界面不同抗剪連接鋼-UHPC組合梁的受彎性能

中圖分類號(hào)：U448.21 文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A

Abstract： Inorder to clarify the effect of diferent interfacial shear connection arrangements on the flexural performance of ultra-high performance concrete（UHPC）composite beams，an experimental study on the flexural performance of three steel-UHPC composite beams with diferent interfacial stud arrangements was completed.A nonlinear analysis method forthe flexural performance of steel-UHPC composite beams based ona cross-sectional fiber model is proposed and the corresponding calculation program iscompiled.The applicabilityof the method and program is verifiedbythe testresults.The influenceof the clusterdegree and shear connectiondegree ontheflexural performance of steel-UHPC composite beams is analyzed through the developed models.The results show that： 1）For steel-UHPC composite beams with cluster degree y≤O.5and y=1，the critical shearconnection degreesare 0.9 and O.74，respectively；2）The flexural stiffnessof stel-UHPC composite beam increases with the increaseof theshear connection degree，but decreases with the increase of the bunching degree；3）The shear connection degree has a significant effectontheflexural capacity and ductilitycoefficientof steel-UHPC composite beams.The ductility coefficientofcomposite beams with clusterdegree y=1increases obviously，but whenclusterdegree y≤0.5， theductility coefficient is basicallyno longer affected bycluster degree.4）For fully shear connected composite beams，the shear distribution at the interface tends tobe uneven with the increaseof shearconnection degree at the ultimate limit state，buttheclusterdegree haslitle influenceontheshear distribution atthe interfaceat theultimate limit state.The cluster degree γ of the steel-UHPC composite beam should not be greater than O.5，and the shear connection degree η should not be less than 1.0.

Key words：ultra-high performance concrete （UHPC）;stee-UHPC composite beam;shear connection degree; cluster degree ;flexural capacity

預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)以其節(jié)能環(huán)保、質(zhì)量易控、施工快捷等優(yōu)點(diǎn)而被廣泛應(yīng)用.超高性能混凝土（ultra-highperformanceconcrete，UHPC）是一種纖維增強(qiáng)水泥基復(fù)合材料，由于其具有良好的韌性、超高的抗壓強(qiáng)度、較高的抗拉強(qiáng)度和優(yōu)異的耐久性能2，在鋼-混凝土組合梁中使用UHPC板替代普通混凝土（normalconcrete，NC）板，可大幅降低板厚，減輕結(jié)構(gòu)自重，并提高結(jié)構(gòu)的耐久性，因此更適于在預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)中應(yīng)用[3].

鋼-UHPC組合梁中，鋼梁頂上的UHPC板可采用現(xiàn)澆或預(yù)制，但對(duì)于橋梁工程中的大跨組合梁，為方便構(gòu)件的吊裝和運(yùn)輸，采用鋼梁和UHPC板分別預(yù)制再在現(xiàn)場(chǎng)完成拼接的施工工藝更為適宜.

鋼-現(xiàn)澆UHPC板組合梁中，界面一般采用均布栓釘剪力連接，而在鋼-預(yù)制UHPC板裝配式組合梁中，組合界面不可能布置均布栓釘，只能通過(guò)鋼梁頂面離散布置的集束栓釘群與預(yù)制板中對(duì)應(yīng)位置處預(yù)留槽口內(nèi)的后澆UHPC裝配成整體.界面連接情形對(duì)鋼混組合梁的受力性能影響顯著[4-6]，因此，明確界面不同抗剪連接鋼-UHPC組合梁的受彎性能也成為這類結(jié)構(gòu)合理設(shè)計(jì)的前提.

已有眾多學(xué)者對(duì)鋼-NC組合梁的受力性能進(jìn)行了深入系統(tǒng)研究，一些代表性的成果已在相關(guān)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范中得以體現(xiàn)[7-9].

在鋼-UHPC組合梁受力性能研究方面， Hu 等[10]試驗(yàn)研究了集束式栓釘連接的鋼-預(yù)制UHPC板和鋼-預(yù)制NC板組合梁的彎曲性能.結(jié)果表明：鋼-UHPC組合梁的破壞主要由鋼梁的屈曲控制，而鋼-NC組合梁則主要受混凝土壓碎的影響;Fang等[]通過(guò)試驗(yàn)研究了預(yù)制鋼-UHPC組合梁的抗彎性能.結(jié)果表明：當(dāng)剪力連接度從0.28提升到0.56時(shí)，試件的破壞模式從界面抗剪連接件破壞轉(zhuǎn)為組合梁的整體受彎破壞，并具有更好的抗裂能力、極限承載力和延性；Tong等[12]研究了剪力連接度和栓釘布置形式對(duì)高強(qiáng)鋼-UHPC組合梁受彎性能的影響.結(jié)果表明：部分剪力連接組合梁發(fā)生了栓釘斷裂破壞，而完全剪力連接組合梁破壞模式為加載點(diǎn)處UHPC板的壓碎.相同荷載作用下，集束栓釘試件的界面滑移大于栓釘均勻布置試件，導(dǎo)致抗彎剛度降低.

綜上，雖然對(duì)于不同剪力連接度和栓釘布置形式鋼-UHPC組合梁的受彎性能已有一些試驗(yàn)研究及基于商業(yè)有限元軟件的數(shù)值分析，但仍有待完善之處，如相同剪力連接度下栓釘群的不同集束布置形式對(duì)鋼-預(yù)制UHPC板組合梁抗彎性能的影響還有待明確，此外，基于纖維層單元的非線性分析方法未見(jiàn)文獻(xiàn)報(bào)道.基于此，本文首先完成了3根不同剪力連接度和不同栓釘布置形式鋼-UHPC組合梁受彎性能的試驗(yàn)研究，提出了基于纖維層單元并可考慮界面滑移影響的鋼-混組合梁受彎性能非線性全過(guò)程分析方法，編制了相應(yīng)的分析程序，并以試驗(yàn)結(jié)果驗(yàn)證了方法和程序的適用性.基于經(jīng)過(guò)驗(yàn)證的分析程序?qū)剿ㄡ斶B接鋼-預(yù)制UHPC板組合梁的抗彎性能進(jìn)行了參數(shù)分析，以期進(jìn)一步明確界面不同抗剪連接鋼-UHPC組合梁的受彎性能.

1試驗(yàn)概況

1.1試件設(shè)計(jì)與制作

設(shè)計(jì)并制作了3根鋼-UHPC組合梁試件，其中1根為均布栓釘現(xiàn)澆板試件，2根為集束栓釘預(yù)制板試件，試件參數(shù)見(jiàn)表1.所有試件均采用相同尺寸的鋼梁和UHPC板，組合梁長(zhǎng) 3700mm ，高 400mm ;鋼梁采用Q235級(jí) HM350×250H 型鋼制作，鋼梁高 340mm 翼緣厚 14mm ，腹板厚 9mm ;UHPC板寬 800mm ，厚60mm ；鋼梁頂面焊接直徑 19mm 的ML15栓釘，栓釘焊后高度為 5cm 為避免加載過(guò)程中鋼梁失穩(wěn)屈曲，在鋼梁加載點(diǎn)和支座位置處焊接 14mm 厚的豎向加勁肋.

表1試件基本參數(shù)Tab.1 Basic parameters of specimens

現(xiàn)澆UHPC板試件鋼梁頂面均布 3Φ19@150 的栓釘（表1中的試件EDS，evenlydistributed studs）;預(yù)制UHPC板試件的栓釘分別為7槽口（表1中的試件GS7，groupstuds）和3槽口（表1中的試件GS3）集束布置.GS7試件剪跨區(qū)的栓釘數(shù)量與均布栓釘試件EDS的相同.栓釘采用電弧焊焊接，預(yù)制板預(yù)留尺寸為 20cm×20cm 的槽口.試件基本構(gòu)造如圖1所示.

UHPC板中布置單層鋼筋網(wǎng)，縱、橫向鋼筋均采 用直徑 8mm 的CRB550級(jí)鋼筋.鋼筋布置如圖1 所示.

EDS試件的UHPC板直接在鋼梁上澆筑成型，而對(duì)于帶槽口的預(yù)制板試件，則先澆筑預(yù)制板，再與鋼梁通過(guò)剪力槽口中澆筑與預(yù)制板相同的UHPC拼接形成組合梁.試件UHPC澆筑完成后覆膜保濕養(yǎng)護(hù)48h 后，再用約 90°C 蒸汽繼續(xù)養(yǎng)護(hù) 48h

組合梁的剪力連接度 η 可定義為剪跨區(qū)實(shí)際布置的剪力鍵數(shù)目 n 與實(shí)現(xiàn)完全剪力連接所需要的剪力鍵數(shù)目 n_f 的比值，即剪跨區(qū)全部剪力鍵的抗剪承載能力之和與完全剪力連接組合梁受彎極限狀態(tài)時(shí)界面所受剪力 V_n 的比值，如式（1）所示.

式中： n 為單側(cè)剪跨區(qū)的剪力鍵數(shù)目； n_f 為實(shí)現(xiàn)完全 剪力連接所需的剪力鍵數(shù)目； V_u 為單個(gè)剪力鍵的抗

圖1試驗(yàn)梁整體構(gòu)造（單位： mm ） Fig.1Details of test beams（unit：mm）

剪承載力； V_n 為完全剪力連接組合梁達(dá)到受彎極限狀態(tài)時(shí)界面所受剪力. V_u 和 V_n 分別由式（2）和式（3）確定[].

V_u=1.1k_ak_tA_scf_u

V_n=min{A_sf_y，b_fh_cf_c}

式中： A_sc 和 f_u 分別為栓釘?shù)慕孛婷娣e和抗拉強(qiáng)度; k_t 和 k_a 分別為板厚和群釘效應(yīng)折減系數(shù)，對(duì)本文試件均取 1.0：A_s 為鋼梁的截面面積 ;f_y 為鋼梁屈服強(qiáng)度 ;f_c 為UHPC的軸心抗壓強(qiáng)度； b_f 和 h_c 分別為UHPC板的寬度和厚度.

1.2材料性能

試驗(yàn)采用的UHPC為設(shè)計(jì)強(qiáng)度等級(jí) 140MPa 的商品預(yù)混料，鋼纖維體積摻量為 2.5% ，鋼纖維長(zhǎng)度為13mm ，直徑為 0.2mm ，抗拉強(qiáng)度不小于 2500MPa UHPC材性試塊在試件澆筑時(shí)預(yù)留，并與試件同條件養(yǎng)護(hù).根據(jù)《活性粉末混凝土》（GB/T31387—2015），立方體抗壓強(qiáng)度測(cè)試采用邊長(zhǎng) 100mm 的立方體，軸心抗壓強(qiáng)度與受壓彈性模量測(cè)試采用 100mm× 100mm×300mm 的棱柱體，抗折強(qiáng)度測(cè)試采用100mm×100mm×400mm 的棱柱體.根據(jù)《超高性能混凝土基本性能與試驗(yàn)方法》（TCCPA7—2018），軸拉強(qiáng)度測(cè)試采用圖2所示的狗骨頭形試塊.實(shí)測(cè)UHPC和鋼材的基本力學(xué)性能分別如表2和表3所示.

1.3測(cè)點(diǎn)布置和加載方式

UHPC和鋼梁的應(yīng)變采用電阻式應(yīng)變片測(cè)量，在跨中處槽口的中間截面（M截面）和距跨中 30cm 處的非槽口截面（N截面）布置應(yīng)變測(cè)點(diǎn)，同時(shí)在梁頂和梁底布置了引伸儀，測(cè)試 400mm 標(biāo)距內(nèi)的平均應(yīng)變.采用位移計(jì)測(cè)量試件跨中、加載點(diǎn)及支座的豎向位移以獲得梁跨內(nèi)撓度.測(cè)點(diǎn)布置如圖3和圖4所示.

圖2UHPC軸心受拉試驗(yàn)（單位： mm ） Fig.2UHPC axial tensile test（unit：mm）

采用100t液壓千斤頂進(jìn)行四點(diǎn)彎曲靜力加載，加載布置如圖5所示.采用力和位移混合控制加載，屈服前采用力控制加載，每級(jí)荷載 5kN ；屈服后采用位移控制加載，每級(jí)位移增量為 2mm ；當(dāng)試件不能繼續(xù)承載時(shí)，停止加載并卸載.

表2UHPC材料特性

Tab.2 Material propertiesofUHPC

表3鋼材性能

Tab.3 Material propertiesof steels

圖3組合梁試件跨中截面應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置（單位： mm ） Fig.3 Arrangement of strain measurement points of mid span section（unit：mm）

圖4試件立面測(cè)點(diǎn)布置（單位： mm ）

Fig.4 Arrangement of vertical measurement points for specimens （unit： mm ）

2試驗(yàn)結(jié)果及分析

各試件的破壞形態(tài)如圖6所示，荷載-跨中撓度、荷載-跨中截面應(yīng)變和荷載-界面滑移等曲線分別如圖7～圖9所示，主要試驗(yàn)結(jié)果如表4所示.由圖表可見(jiàn)：

圖6各試件破壞形態(tài)

Fig.6 Failure modes of specimens

圖7荷載-跨中撓度曲線

圖8跨中截面應(yīng)變曲線

圖9滑移分布Fig.9Slip distribution

1試件的受力過(guò)程基本可分為屈服前的彈性階段、屈服后到峰值荷載（或稱極限荷載）的彈塑性階段和峰值荷載后的破壞階段.最終剪力連接度為1.60的均布栓釘現(xiàn)澆板試件EDS和7槽口集束栓釘預(yù)制板試件GS7發(fā)生鋼梁屈服、UHPC預(yù)制板壓碎的整體破壞.EDS試件破壞時(shí)UHPC板頂出現(xiàn)沿栓釘縱向陣列方向發(fā)展的劈裂裂縫，UHPC板的壓碎區(qū)域位于跨中位置；而GS7試件UHPC板頂沿槽口側(cè)邊出現(xiàn)了縱向劈裂裂縫，UHPC板的壓碎區(qū)域因純彎段的栓釘較少且集束布置而出現(xiàn)在加載板邊緣純彎區(qū)內(nèi)的無(wú)黏結(jié)區(qū).對(duì)于剪力連接度為0.53的3槽口集束栓釘預(yù)制板試件GS3，發(fā)生了鋼梁屈服、一端界面的集束栓釘剪斷并伴隨UHPC預(yù)制板折斷的局部破壞，板頂裂縫主要集中在兩端槽口內(nèi)側(cè)，板折斷位置位于加載區(qū)外側(cè)邊緣.

2）剪力連接度相同且大于1.0（完全剪力連接）的集束栓釘試件GS7與均布栓釘試件EDS的受彎性能相近且具良好的整體性能.試件EDS的界面滑移較小，極限荷載時(shí)仍不超過(guò) 1mm ，跨中截面的應(yīng)變直到極限荷載仍較好地保持線性分布；相較于EDS試件，試件GS7的界面滑移雖然有所增大，但極限狀態(tài)時(shí)的最大滑移仍未超過(guò) 1.5mm，80% 極限荷載之前，跨中截面的應(yīng)變?nèi)暂^好地保持線性分布，彈性剛度僅降低 2.3% ，屈服荷載基本不變，極限荷載降低5% ，延性系數(shù)增加 0.27%

3）剪力連接度為0.53（非完全剪力連接）的3槽口集束栓釘預(yù)制板試件GS3，整體性較弱并導(dǎo)致破壞形態(tài)的改變，受彎性能較EDS和GS7試件明顯劣化.界面滑移顯著增加，極限荷載時(shí)的最大滑移達(dá)3.5mm 彈性階段跨中截面的應(yīng)變分布明顯偏離線性分布，但梁、板內(nèi)的應(yīng)變各自接近線性分布且相互近似平行，表明同一截面梁、板的曲率相近.相較于EDS試件，彈性剛度降低 16% ，屈服荷載降低 25.2% 極限荷載降低 8% ，延性系數(shù)增大 14.3% 由于GS3試件剪力連接度降低，其屈服點(diǎn)提前，其對(duì)應(yīng)的跨中撓度減小，造成了其延性系數(shù)高于EDS試件.

3受彎性能分析

3.1基本假定

這里以非完全剪力連接鋼-UHPC組合梁為對(duì)象，完全剪力連接視為其界面滑移趨于0時(shí)的特殊情形.分析時(shí)采用如下基本假定：

1）同一截面上鋼梁和UHPC板曲率相同且各自

表4主要試驗(yàn)結(jié)果匯總

Tab.4Summaryofmainresults

的應(yīng)變沿其高度線性分布；

2）集束式剪力鍵的界面剪力集中作用在槽口中心，對(duì)于均布栓釘試件，將剪跨區(qū)內(nèi)的每排栓釘視為一個(gè)集束布置;

3）UHPC和鋼梁的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系及剪力鍵的剪力-界面滑移關(guān)系分別滿足下列本構(gòu)方程.

UHPC單軸受壓的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系為圖10所示的雙折線，相應(yīng)的本構(gòu)方程如式（4）～式（6）所示，式中各參數(shù)按照表2的實(shí)測(cè)值取值.

式中： σ_c 為應(yīng)變?yōu)?ε_c 時(shí)的應(yīng)力 ;f_c 為軸心抗壓強(qiáng)度 ;f_t 為抗拉強(qiáng)度； E_c 為彈性模量； K 為考慮鋼纖維取向的 系數(shù)，取 1.25^[13]

圖10UHPC受壓本構(gòu)關(guān)系

Fig.10 Compressive constitutive model of UHPC

UHPC單軸受拉的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系為圖11所示 的三折線[14]，相應(yīng)的本構(gòu)方程如式（7）～式（9）所示.

ε_n=0.003（1.5λ_f-0.5）

式中：鋼纖維特征參數(shù) λ_f=ρ_fl_f/d_f ，這里的 ρ_fΩ_f 和 d_f 分別為鋼纖維的體積摻量、長(zhǎng)度和直徑.式中各參數(shù)按照表2的實(shí)測(cè)值取值.

圖11UHPC受拉本構(gòu)關(guān)系

鋼材的本構(gòu)關(guān)系如式（10）和圖12所示.

式中 為鋼材的屈服強(qiáng)度;鋼筋的屈服應(yīng)變 ε_y=f_y/E_s ：f_u 和 ε_u 分別為鋼梁的抗拉強(qiáng)度和極限應(yīng)變；取 ε_su 為鋼材達(dá)到抗拉強(qiáng)度時(shí)的應(yīng)變，取為實(shí)測(cè)值 0.1;E_sh 為鋼梁強(qiáng)化段的彈性模量， E_sh=（f_u-f_y）/（ε_u-ε_y） .式中其他各參數(shù)按照表3的實(shí)測(cè)值取值.

圖12鋼材的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線 Fig.12 Stress-strain relationship of steel bars

栓釘剪力鍵的荷載-界面滑移本構(gòu)關(guān)系如式（11）和圖13所示[15].

式中： V 表示栓釘剪力； V_u 表示栓釘?shù)目辜舫休d力，按式（2）計(jì)算；S為UHPC板與鋼梁界面的相對(duì)滑移，栓釘?shù)臉O限滑移量按照實(shí)測(cè)值取為 3.5mm 業(yè)

圖13剪力鍵的荷載-滑移關(guān)系曲線 Fig.13Load-slip relationship of shear connectors

3.2基本方程

基于基本假定1），可得到圖14所示組合梁截面上的應(yīng)變分布，并以受拉為正、受壓為負(fù).豎向坐標(biāo) z 處沿 x 軸的應(yīng)變可由式（12）求得：

式中： φ_i?c_i?δ_i 分別為計(jì)算截面的曲率、受壓區(qū)高度和滑移應(yīng)變； h_c 為UHPC板的厚度.

圖14組合梁截面的應(yīng)變分布

界面上的滑移應(yīng)變8為滑移量 s 的導(dǎo)數(shù)[16]，即 δ= dS/dx ，反之，截面滑移量 s 可由滑移應(yīng)變積分求得，即：

式中： Δx 為梁段長(zhǎng)度； C 為積分常數(shù).

實(shí)際上，界面上某一點(diǎn)處的滑移應(yīng)變8即為該點(diǎn) 處鋼梁頂部與UHPC板底部的應(yīng)變差.

對(duì)稱荷載作用下的組合梁，其滑移量以跨中為對(duì)稱點(diǎn)反對(duì)稱分布，從跨中向計(jì)算點(diǎn)積分，界面滑移量可表達(dá)為：

式中： n 為劃分的梁段總數(shù)；i為計(jì)算位置的梁段號(hào).將截面沿著豎向劃分成多個(gè)條帶，結(jié)合給定的

材料本構(gòu)關(guān)系，可由截面應(yīng)變 ε（z） 的分布得到截面應(yīng)力 σ（z） 的分布，進(jìn)而可建立式（15）式（16所示的截面軸力和彎矩平衡方程.

式中： z_ci 和 z_si 分別為UHPC板和鋼梁條帶的 z 坐標(biāo)；σ_ci，σ_si 是對(duì)應(yīng)位置處條帶的應(yīng)力； 分別為對(duì)應(yīng)位置處UHPC板和鋼梁條帶的寬度； M（x） 為第 i 梁段任意截面的彎矩，由組合梁外荷載和邊界條件決定.

沿縱向?qū)⒔M合梁劃分多個(gè)梁段，將每個(gè)梁段內(nèi)的彎矩視為定值，如圖15所示.取UHPC板為隔離體進(jìn)行分析，則第i段UHPC板的軸力等于該段中心至板端范圍內(nèi)所有剪力鍵剪力之和.即：

式中： χ_t 為第 i 個(gè)梁段中心至板端的范圍內(nèi)的剪力槽口個(gè)數(shù)； p 為集束栓釘?shù)牟劭谛蛱?hào)或均布栓釘?shù)呐盘?hào)； V_p 為 p 槽口或 p 排的剪力，可根據(jù)梁段滑移量 S_i 結(jié)合式（11）求得.

圖15組合梁的彎矩分布

Fig.15Bendingmoment distribution of acompositebeam

每個(gè)梁段均可由式（15） ～ 式（17）建立3個(gè)平衡方程，對(duì)于 n 個(gè)梁段，則有 3n 個(gè)方程，聯(lián)立這些方程，可求得所有梁段的曲率 φ_i， 受壓區(qū)高度 c_i 和滑移應(yīng)變?chǔ)?sub>i. 由曲率 φ_i 可積分求得組合梁的撓曲線.編寫(xiě)MATLAB程序進(jìn)行求解，程序框圖見(jiàn)圖16.

3.3分析結(jié)果驗(yàn)證

試驗(yàn)梁的荷載-應(yīng)變、荷載-界面滑移及荷載-跨中撓度等曲線的分析結(jié)果與實(shí)測(cè)結(jié)果的比較分別如圖8、圖9和圖17所示，可見(jiàn)均吻合良好，驗(yàn)證了本文分析方法和所編程序的適用性.

3.4剪力連接度與集束度對(duì)組合梁受力性能的影響

為定量描述剪跨區(qū)內(nèi)栓釘布置的集中程度，引入栓釘集束度的概念[17].但與文獻(xiàn)[17]不同的是，這里定義集束度γ為剪跨區(qū)內(nèi)單個(gè)槽口內(nèi)栓釘數(shù)量與單側(cè)剪跨區(qū)內(nèi)全部栓釘數(shù)量而非全梁范圍內(nèi)栓釘總數(shù)之比，以便與梁剪力連接度的意義相匹配并切實(shí)反映剪力連接件的抗剪特征.

圖16組合梁抗彎分析程序框圖

Fig.16Program chart of the analysis for composite beams

圖17荷載-位移曲線計(jì)算值與實(shí)測(cè)值對(duì)比 Fig.17 Load-displacement curve comparison of the predicted and the measured

為研究剪力連接度與集束度對(duì)鋼-UHPC組合梁受力性能的影響，以本文試驗(yàn)的均布栓釘試件EDS為基準(zhǔn)，保持剪跨區(qū)內(nèi)栓釘總數(shù)不變，通過(guò)改變栓釘直徑和剪跨區(qū)內(nèi)的槽口數(shù)量分別實(shí)現(xiàn)剪力連接度和集束度的變化.將均布栓釘試件EDS純彎段內(nèi)的栓釘集束布置在跨中的一個(gè)槽口內(nèi)，而每側(cè)剪跨區(qū)內(nèi)的栓釘分別集束布置在1～3個(gè)槽口中，以形成全梁兩側(cè)剪跨區(qū)內(nèi)槽口對(duì)稱分布，槽口總數(shù)分別為3、5、7個(gè)的集束栓釘布置.三槽口和七槽口試件槽口的具體布置分別與本文試驗(yàn)梁GS3和GS7的一致，而五槽口試件為七槽口試件中去掉每側(cè)剪跨區(qū)中部槽口形成.對(duì)于均布栓釘試件EDS，將每排栓釘視為一個(gè)槽口進(jìn)行計(jì)算.同一剪力連接度下不同槽口布置時(shí)的集束度如表5所示，可見(jiàn)栓釘布置越集中，集束度數(shù)值越大，且其上限值為單側(cè)剪跨區(qū)內(nèi)單槽口時(shí)的1.0.

表5試件集束度 Tab.5Cluster degree of specimens

基于經(jīng)過(guò)驗(yàn)證的上述分析程序，對(duì)不同集束度和剪力連接度鋼-UHPC組合梁的受力全過(guò)程進(jìn)行分析，以探究剪力連接度和集束度對(duì)組合梁彈性剛度、峰值荷載、延性系數(shù)以及界面剪力分布的影響.

3.4.1彈性剛度

圖18為不同栓釘布置形式下組合梁彈性剛度

的變化情形.可見(jiàn)：

1）組合梁的彈性剛度隨著剪力連接度的增加而增大，并趨向于按換算截面法18所確定的組合梁彈性剛度 106.7kN/mm ，但增加的速率隨剪力連接度的增加而逐漸降低.小于臨界剪力連接度范圍內(nèi)，彈性剛度增加較快；大于臨界剪力連接度后則增加較慢，這里的臨界剪力連接度是指組合梁發(fā)生界限破壞，即栓釘達(dá)到極限滑移而剪斷的同時(shí)板頂U(kuò)HPC達(dá)到極限壓應(yīng)變而壓碎時(shí)所對(duì)應(yīng)的剪力連接度.

2）組合梁的彈性剛度隨著集束度的增加而降低，是栓釘集束布置時(shí)，界面無(wú)連接區(qū)域增大，組合梁的整體性相應(yīng)降低所致.但當(dāng)集束度 γ?0.5 時(shí)，集束度的影響則明顯減弱.剪力連接度 η=0.2～2.2 區(qū)間內(nèi)，相比栓釘均勻布置、集束度 γ=0.11 時(shí)的情形，栓釘集束布置，集束度 γ 為0.33（單側(cè)三槽口）0.5（單側(cè)兩槽口）和1.0（單側(cè)單槽口）時(shí)組合梁的彈性剛度分別降低 0.4%～1.2%?0.6%～2.8% 和 1.4%～12.4% 因此，基于彈性剛度的保持需求，實(shí)際工程中，組合梁的集束度不應(yīng)超過(guò)0.5，亦或集束式栓釘群中心距不應(yīng)超過(guò)梁跨的1/4.

圖18不同栓釘布置形式下組合梁的彈性剛度Fig.18Elastic stiffness of compositebeamswith differentstud arrangements

3.4.2峰值荷載

圖19為不同栓釘布置形式下組合梁峰值荷載的變化規(guī)律.可見(jiàn)：

1）當(dāng)均布和集束兩類不同栓釘布置組合梁的剪力連接度小于臨界剪力度時(shí)，組合梁均表現(xiàn)為非完全剪力連接的受力特征，破壞模式為栓釘剪斷，其抗彎承載能力隨剪力連接度的提高而增大；當(dāng)剪力連接度大于臨界剪力度時(shí)，組合梁表現(xiàn)為完全剪力連接的受力特征，破壞模式為板頂U(kuò)HPC壓碎，其抗彎承載能力趨于定值，且臨界剪力連接度與集束度有關(guān).就所分析的情形而言，當(dāng)集束度 γ?0.5 時(shí)，組合梁的臨界剪力連接度均為0.9；當(dāng)集束度 γ=1.0 時(shí)，組合梁的臨界剪力連接度為0.74.

2）雖然隨著集束度的降低，組合梁的峰值荷載相應(yīng)有所降低，但集束度對(duì)組合梁峰值荷載的影響并不明顯.對(duì)于剪力連接度 η=0.53 且小于臨界剪力連接度的組合梁，相比 γ=0.11 時(shí)梁的峰值荷載， γ= 0.33、0.5 和1.0時(shí)的峰值荷載僅分別增大 0.3%.1.1% 和 3.6% ；剪力連接度 η=1.60 且大于臨界剪力連接度時(shí)，相比 γ=0.11 的組合梁， γ=0.33、γ=0.5 和 γ=1.0 的峰值荷載僅分別降低 0.2%.0.5% 和 1.3%

3）對(duì)于集束度 γ?0.5 的組合梁，臨界剪力連接度均為 0.9，ηgt;0.9 后，組合梁的峰值荷載隨剪力連接度的增大而略有增加；而對(duì)于集束度 γ=1.0 的組合梁，臨界剪力連接度減小至0.74，且 ηgt;0.74 后，組合梁的峰值荷載隨剪力連接度的增大而基本保持不變.由于 γ=1.0 組合梁剪跨區(qū)僅有1個(gè)槽口，剪力鍵受力較大，導(dǎo)致槽口處鋼梁在剪力鍵的剪力作用下屈服，即使剪力鍵進(jìn)一步增強(qiáng)、剪力連接度繼續(xù)增大，但界面剪力因界面處鋼梁屈服基本不再提高，峰值荷載也基本保持不變.

圖19不同栓釘布置形式下組合梁的峰值荷載 Fig.19 Peak load of compositebeamswith different studarrangements

3.4.3延性系數(shù)

圖20為不同栓釘布置形式下組合梁延性系數(shù)的變化情形.可見(jiàn)：

1）對(duì)于集束度 γ?0.5 的組合梁，其延性系數(shù)隨剪力連接度的變化規(guī)律相近且基本不受集束度的影響.在小于臨界剪力連接度范圍內(nèi)，延性系數(shù)隨剪力連接度的增加而提高，并在臨界剪力連接度處達(dá)到最大值；大于臨界剪力度時(shí)，延性系數(shù)從臨界剪力連接度處的19.5逐漸下降至剪力連接度1.4處的16.0后趨于穩(wěn)定.因在臨界剪力連接度處剪力鍵和鋼梁均已屈服且UHPC達(dá)到其極限壓應(yīng)變，使得組合梁的極限撓度達(dá)到最大，相應(yīng)時(shí)刻的延性系數(shù)也最大.

2）對(duì)于集束度 γ=1 的組合梁，剪跨區(qū)僅有1個(gè)槽口，剪力鍵受力較大，導(dǎo)致槽口處鋼梁進(jìn)入了屈服狀態(tài)，組合梁的臨界剪力連接度也降至0.74，梁的延性系數(shù)也因跨中和剪跨區(qū)剪力鍵處鋼梁均進(jìn)入屈服而相應(yīng)加大，并在 η=0.74 時(shí)達(dá)到最大值24.1，較集束度γ?0.5 組合梁在臨界剪力連接度0.9時(shí)的19.5增大24% .此后，即使剪力鍵進(jìn)一步增強(qiáng)、剪力連接度繼續(xù)增大，但界面剪力因界面處鋼梁屈服基本不再提高，延性系數(shù)也基本保持不變.

圖20不同栓釘布置形式下組合梁的延性系數(shù)Fig.20Ductilityindex ofcompositebeamswith differentstud arrangements

3.4.4界面剪力分布

圖21分別給出了不同剪力連接度組合梁極限狀態(tài)時(shí)界面剪力分布隨集束度的變化情形.可見(jiàn)：

1）當(dāng)剪力連接度 η=0.53 且小于臨界剪力連接度時(shí)，同一集束度組合梁極限狀態(tài)時(shí)剪跨區(qū)布置的集束栓釘均屈服并充分發(fā)揮其抗剪承載能力.隨著剪跨區(qū)槽口數(shù)量的增加，集束度相應(yīng)降低，單個(gè)槽口剪力鍵所承擔(dān)的剪力也相應(yīng)降低，并與集束度 γ 成反比.

2）當(dāng)剪力連接度 η=0.9 時(shí)，對(duì)于集束度 γ=1.0 的組合梁，超過(guò)其臨界剪力連接度0.74，相應(yīng)剪力鍵所承擔(dān)的剪力為 1532kN ；對(duì)于集束度 γ?0.5 的組合梁，為其臨界剪力連接度，此時(shí)五槽口和七槽口試件同側(cè)剪跨區(qū)內(nèi)剪力鍵所承擔(dān)的剪力開(kāi)始呈現(xiàn)不均勻分布，靠近加載點(diǎn)處剪力鍵的剪力較大，而集束度 γ=0.11均布栓釘試件剪力鍵的分布尚較均勻.

圖21不同剪力連接度下組合梁的界面剪力分布Fig.21 Interface shear distribution of composite beamswithdifferentshear connectiondegree

3）當(dāng)剪力連接度 η=1.60 且均大于試件的臨界剪力連接度時(shí)，對(duì)于集束度 γ=1.0 的組合梁，相應(yīng)剪力鍵所承擔(dān)的剪力仍保持為 η=0.9 時(shí)的 1532kN ，與前面對(duì)峰值荷載的影響規(guī)律一樣，由界面剪力因界面處鋼梁屈服基本不再提高所致；對(duì)于集束度 γ?0.5 的組合梁，同側(cè)剪跨區(qū)內(nèi)剪力鍵所承擔(dān)剪力的分布較η=0.9 時(shí)更顯不均勻.

4結(jié)論

基于本文的試驗(yàn)研究和理論分析結(jié)果，可得到以下主要結(jié)論：

1）當(dāng)剪力連接度 η 小于臨界剪力度時(shí)，鋼-UHPC組合梁的破壞模式為栓釘剪斷，當(dāng)剪力連接度 η 大于臨界剪力度時(shí)，破壞模式板頂U(kuò)HPC壓碎，對(duì)于集束度 γ=1.0 時(shí)的組合梁，還伴隨剪力鍵界面處鋼梁的屈服.集束度 γ?0.5 和 γ=1.0 的鋼-UHPC組合梁，臨界剪力連接度分別為0.9和0.74.

2）鋼-UHPC組合梁的抗彎彈性剛度隨著剪力連接度 η 的增加而增加，隨著集束度 γ 的增加而降低.當(dāng) η=1.0 時(shí)，相比集束度 γ=0.11 的均勻栓釘組合梁，集束度 γ 為0.33、0.5和1.0的集束栓釘組合梁彈性剛度分別降低 1.6%.2.8% 和 10.6%

3）剪力連接度 η 對(duì)鋼-UHPC組合梁抗彎承載能力影響顯著，而集束度對(duì)組合梁抗彎承載能力影響甚微.剪力連接度小于臨界剪力度時(shí)，其峰值荷載隨剪力連接度提高而增大，大于臨界剪力度時(shí)，峰值荷載趨于穩(wěn)定值.

4）剪力連接度 η 對(duì)鋼-UHPC組合梁的延性系數(shù)影響顯著.當(dāng)剪力連接度小于臨界剪力連接度時(shí)，組合梁的延性系數(shù)隨剪力連接度的提高而增大并在臨界剪力連接度時(shí)達(dá)到最大，隨著剪力連接度的進(jìn)一步增大，延性系數(shù)趨于穩(wěn)定值.除集束度 γ=1 時(shí)梁因界面處鋼梁亦進(jìn)入屈服導(dǎo)致延性系數(shù)明顯增加外，集束度 γ?0.5 的組合梁，其延性系數(shù)基本不受集束度的影響.

5）集束度 γ?0.5 時(shí)，對(duì)于不完全剪力連接組合梁，極限狀態(tài)時(shí)剪跨區(qū)內(nèi)剪力鍵的剪力均達(dá)到其抗剪承載能力而分布均勻；對(duì)于完全剪力連接組合梁，極限狀態(tài)時(shí)界面剪力分布隨剪力連接度的增大而趨于不均勻；集束度對(duì)極限狀態(tài)時(shí)界面的剪力分布特征影響較小.

6試驗(yàn)結(jié)果驗(yàn)證了所提基于截面纖維模型的鋼-UHPC組合梁受彎性能全過(guò)程分析方法的適用性.分析結(jié)果表明：鋼-UHPC組合梁的集束度 γ 不應(yīng)大于0.5，剪力連接度 η 不宜小于1.0.

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