鋼板-混凝土組合連續(xù)板抗彎承載性能

陳玉立 Sharmila Raut 劉 路 李明鴻 宗周紅

(1 東南大學(xué)爆炸安全防護教育部工程研究中心, 南京 211189)(2 東南大學(xué)土木工程學(xué)院, 南京 211189)

鋼板-混凝土組合板是由鋼板和混凝土通過栓釘或者開孔鋼板等連接件組合而成，可以充分發(fā)揮鋼板與混凝土的組合效應(yīng)，其底部鋼板可以部分代替下層受拉鋼筋，減少混凝土的用量[1-2].施工過程中，底鋼板還可作為澆筑混凝土的永久模板，有助于加快施工進度.目前，鋼板-混凝土組合板主要用于橋梁組合橋面板、高層建筑組合樓板等.

進入21世紀(jì)以來，鋼板-混凝土組合板在我國的橋梁建設(shè)中得到了廣泛應(yīng)用.2006年廣東佛山東平大橋采用鋼板-混凝土組合橋面板，系國內(nèi)首次采用組合橋面板的橋梁；2013年四川省合江縣的合江長江一橋也采用了鋼板-混凝土組合橋面板.Kim等[3]、占玉林等[4]研究了正彎矩區(qū)域的組合橋面板力學(xué)性能，發(fā)現(xiàn)鋼板-混凝土組合橋面板具有良好的整體性能，承載能力較高.楊勇等[5-6]對6塊鋼板-混凝土組合橋面板進行了受力性能研究，結(jié)果表明組合板靜力與疲勞性能良好，并提出了組合橋面板承載力計算公式.楊悅等[7]通過研究單面鋼板-混凝土組合板的受彎性能發(fā)現(xiàn)，按完全抗剪連接設(shè)計的試件破壞形態(tài)與適筋梁相似，具有良好的受彎承載能力和延性.Jeong等[8-9]測試了33塊壓型鋼板-混凝土組合板在正負彎矩作用下的受力性能，并提出了較為準(zhǔn)確的縱向剪切承載力計算公式.葉琳等[10]對鋼-纖維增強混凝土組合橋面板在局部輪載作用下的彎曲性能進行了試驗研究,發(fā)現(xiàn)其抗拉彎和抗疲勞性能得到增強.上述研究均表明，鋼板-混凝土組合橋面性能良好，但大都是基于簡支組合板，鮮有針對連續(xù)組合板抗彎承載力的研究，不能全面滿足組合板的設(shè)計和工程應(yīng)用要求.因此，有必要開展鋼板-混凝土組合連續(xù)板的抗彎性能研究.

本文對2塊不同抗剪連接程度的鋼板-混凝土組合連續(xù)板進行了抗彎承載力試驗,并利用有限元軟件ABAQUS進行非線性全過程分析，研究抗剪連接程度對組合連續(xù)板抗彎承載力的影響.研究結(jié)果可為鋼板-混凝土組合連續(xù)板的設(shè)計提供借鑒.

1 試驗

1.1 試件設(shè)計

本試驗設(shè)計了2塊鋼板-混凝土組合連續(xù)板，編號分別為CSP-1和CSP-2.試件CSP-1為完全抗剪連接，抗剪連接程度[11]為100%；試件CSP-2為部分抗剪連接，抗剪連接程度為66.7%.組合連續(xù)板的幾何尺寸相同，長6 200 mm，寬700 mm，厚210 mm.混凝土與底鋼板由開孔鋼板連接件連接.混凝土層采用C40混凝土材料，開孔鋼板連接件及底鋼板均采用Q345鋼材.開孔鋼板連接件厚度為6 mm，開孔直徑為50 mm，開孔中心間距為200 mm.開孔鋼板連接件示意圖見圖1.試件中的鋼筋骨架由開孔鋼板中的貫穿鋼筋與頂?shù)撞颗渲玫臉?gòu)造鋼筋共同組成，采用HPB300級鋼筋.各試件的鋼筋布置見圖2.

圖1 1/2開孔鋼板連接件示意圖(單位：mm)

(a) 試件CSP-1

1.2 加載方案及測點布置

鋼板-混凝土組合連續(xù)板試件采用四點對稱加載，中間支座采用固定鉸支座，兩邊的支座采用可動鉸支座；靠近東邊的一跨為東側(cè)跨，靠近西邊的一跨為西側(cè)跨.正式加載前，各加載點以慢速從0 kN加載到15 kN，對試件進行預(yù)壓，消除試件及加載系統(tǒng)的非彈性應(yīng)變.正式加載時，使用2個MTS 1 000 kN電液伺服作動器進行同步位移加載，混凝土開裂前每級位移增量為1 mm，混凝土開裂后每級位移增量為2 mm，直到荷載不再持續(xù)增長并呈現(xiàn)下降趨勢后，停止加載.

試驗量測了跨中截面和加載點截面處混凝土和鋼板的應(yīng)變以及豎向位移.加載裝置或試件頂面、試件底面及側(cè)面的應(yīng)變測點位置見圖3.

(a) 四點彎曲加載圖

2 試驗結(jié)果與分析

2.1 破壞形態(tài)

試驗加載到0.07Fu～0.25Fu(Fu為極限荷載)時，中間支座截面附近出現(xiàn)初始的連續(xù)裂縫.當(dāng)荷載超過0.25Fu時，彎曲裂縫從加載點之間的底部開始產(chǎn)生，裂縫數(shù)目和深度隨荷載的增加而增加.當(dāng)荷載達到0.4Fu時，組合板出現(xiàn)響聲，并隨著荷載的增加而愈發(fā)明顯，端部開孔鋼板連接件處混凝土出現(xiàn)豎向裂縫.當(dāng)荷載達到0.5Fu～0.6Fu時，剪跨段的豎向裂縫發(fā)展為斜裂縫.隨后，對于試件CSP-1，剪跨段斜裂縫逐漸增多，達到極限荷載時，受壓區(qū)混凝土明顯壓碎；對于試件CSP-2，剪跨段斜裂縫逐漸延伸，在極限荷載作用下，東側(cè)跨斜裂縫逐漸延伸至混凝土板頂，此后荷載開始下降，跨中撓度發(fā)展較快.為使試驗現(xiàn)象更加明顯，進一步加大液壓，發(fā)現(xiàn)荷載迅速下降，跨中撓度增加的速度變快，試件破壞，停止加載.各試件加載最終破壞形態(tài)見圖4，裂縫分布圖見圖5.2個試件均發(fā)生彎剪破壞，但破壞現(xiàn)象并不完全相似.對于部分抗剪連接的組合連續(xù)板試件CSP-2，隨著界面剪力的增加，剪跨段內(nèi)開孔鋼板連接件圓孔中的混凝土榫逐漸被剪壞，導(dǎo)致試件水平抗剪能力不足，剪跨段產(chǎn)生斜裂縫后，隨著荷載的增大，斜裂縫持續(xù)向上延伸發(fā)展，直至試件破壞.

(a) 試件CSP-1

(a) 試件CSP-1

2.2 荷載-撓度曲線

圖6給出了組合板加載全過程的跨中荷載-撓度曲線.由圖可知，2個試件均經(jīng)歷了近似彈性、彈塑性和塑性階段.在加載初期，2個試件的剛度接近，表明其受力性能差別較小.隨著荷載的增大，由于中間支座處截面附近混凝土開裂，結(jié)構(gòu)剛度降低，試件的荷載-位移曲線斜率開始逐漸變緩.荷載進一步增大，豎向剪力和縱向界面剪力增加，試件CSP-2 的抗剪連接程度較弱，整體剛度下降較快.隨后，組合連續(xù)板其中一跨的荷載位移曲線進入下降段，位移急劇增大而荷載下降，組合連續(xù)板喪失承載能力.試件CSP-2的抗彎承載力明顯低于試件 CSP-1，極限荷載較試件CSP-1低42.1%，但其延性性能略有改善.

(a) 試件CSP-1

2.3 荷載-應(yīng)變曲線

組合板加載全過程的跨中截面應(yīng)變分布見圖7.由圖可知，在加載初期，跨中截面的應(yīng)變呈線性分布，基本符合平截面假定.隨著荷載的逐漸增大，應(yīng)變增長加快，曲線呈現(xiàn)非線性變化.

(a) 試件CSP-1

組合板加載全過程的荷載-應(yīng)變曲線見圖8.由圖可知，在加載初期，跨中混凝土頂面的壓應(yīng)變和鋼板底面的拉應(yīng)變基本相同.隨著荷載的增加，

(a) 混凝土頂面

混凝土開裂以及鋼混界面的相對滑移導(dǎo)致跨中底鋼板的應(yīng)變相對于混凝土有所滯后.由于試件CSP-2為部分抗剪連接試件，破壞時跨中鋼板最大拉應(yīng)變約為1.2×10-3，未達到屈服應(yīng)變，跨中混凝土最大壓應(yīng)變約為1.7×10-3.應(yīng)變數(shù)據(jù)測量結(jié)果表明，試件CSP-2 的鋼材與混凝土材料性能未能得到充分發(fā)揮，極限承載力降低.

3 組合連續(xù)板非線性分析

3.1 有限元模型

本文采用有限元軟件ABAQUS對2塊鋼板-混凝土組合連續(xù)板進行數(shù)值模擬分析，利用全尺寸精細化建模.混凝土和鋼板均采用減縮積分格式的八節(jié)點三維實體單元C3D8R，貫穿鋼筋和分布鋼筋均采用兩節(jié)點三維桁架單元T3D2.劃分網(wǎng)格時，考慮計算精度和效率，混凝土和底鋼板網(wǎng)格均采用30 mm的網(wǎng)格.利用四點對稱集中加載方式，為防止加載點和支座處混凝土出現(xiàn)應(yīng)力集中現(xiàn)象，建模時在加載處和支座處設(shè)置鋼墊片.以試件CSP-1為例，有限元模型及網(wǎng)格劃分示意圖見圖9.

圖9 有限元模型示意圖

3.2 材料本構(gòu)

3.2.1 混凝土

采用有限元軟件ABAQUS中的塑性損傷模型對混凝土材料受力行為進行模擬.依據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[12]，得到混凝土單軸應(yīng)力-應(yīng)變(σ-ε)曲線(見圖10).根據(jù)混凝土立方體抗壓強度的實測結(jié)果，混凝土軸心抗壓、抗拉強度和初始彈性模量計算公式分別為

圖10 單軸應(yīng)力-應(yīng)變曲線

fc=0.76fcu

(1)

ft=0.395(fcu)0.55

(2)

(3)

式中,fc、ft分別為混凝土實際軸心抗壓、抗拉強度的推算值；fcu為混凝土立方體抗壓強度的實測值，本文中fcu=41.0 MPa；Ec為混凝土實際彈性模量的推算值.

3.2.2 鋼材

Q345鋼板和HPB300鋼筋本構(gòu)均采用雙折線彈塑性模型.模型中考慮強化段，不考慮斷裂失效，普通鋼筋和鋼板的屈服應(yīng)力、抗拉強度等材料參數(shù)分別依據(jù)規(guī)范[12-13]取用.鋼板強化段的彈性模量取為0.01Es(Es為鋼材的彈性模量)[14].應(yīng)力-應(yīng)變曲線見圖11，材料參數(shù)見表1.圖中，σs,y、σs,u分別為鋼材的屈服強度和極限強度；εs,y、εs,u分別為鋼材的屈服應(yīng)變和峰值應(yīng)變.

圖11 鋼板及普通鋼筋應(yīng)力-應(yīng)變曲線

表1 鋼材材料參數(shù)

3.3 邊界條件

鋼板-混凝土組合連續(xù)板的邊界條件包括鋼筋與混凝土的連接、鋼板與混凝土之間的接觸等.本文通過Embedded region約束模擬鋼筋和混凝土之間的連接，不考慮兩者間的相對滑移.底鋼板、開孔鋼板連接件與混凝土間的界面模擬相對困難，與材料性質(zhì)和界面的光滑程度等因素有關(guān).本文采用Surface-to-surface接觸模擬底鋼板、開孔鋼板連接件與混凝土之間的黏結(jié)滑移，法向采用硬接觸，切向采用允許彈性滑動的罰摩擦，摩擦系數(shù)取為0.2[15].加載處和支座處設(shè)置的鋼墊片采用Tie約束與試件主體連接.對加載處的鋼墊片施加豎向位移，以模擬試驗中的位移控制加載.

3.4 網(wǎng)格收斂性分析

有限元分析計算時，需要采用網(wǎng)格劃分技術(shù)對所建立的模型進行離散化.網(wǎng)格過于粗糙或者過于精細都會對有限元計算造成不良影響.因此，有限元計算中應(yīng)合理劃分網(wǎng)格大小.

本文中模型網(wǎng)格采用三維實體單元C3D8R.在模擬彎曲行為時，沿構(gòu)件高度方向至少劃分4個網(wǎng)格.初步的網(wǎng)格尺寸可取為50 mm，隨后對網(wǎng)格尺寸為40、30 mm的模型進行了計算對比.荷載-撓度曲線對比見圖12.

圖12 不同網(wǎng)格尺寸的荷載-撓度曲線對比

由圖12可知，基于3種網(wǎng)格尺寸的模型計算得到的荷載-撓度曲線相似.網(wǎng)格尺寸為50、40、30 mm所對應(yīng)的極限荷載分別為789.9、795.9、780.3 kN，精度相差不超過2%.采用ABAQUS軟件中的塑性損傷模型來模擬混凝土，該模型在單元積分點處不能演化為混凝土裂縫.當(dāng)積分點的拉伸等效塑性應(yīng)變大于零，且最大主塑性應(yīng)變?yōu)檎禃r，該點可視為產(chǎn)生裂縫[16].3種網(wǎng)格尺寸對應(yīng)的最大主塑性應(yīng)變云圖見圖13.由圖可知，網(wǎng)格越精細，則破壞模型模擬效果越好.因此，本文選取網(wǎng)格尺寸為30 mm的數(shù)值模型進行計算.

(a) 網(wǎng)格尺寸為50 mm

3.5 計算結(jié)果與試驗結(jié)果的對比

3.5.1 跨中荷載-撓度

有限元軟件ABAQUS分析得到的荷載-撓度曲線計算結(jié)果與試驗結(jié)果對比見圖14.由圖可知，2塊組合連續(xù)板均經(jīng)歷了彈性階段、彈塑性階段以及塑性階段.試件CSP-1的極限荷載計算值為780.26 kN，試驗值為849.36 kN，誤差為8.14%；試件CSP-2的極限荷載計算值為503.48 kN，試驗值為494.68 kN，誤差為1.78%.試件的初始剛度計算值偏大,這是因為在有限元模擬中，有限單元均由理想的、各向同性的單元組成，而實際的試件材料組成比較復(fù)雜，混凝土材料不均勻，鋼板也可能存在不同程度的初始缺陷，導(dǎo)致加載過程中試件會提前損壞.此外，計算時未考慮混凝土的收縮徐變也可能是造成試件剛度偏大的原因之一.從結(jié)果來看，可以認(rèn)為有限元模擬結(jié)果是合理的.

(a) 試件CSP-1

3.5.2 跨中荷載-應(yīng)變

試件CSP-1和CSP-2的跨中混凝土頂面、鋼板底面荷載-應(yīng)變對比見圖15.由圖可知，荷載-應(yīng)變曲線的變化規(guī)律基本一致，說明有限元模擬結(jié)果可以準(zhǔn)確地反應(yīng)鋼板-混凝土組合連續(xù)板的應(yīng)變分布規(guī)律.在保證精度和計算效率的情況下，本文模擬的試件平均網(wǎng)格長度為30 mm，而實際中混凝土和鋼板上粘貼的應(yīng)變計尺寸小于10 mm.因此，只有當(dāng)有限元中劃分的網(wǎng)格尺寸不斷減小時，計算值與實測值之間的差距才會縮小.

(a) 試件CSP-1，混凝土頂面

3.5.3 裂縫

試件CSP-1和CSP-2的最大主塑性應(yīng)變見圖16.由圖可知，計算結(jié)果與圖4中的實際裂縫擴展較為類似.由圖17所示的受拉損傷云圖也可看出，計算結(jié)果與實際試件破壞結(jié)果類似.

(a) 試件CSP-1

(a) 試件CSP-1

4 組合連續(xù)板參數(shù)分析

在組合橋梁的設(shè)計過程中，鋼與混凝土之間的連接是按照完全抗剪程度設(shè)計的，即不考慮鋼與混凝土之間的滑移.基于此，本文選取混凝土厚度和底鋼板厚度對完全抗剪連接的試件CSP-1進行參數(shù)分析.

4.1 底鋼板厚度的影響

不同底鋼板厚度時試件CSP-1的跨中荷載-

撓度曲線見圖18.由圖可知，隨著底鋼板厚度的增加，試件的抗彎承載力也相應(yīng)提高，但開裂荷載變化不明顯.不同厚度底鋼板的組合板極限荷載見表

圖18 不同底鋼板厚度時試件CSP-1的跨中荷載-撓度曲線

2.由表可知，當(dāng)?shù)卒摪搴穸葟? mm增加到8 mm時，試件的極限荷載提高了13.35%；當(dāng)?shù)卒摪搴穸壤^續(xù)增加到10 和12 mm時，極限承載力的變化率分別為5.27%和3.36%.由此說明鋼板厚度的變化對抗彎承載力的影響有限，這是因為組合板的破壞不以鋼板的屈服作為控制條件，而是混凝土或開孔鋼板連接件的破壞.極端情況下，組合板的破壞情況與混凝土超筋梁始于受壓區(qū)混凝土壓碎的破壞情況相似.

表2 不同底鋼板厚度時試件CSP-1的極限荷載比較

4.2 混凝土層厚度的影響

在鋼板-混凝土組合板中，混凝土的體積幾乎占據(jù)了整個試件的90%.當(dāng)混凝土厚度過小時，鋼混組合發(fā)揮不了優(yōu)勢；混凝土厚度過大，其自重又限制了整個組合橋面的承載力.因此，選擇合適厚度的混凝土對于組合板來說尤為重要.

圖19給出了不同混凝土厚度時試件CSP-1的跨中荷載-撓度曲線.由圖可知，隨著混凝土厚度的增加，組合板剛度增大，承載力增大，開裂荷載也增大，但是組合板的延性卻有所下降.各厚度的組合板特征荷載見表3.由表可知，組合板的極限荷載變化率均大于10%，說明增大組合板的混凝土層厚度會使極限承載力明顯增加，但組合板極限承載力的增長幅度卻逐漸減小.究其原因在于，混凝土厚度的增加會導(dǎo)致整個橋面板的自重增加，削弱了組合板的抗彎承載力.因此，在實際帶有組合板的組合梁設(shè)計過程中，需要根據(jù)橋梁的局部和整體剛度，采用適當(dāng)厚度的混凝土，以提高橋面的承載能力，同時節(jié)約材料的用量.

圖19 不同混凝土厚度時試件CSP-1的跨中荷載-撓度曲線

表3 不同混凝土厚度時試件CSP-1的特征荷載比較

5 結(jié)論

1) 2塊不同抗剪連接程度的鋼板-混凝土組合連續(xù)板均發(fā)生彎剪破壞.其中，試件CSP-2的極限荷載較試件CSP-1降低42.1%，但延性略有改善.

2) 在彈性階段，跨中截面沿高度方向上的應(yīng)變基本為線性分布，符合平截面假定；進入彈塑性階段，跨中截面的應(yīng)變變?yōu)榉蔷€性分布.對于抗剪連接程度較低的連續(xù)組合板CSP-2, 鋼板與混凝土的材料強度無法得到充分發(fā)揮，極限承載力降低.

3) 基于ABAQUS有限元軟件建立的數(shù)值模型能較好地模擬鋼板-混凝土組合連續(xù)板的破壞全過程，數(shù)值分析結(jié)果與試驗結(jié)果總體吻合.

4) 增加底鋼板厚度能不同程度地提高鋼板-混凝土組合連續(xù)板的抗彎承載能力.極端情況下會出現(xiàn)與混凝土超筋梁類似的破壞形態(tài).

5) 增加組合連續(xù)板中混凝土厚度會同時提高試件的開裂荷載和極限荷載.但是，隨著構(gòu)件自重的增加，其對極限荷載的增加反而出現(xiàn)一定的削弱作用.