嚴仁章，黃中河，閆春玲，孫 濤，萬里源，王其明

U形鋼板-混凝土組合梁拼接節(jié)點受拉試驗研究

嚴仁章1, 2, 3，黃中河1, 2，閆春玲1, 2，孫 濤4，萬里源1, 2，王其明5

(1. 省部共建山區(qū)橋梁及隧道工程國家重點實驗室(重慶交通大學)，重慶 400074；2. 重慶交通大學土木工程學院，重慶 400074；3. 天津大學建筑工程學院，天津 300072；4. 中國人民解放軍陸軍勤務學院軍事設施系，重慶 401331；5. 中國航天建設集團有限公司，北京 100071)

空腹夾層板結構的U形鋼板-混凝土組合下肋梁采用裝配化施工時，將拼接節(jié)點設置于跨中位置具有受力明確、施工方便的優(yōu)點，但拼接節(jié)點處的較大拉力也使其成為整個結構的薄弱區(qū)域．為研究U形鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點的力學性能，設計了5組U形鋼板-混凝土組合梁拼接節(jié)點足尺試驗模型，開展了拉力荷載下的靜載試驗，通過與有限元模型進行對比分析，明確了拼接節(jié)點在拉力作用下的內力分布規(guī)律與破壞模式，揭示了栓釘布置形式、混凝土強度、鋼筋直徑等因素對拼接節(jié)點力學性能的影響規(guī)律．研究發(fā)現(xiàn)：U形鋼板-混凝土拼接節(jié)點約71％荷載由U形鋼板承擔，29％荷載由縱向鋼筋承擔，且拉力作用下節(jié)點內力沿試件長度方向分布并不均勻；在極限荷載作用下，組合梁拼接節(jié)點的混凝土將發(fā)生劈裂破壞，U形鋼板最大應力達到屈服強度的95%以上，并與混凝土發(fā)生剝離．此外，通過對比分析5組試件的試驗結果以及有限元參數化分析結果，發(fā)現(xiàn)隨著栓釘數量的增加，節(jié)點極限承載力提高4％～8％，且U形鋼板底板應力隨栓釘數量的增加而增加；而提高混凝土強度和增大面筋直徑可減小U形鋼板的應力，但減小幅度較?。?/p>

組合結構；U形鋼板-混凝土組合梁；拼接節(jié)點；試驗研究

20世紀80年代，馬克儉等[1]結合當前建筑結構尺度朝著更大跨度發(fā)展的需求，發(fā)明了一種結構質量輕、效能高的新型大跨度結構體系——空腹夾層板體系．近年來隨著建筑結構的跨度需求不斷增大，又提出了鋼-混凝土組合空腹夾層板結構體系，并于2008年以半裝配式的形式應用在哈爾濱中醫(yī)藥大學體育館中．2019年中國航天建設集團首次將鋼-混凝土空腹夾層板結構以全裝配式形式進行了試驗樓的修建.

空腹夾層板結構體系中，U形鋼板-混凝土預制組合下肋梁在使用階段受力較大，因此對其拼接節(jié)點開展力學性能研究尤為重要．目前，對鋼板組合梁中間拼接節(jié)點力學性能的研究還相對較少，大量的理論和試驗研究主要集中在鋼梁拼接節(jié)點[2-3]或鋼-混組合梁柱節(jié)點上[4-5]．此外，對于鋼板-混凝土組合結構，已認識到鋼板與混凝土的連接對結構的整體性能起著重要作用，許多學者研究了栓釘數量、直徑、排列方式和混凝土強度等對構件的彎曲、剪切和扭轉性能的影響[6-8]．而目前對于鋼-混凝土組合構件在拉力作用下的力學性能的研究還較少，只有文獻[9]對鋼-混凝土組合結構在拉力作用下的力學性能進行了研究．而空腹夾層板的下肋梁在正常使用條件下將受到較大的拉力，因此，有必要對拼接節(jié)點的拉伸性能進行研究．

本文以唐山市益恒預制構件廠辦公樓為工程背景，開展U形鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點的試驗研究，分析其在拉力作用下的力學性能．

1 工程背景

河北省唐山市豐潤區(qū)益恒預制構件廠辦公樓采用了空腹夾層板結構體系，并且為了提高施工效率，選取了裝配化施工模式．該建筑總計2層，高11.6m，其中首層高7m、頂層高4.6m；結構縱橫兩個方向平面尺寸均為18m．1層和頂層的板結構平面布置均如圖1所示，只是頂層采用了鋼筋混凝土結構，其板厚為1m，上、下肋梁高0.25m，寬0.4m；1層樓板采用鋼-混凝土空腹夾層板組合結構，樓板總厚1m，上、下肋梁高0.25m，寬0.4m，由U形鋼板-混凝土組合正交下肋梁和正交處的剪力鍵組成下肋網格，剪力鍵頂部四角擱置預制表面板，帶肋預制表面板之間形成上肋凹槽，槽內綁扎鋼筋并澆筑混凝土后形成裝配整體式空腹夾層板，樓板構造如圖2所示．其中的U形鋼板-混凝土組合下肋梁由U形鋼板、縱筋、栓釘、混凝土等構成，U形鋼板采用3塊4mm厚Q345鋼板焊接而成，栓釘布置于U形鋼板底板上，縱向鋼筋分面筋和底筋，均采用HRB400，直徑分別為18mm和12mm．實際工程中，工廠預制U形鋼板-混凝土組合下肋梁時，在梁段的兩端采用如圖3所示的鋁模對縱向鋼筋進行定位和固定，即首先按照設計要求在鋁模的適當位置預留鋼筋孔洞，縱向鋼筋穿過孔洞后伸出預制梁段作為拼接節(jié)點的鋼筋接頭，然后在固定好位置的縱筋上綁扎箍筋，最后在U形鋼板及兩端鋁模圍成的凹槽內澆筑混凝土形成預制梁節(jié)段．

圖1 標準層平面布置示意(單位：mm)

采用裝配化施工時，按圖1將樓板拆分為21個單元，1～7號、15～21號單元為單跨長，8～14號為兩跨長．相鄰單元現(xiàn)場拼裝就位后，1層樓板的U形鋼板-混凝土組合下肋梁采用雙螺套套筒連接縱向鋼筋，同時采用40顆10.9級M20摩擦型高強螺栓連接外部U形鋼板，然后進行二次澆筑使各單元連接成整體．因此，下肋梁的拼接節(jié)點是結構形成整體的關鍵．圖4(a)、(b)為U形鋼板組合下肋梁拼接節(jié)點的內部構造示意，圖4(c)為混凝土二次澆筑前的現(xiàn)場實景圖．

圖2 空腹夾層板組合樓板結構示意

圖3 鋁模

圖4 U形鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點

2 U形鋼板-混凝土下肋梁內力計算

裝配式U形鋼板-混凝土組合下肋梁的拼接節(jié)點是結構的薄弱環(huán)節(jié)，為驗證拼接節(jié)點的可靠性，模擬組合下肋梁在結構整體中的受力形式，對拼接節(jié)點開展試驗研究．

為方便計算，按照剛度等效原則[1]，依照圖5所示過程將U形鋼板-混凝土組合下肋梁等效為鋼筋混凝土試件后再進行結構整體的分析計算．

圖5 空腹夾層板等效為實腹梁

首先將下肋U形鋼板的截面積按式(1)等效為混凝土截面積，并假定其對稱分布于組合梁兩側，且等代截面高仍為1，則等效部分的截面寬度2c可按式(2)進行計算．

式中：s、c,s分別為U形鋼板和U形鋼板等效為混凝土后的面積；s、c分別為鋼板和混凝土的彈性 模量．

然后，可按式(3)計算截面的形心位置．

式中：1、2分別為U形鋼板等效后，上、下肋梁的截面積，其中1＝u，2＝d＋c,s；1、2分別為1、2對于截面下側邊緣的面積矩，1＝1(－1/2)，2＝21/2．

待確定后可計算出等代截面的慣性矩，假定截面高度仍為，則等效實心梁的截面寬度L為

此后，即可計算得到實腹梁的彎矩L和剪力L，然后可按式(5)計算出下肋梁的剪力設計值和軸力設計值．

式中3為截面上、下肋形心距離．

實際工程中，空腹梁自重可等效為樓面均布荷載6.45kN/m2，其他恒載為0.7kN/m2；樓面活荷載為2kN/m2；此外，保溫墻體自重和隔離墻體自重均等效為線荷載，其大小分別為14kN/m和10kN/m．將上述荷載施加到圖1所示標準層上，并按上述方法將空腹梁等效為實腹梁后采用PKPM通用有限元軟件進行計算，計算結果顯示標準層最大彎矩出現(xiàn)在跨中位置，最大為1153kN·m．進而，按式(5)計算可得下肋梁的軸力為1537.33kN，受拉鋼筋截面積可按式(6)進行計算．

式中：y、s分別為下肋梁鋼筋、U形鋼板的強度設計值；sb、s分別為下肋梁受拉鋼筋和U形鋼板的截面積．

3 U形鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點試驗

3.1 試件設計

為考察栓釘布置形式對拼接節(jié)點力學性能的影響規(guī)律，設計SJ1、SJ2、SJ3、SJ4四組試件．其中SJ1、SJ2、SJ3在U形鋼板底板上沿截面橫向分別布置1、2、3排栓釘，每排沿試件長度方向按200mm的間距均勻布置4顆栓釘；試件SJ4采用交錯布置栓釘形式，沿試件長度方向布置4列栓釘，其間距仍為200mm，各列栓釘數量依次為3、3、3、4，如圖6所示．為考察混凝土強度對拼接節(jié)點力學性能的影響，結合實際工程中所采用的栓釘交錯布置形式，設計試件SJ5與SJ4對比分析，其中SJ5采用C50混凝土，其余參數與SJ4完全相同．試件參數見表1．

圖6 試件內部構造圖

表1 試件參數

圖7 U形鋼板示意

圖8 試驗試件的制作

3.2 材料性能

在制作試件時，每個試件預留3個混凝土標準試塊，并與試件在相同條件下進行養(yǎng)護，混凝土實測強度見表1．栓釘、鋼筋、U形鋼板與支座端板的力學性能見表2．

3.3 加載方案與測量內容

在正彎矩作用下，U形鋼板-混凝土組合下肋梁主要承受拉力，因此，采用圖9所示加載平臺．圖10為試件的鋼結構部分實景圖．制作時首先在U形鋼板兩端焊接2塊厚40mm的端板，端板上預留螺栓孔，其平面尺寸為440mm×270mm，略大于U形鋼板的外輪廓，然后在端板內側面螺栓孔處預先焊埋螺母．連接時，將試件水平放置，先利用6顆M27高強度螺栓將試件左側端板與圖10(b)所示的連接裝置2連接，連接裝置2再與反力架1通過16顆M22高強度螺栓連接固定；試件右側端板同樣利用6顆M27高強度螺栓與圖10(a)所示的T型連接裝置1連接，再利用6顆M40高強度螺栓將T型連接裝置1的腹板與加載裝置左端相連；加載裝置的左、右兩端通過4根80mm螺紋鋼筋與反力架2連成整體，加載時在反力架2的右側吊置液壓千斤頂來施加荷載．

表2 鋼材力學性能

圖9 試驗加載平臺

圖10 鋼結構部分實景

試驗加載采用分級加載方式，正式加載前，首先按每級40kN施加3級預載，以檢查設備狀態(tài)和消除安裝間隙；然后卸載，再逐級正式加載，每級持荷5min，待各測點數據穩(wěn)定后再進入下一級加載．加載制度如表3所示，加載至混凝土發(fā)生劈裂時，認為試件破壞，停止加載．

為理清拉力在節(jié)點內部的傳遞機制，在靠近節(jié)點中間拼接位置附近布置測點，測試跨中位移、U形鋼板和鋼筋的縱向應變等，具體測點布置見圖11，其中B、C、D和M系列應變片分別為底板、側板、底筋和面筋上的應變片，且數字標號相同的應變片處于同一橫截面上．B1應變片在最靠近連接處的一列栓釘(第1列栓釘)沿橫向偏移30mm處，B3應變片在第2列栓釘沿橫向偏移30mm處，B2和B0應變片均處于底板軸線上且距離第1列栓釘100mm處；側板應變片均位于側板中軸線高度處．

表3 加載制度

圖11 應變片布置

4 試驗結果

4.1 試驗現(xiàn)象與破壞形態(tài)

分別對5組試件開展拉伸試驗研究，發(fā)現(xiàn)所有試件的破壞過程及破壞現(xiàn)象大致相同，如表4所示．以試件SJ4為例，圖12列出了SJ4加載過程的裂縫開展過程，試件破壞過程總體上可以分為4個階段： ①當加載至(17%～19%)u(u為極限荷載)時，在試件端部出現(xiàn)如圖12(c)所示的3號裂縫，試件二次澆筑處出現(xiàn)如圖12(a)所示的1、2號裂縫；二次澆筑處裂縫沿兩側鋼板發(fā)展，混凝土與兩側鋼板出現(xiàn)較小的脫離縫，如圖12(b)所示；②當加載至(19%～33%)u時，跨中位置處的裂縫繼續(xù)擴大，在距節(jié)點中間第2列栓釘上方產生4號裂縫，如圖12(c)所示；③隨著荷載繼續(xù)增加，第3列栓釘上方產生5號裂縫，跨中交界處裂縫擴大且縱向和橫向裂縫增多，如圖12(c)、(d)所示；④加載至極限荷載u時，試件發(fā)生巨響，混凝土發(fā)生劈裂破壞如圖12(e)所示，靠近端部的U形鋼板側板發(fā)生明顯變形，連接端混凝土露出，如圖12(f)所示．

表4 主要試驗結果

圖12 試件SJ4典型破壞形態(tài)

4.2 U形鋼板組合下肋梁拼接節(jié)點內力分布規(guī)律

記錄試驗過程中各組試件在截面1處的應力變化情況，并繪制各關鍵測點的荷載-應力曲線，如圖13所示，在拉力作用下U形鋼板組合下肋梁拼接節(jié)點的應力變化可分為2個階段：①無滑移段(0～18%u)，加載初期，U形鋼板與混凝土無滑移，鋼板、混凝土和鋼筋協(xié)同工作；②脫離段((18%～100%)u)，隨著荷載繼續(xù)增加，混凝土與U形鋼板的化學膠結力逐漸喪失，U形鋼板的側板與混凝土脫離，且側板、面筋、底筋應力較大，底板應力較?。?/p>

對比圖13(a)和圖13(b)可知：在荷載達到180kN以前，SJ1與SJ2的U形鋼板與混凝土均協(xié)同工作，無相對滑移；荷載達到300kN后，面筋、底筋和側板應力變化較快，底板應力變化較慢，U形鋼板與混凝土產生相對滑移，且SJ1底筋應力突增，分析其原因可能是荷載繼續(xù)增加使底部混凝土在D1處開裂，導致D1位置處底筋應力突然增大；SJ1的荷載達到1200kN以及SJ2的荷載達到1300kN時，側板進入屈服階段，將有一部分荷載轉移到縱筋和底板，SJ1與SJ2縱筋應力均達到材料屈服強度的75%左右，但兩者的底板應力均較小，分別為材料屈服強度的43.6%和46.1%．

由圖13(c)～(e)可知，試件SJ3、SJ4、SJ5的無滑移階段同SJ1與SJ2基本一致，而當荷載達到極限荷載時，SJ3～SJ5側板也接近屈服，并且底板應力明顯大于SJ1與SJ2，達到材料屈服強度52.1%以上．

圖13 截面1應力隨加載過程變化曲線

在極限荷載下，假設U形鋼板側板和底板應力均勻分布，計算出各試件側板、底板、面筋和底筋的應力分配如表5所示．由表5可知，組合下肋梁拼接節(jié)點約71%的荷載由U形鋼板承擔，約29%的荷載由縱筋承擔．

表5 各部分荷載分配表

4.3 栓釘布置形式對拼接節(jié)點力學性能的影響

試件SJ1～SJ4除栓釘布置形式不同外，其余參數完全相同，因此，為分析栓釘布置形式對U形鋼板組合下肋梁拼接節(jié)點受拉性能的影響，對SJ1～SJ4的試驗結果進行對比分析．為了保證各組試件的結果具有可比性，應選取各組試件在相同荷載作用下的響應進行對比分析；又由于SJ1～SJ4的破壞荷載為1300～1400kN不等，總體相差不大，因此，選取4組試件的最小破壞荷載，即1300kN作為參考荷載，分析SJ1～SJ4的U形鋼板在該荷載作用下的應力分布情況，如表6所示．

從表6可以看出，當混凝土的強度保持不變時，U形鋼板側板上的應力大小與栓釘數量呈反相關關系，而底板上的應力大小與栓釘數量正相關．這是因為U形鋼板與混凝土間的剪切剛度將隨著栓釘數量的增加而增加，所以當底板栓釘增加時，底板就可分配更多的荷載．且對比前述表4中的u/ul可知，同樣當混凝土的強度保持不變時，組合梁拼接節(jié)點的極限承載力大小也與栓釘數量呈正相關關系，具體來看，每增加一排栓釘，節(jié)點的極限承載力約提高4%．

表6 底板和側板應力

4.4 混凝土強度對拼接節(jié)點力學性能的影響

為分析混凝土強度對U形鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點力學性能的影響，仍然考察試件SJ4和SJ5在1300kN荷載作用下截面1處鋼板和縱筋的應力情況，見表7．

表7 SJ4和SJ5應力對比

根據表7不難看出，在栓釘布置形式相同的情況下，鋼板應力受混凝土強度的影響較小，但鋼筋應力受其影響較大，具體來看，隨著混凝土強度等級的提高，鋼筋應力也將增大，這可能是因為當混凝土抗拉強度提高時，鋼筋與混凝土間的黏結力也會隨之增大，從而使得混凝土可以傳遞更多荷載給縱筋．

值得注意的是，拼接節(jié)點拉力主要由U形鋼板和縱筋傳遞，而對比表7中SJ4和SJ5在截面1處的U形鋼板應力和縱筋應力可以發(fā)現(xiàn)，在相同拉力作用下SJ5的所有應力均大于SJ4，那么如果U形鋼板和縱筋截面上的應力分布均勻，就會有SJ5所受拉力的合力大于SJ4的問題．事實上，根據后文分析可知，組合下肋梁拼接節(jié)點為偏心受拉，截面上的應力分布并不均勻，而測點處的應力自然也不能代表U形鋼板和縱筋全截面的受力情況．由于試驗過程中測點布置位置和數量的局限性，后文將結合有限元計算結果詳細分析U形鋼板在1截面上的應力分布規(guī)律．

4.5 拼接節(jié)點荷載-位移曲線

為全面了解U形鋼板-混凝土組合下肋梁在拉伸作用下的變形過程，繪制5組試件加載全過程的荷載-位移曲線，如圖14所示．從圖14可以看出，加載至破壞時，SJ1試件的位移最大，為5.70mm，SJ5試件的位移較小，為3.29mm．顯然，隨著栓釘數量的增加，節(jié)點縱向剛度有所提升，節(jié)點位移逐漸減小．

圖14 荷載-位移曲線

5 極限狀態(tài)分析

由于U形鋼板截面形心與加載端板形心不重合，在加載端板軸心拉力作用下，實際上U形鋼板為偏心受拉，如圖15所示．由于加載端板將拉力傳遞至混凝土內部的縱筋是通過錨筋的錨固來實現(xiàn)的，若拼接節(jié)點在極限荷載作用下端部開裂嚴重，錨筋的錨固效果將大打折扣．因此，拼接節(jié)點在沿加載端板軸線方向拉力作用下，其截面形心位置將隨端部區(qū)域混凝土的開裂情況發(fā)生變化，如若混凝土未開裂，則截面形心c1可通過圖16(a)計算；如若混凝土開裂完全退出工作，則截面形心c2通過圖16(b)計算．試驗過程中，錨筋的錨固效果介于兩者之間，因此，分別計算出錨筋參與與不參與兩種情況下的極限承載力.

圖15 試件受力示意

圖16 偏心距計算圖

根據幾何學原理，可按式(7)計算出圖16對應截面的形心位置為c1＝88.4mm、c2＝68.95mm，進而計算得到兩種情況下的慣性矩x1＝51083503.4mm4、x2＝34926757.3mm4．

試驗過程中5組試件的最小破壞荷載為1300kN，假設拉力均由鋼板承擔，根據式(8)計算得到圖16對應截面在偏心拉力作用下的U形鋼板關鍵位置處的應力，如表8所示．

表8 偏心拉力作用下U形鋼板關鍵位置處應力

由表8可以看出，若混凝土未開裂，整個截面的偏心距最小，截面處于最有利受力狀態(tài)，此時U形鋼板側板中間位置應變片C1測點處的應力達到了298MPa，為屈服強度的85%；若混凝土完全開裂，整個截面的偏心距最大，截面處于最不利受力狀態(tài)，此時側板中間位置C1測點處已經屈服．實際試驗過程中，錨筋區(qū)域的混凝土開始陸續(xù)出現(xiàn)裂縫，因此，試驗測得鋼板應力應介于最不利和最有利理論計算結果之間，繪制5組試件在1300kN荷載作用下U形鋼板所有測點位置的應力分布曲線，如圖17所示．

圖17 理論與實際應力對比

由圖17還可以看出SJ1和SJ2的側板應力明顯大于SJ3～SJ5、相應的底板應力明顯小于SJ3～SJ5．顯然SJ1和SJ2的受力情況更接近于最不利情況，而SJ3～SJ5的受力情況更接近于軸心受力的有利情況，各部分受力更為均勻．而對比SJ1與SJ4的端部裂縫開展圖(圖18)，也可以看出由于SJ1的栓釘數量最少，SJ1的端部裂縫較SJ4更為密集，其端部混凝土在極限荷載下對縱筋的錨固效果更差，截面受力接近于最不利情況．因此，不難看出，U形鋼板-混凝土組合梁拼接節(jié)點的受力情況與栓釘的布置形式息息相關，栓釘布置數量與形式會影響混凝土的裂紋開展，進而影響節(jié)點內的內力分布規(guī)律．

圖18 裂縫開展對比

6 有限元分析

由于試驗條件限制，試驗過程中布置的有限測點尚不足以完全表征U形鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點的力學性能，因此，采用有限元軟件ABAQUS建立節(jié)點數值模型，模擬偏心加載過程．

6.1 有限元模型

6.1.1 本構關系

混凝土受拉、受壓本構模型均采用《混凝土結構設計規(guī)范》中的經典本構關系，如圖19(a)所示，材料塑性參數取值如表9所示，其中黏性系數取為0.0005，以保證模型計算結果的收斂性；栓釘和鋼梁采用雙折線本構模型，如圖19(b)所示．圖中：c,r、c,r分別為混凝土的單軸抗壓強度代表值及相應的峰值壓應變；t,r、t,r分別為混凝土的單軸抗拉強度代表值及相應的峰值拉應變；u、u分別為鋼材極限強度及相應的極限應變；y、y分別為鋼材屈服強度及相應的彈性極限應變．

圖19 本構關系

表9 混凝土材料塑性參數

6.1.2 模型的建立

利用對稱性建立構件的1/4模型，構件的內部模型如圖20所示，主要包括端板、混凝土、U形鋼板、栓釘、錨筋及縱筋．其中，端板、U形鋼板、混凝土和栓釘均采用C3D8R實體單元模擬，縱筋和錨筋采用T3D2桁架單元模擬．不同部件間設置符合試件真實情況的接觸關系，其中，鋼板和混凝土之間采用面面接觸，法向假定是硬接觸，切向假定摩擦系數為0.6[10]；栓釘與鋼板、栓釘與混凝土、端板與錨筋均采用tie約束[11]；縱筋和錨筋均采用嵌入的方式內置于混凝土中．

圖20 試件內部模型

6.2 分析結果

6.2.1 U形鋼板應力分布規(guī)律

為驗證有限元分析的準確性，提取加載過程中5組試件U形鋼板的應力，并與試驗值進行對比，圖21所示為5組試件在側板C1測點和底板B1測點處的縱向應力變化曲線，可以看出U形鋼板側板應力的有限元計算值隨加載過程的變化趨勢與試驗值是基本吻合的，即均經歷了3個階段：①無滑移階段(0～18%u)；②脫離階段((18%～80%)u)；③側板屈服階段((80%～100%)u)．底板關鍵位置應力的有限元計算值與試驗值也均經歷了2個階段：①無滑移階段(0～18%u)；②脫離階段((18%～100%)u)．由此可以看出有限元模型能夠較好地模擬U形鋼板組合下肋梁拼裝節(jié)點的受力全過程．

圖21 U形鋼板應力隨加載過程變化曲線

事實上，結構內部應力狀態(tài)為三向受力的復雜狀態(tài)，仍以1300kN荷載作用時的狀態(tài)作為參考，提取5組試件的Mises等效應力云圖，如圖22所示．由圖22可知5組試件U形鋼板的側板頂端位置處均為應力較大處，靠近底板的側板邊緣處則為應力最小處．其中，SJ1～SJ3試件在側板拼接區(qū)域高強螺栓處出現(xiàn)應力突變，而SJ4～SJ5試件此區(qū)域的應力則較為均勻．

此外，對比圖22(a)～(d)可發(fā)現(xiàn)，側板上端位置處的應力隨著栓釘數量的增多而減小，而側板下端位置處的應力則隨著栓釘數量的增多而增大；底板上的應力則隨著栓釘數量的增加而增大．

對比圖22(d)～(e)可發(fā)現(xiàn)，在栓釘布置形式一定的情況下，混凝土強度對U形鋼板的影響較小．為更為清晰地分析U形鋼板上的應力分布規(guī)律，再次提取U形鋼板在截面1位置處的縱向應力分布曲線．圖23為底板從其與側板交點起沿其寬度方向，以及側板從交點起沿其高度方向的應力分布曲線．由圖23可知，SJ4和SJ5的U形鋼板應力確實相差很小，兩組試件在底板B1測點位置處的應力僅相差10MPa左右，側板上C1測點位置處的應力僅相差2MPa左右，但是其規(guī)律是明顯的：①U形鋼板底板上的應力，由于栓釘的影響，沿其橫向將產生波動；②側板應力沿其高度逐漸增大，表現(xiàn)出拉彎的受力特性；③混凝土強度的提高使底板應力略有減小，使側板的應力略有增大．其中側板C1測點處應力的分布規(guī)律與第4.4節(jié)表7的試驗結果較為吻合；而底板B1測點處的應力分布規(guī)律與表7中的試驗值存在出入，分析其原因一方面是由于SJ4和SJ5的應力差值本身較小，試驗過程中有可能存在儀器測量誤差；另一方面，由于底板應力的波動規(guī)律，測點位置布置偏差也可以導致兩者的應力差值偏離理論值．

圖22 U形鋼板應力云圖

圖23 U形鋼板應力分布曲線

6.2.2 縱筋應力分布規(guī)律分析

組合梁傳遞拉力主要依靠外部U形鋼板與內部縱筋．在理清U形鋼板的應力分布規(guī)律后，可對組合梁內的縱向鋼筋進行分析．圖24所示為5組試件在1300kN拉力作用下的應力云圖，可以看出各試件的面筋應力分布規(guī)律基本相同，最大應力出現(xiàn)在面筋上，且面筋應力從加載端向跨中位置逐漸增大．

對比圖24(a)～(c)可知，縱向鋼筋的最大應力會隨著栓釘數量的增加而逐漸減??；對比圖24(c)和(d)可以看出當栓釘數量一樣而采用交錯布置方式時，縱筋的最大應力也將會減小．這說明隨著組合下肋梁內部抗剪能力的增大，縱向鋼筋最大應力有減小趨勢，也就是縱向鋼筋上的應力分布有趨于均勻的趨勢．對比圖24(d)和(e)可知，隨著混凝土強度等級的提高，縱向鋼筋上的最大應力略有增加，不難理解，這是因為混凝土與鋼筋和鋼板間的抗剪能力會隨混凝土強度的提高而增大，進而可讓鋼板傳遞更多荷載到縱筋上．

圖24 鋼筋應力云圖

6.2.3 栓釘應力

圖25為各試件在1300kN拉力作用下的栓釘應力云圖，可以看出最大應力是在SJ3內第3列、靠近中間位置的栓釘底部，達215MPa，但未超其屈服強度，其余試件內栓釘的最大應力集中在140～175MPa范圍內，且SJ4的最大應力僅有153MPa，遠小于材料的屈服強度．

圖25 栓釘應力云圖

由圖25還可以看出，各試件的第3列栓釘應力均高于其他3列，各栓釘應力分布均為從根部到頂部逐漸減?。畬Ρ确治鰣D25(d)和圖25(e)可知，當混凝土強度由C40提高到C50時，對應的栓釘最大應力由153.4MPa增加到162.7MPa，這說明栓釘最大應力與混凝土強度呈正相關關系．這是因為混凝土更高的抗壓強度將使栓釘周圍混凝土分擔更多荷載，進而栓釘的應力也隨之增大．

6.2.4 混凝土損傷云圖分析

圖26所示為SJ1混凝土在不同荷載作用下的拉伸損傷云圖．由圖26(a)可知，當拉力為150kN時，SJ1有限元模型位于第1列栓釘上部的混凝土會首先出現(xiàn)橫向貫穿損傷；試驗時，在荷載為180kN時，同樣位置的混凝土也出現(xiàn)裂縫．由圖26(b)可知，當荷載為425kN時，有限元模型將在二次澆筑處出現(xiàn)一條貫穿裂縫；試驗中荷載達到450kN左右時，在二次澆筑處也出現(xiàn)一條橫向的貫穿裂縫．由圖26(c)可知，當荷載為624kN時，有限元模型在端部位置出現(xiàn)了兩條縱向損傷，與試驗記錄的端部混凝土出現(xiàn)兩條縱向裂縫的現(xiàn)象吻合．由圖26(d)可知，荷載為1300kN時，有限元模型的端部混凝土損傷嚴重，也與試驗記錄的端部混凝土發(fā)生劈裂的現(xiàn)象相符．

圖26 SJ1混凝土開裂過程

圖27為SJ4混凝土在不同荷載作用下的開裂過程模擬圖，SJ2、SJ3、SJ5的混凝土損傷情況與SJ4相似，在此不再贅述．對比圖27與圖12可以看出，SJ4有限元模型開裂過程與試驗現(xiàn)象基本吻合：在225kN時，有限元模型的端部混凝土將出現(xiàn)損傷(圖27(a))；試驗過程中，SJ4在240kN時端部發(fā)生開裂(圖12(c)中3號裂縫)，兩者現(xiàn)象較為吻合．416kN時，有限元模型在第2列栓釘上方混凝土出現(xiàn)一條橫向的損傷(圖27(b))；試驗過程中，450kN時混凝土在第2列栓釘上方開裂(圖12(c)中4號裂縫). 620kN時，有限元模型在跨中位置出現(xiàn)了橫向和縱向的損傷，如圖27(c)所示，這與試驗中觀察到的現(xiàn)象(圖12(d))相符．在1300kN時，有限元模型端部混凝土損傷較為嚴重，如圖27(d)所示，與試驗中觀察到混凝土在端部發(fā)生劈裂(圖12(e))吻合．此外，與SJ1類似，在整個加載過程中，有限元模型在拼接處提前出現(xiàn)裂縫，分析其原因與SJ1類似．

圖27 SJ4試件混凝土開裂過程模擬圖

Fig.27 Simulation diagram of the concrete cracking proc-ess of specimen 4

為更為直觀地對比有限元模型與試驗實測裂縫的開展情況，以橫向裂縫的開展過程為例對比有限元計算結果與試驗實測結果．由前述分析可知，在450kN時，SJ4的主要幾條橫向裂紋已開展完成，圖28所示即為SJ4在450kN時的裂縫開展俯視圖；然后利用ABAQUS后處理中的對稱結果將SJ4在對應階段的1/4有限元模型計算結果顯示為完整模型，如圖29所示．對比圖28和圖29可知，試驗加載至240～450kN時，將在試件的端部和第2列栓釘上方先后出現(xiàn)橫向裂縫，即240kN時出現(xiàn)圖28中的1、2號裂縫，450kN時出現(xiàn)圖28中的3、4號裂縫；圖29中的有限元計算結果顯示，SJ4在300kN附近時，裂縫將陸續(xù)出現(xiàn)在第2列栓釘附近的橫截面和試件端部上方．由此可見有限元模型可較好地反映偏心拉伸作用下U形鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點的受拉性能．

圖28 SJ4混凝土裂縫

Fig.28 Concrete crack of specimen 4

圖29 SJ4混凝土拉伸損傷

6.3 參數化分析

為研究U形鋼板組合梁拼接節(jié)點的力學性能，采用上述有限元模型進行參數化分析，由表5可知U型鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點約29%的荷載由縱筋承擔，其中約75%的荷載又是由面筋所承擔；而在栓釘布置形式一定的情況下，混凝土強度對U形鋼板的應力影響較小，對縱筋的應力影響較大．因此分別考察面筋直徑、混凝土強度等因素對節(jié)點受力性能的影響．

6.3.1 面筋直徑對節(jié)點受力性能的影響

以SJ4為參考，分別考察面筋直徑為18mm、20mm、22mm和24mm時，拼裝節(jié)點的受力性能. 圖30所示為面筋直徑變化時，組合梁跨中側板應力隨荷載變化曲線的對比．由圖30可知，側板應力將隨著面筋直徑的增大而減?。M一步對比加載至接近極限荷載，即1300kN時的情況，發(fā)現(xiàn)面筋直徑若增大2mm，側板應力可降低約2.6%，具體計算結果如表10所示．

圖30 不同面筋直徑時側板荷載-應力曲線

6.3.2 混凝土強度對節(jié)點受力性能的影響

仍以SJ4為基準，分別更改混凝土強度等級為C30、C40、C50、C60，考查混凝土強度對節(jié)點受力性能的影響．圖31為采用不同強度等級混凝土時截面1處的側板中間應力隨荷載變化曲線對比圖．由圖31可知，側板應力隨混凝土強度等級的提高而不斷減小，但混凝土強度對其影響程度較?。畬Ρ确治黾虞d至接近極限荷載即1300kN時的情況，發(fā)現(xiàn)混凝土強度等級每提高10N/mm2，側板中間應力可減小約2.11%，如表11所示．

表10 不同面筋直徑時拼裝節(jié)點側板的中間應力

圖31 不同混凝土型號的側板荷載-應力曲線

表11 不同混凝土型號的截面1處側板中間應力

7 結 論

(1) U形鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點在偏心拉力作用下，其內力變化大致可分為無滑移階段和脫離階段，且各試件的破壞形式均為混凝土發(fā)生劈裂破壞，靠近端部U形鋼板發(fā)生明顯變形，鋼板與混凝土發(fā)生脫離．

(2) U形鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點主要依靠U形鋼板和縱向鋼筋傳遞拉力，其中U形鋼板傳遞約71%的拉力，縱向面筋傳遞約21%的拉力，而縱向底筋僅傳遞不到8%的拉力．

(3)在偏心拉力作用下，栓釘數量及布置形式對節(jié)點力學性能有較大影響，U形鋼板的底板應力隨著栓釘數量的增加而增大，而側板應力則相反，且當栓釘數量增加時，節(jié)點的極限承載力可提高約4%～8%.

(4)U形鋼板-混凝土組合下肋梁拼接節(jié)點的受力性能受鋼筋直徑和混凝土強度的影響較小，隨著混凝土強度的提高以及鋼筋直徑的增大，U形鋼板的應力略微減小，鋼筋應力略有增大．

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Experimental Study of U-Shaped Steel-Concrete Composite Beam Joints Under Tension

Yan Renzhang1, 2, 3，Huang Zhonghe1, 2，Yan Chunling1, 2，Sun Tao4，Wan Liyuan1, 2，Wang Qiming5

(1. State Key Laboratory of Mountain Bridge and Tunnel Engineering，Chongqing Jiaotong University，Chongqing 400074，China；2. School of Civil Engineering，Chongqing Jiaotong University，Chongqing 400074，China；3. School of Civil Engineering，Tianjin University，Tianjin 300072，China；4. Department of Military Facility，Army Logistic University of PLA，Chongqing 401331，China；5. China Aerospace Construction Group Corporation Limited，Beijing 100071，China)

When a composite beam with a U-shaped steel plate of the open-web sandwich plate structure is assembled，it has clear stress and convenient construction to set the splice joint in the midspan position；however，the greater tensile force at the splice joint also makes it a weak part of the entire structure. Therefore，to study the mechanical properties of a splice joint of a composite beam with a U-shaped steel plate under eccentric loads and ver-ify the reliability of the joint connection，this paper designed 5 full-scale test models of a composite beam with a U-shaped steel plate and conducted static load testing of the joint under eccentric tension load. A comparison with the finite element model clarified the internal force distribution law and failure mode of the joint under tension and re-vealed the influence of stud arrangement，concrete strength，and steel bar diameter on the tensile properties of the splice joint. Results show that approximately 71% of the load at the splice joint of the U-shaped steel-concrete compos-ite beam is borne by the U-shaped steel plate，approximately 29% of the load is borne by longitudinal steel bars，and the internal force of the joint is unevenly distributed along the length direction of the specimen under tensile force；under ultimate load，the concrete of the splice joint of the composite beam is split，the maximum stress on the U-shaped steel plate reaches more than 95% of the yield strength of the material，and it peels off from the concrete. In addition，comparing and analyzing the test results of five groups of specimens and the results of finite element para-metric analysis shows that the ultimate bearing capacity of joints can increase by 4%—8% by increasing the number of studs，and the stress of the U-shaped steel plate bottom plate increases with the number of studs；however，increasing the concrete strength and upper steel bar diameter can slightly reduce the stress of the U-shaped steel plate.

composite structure；U-shaped steel-concrete composite beam；splice joint；experimental study

TU398.903

A

0493-2137(2022)09-0973-15

10.11784/tdxbz202109012

2021-09-07；

2021-11-01.

嚴仁章（1987— ），男，博士，教授，rz_yan@cqjtu.edu.cn.

王其明，wangqmemail@126.com.

中國航天科工集團公司自主創(chuàng)新課題資助項目(2017-C-M-2)；國家自然科學基金青年基金資助項目(51708067)；重慶市自然科學基金資助項目(cstc2020jcyj-msxmX0089).

the Independent Innovation Project of China Aerospace Science and Industry Corporation(No.2017-C-M-2)，the National Natural Science Fund for Distinguished Young Scholars of China(No.51708067)，the Natural Science Foundation of Chongqing，China (No.cstc2020jcyj-msxmX0089).

(責任編輯：金順愛)