潘宇翔　曹雙寅　王錚　敬登虎　毛海斌

摘 要：鋼板磚砌體組合結構是一種新型的托換改造技術.為了掌握鋼板磚砌體組合梁的受剪性能，完成了6根組合梁的靜載試驗，研究了鋼板厚度及螺栓間距對受剪承載力的影響，分析了組合梁受剪破壞的機理.試驗結果表明，鋼板與磚砌體兩者互為幫助、共同工作，剪壓區(qū)砌體與鋼板的破壞并無明顯先后順序.組合梁的破壞總是始于剪壓區(qū)鋼板的局部屈曲，受剪承載力的主要影響因素為側向鋼板的厚度，螺栓間距在一定范圍內對承載力影響不大，但是螺栓的布置形式對鋼板的失穩(wěn)破壞形態(tài)及承載力起決定性作用.在實際工程中可以對梁兩側上端進行加強約束從而提高梁的抗剪性能.此外，本文給出了組合梁抗剪極限承載力的計算公式.

關鍵詞：鋼板磚砌體；組合梁；受剪；局部屈曲

中圖分類號：TU398 文獻標識碼：A

文章編號：1674-2974（2016）03-0083-07

采用鋼板磚砌體組合結構是一種新型的托換改造技術，主要適用于既有磚混房屋的大空間改造[1-4].相比于傳統的既有磚混房屋的大空間改造方法，該項技術具備以下優(yōu)點：充分利用原有砌體、施工方便可靠、工期短、基本不增加原結構尺寸、不影響原建筑使用面積以及外觀效果好.文獻[5-6]提出了砌體的彈性模量模型及剪壓破壞的準則，而本文作者所在課題組已對鋼板磚砌體組合梁的抗彎性能[7]、組合墻梁的靜載性能[8]以及組合框架的抗震性能[9]進行了試驗研究.目前，對于鋼板磚砌體組合梁的抗剪受力性能尚未有文獻報道.本文通過6根鋼板磚砌體組合梁的靜載試驗對其受剪性能進行研究，從而為其工程應用和有關學術研究提供依據和參考.

1 試驗設計

1.1 試件制作

本試驗共設計了6根鋼板磚砌體組合梁，砌體幾何尺寸均為240 mm×400 mm×1 600 mm，為了盡量保證構件的破壞發(fā)生在剪跨段，試件設計時取剪跨比為1，構件長度為1 600 mm，構件寬度為常見砌體墻寬，高度取常見模數6 m的1/15.兩側及底面外包鋼板，黏結材料為灌注型結構膠，側板與底板之間采用角焊縫連接.試驗參數包括鋼板厚度與螺栓間距，鋼板厚度分別為3，5和6 mm 3種，螺栓間距分別為200和300 mm 2種，在試件的純彎段增設了加強角鋼，并在純彎段加密螺栓間距.鋼材采用Q235B，對拉螺栓采用M12.試件編號采用BX-X的形式，第1個X用來區(qū)分鋼板厚度，第2個X區(qū)分螺栓間距.具體構件參數及示意圖分別見表1和圖1.

1.2 材料力學性能

將Q235B鋼板制成標準拉伸試件按現行GB/T 228.1-2010《金屬材料室溫拉伸試驗方法》在萬能試驗機上進行單軸拉伸試驗.鋼板材料性能參數如表2所示，鋼材的彈性模量為205 GPa，磚砌體通過壓力機測定其抗壓強度為3.80 MPa，螺栓平均屈服強度為663.4 MPa，極限強度為834.4 MPa，延伸率為6.5%，螺栓內徑為7 mm.灌注型結構膠的拉伸強度為57.9 MPa，拉伸彈性模量為2 723 MPa，壓縮強度為122 MPa.

1.3 加載方式與裝置

試驗采用250 t壓力試驗機加載，采用剪跨比為1的四點加載方式，通過分配梁將荷載以兩點形式傳遞給組合梁.對于3 mm鋼板組合梁，400 kN之前以50 kN作為一個加載等級，之后以25 kN為一個加載等級，對于5 mm和6 mm鋼板組合梁，700 kN之前以50 kN為一個加載等級，之后以25 kN為一個加載等級.每級荷載持續(xù)時間不少于3 min且待變形穩(wěn)定，當荷載加不上去或構件變形過大時（撓度超過跨度1/10時）卸載，停止試驗.試驗裝置如圖2所示.

1.4 測點布置

為了研究剪壓區(qū)鋼板剪應變發(fā)展情況，在控制截面（4個剪壓區(qū)）分別貼4個應變花，應變花沿加載點到支座呈45°直線布置.另在跨中及支座安裝位移傳感器測量試件在加載過程中的變形.

1.5 組合梁試驗現象

加載初期，組合梁呈彈性狀態(tài).隨著荷載的增加，梁端部磚砌體出現多條豎向裂縫，由上至下裂縫寬度變細.之后隨著荷載增加，端部裂縫變寬并逐漸貫通，并伴隨著噼啪清脆的斷裂聲；繼續(xù)加載，敲擊剪壓區(qū)鋼板有空鼓聲，但鋼板的局部屈曲肉眼很難看出；繼續(xù)加載，剪壓區(qū)鋼板發(fā)生可見的輕微屈曲，隨著側板頂面局部屈曲面積的不斷增大，破壞主要為砂漿與磚砌體之間的界面混合破壞[10]（見圖3），最終螺栓間側板發(fā)生局部屈曲失穩(wěn)，受壓區(qū)鋼板大面積退出工作，梁兩端向上翹起，承載力瞬間下降，最后由于變形過大而停止加載.部分梁剪壓區(qū)砌體裂縫發(fā)展充分，甚至端部砌體與跨中主體之間有錯斷，具體加載特征見表3.

1.6 破壞形態(tài)

就局部破壞形式來看，組合梁抗剪破壞模式與其受彎破壞[7]形式相似.其中，試件B3-200由于應力集中造成支座處局部發(fā)生破壞（見圖4），底部螺栓往下區(qū)域側板先發(fā)生局部屈曲并最終成褶皺形態(tài).試件B3-300與B5和B6的破壞形式均為剪壓區(qū)螺栓之間鋼板的局部屈曲失穩(wěn)破壞，屈曲波形從側板頂部發(fā)展到底部，上部由于沒有翼緣約束，屈曲程度較大，而下部由于翼緣底板的約束作用，屈曲變形較?。ㄒ妶D5）.螺栓間距相同的構件，側板發(fā)生局部屈曲的位置和范圍大致接近，組合梁正反面的屈曲位置也基本對稱（見圖1）.圖1中，虛線表示砌體產生裂縫的走向，實線表示鋼板局部屈曲的范圍，S-1到S-4為剪壓區(qū)所布置的應變花，括號內為對稱位置處編號.拆除外包鋼板之后，試件加載端外側砌體存在兩種破壞形態(tài)：試件B3-200剪壓區(qū)內砌體裂縫發(fā)展充分，部分砌體甚至被壓碎成粉末狀；除試件B3-200外，其余梁端最外側存在根據螺栓布置所劃分的三角區(qū)域（見圖6），該部分砌體整體性相對較好，剪壓區(qū)砌體裂縫發(fā)展與普通鋼筋混凝土無腹筋梁斜壓破壞接近，梁腹被分割成幾個傾斜的壓柱體，壓柱體的形狀與螺栓布置有關，破壞時壓柱體頂端砌體部分被壓潰，對應位置處側板局部屈曲失穩(wěn).二者破壞形態(tài)的主要區(qū)別在于剪壓區(qū)的破壞程度不同.

試件的局部屈曲都發(fā)生在組合梁的一端，這是由于不可避免的安裝誤差、試件制作誤差等偶然因素導致試件和加載點未能實現完全對稱.在彎矩和剪力共同作用下，鋼板應變率先達到臨界屈曲應力的一端發(fā)生局部屈曲；另一端側板應變發(fā)展不充分，未達到臨界屈曲應力，所以局部屈曲變形尚未發(fā)生.值得注意的是另一端在拆除鋼板后砌體側面斜裂縫幾乎沒有開展，砌體整體性較好（見圖7）.由于梁兩端荷載形式幾乎相同，該現象也證明了鋼板在沒有發(fā)生明顯屈曲之前，砌體并未承擔過多的剪力；只要砌體未明顯破壞，其作為剛性支承作用就一直存在[11].剪力主要是由側向鋼板承擔，剪壓區(qū)砌體與鋼板的破壞并無明顯先后順序，幾乎是同時發(fā)生.與屈曲端相比，未屈曲端主要的裂縫仍為梁端普遍性的豎向裂縫（見圖5），這是因為梁端既沒有端板也沒有螺栓的橫向約束，砌體在加載過程中主要承受著由兩面?zhèn)劝鍌鱽淼膫认蚶?，豎向裂縫易于開展.

另外，在拆除鋼板時發(fā)現，除了局部屈曲位置，梁其余部分的鋼板與砌體之間均保持著很好的粘結.

2 試驗結果及分析

2.1 荷載撓度曲線

由荷載跨中撓度曲線（見圖8）可以看出，從開始加載到達到峰值荷載，跨中撓度和荷載基本接近于線性關系，只是在后期鋼板發(fā)生局部屈曲之后，剛度開始減小，試件的撓度明顯增大.6根構件在100 kN左右都有一個短暫的剛度提高過程，原因是此時內部砌體之間的縫隙和砂漿被逐漸壓實.試件B3-300，B5-300和B6-300的鋼板厚度依次增加，但組合梁的初期剛度變化并不明顯，這主要是因為3 mm，5 mm和6 mm組合梁截面的含鋼率分別為2.8%，4.7%和5.6%，含鋼率較低，鋼材對剛度的貢獻不大.對剛度影響較大的是組合梁的截面尺寸，而在這一點上3種含鋼率的組合梁幾乎相同，故三者相差不大.試件B5-200，B5-300與試件B6-200，B6-300只有螺栓間距不同，但此情況下螺栓間距對組合梁的剛度幾乎沒有影響.

2.2 峰值承載力及主要影響因素

2.2.1 鋼板厚度

試件B3-200由于應力集中產生支座處局部破壞，因此試件B3-200的承載力暫不參與定量分析.

試件B3-300，B5-300，B5-200，B6-300和B6-200的峰值承載力分別為705，1 120，1 250，1 450和1 510 kN（見表3）.試件B3-300，B5-300與B6-300的螺栓間距均為300 mm，只是鋼板厚度不同，所以承載力的提高主要是側向鋼板厚度的增加所致.試件B5-300和B6-300的承載力分別比試件B3-300提高了58.9%和100.5%，其鋼板厚度分別提高了66.6%和100%；試件B5-200和B6-200螺栓間距均為200 mm，B6-200的峰值承載力比前者提高了20.8%，其鋼板厚度提高了20%，由此可見峰值承載力與鋼板厚度呈較高的線性關系（見圖9）.

2.2.2 螺栓間距

在加載初期，鋼板頂部測點壓應變隨荷載的增加基本呈線性關系，到了加載后期，局部屈曲位置的鋼板應變增長明顯加快，這是由于剪跨段壓力帶砌體逐漸被壓壞退出共同工作，相應位置的鋼板承擔了更多的外力，之后側板頂部發(fā)生局部屈曲.圖10反映了螺栓間距對局部屈曲位置鋼板壓應變發(fā)展的影響，可以發(fā)現，當達到峰值承載力時，螺栓間距較小構件的鋼板應變發(fā)展更充分，這是因為當螺栓間距較小時，延緩了組合梁剪跨段鋼腹板的局部屈曲.

就承載力而言，試件B5-200峰值承載力比B5-300提高了11.6%，試件B6-200比B6-300提高了4.2%，考慮試驗的離散性，相對于鋼板厚度的提高，螺栓間距對組合梁受剪承載力的提高非常有限.這主要由以下2個原因：螺栓間距改變了局部屈曲形態(tài)，理論上來說，螺栓間距的縮小能夠提高鋼板臨界屈曲荷載[12]，但同時壓力帶的寬度也有所減小，二者相互制約，故在一定范圍內減小螺栓水平間距并不能有效提高抗剪承載力.另外，各構件達到峰值承載力時，螺栓間距為200 mm的構件撓度是螺栓間距為300 mm的構件撓度的1.5倍，可見，當鋼板厚度相同時，螺栓間距越小，組合梁構件的延性越好.總體來說，合理的螺栓布置可以改善鋼板磚砌體組合梁的工作性能，但不能提高其峰值承載力.

2.3 破壞機理

加載點與支座間砌體形成“壓力帶”，該區(qū)域磚砌體發(fā)生橫向變形，上部開口且受螺栓約束較少的部分首先在梁的正截面上出現豎向裂縫.隨著荷載繼續(xù)增加，豎向裂縫由上至下不斷發(fā)展，砌體裂縫發(fā)展呈散開型（上大下小）.但最終破壞并不是由于豎向裂縫開展過大所造成.即使裂縫開展較多，鋼板發(fā)生了屈曲，只要磚砌體外層沒有脫落，其作為垂直于鋼板表面的粘結作用就依然存在（此時砌體剛性支承作用消失，膠體開始發(fā)揮粘結作用），為延緩鋼板發(fā)生局部屈曲及其屈曲后強度提供了重要保證，這點與鋼管混凝土有所區(qū)別[13].

最終破壞的原因是，由于鋼板持續(xù)的局部屈曲變形，磚砌體混合界面不斷被拉脫，從而逐漸失去粘結作用，原有鋼板屈曲后所承擔的部分荷載轉移到砌體壓力帶上，當剪壓區(qū)砌體的主拉應變達到極限拉應變時，砌體出現垂直于主拉應變方向的裂縫，最終發(fā)展到沿裂縫完全斷開，砌體壓力帶退出共同工作.此時荷載早已超越混合層在沒有支承作用下的穩(wěn)定極限荷載，組合梁承載力瞬間下降而破壞.

根據試驗破壞現象及機理分析，在實際工程中，建議在組合梁的上端，樓板的下側也布置如純彎段相同的加強角鋼并采用螺栓對拉連接，這樣可以同時增強構件的抗剪承載能力和提高構件的延性.

3 極限承載力計算公式

根據試驗現象及破壞機理，將彎矩、剪力復合作用下鋼板局部屈曲的產生作為構件的極限狀態(tài)，此時的峰值承載力作為極限承載力[14].其計算公式為：

4 結 論

本文通過鋼板磚砌體組合梁的靜載試驗研究，探討了組合梁的受剪性能，可以得到以下幾點結論：

1）基于本文構造所制造的鋼板磚砌體組合梁，受剪作用下的破壞特征為剪跨段鋼板的局部屈曲和砌體的斜向裂縫.

2）鋼板的存在使磚砌體抗剪破壞大幅延遲，同時帶有粘結性能的內部磚砌體剛性支承使鋼板的穩(wěn)定性得到極大的提高.鋼板與磚砌體兩者互為幫助、共同工作，剪壓區(qū)砌體與鋼板的破壞并無明顯先后順序.

3）側向鋼板厚度是影響組合梁抗剪承載力的關鍵因素，峰值承載力基本與鋼板厚度呈線性關系.

4）給出了按此類方法施工的鋼板磚砌體組合梁的抗剪極限承載力計算公式.

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