开孔钢板型竹混凝土连接件荷载滑移性能

魏 洋 李 宁 吴 刚 端茂军 李国芬

(1南京林业大学土木工程学院, 南京 210037)(2东南大学混凝土及预应力混凝土结构教育部重点实验室, 南京 210096)

开孔钢板型竹混凝土连接件荷载滑移性能

魏 洋1,2李 宁1吴 刚2端茂军1李国芬1

(1南京林业大学土木工程学院, 南京 210037)(2东南大学混凝土及预应力混凝土结构教育部重点实验室, 南京 210096)

为研究开孔钢板型竹-混凝土剪力连接件的力学行为,对3个开孔钢板型连接件进行了静载推出试验,并采用位移计测量法和数字图像相关法对界面滑移进行测量．试验结果表明,试件破坏时开孔钢板与竹材之间未发生明显破坏,开孔钢板孔内混凝土抗剪榫及钢板下部混凝土支撑面发生破坏,破坏过程未见剧烈的破坏反应,破坏模式属于延性破坏．连接件的极限承载力标准差较小,承载力学性能稳定．剪力件两侧滑移沿高度整体分布规律一致,表明开孔钢板剪力件的剪力传递均匀,荷载-滑移曲线显示其具有很好的滑移变形能力．开孔钢板型竹-混凝土剪力连接件的抗剪承载力主要由开孔钢板孔内混凝土抗剪榫及钢板下部混凝土支撑面提供,特定的钢-混凝土连接件承载力计算模型对于新型开孔钢板型竹-混凝土连接件承载力的预测具有一定的适用性．

组合结构;竹-混凝土;连接件;推出试验;数字图像相关法 (DIC)

竹材具备绿色、低碳、节能、生态、环保等特点,已经成为土木工程新型结构材料研究的热点[1-4].多种材料的组合结构常常能获得优于单一材料的综合性能,将竹材与混凝土组合,形成竹-混凝土组合结构是提高竹结构的跨越与承载能力的一种有效方法.文献[5-6]研究了销栓型连接件的竹-混凝土组合结构的受弯性能,组合结构的抗弯承载力及刚度得到大幅度提高,销栓型连接件为竹、混凝土之间提供了可靠的连接,表现了柔性的连接特性．在将竹材与混凝土可靠地连接成一体而共同工作的过程中,剪力连接件起到关键的连接作用．国内外针对木-混凝土组合结构的连接件主要开发了栓钉、螺钉、凹槽、弯起钢筋等形式[7-9],这些连接件主要以离散型点式连接件为主,集中应力较大,容易在连接件布置处集中受力破坏．本文提出了一种新型开孔钢板型竹-混凝土连接件,以期为竹与混凝土之间的连接提供更加有效与可靠的连接手段．为研究新型开孔钢板型竹-混凝土连接件的荷载-滑移性能,制作了3个开孔钢板连接件试件并进行了推出试验,分析其试件的破坏形态．然后,采用先进的数字图像相关法[10],对连接件的界面滑移进行全场测量,得出整个滑移界面的相对滑移规律．

1 试验材料

试验用到的材料有混凝土、重组竹、开孔钢板、构造钢筋、环氧树脂胶．本试验共制作了相同参数的3个试件,编号分别为P1,P2,P3．试件由1个140 mm×350 mm×70 mm的竹板和2块140 mm×350 mm×70 mm的混凝土板组成,竹板位于中部位置,混凝土板对称布置于竹板的两侧,并与竹板通过扁平开孔钢板连接件相连(见图1(a))．剪力连接件采用100 mm×100 mm×2 mm的钢板制作(见图1(b))．考虑到试件制作时混凝土集料粒径较大(最大粒径为15 mm),为使孔中混凝土顺利形成抗剪榫,在扁平开孔钢板上部设置1排2列直径为25 mm的圆孔;考虑到环氧树脂胶较好的流动性,为了增加黏结面积,并使得黏结力均匀分布,在开孔钢板下部设置3排5列直径为10 mm的小圆孔．试件制作过程如下:首先在竹板上开设纵缝,纵缝深度为60 mm,宽2.5 mm,利用环氧树脂胶将开孔钢板植入竹板中部位置,钢板埋入竹材深度60 mm,外露40 mm;待环氧树脂胶固化后,按设计尺寸搭设模板,并放入绑扎好的构造钢筋,拌制并浇筑混凝土;经过养护后拆模,便可得到成品试件．试验所用重组竹的实测抗拉强度为149.5 MPa,抗压强度为90.1 MPa;混凝土配合比m(水泥)∶m(水)∶m(砂)∶m(碎石)=1∶0.41∶1.33∶2.65,实测立方体抗压强度为45.4 MPa,圆柱体抗压强度为35.6 MPa,弹性模量为28.2 GPa;实测钢板的屈服强度为253.4 MPa,弹性模量为197.8 GPa;φ6 mm的构造钢筋屈服强度为550.5 MPa,弹性模量为171.9 GPa．

(a) 开孔钢板剪力连接件

(b) 开孔钢板

2 试验

试验加载装置采用3 000 kN高刚度岩石混凝土试验机．首先预加载5 kN,检查仪器工作是否正常．试验采用位移控制,加载速度为1 mm/min,接近破坏时改为0.5 mm/min,直到试件破坏．试验中记录竹-混凝土连接件界面的荷载-滑移曲线,观察试件的破坏过程及破坏形态．界面滑移采用2种方法测量:① 位移计测量法．在每个试件的两侧界面处各布置3个电测位移计,分别测量试件的底部、中部和顶部的界面滑移,位移计通过表座固定于混凝土板,位移计的测杆固定于相同水平处的竹板之上(见图2(a))．② 数字图像相关法(DIC)[10]．将试件另一面混凝土和竹材表面打磨和清洁处理后,先喷一层白色亚光涂料,待固化后喷射黑色涂料,使其在表面形成均匀分布的黑色散斑,然后采用2台图像采集器采集变形前后试件图像,经运算后得出全场范围的界面相对滑移(见图2(b))．

(a) 电测位移计架设

(b) 数字图像相关法测试装置

3 试验结果

3.1 破坏模式

试件典型破坏形态见图3．由图可知,对于新型开孔钢板型竹-混凝土连接件,在加载早期,无明显开裂现象．随着加载的继续,在竹材与混凝土的界面逐渐产生细微的脱开裂缝,界面滑移极其微小,滑移刚度大．当荷载值达到极限荷载的60%～80%时,试件一侧混凝土产生由中部向下延伸的斜裂缝,混凝土局部开裂,混凝土表面产生局部的混凝土剥落．继续加载,竹材与混凝土的界面发生了较为明显的竖向相对位移,在达到极限荷载之后,相对滑移发展稳定,未发现竹材与混凝土之间显著的垂直分离现象．随着滑移的增加,荷载值逐渐缓和下降,整个过程未见剧烈的破坏反应,破坏模式属于延性破坏．试件破坏后,凿开试件观察,开孔钢板与竹材黏结尚好,未见二者之间的剥离现象,开孔钢板与混凝土之间发生剪切破坏,开孔钢板孔内混凝土抗剪榫及钢板下部混凝土支撑面被完全剪断,因此,后期相对滑移主要产生于开孔钢板与混凝土之间．

(a) 表面裂缝

(b) 相对滑移(c) 试验后开孔钢板

3.2 荷载滑移曲线

各开孔钢板剪力件代表位置处的荷载-滑移曲线见图4．由图可知,采用位移计测量法和数字图像相关法测得的曲线整体趋势基本一致．荷载-滑移曲线可以分为3个阶段.第1阶段为弹性阶段．在加载初期,剪力连接件的滑移量较小,随着荷载的增大,荷载-滑移曲线基本近似于直线上升,开孔钢板与竹材黏结完好,其剪力传递可靠．此阶段中混凝土的抗剪榫及支撑面也为开孔钢板提供了有效连接,竹材与混凝土之间的滑移发展稳定．随后,试件进入第2阶段,即弹塑性阶段,竹材与混凝土界面滑移量增长速度明显加快,荷载-滑移关系呈非线性关系,直到试件达到极限荷载．孔钢板孔内混凝土抗剪榫发生剪切破坏,试件进入第3阶段,即峰值荷载后的塑性阶段,荷载缓慢下降,相对滑移发展稳定,当滑移量达到8～12 mm时,荷载基本维持不变,滑移持续增大,连接件破坏．由于试件表面混凝土剥落后,数字图像相关法无法计算得到滑移值,因此后者得到的极限滑移值相对较小．

(a) 位移计测量法

(b) 数字图像相关法

各试件的主要试验结果见表1．对于剪力连接件,剪切滑移刚度K是评价剪力连接件连接性能的重要指标,其计算公式为

K=P/S

(1)

式中,K为连接件剪切滑移刚度,kN/mm;P为荷载,kN;S为滑移,mm.

为反映剪力连接件不同受力阶段的剪切滑移刚度,将对应极限荷载(Pu)40%,60%,80%时的滑移刚度分别定义为正常使用极限状态下的滑移刚度Ks,0.4、承载能力极限状态下的滑移刚度Ks,0.6和破坏状态下的滑移刚度Ks,0.8,3个阶段的剪切滑移刚度定义在木-木组合结构[11]和木-混凝土组合结构中证明是合适的[7],同样适用于竹-混凝土组合结构[5]．将延性系数D定义为

D=Su/Sy

(2)

式中,Su为荷载下降至80%极限荷载时的极限滑移,mm;Sy为加载至80%极限荷载时的滑移,mm．

由表1可知,对于不同受力阶段的剪切滑移刚度Ks,0.4,Ks,0.6,Ks,0.8,基于位移计测量法的计算均值分别为393.3,342.9,290.5 kN/mm,而基于数字图像相关法的计算均值分别为383.5,333.9,272.0 kN/mm,2种计算结果差别不大．开孔钢板型连接件的平均极限承载力为74.9 kN,标准差较小,变异系数仅为0.08,说明开孔钢板型连接件的承载力学性能较为稳定．基于位移计测量法计算的延性系数为8.18～19.33,基于位移计测量法计算的延性系数为7.63～18.24,平均延性系数约为13,表现出极好的滑移变形能力．

表1 竹-混凝土剪力连接件的试验结果

注:S0为峰值滑移；表中数据的计算依据为试件中部位移计及相应位置处图像的黑色散斑．

3.3 滑移分布规律

对于剪力连接件的相对滑移,采用位移计测量法只能获得有限位置处的数值,无法得到相对滑移的分布情况．本文借助于数字图像相关法,可以获得竹材与混凝土界面两侧所有位置处的相对滑移大小,以研究竹材与混凝土相对滑移沿着界面高度的分布规律．对于本文试验,沿着竹材与混凝土界面高度在界面两侧等间距各取12个点,计算其相对滑移值,绘制滑移沿界面高度的变化曲线,结果见图5．从图中可看出,剪力件两侧滑移大小存在一定差异,但是沿高度的整体分布规律是一致的．同一荷载下界面不同高度位置处的滑移差值为0～0.04 mm,相差不大,表明开孔钢板剪力件的剪力传递均匀,在滑移过程中竹材与混凝土的滑移沿着界面高度一致．加载初期,相同荷载差之间的滑移较小,各级曲线间距均匀,当荷载达到极限荷载的85%(即60 kN)左右时,滑移分布曲线间距急剧增大,滑移发展呈不稳定状态．

(a) 左侧

(b) 右侧

图6给出了试件P3加载过程中的全场位移．试验机加载方式为自下向上顶升,即两侧混凝土向上推,中间竹材相对静止,考虑试件的整体位移,实际界面滑移应为混凝土部分位移值减去相应水平界面位置处的混凝土位移值．试件表面位移场沿高度是基本一致的,这与图5的结论吻合．受连接件的传力作用,整体来说,混凝土位移自试件外侧向界面呈减小趋势．峰值荷载前,由于界面相对滑移的绝对值非常小,试件不同位置处滑移大小相对误差较高,可达30%左右;峰值荷载后,由于界面相对滑移的绝对值较大,试件不同位置处滑移大小的相对误差影响不大．全场位移云图显示,荷载下降的后期,试件3个组成部分的各自表面位移完全一致,为刚体位移,连接件传力作用丧失．

3.4 承载力计算

新型开孔钢板型竹-混凝土连接件的破坏模式表明,在承载过程中,开孔钢板的孔内榫提供了纵向和垂直于纵向的抵抗力,极限破坏时开孔钢板与竹材之间未发生明显的破坏,破坏主要发生于开孔钢板与混凝土之间的剪切破坏,开孔钢板孔内混凝土抗剪榫及钢板下部混凝土支撑面被完全剪断．因此,其抗剪承载力可借鉴现有钢板-混凝土剪力件的承载力公式．

(a) 峰值荷载前

(b) 峰值后

文献[12]提出的钢板-混凝土剪力件的承载力公式为

Qu=1.79d2fc

(3)

式中,d为孔洞直径;fc为混凝土立方体抗压强度．

文献[13]提出的钢板-混凝土剪力件的承载力公式为

(4)

文献[14] 提出的另一钢板-混凝土剪力件的承载力公式为

(5)

式中,Ac为连接件平面中混凝土面积;Abs为混凝土榫受剪总面积．

文献[15]提出的钢板-混凝土剪力件的承载力公式为

(6)

由于剪力连接件试件形式的不同以及所考虑的影响因素的差异,式(3)～(6)存在较大差别,所考虑的主要因素包括混凝土的强度、混凝土榫面积、贯通钢筋面积与屈服强度、开孔钢板尺寸等．式(3)主要考虑了混凝土榫的剪切破坏,未反映贯通钢筋的影响;式(4)和(5)在考虑混凝土榫贡献的同时,还考虑了贯通钢筋与混凝土支撑面承压的贡献,区别主要在于各部分贡献的系数取值不同;式(6)在式(4)和(5)的基础上,进一步考虑了普通箍筋配筋率的影响．利用各公式计算本文中开孔钢板型竹-混凝土连接件的承载力,计算结果见表2．由表可知,式(6)的计算误差较大,计算结果远远低于实测值,计算值与实测值比值的平均值为0.34．式(3)、(4)和(5)的计算结果较接近,计算值与实测值比值的平均值分别为0.68,0.73和0.66,其中,式(4)的计算结果最接近实测值,且仍偏于安全,故而建议其预测新型开孔钢板型竹-混凝土连接件的承载力．总体来说,现有钢-混凝土连接件的承载力计算公式具有一定的适用性．

表2 竹-混凝土开孔钢板连接件极限承载力计算值与实测值比较 kN

4 结论

1) 开孔钢板型竹-混凝土剪力连接件的试验结果表明,试件破坏时,开孔钢板与竹材之间未发生明显的破坏,破坏产生于开孔钢板与混凝土之间的剪切破坏,开孔钢板孔内混凝土抗剪榫及钢板下部混凝土支撑面被完全剪断．开孔钢板型剪力连接件的破坏过程未见剧烈的破坏反应,破坏模式属于延性破坏．

2) 开孔钢板型竹-混凝土剪力连接件的荷载-滑移曲线可以分为弹性、弹塑性和塑性3个阶段．在峰值荷载后的塑性阶段,荷载下降缓慢,相对滑移发展稳定．开孔钢板型连接件的极限承载力标准差较小,承载力学性能较为稳定,延性系数大,开孔钢板型连接件具有很好的滑移变形能力．

3) 采用位移计测量法和数字图像相关法测得的曲线整体趋势基本一致．对于不同受力阶段的剪切滑移刚度,基于数字图像相关法的计算结果和基于位移计测量法的计算结果差别不大．

4) 滑移过程中剪力件两侧滑移大小存在一定差异,但是沿着高度整体分布规律是一致的．同一荷载下界面不同高度位置的滑移差值为0～0.04 mm,相差不大,表明开孔钢板剪力件的剪力传递均匀,在滑移过程中竹材与混凝土的滑移沿着界面高度一致．

5) 对于新型开孔钢板型竹-混凝土连接件,开孔钢板与竹材之间黏结可靠,其抗剪承载力主要由开孔钢板孔内混凝土抗剪榫及钢板下部混凝土支撑面提供．式(4)对新型开孔钢板型竹-混凝土连接件的承载力计算具有较好的适用性,结果最接近实测值,且偏于安全．

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Load-slipbehaviorofperforatedplateconnectionsofbamboo-concrete

Wei Yang1,2Li Ning1Wu Gang2Duan Maojun1Li Guofen1

(1College of Civil Engineering, Nanjing Forestry University, Nanjing 210037, China) (2Key Laboratory for Concrete and Prestressed Concrete Structures of Ministry of Education, Southeast University, Nanjing 210096, China)

To investigate the mechanical behaviors of the perforated plate shear connections of bamboo-concrete, three perforated plate connectors were tested under static push-out loading, and the measuring method based on the linear variable displacement transducer (LVDT) and the digital image correlation (DIC) method were used to measure the interface slip. The results show that there is no obvious damage between the perforated plate and the bamboo when the failure of the connectors occurs. The concrete dowels in the holes of the perforated plate and the concrete supporting surface are damaged. No drastic reactions are observed during the failure process and the failure modes are ductile. The standard deviation of the ultimate bearing capacity is small and the bearing capacity of the connectors is stable. The distributions of the slips along the height of both sides are the same, showing that the shear transmits evenly for the perforated plate shear connections, and the load-slip curves exhibit its excellent slip deformation ability. The shear bearing capacity of the perforated plate connectors is mainly provided by the concrete dowels in the hole of the perforated plate and the concrete bearing under the low edge of the steel plate. The specific model for the bearing capacity of the steel concrete connectors has a certain applicability for the prediction of the new perforated plate shear connections of bamboo-concrete.

composite structure; bamboo-concrete; connector; push-out test; digital image correlation method (DIC)

10.3969/j.issn.1001-0505.2017.06.014

TU375.4

A

1001-0505(2017)06-1167-07

2017-03-18.

魏洋(1978—)，男，博士，教授，博士生导师，wy78@njfu.edu.cn.

国家自然科学基金资助项目(51208262，51778300)、江苏省自然科学基金资助项目(BK20151520)、江苏省“333”工程资助项目(BRA2016421)、江苏省“青蓝工程”资助项目、江苏高校优势学科建设工程资助项目(PAPD).

魏洋，李宁，吴刚，等.开孔钢板型竹混凝土连接件荷载滑移性能[J].东南大学学报(自然科学版),2017,47(6):1167-1173.

10.3969/j.issn.1001-0505.2017.06.014.