装配式双拼槽钢-混凝土组合梁受弯性能试验与承载能力分析

周凌宇 ，朱医博 ，李分规，戴超虎，周泉，徐增武，方蛟鹏 ，刘晓春

(1.中南大学 土木工程学院，湖南 长沙，410075；2.中南大学 高速铁路建造技术国家工程研究中心，湖南 长沙，410075；3.中建五局第三建设有限公司，湖南 长沙，410004)

钢-混凝土组合梁具有截面高度小、自身质量小、承载力高、刚度大等特点[1]，已广泛应用于建筑结构[2-5]和公路桥梁[6-9]等领域。传统组合梁采用现场浇筑的建造方式，湿作业量大，养护周期长。为适应装配式结构发展，研究者提出多种形式装配式组合梁，与传统组合梁相比，可满足快速施工，节能环保等建设要求。聂建国等[10-12]通过试验、有限元及理论分析等方法对叠合板组合梁和组合扁梁的承载力、刚度进行研究，发现叠合板、组合扁梁整体协同工作性能良好，叠合板有足够的抗剪强度，扁梁在弹性工作范围内没有明显滑移，最后提出叠合板、组合扁梁承载能力计算方法。WANG等[13-14]对预留孔装配整体式钢-混组合梁进行试验研究，分析了剪力连接程度、预留孔形状、混凝土板宽等对破坏模式、抗弯承载力的影响，发现预留孔的形状对组合梁的刚度影响不大，组合梁具有较高的抗弯承载力与抗滑移刚度。CHEN等[15-19]采用试验、有限元等方式研究了以贯穿高强螺栓作为抗剪连接件的装配式钢-预制混凝土板组合梁，发现预制孔径对组合梁的刚度和极限荷载影响较大，提高螺栓预紧力可提高组合梁的初始滑移荷载。在抗剪连接程度得到保证的前提下，该类组合梁具有较强的极限承载能力。可见，国内外学者对装配式组合梁的研究较多，但对于实际工程应用仍存在以下不足：1) 部分组合梁仍需现场湿作业，施工速度慢，养护周期长；2) 通过使用螺栓连接混凝土板与钢梁上翼缘的组合梁对施工精度与混凝土强度要求均较高，混凝土板与钢梁上翼缘无自然黏结，预留孔径对梁的刚度和极限荷载影响较大且螺栓预紧力易引起混凝土发生局部损伤。基于此，本文作者提出一种模块化装配式双拼预制槽钢-混凝土组合梁。该组合梁首先在工厂浇筑预制模块，运送至现场后通过高强螺栓连接预制模块腹板形成双拼槽钢组合梁。与其他组合梁相比，模块间完全实现干式连接；钢梁与混凝土自然黏结充分，抗滑刚度高；混凝土板在槽钢梁上翼缘下方，有效降低了梁高，增加了建筑使用净空；预制模块损坏后可快速拆卸更换，可实现对建筑的快速修复。为研究该组合梁的协同工作效应及受力性能，以混凝土板宽、抗剪连接件间距、槽钢型号为参数设计7根双拼槽钢预制混凝土板组合梁，并进行受弯试验，分析此组合梁的破坏形态、平面外分离、应变分布及抗弯承载能力等，提出极限抗弯承载力计算方法。

1 试验概况

1.1 试件设计与制作

组合梁基准试件构造示意图如图1所示，组合梁尺寸如图2 所示，组合梁设计参数如表1 所示。共设计7 根组合梁，总长为4 300 mm，净跨为4 000 mm，钢梁采用Q235B级热轧槽钢(普通槽钢32b和40b)。预制模块由槽钢、纵向加劲肋、抗剪连接件(厚度为16 mm)、钢筋网片及混凝土翼缘板组成，在现场使用M20 高强螺栓连接槽钢梁腹板腹板，形成双拼槽钢组合梁。

表1 试件设计参数Table 1 Design parameters of test piece mm

图1 基准试件构造示意图Fig.1 Structural diagrams of reference specimen

图2 基准试件尺寸详图Fig.2 Detail drawing of reference specimen size

1.2 材性试验

浇筑组合梁混凝土的同时浇筑3个标准材性试样，并与组合梁在同等条件下养护28 d 后，参照GB/T 50081—2019《混凝土物理力学性能试验方法标准》[20]，测得混凝土抗压强度为34.94 MPa，弹性模量为3.0×104MPa。

从槽钢腹板、纵向加劲肋和钢筋截取标准试件进行材性试验，所得力学性能如表2所示。

表2 钢材材性力学性能Table 2 Mechanical properties of steel

1.3 加载装置与测点布置

采用200 t 油压千斤顶对组合梁进行简支两点对称加载，通过分配梁施加集中荷载，两加载点间距为1 000 mm。试验前，对基准试件的极限荷载进行预估，按预估荷载的1/10～1/20 进行分级加载[21]，由此确定的加载制度为：在加载前期，采用20 kN/min 的加载速率，每级施加40 kN，持荷5 min观察试验现象并记录数据；在加载后期，组合梁刚度下降较快。为更好地控制试验进程，当组合梁下翼缘达到屈服应变后转为每级4 mm持荷5 min的位移加载模式，直至试件破坏。正式加载前，对组合梁进行预加载以确保各测量仪器正常工作。采用压力传感器测量荷载，在跨中及支座位置安装位移计测量跨中挠度及支座沉降；在跨中截面布置应变片测量钢梁与混凝土的纵向应变。试验加载装置与测点布置如图3所示(图中，S表示钢梁应变片；C表示混凝土应变片)。

图3 加载装置与测点布置示意图Fig.3 Layout diagram of loading device and measuring points

2 试验结果分析

2.1 试验现象

试件破坏形态如图4所示。从图4可见双拼槽钢组合梁在整个试验过程中协同工作性能良好，均发生以混凝土板压溃为特征的弯曲破坏。

图4 试件破坏特征Fig.4 Failure characteristics of specimen

7 个组合梁破坏过程相似，故以基准试件DCCB-32-3 为例进行分析。结果表明：当荷载增至0.41Pu(Pu为峰值荷载)时，加载点处混凝土翼缘板板底出现第一条横向裂纹；继续加载时，加载点至跨中方向混凝土板底不断有新的横向裂纹出现，裂纹宽度增长较慢；当荷载增至0.58Pu时，组合梁下翼缘屈服，跨中挠度增长变快，两预制模块有平面外分离趋势，两槽钢梁跨中上翼缘处产生微小缝隙，混凝土板跨中下表面裂缝宽度迅速增大且延伸至混凝土板侧面；当荷载增至0.78Pu时，槽钢梁上翼缘屈服，混凝土翼缘板侧面竖向裂缝垂直向上延伸。当荷载增至0.83Pu时，加载点处槽钢梁上翼缘与混凝土板交接处出现纵向裂缝(图4(c))；当荷载增至Pu时，翼缘板上部混凝土在纯弯段略微鼓起并伴有脆响，混凝土压溃并剥离(图4(d))，试件达到极限抗弯承载力，两槽钢梁在跨中缝隙略有增大(图4(e))，高强螺栓未发生错动，组合梁有微小滑移产生。

与组合梁DCCB-32-3相比，组合梁DCCB-32-5的纵向裂缝出现较早且梁端滑移明显(图4(f))。槽钢型号不同，组合梁的破坏现象略有不同。槽钢型号增加使组合梁中和轴位置降低，因此，组合梁DCCB-40-1 与DCCB-40-2 下翼缘先屈服，之后混凝土板下表面开裂，混凝土板跨中下表面出现的裂缝数量较少，混凝土板上出现的压溃现象更明显(图4(g)、图4(h))。

2.2 荷载-跨中相对挠度曲线

各组合梁荷载-跨中相对挠度曲线(相对挠度即挠度/跨度)变化趋势大致相同，如图5 所示，主要试验结果如表3所示。以基准试件DCCB-32-3的荷载-跨中相对挠度曲线为例进行分析，发现荷载-跨中相对挠度曲线分为3个阶段。

表3 主要试验结果Table 3 Main test results

图5 各试件荷载-跨中相对挠度曲线Fig.5 Load mid span deflection curves of each specimen

1) 弹性阶段。荷载-跨中相对挠度曲线呈线性发展。

2) 弹塑性阶段。混凝土板下表面开裂后，试件进入弹塑性阶段，随着荷载增加，板底裂缝逐渐增多，曲线斜率逐渐减小，组合梁刚度逐渐退化，跨中相对挠度增加速率变快。

3) 塑性阶段。钢梁下翼缘屈服后，试件进入塑性阶段，荷载-跨中相对挠度曲线发展平缓，当达到峰值荷载时，混凝土翼缘板压溃，承载力急速下降。

DCCB-40-1和DCCB-40-2的荷载-跨中相对挠度曲线与其他试件的荷载-跨中相对挠度曲线变化趋势相同，但弹性极限为钢梁下翼缘屈服时所对应的荷载，弹塑性极限为混凝土板下表面开裂时所对应的荷载。

对比各试件的荷载-跨中相对挠度曲线可知：

1) 当槽钢型号为32b的组合梁宽跨比由0.15增加至0.20、0.25、0.30 时，极限抗弯承载力分别提升7.9%、14.2%、18.8%。可见当槽钢型号一定时，在组合梁截面中，槽钢梁截面面积所占的比例越高，混凝土板宽对抗弯极限承载力的影响就越大。

2) 当抗剪连接件间距由250 mm增加至750 mm时，极限抗弯承载力降低1.8%。在初始阶段，钢梁与混凝土板的自然黏结可以有效传递纵向剪力，随着荷载增加，自然黏结力破坏，纵向剪力由抗剪连接件传递，钢梁与混凝土板之间产生相对滑移，DCCB-32-5 抗剪连接程度低，滑移现象较DCCB-32-3 更明显。滑移效应降低了混凝土板与槽钢梁的组合作用。致使DCCB-32-5 的极限抗弯承载力小于DCCB-32-3 的极限抗弯承载力，DCCB-32-5 的延性比DCCB-32-3 的延性更好，槽钢梁的塑性发展更充分，强化效应更明显。因此，强化效应可弥补部分由于滑移效应而引起的强度损失。

3) 当槽钢型号由32b 增大至40b 时，DCCB-40-1 和DCCB-40-2 的极限抗弯承载力分别提高100.34%、95.65%。槽钢型号增加，截面惯性矩增大，极限抗弯承载力显著提高。

2.3 荷载-相对横向分离曲线

荷载-相对横向分离曲线即为两槽钢梁上翼缘之间分离距离与双拼槽钢梁上翼缘总宽度的比值随荷载的变化曲线。该组合梁的整体协同工作性能在一定程度上取决于高强螺栓能否有效约束两预制模块。高强螺栓对组合梁的约束效果越好，其相对横向分离距离越小，整体协同工作性能就越好。该组合梁的荷载-相对横向分离曲线如图6所示。

图6 各试件荷载-相对横向分离曲线Fig.6 Relationship between load and transverse separation of each specimen

各组合梁荷载-相对横向分离曲线变化趋势相似，以基准试件DCCB-32-3 为例进行分析，结果表明：

1) 在弹性阶段，两槽钢间横向几千没有分离，螺栓可有效约束2块预制模块，组合梁整体协同工作性能良好。随着荷载的增加，钢梁下翼缘屈服后，截面发生内力重分布，混凝土板承担荷载逐渐增多，2块预制模块横向位移增长速率增大。在极限荷载时，横向分离距离为1.72 mm，相对横向分离距离为0.96%，横向分离距离与翼缘板宽的比值为0.17%。

2) 宽跨比越大，极限荷载时横向位移也越大。其原因在于混凝土板不连续，当垫梁荷载施加于混凝土板上时，混凝土板类似于悬臂构件，板宽增大，力臂增长，同时，板宽越大，组合梁的极限抗弯承载力就越大，在力与力臂的双重作用下，其平面外弯矩就越大，所产生的横向分离距离就越大。总体来看，槽钢梁分开的间隙很小，并未影响两单板梁协同工作性能，因此，可忽略横向分离对整体工作性能的影响。

2.4 试件荷载-应变曲线

试件DCCB-32-3 跨中截面混凝土板顶应变与钢梁上下翼缘应变随荷载变化曲线如图7所示。各组合梁应变随荷载的变化规律相似，故以基准试件DCCB-32-3为例进行分析。

图7 DCCB-32-3试件荷载-应变曲线Fig.7 Relationship between load and strain of DCCB-32-3 specimen

钢梁下翼缘屈服前，两预制模块的应变均呈线性发展且高度重合，这是由于：1) 高强螺栓可有效约束两预制模块，使其应变发展高度重合，整体协同工作性能优良。2) 在同一预制模块中，槽钢梁与混凝土板之间自然黏结力使槽钢梁与混凝土板协同变形，由此可得该阶段组合梁组合作用良好。

钢梁下翼缘屈服后至极限荷载，两预制模块荷载-应变曲线产生较小偏差。这是由于随着荷载增加，2块预制模块间产生平面外变形，整体工作性能略有降低，但荷载差值较小。在同一预制模块中，钢梁上翼缘与混凝土板顶应变曲线亦不再重合。这是由于自然黏结力破坏后，钢梁与混凝土板之间产生滑移，组合作用降低，钢梁上翼缘应变与混凝土板上表面应变产生差值，但曲线发展趋势仍保持一致。在加载全过程中，2块预制模块的混凝土板应变差值较小，故可将其视为整板进行分析。

在极限荷载时，槽钢梁下翼缘拉应变达到13 500με，上翼缘压应变达到4 200με，混凝土板压应变达到4 000με，混凝土与钢材的材料力学性能均得到充分发挥。由于滑移效应使组合梁的变形增大[22]，极限荷载时DCCB-32-5 的应变发展相比DCCB-32-3 更充分(图8)，其下翼缘极限拉应变达到20 000με。

图8 DCCB-32-5试件荷载-应变曲线Fig.8 Relationship between load and strain of DCCB-32-5 specimen

2.5 跨中截面应变

由荷载-应变曲线可知，2 块预制模块应变发展趋势一致，差值较小，故取一侧预制模块跨中应变作为组合梁跨中截面应变。各组合梁跨中截面应变相似，以基准试件DCCB-32-3 为例进行分析，其跨中截面纵向应变沿梁高分布如图9 所示。从图9可见：槽钢梁下翼缘屈服前，应变沿截面高度自上而下呈线性分布，此时，中和轴位于纵向加劲肋中，混凝土板应变与同一高度处钢梁应变几乎相等，无滑移现象产生，符合平截面假定；随着荷载增加，中和轴逐渐上升，在极限荷载时，中和轴位于混凝土板中，应变沿高度方向基本呈线性分布，基本满足平截面假定。由于滑移效应，混凝土板应变与同一高度处钢梁应变差值逐渐增大，但混凝土应变沿高度方向的连线与钢梁应变沿高度方向的连线近似平行，说明在加载全过程中，混凝土板与槽钢梁的弯曲曲率基本相同，预制模块有较强的协同变形能力。

图9 DCCB-32-3跨中截面应变分布Fig.9 Mid span section strain distribution of DCCB-32-3

不完全抗剪组合梁DCCB-32-5 跨中截面应变分布如图10 所示，其组合效应弱于DCCB-32-3。从图10 可见：在加载初期，自然黏结力未发生破坏，满足平截面假定；自然黏结力破坏后，随着荷载增加，混凝土板应变与同一高度处钢梁应变差值逐渐增大，在极限荷载状态下，组合梁出现2条中和轴，组合梁不再满足平截面假定，但混凝土板与钢梁各自满足平截面假定。

图10 DCCB-32-5跨中截面应变分布Fig.10 Mid span section strain distribution of DCCB-32-5

DCCB-40-1 与DCCB-40-2 由于梁高增加，在弹性阶段时，中和轴位于加劲肋下方，槽钢梁下翼缘钢梁屈服后，中和轴逐渐上升；在极限荷载时，中和轴位于混凝土翼缘板中。

3 极限抗弯承载力计算

在承受极限荷载时，除组合梁DCCB-32-5外，其他组合梁跨中截面应变沿高度方向分布基本符合平截面假定，参照简化塑性分析方法对此组合梁的极限抗弯承载力进行分析。

分析组合梁时，采用基本假定如下：

1) 槽钢梁与混凝土翼缘板连接可靠，在承载力极限状态时，抗剪连接件能够有效传递钢梁和混凝土翼板之间的剪力；

2) 忽略翼缘板中的钢筋对极限抗弯承载力的贡献；

3) 忽略中和轴下方混凝土翼缘板的抗拉贡献；

4) 忽略抗剪连接件的抗弯作用；

5) 忽略纵向加劲肋对抗弯承载力的贡献；

6) 在极限状态时，受压区混凝土均达到极限压应变，压应力分布等效为矩形；

7) 在极限状态时，混凝土板宽即为有效宽度；

8) 在极限状态时，槽钢梁的受拉区和受压区均达到屈服强度，其应力分布形状等效为矩形。

根据塑性中和轴位置不同，将其分为以下2种情况：

1) 当塑性中和轴位于混凝土翼缘板中即2hctwfy+behcfc≥2(h-hc-2d)twfy时，组合梁截面应力及参数如图11(a)所示，极限抗弯承载力为

图11 组合梁截面应力分布简图Fig.11 Stress distribution diagrams of composite beam section

式中：x为塑性中和轴至混凝土板顶的距离；t为槽钢梁翼缘等效厚度；fc为混凝土抗压强度；fy为钢材抗拉强度；A′s为组合梁中槽钢受压面积；As为组合梁中槽钢总面积；y1和y2分别为混凝土板截面形心与受压槽钢截面形心至受拉槽钢截面形心的距离；hc为混凝土板的厚度；tw为槽钢腹板的厚度；be为混凝土翼缘板的宽度；h为组合梁的高度；d为螺栓孔的直径；Mut为极限抗弯承载力理论计算值。

2) 当塑性中和轴位于混凝土翼缘板下方，即2hctwfy+behcfc＜2(h-hc-2d)twfy时，组合梁截面应力及参数如图11(b)所示，极限抗弯承载力为

极限抗弯承载力计算结果与试验结果对比如表4所示。由表4可知：极限抗弯承载力理论计算值与试验值吻合良好，且相对误差均在10%以内，表明该计算公式可较好地预测该组合梁的极限抗弯承载力。

表4 极限抗弯承载力理论计算值与试验值对比Table 4 Comparison between theoretical and experimental values of ultimate flexural capacity

DCCB-32-5 为不完全抗剪组合梁，在计算极限抗弯承载力时，需要进行试验进一步确定单个抗剪连接件的纵向抗剪承载力，故本文未对组合梁DCCB-32-5承载力进行验算。

4 结论

1) 提出一种模块化装配式双拼预制槽钢混凝土组合梁，与传统组合梁相比，该组合梁具有模块化生产、无现场湿作业、可快速装配、可快速更换等优点，适用于结构平面规整的教室、宿舍等模块化结构。

2) 在加载全过程中，高强螺栓可有效约束2块预制模块，平面外分离对组合梁受力性能无影响，混凝土板可作为整板进行分析。该组合梁最终均发生以混凝土板上表面压溃为特征的受弯破坏，除组合梁DCCB-32-5 外，其他组合梁跨中截面应变沿高度分布基本符合平截面假定。

3) 本文提出的组合梁具有较高的极限抗弯承载力，增加混凝土板翼缘板宽对极限抗弯承载力提升较小；增大槽钢型号对极限抗弯承载力提升显著。

4) 组合梁DCCB-32-5 的极限抗弯承载力为组合梁DCCB-32-3 的极限抗弯承载力的98.23%。该新型抗剪连接件可有效传递纵向剪力，组合作用良好，从极限抗弯承载力看，其间距对此组合梁强度影响较小。

5) 基于简化塑性理论，提出该组合梁极限抗弯承载力计算方法，计算值与试验值相对误差在10%以内，可为实际工程应用提供参考。