钢-混凝土双面组合作用梁基本力学性能试验研究与数值模拟

李 杨，任沛琪，丁井臻，李延涛，邢万里，宗金辉

(1.河北工业大学土木与交通学院，天津 300401；2.中国建筑标准设计研究院有限公司，北京 100048)

当前，连续组合梁以较高的材料利用率和良好的受力性能在大跨度、重荷载工程中得到越来越多的应用。但在实际工程中，大跨度的钢-混凝土连续组合梁在受力后，中柱位置将产生负弯矩，常导致上部混凝土板受拉开裂；钢梁下翼缘受压严重，存在失稳问题；钢梁截面高度和钢板厚度往往由负弯矩大小决定，跨中用钢量偏大。为解决上述问题，钢-混凝土双面组合作用连续梁采用在中柱位置钢梁下翼缘下部结合一块混凝土板的办法，依靠下部混凝土板与钢梁间的双组合作用受力，从而改变负弯矩区组合梁横截面的受力模式，有效提高截面抗弯刚度和承载力。

钢-混凝土双面组合作用梁最早由德国一位工程师提出，主要用于桥梁工程。西班牙于 1978年建成的Ciervana桥[1－2]是钢-混凝土双面组合作用梁的首次工程应用，之后又有几座国外桥梁有应用。目前，国内主要是石家庄铁道大学段树金教授及其课题组[3－4]结合桥梁工程特点对钢-混凝土双面组合作用梁刚度和承载力进行了理论和数值模拟研究。邵长宇[5]结合上海长江大桥非通航孔桥的建设情况，采用在连续组合钢箱梁负弯矩区段下翼缘上焊接栓钉并浇筑混凝土，形成组合截面，有效解决了原设计方案中钢箱梁下翼缘钢板过厚导致的现场焊接难度大的问题，保证了施工质量。聂建国等[6]结合山东潍坊市东绕城上跨济青高速立交桥建设情况，在大跨连续钢箱梁底板设置栓钉并浇筑混凝土，采用现场加载试验的方式，测试连续钢箱梁的整体受力情况，结果表明，双组合作用可有效降低下翼缘的压力，提高结构刚度，有利于控制连续梁的变形。Chen Xu等[8]对两跨连续组合梁承载力、裂缝、塑性铰等内容开展试验研究，结果表明：双面组合连续梁可有效延缓混凝土板开裂，承载力较普通组合梁提高1.26倍。

当前针对双面组合梁的研究大多是基于桥梁工程特点展开，而本文则结合建筑工程应用特点，重点研究双面组合作用连续梁基本力学性能，基于前期[7]的研究基础，对两个连续组合梁开展相应的试验研究，并与有限元模拟结果进行了验证。

1 试验概况

1.1 试件设计

参考示范应用工程的实际情况，采用 1∶3的缩尺进行设计，由此导致上部混凝土板厚度为60 mm，考虑到组合梁构造要求以及试验条件和运输情况等，适当调整混凝土板厚度至80 mm。共设计了2个试件，编号分别为SCB1、SCB2，如图1所示。试件设计在满足现行《组合结构设计规范》JGJ 138―2016中的相关要求下进行。钢梁采用焊接H 型钢，截面尺寸为 H 250 mm×140 mm×6 mm×8 mm；由于试件中柱仅承受轴力，所以采用钢箱型截面柱，截面尺寸为 200 mm×200 mm×12 mm×12 mm，边柱为满足完全固接要求，减小自身变形带来的影响，采用钢管混凝土柱，截面尺寸为300 mm×300 mm×12 mm×12 mm ，钢 材 均 采 用Q345B钢。混凝土强度均为C30，钢筋均为HRB400级，按照最小配筋率进行设计，钢筋保护层厚度为20 mm。混凝土板与钢梁之间依靠圆柱头栓钉连接，栓钉型号为M13×60，4.6级，自动焊。上、下混凝土板内的栓钉数量均按照完全抗剪连接进行设计计算，栓钉沿轴向间距和垂直轴向间距均满足规范中的最小构造要求。由于下部混凝土板主要受压，因此其长度取为连续梁负弯矩区长度。上部试件其余关键参数如表1所示。

1.2 材性试验

在试件浇筑混凝土时，同时制作3个边长为150 mm的立方体试块，与试验试件同条件养护。按照现行国家标准GB/T 50081《普通混凝土力学性能试验方法标准》进行立方体抗压强度的测定，根据混凝土立方体抗压强度实测值，按照GB/T50152―2012《混凝土结构试验方法标准》中的公式计算混凝土的轴心抗压强度、轴心抗拉强度以及弹性模量等性能参数，并作为计算分析的依据。混凝土材性试验结果如表2所示。

图1 试件尺寸 /mmFig.1 Size of specimens

表1 试件关键参数Table 1 Key parameters of specimens

受力钢筋及钢板材性参数由标准拉伸试验确定。将试件所用的每种厚度规格的钢板及受力钢筋加工成标准试件，每组3个，并在液压式万能材料试验机上进行拉伸试验，按照国家标准 GB/T 228.1―2010《金属材料拉伸试验：第1部分：室温试验方法》的有关规定进行，采用静态应变仪读取应变值，最终获得屈服强度、极限强度、弹性模量等关键材料参数。钢材材性试验结果如表3所示。

表2 混凝土材性试验Table 2 Concrete’s material test

表3 钢材材性试验Table 3 Steel’s material test

1.3 试件安装、加载与量测

试件在安装过程中，施加荷载的千斤顶中心应与组合梁中心重合，保证施加的力不产生偏心。试件边柱边界条件为达到完全固定连接，边柱柱底焊接在底座上，底座由地锚螺栓与实验室地面固定，东侧边柱柱顶采用限位梁与反力墙连接，西侧边柱柱顶采用拉杆与实验室地面由底座和地锚螺栓连接，以限制柱顶侧向位移，从而达到完全固结的目的。中柱柱底采用地锚螺栓与实验室地面固定，防止试件在加载过程中因加载点存在偏心而导致试件产生平面外扭转。加载装置如图2所示。

试件就位后首先进行几何对中，每跨千斤顶作用在分载梁中点上，并由分载梁将荷载平均分配作用在每跨梁的三分点处。在正式开始试验之前，预先进行几次加载，逐级施加 0.5 kN的荷载(预加载值小于开裂荷载计算值的30%)，检查并确认加载设备仪器工作正常后卸载，然后进行正式加载[8]。加载制度首先采用荷载控制，在上部混凝土板开裂之前每级20 kN；然后加载量按照每级50 kN至试件达到屈服；最后改由位移控制加载，每级5 mm至试件破坏。

试验主要测量内容包括：试件开裂荷载、屈服荷载、极限荷载和破坏荷载等特征值、试件挠度、界面滑移、侧移等。在每跨三分点位置处设置位移计和压力计，分别测量挠度和荷载值；在边柱侧边设置百分表，测量钢管混凝土柱子的侧移；在上、下混凝土板与钢梁翼缘之间设置百分表，测量二者之间的界面滑移量；在中支座位置处左、右两侧的钢梁上翼缘和上部混凝土板内纵向受力钢筋上密集布置应变片，测量连续组合梁反弯点位置，以便确定负弯矩区长度。试件测点布置如图3所示。所有测量数据均由实验室提供的试验系统自动采集。在试验开始之前，对各种采集仪器、仪表进行严格定，以确保实验数据的准确。

图2 试件安装图Fig.2 Installation drawing of specimens

图3 试件测点布置图Fig.3 Layout of test points for specimens

2 试验结果及其分析

2.1 试验现象

试件 SCB1单面组合作用连续梁在加载至40 kN时，试件上部混凝土板在D和E横截面之间的上表面产生第一条弯曲裂缝，并逐步向板边扩展。在加载至 240 kN时，试件上部混凝土板在 B与C、F与G横截面之间的上表面均产生裂缝，并迅速贯通整个混凝土板截面。在加载至710 kN时，试件在荷载作用下，跨中挠度达到22 mm，试件每跨可见明显的下凹变形。在此之前，试件每跨的荷载-位移曲线基本呈线性，之后，荷载-位移曲线开始出现明显的拐点，试件开始屈服。同时左跨和右跨的变形也出现了差异，左跨跨中挠度增长减缓，右跨跨中挠度增长较快。故此时将右跨加载制度改为位移加载，左跨每级荷载加载量与右跨保持一致。右跨在加载至 28 mm时，试件每跨加载点处上部混凝土板开裂严重，局部混凝土压碎。加载至46 mm时，右跨钢梁可见弯曲变形严重，K截面处的钢梁下翼缘出现屈曲。加载至48 mm时，H截面处的钢梁下翼缘屈曲。加载至56 mm时，试件右跨不断掉落混凝土碎块，此时荷载-位移曲线开始出现下降段，右跨停止加载。左跨开始按照位移加载，此时对应的跨中挠度为25 mm。左跨加载至35 mm时，试件上部混凝土板在C与D横截面之间开裂，裂缝逐步向板边开展；同时J横截面处钢梁下翼缘屈曲。左跨加载至50 mm时，I横截面处钢梁下翼缘屈曲，上部混凝土板大量压碎，裂缝宽度变大，试件负弯矩区内的钢梁腹板均出现不同程度的鼓曲变形。加载至 60 mm时，荷载-位移曲线开始出现下降段，停止加载。

试件 SCB2双面组合作用连续梁在加载至60 kN时，上部混凝土板D与E横截面之间的板边出现第一条弯曲裂缝，并逐步横向扩展。加载至300 kN时，由现场实时监测的荷载-位移曲线结果显示，试件的初始刚度偏低，加载不正常。考虑到此时试件尚处于弹性阶段，故决定立即卸载，并重新加载，此时每级加载量按照50 kN进行。在加载至 350 kN时，右侧边柱柱头由反力墙中伸出的丝杠出现松动，致使此时的荷载-位移曲线有一个变化段；加载至 700 kN时，右跨上部混凝土板出现大量裂缝，并伴有混凝土碎块掉落。左跨下部混凝土板的I与J截面处的混凝土被压碎并伴有碎块掉落。此时，试件的荷载-位移曲线开始出现拐点，左跨跨中挠度增长较右跨缓慢，两跨的变形出现明显差异，故决定右跨开始按照位移加载，每级加载量为5 mm，左跨继续按照荷载加载，每级荷载加载量与右跨相同。右跨加载至60 mm时，K与L截面处的钢梁下翼缘先后出现微屈曲。右跨加载至70 mm时已经达到极限状态，荷载-位移曲线开始下降，此时右跨停止试验，保持千斤顶位置不变，左跨开始按照位移加载，每级加载量为 5 mm。左跨加载至65 mm时，I与J截面处的钢梁腹板出现鼓曲变形，钢梁下翼缘微屈曲。左跨加载至70 mm时，荷载-位移曲线开始出现下降段，此时已经达到极限状态，停止试验。试验现象如图4所示。

图4 试验现象Fig.4 Experimental phenomena

2.2 破坏模式

由上述试验现象可以看出，2种连续组合梁的破坏模式有所不同。如图5所示。

图5 试件破坏模式Fig.5 Failure modes of specimens

从2个试件的破坏模式对比图可以看出，双面组合作用梁由于下部混凝土板与钢梁下翼缘之间的组合作用，钢梁的中和轴下移，更加靠近钢梁下翼缘，从而下翼缘的压力减小，有利于受压稳定性，但这也增加了对钢梁上翼缘变形的需求，使得钢梁上翼缘更容易断裂，同时钢梁腹板的鼓曲变形并未改善。而普通单面组合作用梁负弯矩区的受力与纯钢梁无本质区别，中和轴基本位于钢梁形心处，因此钢梁下翼缘较双面组合作用梁更容易屈曲失稳。

2.3 荷载-位移曲线

为研究试件的承载能力和刚度，得到两个试件的荷载-位移曲线如图6所示。

结合试验现象对比，在试件屈服之前的弹性阶段，两试件的荷载-位移曲线差别不明显；在弹塑性阶段，双面组合作用梁的左跨极限承载力较普通单面组合作用梁高出 28 kN，而右跨则高出 17 kN。在试验设计过程中，由于下部混凝土板强度取值偏低，混凝土板与钢材的刚度匹配性较差，随荷载的逐步加大，下部混凝土板的应变与内部纵向钢筋的应变不同步，且相同荷载作用下，随试件荷载的加大，二者的应变差值呈扩大趋势，如图6(c)所示，最终导致在加载过程中下部混凝土板前端受压提前破坏失效。因此建议双面组合作用梁下部混凝土板的混凝土强度取值不可偏低。

2个试件在试验加载过程中，右跨在加载至屈服阶段过程中边柱柱头部位略有松动，因此导致右跨首先达到极限承载力而先破坏，之后是左跨破坏，并且2个试件的左跨极限承载力均较右跨偏高。

图6 试件承载力对比Fig.6 Bearing capacity comparison of specimens

2.4 负弯矩区长度对比

为测量试件中支座处负弯矩区长度，在试件钢梁上沿上翼缘纵向粘贴应变片，通过对比不同位置处应变值判断正负弯矩区边界。经测定，试件SCB1负弯矩区左跨边界位于B8点，右跨边界位于B18与 B19点之间，负弯矩区长度为 1325 mm。试件SCB2负弯矩区左跨边界位于B17点，右跨边界位于B20点，负弯矩区长度为1700 mm。试验数据表明，双面组合作用梁负弯矩区长度较普通单面组合作用梁延长约28.3%。

2.5 负弯矩峰值对比

为对比试件负弯矩峰值，选取试件负弯矩区上部混凝土板内纵向钢筋上应变值，对比如图7所示。

图7 负弯矩区钢筋应变对比Fig.7 Strain comparison of rebar in negative flexural region

从图7中荷载-应变曲线可以较明显地看出，相同荷载作用下，试件SCB1的纵向钢筋应变值普遍大于试件 SCB2，表明双面组合作用梁下部混凝土板与钢梁的双组合作用可有效降低负弯矩区的弯矩值，从而延缓上部混凝土板的开裂，有效控制混凝土板裂缝宽度和裂缝区范围。

2.6 试件刚度曲线

为进一步研究试件的刚度变化情况，对试件两跨的荷载-位移曲线分别进行处理，得到试件每跨的位移-切线刚度曲线[9]，如图8所示。

图8 试件刚度对比Fig.8 Stiffness comparison of specimens

结合试验现象和位移-刚度曲线可以看出，在试件开始加载阶段，随荷载的加大，组合梁开始出现明显的变形，双面组合作用梁下部混凝土板前端与柱子之间的空隙逐步被压实，因此，试件跨中位移在达到5 mm之前，双面组合作用梁刚度会有一个明显的上升段，而普通单面组合作用梁的刚度则基本保持在一个常数左右。在试件加载至 10 mm之前，即试件屈服之前，随荷载的逐级加大，双面组合作用梁下部混凝土板与柱子之间的压力逐渐变大，并通过栓钉将压力传导至钢梁下翼缘，从而使得此时双面组合作用梁荷载-位移曲线的切线刚度明显高于普通单面组合作用梁，而普通单面组合作用梁的初期刚度基本为一个常数；待双面组合作用梁下部混凝土板靠近柱子一侧的端部混凝土因压力过大而被压碎失效后，该组合截面的受力模式与普通单面组合作用梁相差无几，因此之后的荷载-位移曲线切线刚度与普通单面组合作用梁基本重合。

2.7 界面滑移

对于组合梁，混凝土板与钢梁之间往往依靠栓钉连接，在受力过程中，两种材料之间存在一定的变形差异，导致界面之间产生滑移差。为了减少界面滑移对组合梁力学性能的影响，本文按照完全抗剪连接进行设计。试验测量结果显示，在试件破坏之前，上部和下部混凝土板与钢梁之间的界面滑移量均在1 mm以内，因此，组合梁在按照完全抗剪连接进行设计时，可以不考虑界面滑移对试件力学性能的影响。测量结果如图9所示。

在试件破坏阶段时，混凝土开始失效，从图9可见界面滑移曲线开始大幅增长；其中 E7测点由于位于分载梁加载点处，混凝土局部压力大，破坏较早，所以曲线波动较大。

图9 界面滑移曲线Fig.9 Interface slip curves

2.8 不同荷载下的截面高度应变分布曲线

通过试验测得的两个试件横截面A-I和横截面D-J的荷载-应变曲线对比如图10所示。

对比2个试件的横截面A-I和D-J，两个试件的上部混凝土板拉应变均较小，与混凝土材料的力学特性相对应；钢梁横截面的应变基本呈线性，基本符合平截面假定；试件SCB2下部混凝土板受压，应变随荷载的增加而变大，同时，试件SCB1中和轴位置基本位于钢梁形心处，说明上部混凝土板内的纵向钢筋对中和轴的影响较小。试件SCB2由于下部混凝土板分担钢梁下翼缘的压力，整个组合截面的中和轴位置较试件SCB1靠下，接近钢梁下翼缘，因此，相同荷载作用下，试件SCB2钢梁下翼缘压应变较试件SCB1小，这有助于下翼缘的稳定性[10－11]，相应地，相同荷载作用下，试件SCB2钢梁上翼缘的拉应变则较SCB1大。

图10 横截面应变Fig.10 Cross-sectional strain

2.9 下部混凝土板纵向应力分布

为研究双面组合作用梁下部混凝土板纵向应力分布特征，试验中，在试件SCB2下部混凝土板下表面沿纵向粘贴应变片，测试结果如图11所示。

图11 下部混凝土板内力分布特征Fig.11 Distribution characteristics of internal force in bottom concrete slab

结合试件测点布置图对比可知，随着试件加载量的逐步加大，下部混凝土板的应变在变大，且在试件屈服之前，基本呈线性增长，表明下部混凝土板分担的压力随着试件荷载的增加基本呈线性增长[12－13]；相同荷载作用下，下部混凝土板靠近柱子一侧的混凝土应变最大，之后距离越远，应变越小，表明下部混凝土板纵向应力分布从靠近柱子一侧开始随距离的增加逐步较小，同时，从试验现象也可以看出，下部混凝土板靠近柱子一侧破坏最严重。

由此可知，双面组合作用梁下部混凝土板靠近柱子一端的混凝土板应局部加强，避免应力集中过大，导致局部混凝土压碎；同时，下部混凝土板长度按照满足完全抗剪连接设计的最小长度取值即可，不必过长。

3 数值模拟

采用大型通用有限元软件 ABAQUS对上述试验梁进行数值模拟，如图12所示。建模方法与文献[7]相同，不同之处在于边柱采用刚体建模，边界条件为完全固定。各材料力学参数采用材性试验实测数据。数值计算结果与试验值对比如图12所示。可以看出，在试件屈服之前的弹性阶段，数值计算结果与试验曲线吻合良好，表明此时试验梁的边界条件基本接近完全固定，各材料力学特性基本处于线弹性阶段；在试件屈服后，数值模拟结果与试验曲线开始出现偏差，一方面是由于材料的力学特性进入非线性，数值计算采用的双线性模型不能准确反应。另一方面，试验梁在后期的边界条件与有限元模型的边界条件开始出现偏差。因此综合因素导致后期的数值模拟结果与试验曲线出现误差。但总体上来看，二者吻合相对较好，表明有限元模型参数取值较为合理。

图12 有限元结果与试验对比Fig.12 Comparison of finite element results and experimental results

对连续组合梁模型中支座处的负弯矩区长度进行测量，结果显示：单面组合作用连续梁负弯矩区长度为1320 mm，双面组合作用连续梁的负弯矩区长度为1640 mm，模拟结果均与试验测量值吻合较好。鉴于试验中下部混凝土板强度C30较小，破坏较早，故在模型中将下部混凝土板强度改为C60，研究强度对双面组合作用连续梁承载力和刚度的影响。经计算，极限承载力可提高6.6%，刚度可提高9.2%。同时，下部混凝土板前端应力集中部分的破坏时刻有一定的延迟，有利于组合梁的内力重分布。由此可见，双面组合作用连续梁通过提高下部混凝土板强度，延迟下部混凝土板的破坏，可有效提高组合梁的刚度和极限承载力。数值模型和计算结果对比如图12所示。

4 结论

(1)双面组合作用梁下部混凝土板可分担钢梁压力，下部混凝土板与钢梁之间的组合作用有利于钢梁下翼缘的受压稳定性，但对于腹板的稳定性不起作用。

(2)双面组合作用梁负弯矩区长度可较普通单面组合作用梁延长约28.3%。

(3)相同荷载作用下，与普通单面组合作用梁相比，双面组合作用梁下部混凝土板与钢梁的组合作用可有效提高组合梁的抗弯刚度，降低负弯矩区的弯矩值，从而延缓上部混凝土板的开裂，有效控制混凝土板裂缝宽度和裂缝区范围。

(4)双面组合作用梁下部混凝土板的混凝土强度取值不可偏低，应考虑混凝土与钢材之间的刚度匹配问题；下部混凝土板长度按照完全抗剪连接设计的最小长度取值即可，不必过长。

(5)有限元分析结果与试验结果吻合良好，通过提高双面组合作用连续梁下部混凝土板强度，可有效提高组合梁的极限承载力和刚度；延缓下部混凝土板的破坏，有利于组合梁的内力重分布。