展，形成11 號短裂縫。第六級（0-500 kN）加載中，裂縫發展較多并導致剛度下降后，位移也增大明顯；第三次受壓時部分混凝土被壓潰，荷載由500 kN 減小至462.4 kN后試件破壞，位移為1.37 mm，試驗結束。

2.2 試件CBT-2

在試件CBT-1的基礎上，將混凝土強度進行提高，并進行往復荷載下的抗剪性能分析，其破壞過程和形態如圖5b所示。第一級（0-100 kN）和第二級（0-200 kN）加載中，混凝土梁上未發生任何開裂和變形。第三級（0-300 kN）加載中，第一次受壓且荷載達到286 kN 時，抗剪連接件與混凝土梁側面相交處上方70 mm 處會產生1號橫向裂縫，但并未向正面延伸，對應滑移約為0.34 mm。第四級（0-400 kN）加載中，第一次受壓荷載為314 kN 時，抗剪連接件與混凝土連接處的側面上產生2 號橫向裂縫，隨后向正面沿抗剪連接件長度方向繼續發展；第二次受拉時，側面抗剪連接件下部產生一條3號橫向裂縫，并迅速向正面延伸50 mm后，向正面下端迅速發展一條4號豎向裂縫。第五級（0-450 kN）加載中，第二次受壓時，在3號和4號裂縫相交處，產生一條沿抗剪連接件端部的5 號斜裂縫；第三次受拉時，在2 號水平裂縫側面和正面相交處，沿抗剪連接件上端產生6號豎向裂縫，并一直沿上端部發展。第六級（0-500 kN）加載中，第一次受拉時，5號裂縫與抗剪連接件端板相交處形成豎直向上的7 號裂縫，長度約為110 mm；第二次受壓時，側面1 號水平裂縫上端約120 mm 處產生8 號水平裂縫，但未向正面發展。第七級（0-550 kN）加載中，第一次受拉時，在3 號裂縫下端也產生一條9 號斜裂縫，并向正面發展約80 mm；隨后，在荷載達到525 kN 時部分混凝土發生壓潰，位移為1.69 mm，試驗結束。

圖5 試件CBT-1～CBT-4破壞圖Fig.5 Failure mode of CBT-1～CBT-4 specimens

2.3 試件CBT-3

在試件CBT-1 的基礎上，將抗剪連接件長度從120 mm 增大至150 mm，并進行試驗研究，其破壞過程和形態如圖5c 所示。第一級（0-100 kN）和第二級（0-200 kN）加載中，混凝土梁上同樣未發生任何開裂和變形。第三級（0-300 kN）加載中，第二次受壓時，抗剪連接件與混凝土梁側面連接處會形成1 號橫向水平裂縫，隨后該裂縫會向混凝土梁正面沿水平方向發展至抗剪連接件端部。第四級（0-400 kN）加載中，第一次受拉時，在混凝土梁側面距底部180 mm 處會產生2 號水平裂縫并向正面發展后，沿底部繼續發展并形成豎向裂縫。第五級（0-450 kN）加載中，第一次受拉時，在側面1 號水平裂縫水端100 mm 處產生一條3 號水平裂縫，并向正面斜上方發展；第二次受壓時，4號豎向裂縫沿正面1號水平裂縫向3號裂縫端部發展。第六級（0-500 kN）加載中，第一次受壓時，在1號裂縫正面端部向下部發展一條5號斜裂縫，長度約為150 mm；第三次受拉時，在3號和4號裂縫相交處形成一條豎直向上并發展至上端的6號豎向裂縫，同時在4號和5號裂縫相交處形成一條7號豎向裂縫；第三個循環加載結束后，在荷載達到500 kN、位移為1.35 mm 時，試件破壞并停止加載。

2.4 試件CBT-4

在試件CBT-1 的基礎上，將每側的抗剪連接件個數增加至2，并進行試驗研究，其破壞過程和形態如圖5d 所示。第一級（0-100 kN）、第二級（0-200 kN）和第三級（0-300 kN）加載中，混凝土梁未發生任何損傷。第四級（0-400 kN）加載中，第一次受壓且荷載為385kN時，混凝土梁側面與上部抗剪連接件相交處產生一條1號水平裂縫，并往正面延伸50 mm，此時混凝土梁側面與下部抗剪連接件相交后會產生長度約為40 mm 的水平裂縫。第五級（0-500 kN）加載中，第一次受拉時，上部抗剪連接件正面端部由下向上并產生約30 mm的2 號豎向裂縫。第六級（0-600 kN）加載中，第一次受壓時，在2 號豎向裂縫下端會擠壓形成一條3 號斜裂縫，同時在下部抗剪連接件端部也會產生與3號斜裂縫走勢相同的4號斜裂縫；第三次受壓時，3號和4號斜裂縫繼續向下發展，分別延伸至下部抗剪連接件和側面，且該循環加載下抗剪連接件滑移明顯增大。第七級（0-700 kN）加載中，第一次受壓時，混凝土梁正面上部由于墊板擠壓會產生一條長度約100 mm 的豎向裂縫。第八級（0-750 kN）加載中，第三次受拉時，4號裂縫與下部抗剪連接件端部相交處會發展一條往左上角延伸的6 號斜裂縫。第九級（0-800 kN）加載中，第二次受壓荷載為800 kN、位移為0.96 mm 時，試件破壞并停止加載。

以上分析表明，四個十字帶側板型抗剪連接件的破壞形態基本一致，主要表現為：抗剪連接件與混凝土梁側面連接處首先出現橫向裂縫，并向正面發展；隨著荷載的增大，抗剪連接件沿長度方向會開始產生豎向裂縫和斜裂縫，并向混凝土梁上端和下端發展。加載后期，抗剪連接件的滑移值增大明顯，抗剪連接件附近的裂縫增多，且混凝土在墊板和墊梁間受壓并出現部分壓潰現象，最終達到極限承載力。

3 試驗結果分析

3.1 剪力-位移曲線

往復荷載下，抗剪連接件CBT-1～CBT-4 的剪力-位移曲線如圖6 所示，在拉力和壓力下曲線總體趨于對稱；表2 是各試件抗剪承載力和位移匯總。四個試件的剪力-滑移曲線走勢基本相同，大致可分為三個階段：（1）初始彈性階段：試件均未產生裂縫，混凝土和抗剪連接件均處于彈性，剪力與位移成正比；（2）彈塑性階段：剪力加載約至極限荷載60%時，試件裂縫逐漸增多，曲線斜率開始減小；（3）破壞階段：加載后期，試件均出現較多裂縫，相同荷載下試件位移隨循環次數的增大而急劇增大，直至試件破壞。

表2 試件CBT-1～CBT-4的抗剪承載力和位移匯總Table 2 Bearing capacity and displacement of CBT-1～CBT-4 specimens

圖6 試件CBT-1～CBT-4的剪力-位移曲線圖Fig.6 Shear force-displacement curve of CBT-1～CBT-4 specimens

對比試件CBT-1 和CBT-2 可知，將混凝土強度由C30 增大至C50，將有效減小各荷載下的位移值，并使試件具有更高的抗剪承載力和延性。同時，對比試件CBT-1和CBT-3可知，將抗剪連接件長度由120 mm 增大至150 mm，可使相同荷載下試件的位移值略微減小，且試件在拉壓作用下的承載力和延性也變化較小。另外，對比試件CBT-1 和CBT-4 可知，將每側抗剪連接件個數由于1 增大至于2，其彈性階段的承載能力和彈性位移均有明顯提高，且極限變形有明顯下降；在達到800 kN時，其位移值為0.96 mm，可滿足用彎剪分離式組合連接節點［15］中最大位移為1 mm的要求。

3.2 骨架曲線

提取每次往復荷載中最大的力和位移，并將其相連得到骨架曲線，可確定實際的力-位移關系［17］。CBT-1～CBT-4 的骨架曲線如圖7 所示。CBT-1 和CBT-2 的初始剛度分別為1 010 kN/mm 和1 176 kN/mm，即增大混凝土強度使得試件初始剛度提高16.44%；CBT-3的初始剛度為1 053 kN/mm，較CBT-1的初始剛度提高4.25%；CBT-4 的初始剛度為1 493 kN/mm，較CBT-1 的初始剛度提高47.82%。因此，增加抗剪連接件數量是提高構件初始剛度最有效途徑，提高混凝土強度也可有效增大構件的初始剛度，但改變抗剪連接件長度對初始剛度的影響較小。

圖7 試件CBT-1～CBT-4的骨架曲線Fig.7 Bond curve of CBT-1～CBT-4 specimens

3.3 剪力-應變曲線

由于試件CBT-1～CBT-4中所得測點S2 的應變最大，故取該點的剪力-應變曲線為研究對象，如圖8所示。各試件剪力-應變曲線走勢也基本相同。CBT-1 在加載至第六級荷載時，受壓和受拉作用下最大應變值為2 428 με和3 646 με；CBT-2加載至第七級荷載時，受壓和受拉作用下最大應變值為2 277 με和3 255 με；CBT-3在加載至第六級荷載時，受壓和受拉作用下最大應變值為2 362 με和3 459 με；CBT-3在加載至第八級荷載時，受壓和受拉作用下最大應變值為1 799 με 和1 915 με。基于材性分析可知，8 mm 厚鋼材的屈服應變為2 359 με，即試件CBT-1～CBT-3受壓時抗剪連接件基本處于彈性，但受拉時中抗剪連接件已進入塑性階段，這主要是由于加載時受壓力作用下產生的裂縫數較多，使得抗剪連接件的變形值更為明顯。另外，增大混凝土強度可減小抗剪連接件的應變，這主要是由于混凝土承載力的增大導致試件變形降低；增大抗剪連接件長度所引起的試件位移的減小，也同樣會減小抗剪連接件的應變。對比CBT-1 和CBT-4 可知，CBT-4 中各抗剪連接件始終于彈性，遠小于CBT-1 中抗剪連接件應變，這主要由于單個抗剪連接件所受剪力和變形值均有明顯降低所導致的。

圖8 試件CBT-1～CBT-4的剪力-應變曲線圖Fig.8 Shear force-strain curve of CBT-1～CBT-4 specimens

4 結論

本文對四個十字帶側板型抗剪連接件試件進行往復荷載下的受剪性能研究，可得到以下結論：

（1）四個試件的破壞形態基本一致，首先在抗剪連接件與混凝土梁連接處出現橫向裂縫，隨后向抗剪連接件長度方向產生豎向裂縫和斜裂縫，最后混凝土出現壓潰現象后達到極限狀態；

（2）四個試件的剪力-滑移曲線均包括初始彈性階段、彈塑性階段和破壞階段。提高混凝土強度可有效增大試件承載力和剛度，并降低其位移和應變值；增大抗剪連接件長度對其受剪性能均無明顯影響；

（3）當抗剪連接件數量為2且滿足彎剪分離式組合節點要求時，可大幅提高其承載力和剛度和減小混凝土損傷，且抗剪連接件始終處于彈性。在達到最大剪力時位移小于1 mm，滿足預期往復最大位移要求；

（4）抗剪連接件試件設計時，其長度可取120 mm，且宜盡量增大混凝土強度，并建議截面各板件厚度相同，以保證其具有穩定的良好性能。