王 寧 閆敬良 劉曉剛 岳清瑞, 鄭明召

(1.北京工業(yè)大學(xué)城市建設(shè)學(xué)部， 北京 100124； 2.北京科技大學(xué)土木與資源工程學(xué)院， 北京 100083；3.中冶建筑研究總院有限公司， 北京 100088)

鋼-混凝土組合梁通過剪力連接件使鋼梁和混凝土板協(xié)同受力，可以充分發(fā)揮鋼材受拉性能和混凝土受壓性能，具有較好的承載力、剛度和延性[1]?？辜暨B接對組合梁的受力性能有重要影響，前期的相關(guān)研究表明，混凝土強度、栓釘強度和直徑、樓板橫向配筋率等都是影響組合梁抗剪連接承載力的重要因素[2-4]。我國建筑工業(yè)化和裝配式建筑的發(fā)展對裝配式鋼梁-預(yù)制混凝土板組合梁提出了新需求，但裝配化連接構(gòu)造會導(dǎo)致梁-板剪力連接的受力機理發(fā)生改變，因此需要對連接構(gòu)造進行針對性創(chuàng)新，并確保建立可靠的連接。

裝配式鋼-混組合梁的連接構(gòu)造與預(yù)制樓板的連接形式密切相關(guān)，常見的樓板連接形式主要有干式連接和濕式連接兩類。干式連接直接采用機械連接方式[5]，多用螺栓作為連接件，可提高裝配化效率，但是連接剛度和承載能力偏小，成本和美觀度一般；濕式連接一般在板端預(yù)留外伸鋼筋，并將預(yù)留鋼筋錨入后澆混凝土中。其中，應(yīng)用濕式連接的裝配式疊合板鋼-混凝土組合梁是目前應(yīng)用最廣泛的形式之一，采用界面拉毛處理或者設(shè)置界面抗剪鋼筋，可以保證后澆層和預(yù)制層之間的協(xié)同受力性能，并實現(xiàn)與現(xiàn)澆組合梁相近的力學(xué)性能[6-8]；此外，相關(guān)學(xué)者也提出了T形肋、Z形界面連接件等構(gòu)造提升預(yù)制和后澆混凝土之間的黏結(jié)強度[9-11]，但總體而言，預(yù)制-疊合板組合梁在應(yīng)用于樓板較薄的建筑結(jié)構(gòu)中時效率不高、成本偏高。部分學(xué)者也開展了應(yīng)用濕式連接的全預(yù)制預(yù)應(yīng)力空心板-裝配式組合梁相關(guān)研究，提出了相應(yīng)的連接構(gòu)造以提高組合梁的抗剪性能[12-13]；雖然這種新型全裝配組合梁可以實現(xiàn)免疊合層施工、提高建造效率，但實際應(yīng)用中也存在一定局限，例如，空心預(yù)制板上開槽放置抗剪鋼筋會削弱預(yù)制板的整體性，帶來運輸或安裝過程中易損壞、空心板中后澆筑混凝土施工困難、預(yù)制空心板厚度較大影響建筑凈空、預(yù)制板之間橫向連接困難等一系列問題。

超高性能混凝土(UHPC)具有高強度、高延性、高斷裂韌性等特點，可以有效提高與普通混凝土的界面黏結(jié)強度[14-17]。由于UHPC優(yōu)秀的力學(xué)性能，其在裝配式混凝土結(jié)構(gòu)中已經(jīng)被廣泛用作濕式拼縫連接材料[18-21]。然而，現(xiàn)有成果中鮮有針對建筑結(jié)構(gòu)樓蓋需求、應(yīng)用UHPC的裝配式全預(yù)制樓板鋼-混組合梁剪力連接構(gòu)造的相關(guān)研究。

因此，本文基于UHPC開展裝配式全預(yù)制樓板鋼-混組合梁剪力連接構(gòu)造研究，提出局部裝配疊合式、UHPC矩形后澆帶式、UHPC齒槽形后澆帶式、帶后置抗剪鋼筋的UHPC齒槽形后澆帶式四類抗剪連接構(gòu)造，并通過靜力推出試驗研究不同抗剪連接構(gòu)造的破壞特性和受力機理，為新型裝配式全預(yù)制樓板鋼-混組合梁的設(shè)計和應(yīng)用提供理論依據(jù)。

1 試驗概況

1.1 試件及參數(shù)設(shè)計

為了研究栓釘、后澆混凝土、底部外伸鋼筋、抗剪槽、后置抗剪鋼筋等構(gòu)造對裝配式全預(yù)制樓板鋼-混組合梁受力性能的影響，設(shè)計了現(xiàn)澆鋼-混組合梁(SC-1)和不同連接構(gòu)造的裝配式全預(yù)制樓板鋼-混組合梁(PSC-1～9)共10個試件。試件的基本參數(shù)如圖1和表1所示，混凝土翼緣板厚度為由于UHPC的抗拉強度相對普通混凝土可提高5～10倍，按GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》中的鋼筋搭接要求，可以顯著減小搭接長度，因此試件PSC-6～PSC-9中預(yù)制板的頂部橫向鋼筋均伸出板端120 mm，兩側(cè)預(yù)制板端伸出鋼筋的有效搭接長度為100 mm。其中，PSC-7相對PSC-6板底鋼筋也伸出預(yù)制板端，PSC-8相對PSC-6在預(yù)制板內(nèi)開設(shè)了70 mm長、40 mm寬、深度貫穿預(yù)制板的抗剪槽，PSC-9相對PSC-8進一步在抗剪槽內(nèi)布置了長度為260 mm的抗剪加強鋼筋。

a—推出試件立面； b—試件三維示意； c—試件SC-1； d—試件PSC-1～PSC-5； e—試件PSC-6； f—試件PSC-7； g—試件PSC-8； h—試件PSC-9。圖1 試件尺寸及構(gòu)造 mmFig.1 Dimensions and configurations of specimens

表1 試件參數(shù)Table 1 Parameters of specimens

預(yù)制混凝土翼板為C30混凝土，后澆拼縫材料分別為C30混凝土、超高性能混凝土(UHPC)和高強灌漿料(CGM)，鋼梁采用Q355B熱軋H型鋼，鋼筋強度等級為HRB400，抗剪連接件采用4.6級圓柱形栓釘、強度等級為ML15，材性試驗結(jié)果見表2和表3。

表2 混凝土材性試驗結(jié)果Table 2 Test results of concrete properties

表3 鋼材、鋼筋和栓釘材性試驗結(jié)果Table 3 Property test results of steel, rebars and studs

1.2 加載方案與測點布置

加載裝置如圖2所示。由樓板受力特性可知，在梁所處位置，混凝土樓板會存在負(fù)彎矩，板的負(fù)彎矩與梁-板界面剪力的耦合作用，可能會影響界面連接的抗剪承載能力。已有研究大都沒有考慮樓板所受負(fù)彎矩的影響，因此，本試驗在兩側(cè)板之間相應(yīng)位置通過兩個螺桿施加預(yù)緊力來模擬重力荷載在梁板連接處的負(fù)彎矩，更加真實反映梁-板節(jié)點受力性能。螺桿的預(yù)緊力設(shè)置按照考慮樓板準(zhǔn)永久荷載彎矩效應(yīng)的方式計算，由公式(1)確定：

圖2 試驗加載裝置Fig.2 Test loading device

(1)

其中q=b(G+0.5Q)

式中：按照一般建筑類樓板荷載和跨度情況，L為板跨，取3 m；l為試驗構(gòu)件螺桿軸線與鋼梁軸線間距離，取1.11 m；q為線荷載；G為恒荷載，取5 kN/m2；Q為活荷載，取2 kN/m2。

參考Eurocode-4規(guī)范[22]中推出試件相關(guān)規(guī)定，加載制度采用力-位移混合控制模式，首先進行10個循環(huán)的預(yù)加載，預(yù)加載范圍為50～150 kN,以消除不均勻變形及鋼梁和混凝土板之間摩擦力對試驗結(jié)果的影響。隨后進行單調(diào)逐級加載，每級荷載大小為極限荷載的10%；達(dá)到極限荷載后采用位移控制，以1 mm/min速率繼續(xù)加載直到試件破壞或者荷載下降到峰值的80%時結(jié)束試驗。

為測量混凝土板與鋼梁界面間的滑移效應(yīng)，分別在第一、二排和第二、三排栓釘中間位置布置位移計；同時在鋼梁中部布置1個豎向位移計，作為主位移來控制加載過程。所有試件的混凝土應(yīng)變片均布置于兩側(cè)混凝土翼板頂部，與第一、二排栓釘位置相對應(yīng)，應(yīng)變片粘貼方向與抗剪鋼筋方向保持一致，每側(cè)4個應(yīng)變片。鋼筋應(yīng)變片布置規(guī)則為：每側(cè)分別挑選3個頂部橫向鋼筋測試應(yīng)變，其中PSC-1～5應(yīng)變片在頂部鋼筋中間，PSC-6～9應(yīng)變片在預(yù)制板內(nèi)頂部鋼筋端部，PSC-7同時在預(yù)制板內(nèi)下部鋼筋端部布置應(yīng)變片；全部后置抗剪鋼筋均布置應(yīng)變片，SC-1后置抗剪鋼筋應(yīng)變片貼在對應(yīng)位置的下部鋼筋上。具體測點布置見圖3。

a—前視圖； b—后視圖； c—PSC-1～5鋼筋測點； d—PSC-9鋼筋測點； e—PSC-6、8鋼筋測點(測點為預(yù)制板內(nèi)鋼筋)； f—PSC-7鋼筋測點。圖3 測點布置 mmFig.3 Arrangements of measure points

2 試驗現(xiàn)象和破壞模式

試件的最終破壞形態(tài)主要有以下三種：

1)栓釘剪斷。試件SC-1、PSC-1、PSC-4、PSC-5最終破壞形態(tài)均為栓釘在鋼梁與混凝土板界面處斷裂，底部發(fā)生明顯剪切變形，破壞形式見圖4。加載初期，混凝土板和鋼梁相對滑移較?。浑S著荷載增加，試件發(fā)出輕微聲響，鋼梁和混凝土界面發(fā)生黏結(jié)破壞，主要由栓釘承擔(dān)界面剪力，滑移量逐漸增大，栓釘周圍混凝土開始產(chǎn)生縱向裂縫；繼續(xù)加載，混凝土板縱向裂縫逐漸擴展，由栓釘位置向混凝土板底部延伸，呈“八”字形裂縫，同時還伴有少許豎向裂縫和橫向裂縫；荷載接近峰值荷載時，混凝土板底部有少量被壓碎，隨后試件后側(cè)混凝土板內(nèi)栓釘被剪斷，并伴隨著巨響，荷載迅速下降，鋼梁與該側(cè)混凝土板分離。

a—SC-1； b—PSC-1； c—PSC-4； d—PSC-5。圖4 栓釘剪斷Fig.4 Shear fracture of studs

2)混凝土劈裂破壞。試件PSC-3最終破壞形態(tài)為混凝土劈裂破壞，如圖5所示。加載初期，混凝土板和鋼梁相對滑移較??；隨著荷載增加和滑移變形增大，連接區(qū)域各栓釘對應(yīng)位置混凝土表面形成斜裂縫，裂縫長度和寬度均隨著試驗加載而逐漸發(fā)展；隨著滑移量進一步增大，各斜向裂紋呈相互貫通趨勢，形成受壓劈裂裂縫；試件最終因連接區(qū)域混凝土劈裂和大塊脫落而破壞，無法繼續(xù)加載。需要特別說明的是，試件PSC-2由于加工質(zhì)量問題發(fā)生了預(yù)制-后澆混凝土界面的剝離破壞，因此其破壞時表觀未見明顯的劈裂和剝落。

a—PSC-2； b—PSC-3。圖5 混凝土劈裂破壞Fig.5 Splitting failure of concrete

3)交界面破壞。試件PSC-6～PSC-9最終破壞形態(tài)為交界面破壞，如圖6所示。完成預(yù)加載后，PSC-6、PSC-7的預(yù)制板與UHPC交界面產(chǎn)生較短的裂縫；荷載繼續(xù)增加，交界面裂縫逐漸貫通，預(yù)制板橫向鋼筋位置也出現(xiàn)短小的裂縫，但混凝土板和鋼梁的相對滑移很??；荷載加到55%～65%極限荷載時，最上排栓釘處后澆UHPC出現(xiàn)橫向裂縫，相對滑移量增大，后澆UHPC部分開始向底部推出；接近極限荷載時，后澆UHPC部分完全推出，預(yù)制板橫向鋼筋處表面混凝土剝落，板內(nèi)橫向鋼筋隨著被推出的UHPC發(fā)生嚴(yán)重變形，加載結(jié)束。

a—PSC-6； b—PSC-7； c—PSC-8； d—PSC-9。圖6 UHPC-預(yù)制板交界面破壞Fig.6 Interface failure between UHPC and prefabricated panel

預(yù)加載后，試件PSC-8、PSC-9預(yù)制板和UHPC剪力鍵端部界面出現(xiàn)裂縫；隨著荷載增加，裂縫從剪力鍵端部開始延伸，預(yù)制板和剪力鍵界面裂縫貫穿，隨后剪力鍵根部UHPC內(nèi)出現(xiàn)裂縫，但是混凝土板和鋼梁的相對滑移很??；荷載加載至60%～70%極限荷載時，最上排栓釘處后澆UHPC出現(xiàn)橫向裂縫，相對滑移量增大，后澆UHPC部分開始向底部推出；接近極限荷載時，連接界面附近預(yù)制板內(nèi)出現(xiàn)大量細(xì)小斜向裂縫并在剪力鍵端部處貫通，栓釘位置相鄰兩剪力鍵之間后澆UHPC局部壓碎，預(yù)制板橫向鋼筋處表面混凝土剝落，板內(nèi)橫向鋼筋隨著被推出的UHPC發(fā)生嚴(yán)重變形，加載結(jié)束。

3 試驗結(jié)果分析

3.1 荷載滑移曲線對比分析

試件的荷載-滑移曲線見圖7，圖7a～c為局部疊合式構(gòu)件的荷載-滑移曲線，其近似可分為3個階段：滑移前階段、滑移后至屈服階段和屈服后至失效階段：

a—現(xiàn)澆和局部疊合拼裝構(gòu)件； b—不同栓釘局部疊合拼裝構(gòu)件； c—不同后澆材料疊合拼裝構(gòu)件； d—不同UHPC拼裝構(gòu)造對比。圖7 荷載-滑移曲線Fig.7 Load-displacement curves

1)滑移前階段。界面黏結(jié)未發(fā)生破壞，混凝土板和鋼梁之間相對滑移很小，栓釘承載效應(yīng)不明顯，荷載主要由界面黏結(jié)力承擔(dān)，試件PSC-1～PSC-5的曲線基本重合。

2)滑移后至屈服階段?；炷涟搴弯摿航缑骛そY(jié)失效、產(chǎn)生滑移后，剪力主要由栓釘承擔(dān)，這一階段栓釘發(fā)生了明顯變形，普通混凝土板也在栓釘?shù)呐押奢d下開裂；SC-1、PSC-1、PSC-2、PSC-4、PSC-5大概在峰值荷載的70%左右(栓釘屈服)后曲線剛度發(fā)生明顯退化，PSC-3則在峰值荷載的80%(橫向抗剪鋼筋屈服)左右剛度開始發(fā)生明顯退化。

3)屈服后至失效階段。屈服后，SC-1、PSC-1、PSC-4、PSC-5隨著繼續(xù)加載和栓釘強化承載力仍緩慢增長，直到栓釘突然斷裂；PSC-2由于試件質(zhì)量問題發(fā)生預(yù)制-現(xiàn)澆混凝土界面的剝離，栓釘未剪斷，混凝土未產(chǎn)生劈裂破壞，界面剝離后試件承載力逐步降低；PSC-3隨著繼續(xù)加載，橫向抗剪發(fā)生塑性強化，承載力先表現(xiàn)出一定程度地增長，之后逐漸趨于穩(wěn)定，直到混凝土發(fā)生劈裂破壞后才緩慢下降。

圖7d為UHPC拼縫構(gòu)造試件的荷載-滑移曲線，其近似可分為2個階段。后澆UHPC和預(yù)制混凝土界面黏結(jié)破壞前，界面相對滑移很小，組合梁整體性良好。界面黏結(jié)破壞后，PSC-6的抗剪鋼筋由于無法承擔(dān)黏結(jié)破壞后轉(zhuǎn)移過來的界面剪力而迅速發(fā)生破壞；PSC-8和PSC-9由于有UHPC齒槽榫卯以及齒槽內(nèi)配筋作用，在后澆UHPC和預(yù)制混凝土板界面黏結(jié)失效的過程中，承載力仍可以有一定程度地增長，但界面黏結(jié)完全失效后，也迅速發(fā)生破壞；PSC-7由于預(yù)制板底鋼筋也伸出板端，預(yù)制板上下層鋼筋與后澆UHPC之間的銷栓承載能力超過界面黏結(jié)強度，因此界面黏結(jié)破壞后承載力仍可以繼續(xù)增長，直到預(yù)制板在端部伸出鋼筋的銷栓作用下發(fā)生貫穿裂縫和表層混凝土剝落，承載力開始發(fā)生顯著降低。各試件的試驗結(jié)果總結(jié)如表4所示。

表4 試驗主要結(jié)果Table 4 Main test results

3.2 鋼筋應(yīng)變曲線

圖8繪制了組合梁的鋼筋應(yīng)變-荷載曲線，以分析加載過程中兩側(cè)連接區(qū)域鋼筋應(yīng)變的發(fā)展規(guī)律。鋼筋應(yīng)變名稱命名如下：SC-1、PSC-1～5中，1-1(2-1)、1-2(2-2)、1-3(2-3)分別為前(后)混凝土板頂部中間鋼筋、底部上方和底部中間鋼筋應(yīng)變；PSC-6、PSC-8中1-1(2-1)、1-2(2-2)分別為前(后)混凝土板頂部上方、中間鋼筋應(yīng)變；PSC-7中1-1(2-1)、1-2(2-2)分別為前(后)板混凝土頂部中間、底部中間鋼筋應(yīng)變；PSC-9中1-1(2-1)、1-2(2-2)分別為前(后)混凝土板中間、后置中間抗剪鋼筋應(yīng)變。

a—SC-1； b—PSC-1； c—PSC-2； d—PSC-3； e—PSC-4； f—PSC-5； g—PSC-6； h—PSC-7； i—PSC-8； j—PSC-9。圖8 鋼筋應(yīng)變-荷載曲線Fig.8 Strain-load curves of rebars

圖8a、b中SC-1、PSC-1為栓釘剪斷破壞，鋼筋整體應(yīng)變較小。PSC-1由于制作時兩側(cè)混凝土強度有一定誤差，試件破壞時向后側(cè)傾斜，導(dǎo)致鋼筋應(yīng)變2-1即后混凝土板頂部中間鋼筋應(yīng)變較大。由圖8c中PSC-2應(yīng)變曲線可以看出，鋼筋應(yīng)變逐漸增大，破壞模式向混凝土劈裂趨勢發(fā)展；但由于試件加工原因，疊合面強度沒有達(dá)到設(shè)定要求，發(fā)生界面剝離破壞。圖8d中PSC-3為混凝土劈裂破壞，鋼筋應(yīng)變發(fā)展迅速，應(yīng)變較大，劈裂破壞后，鋼筋塑性迅速發(fā)展。圖8c、d中上層鋼筋的應(yīng)變增長速率高于底層鋼筋，說明上層橫向鋼筋的塑性變形大于下層鋼筋；這種現(xiàn)象是因為施加在混凝土板上的負(fù)彎矩引起的額外拉應(yīng)力，且負(fù)彎矩本身對板底層有一定的受壓作用，限制了底層混凝土板的裂縫開展，所以導(dǎo)致板上部裂紋較明顯，鋼筋應(yīng)變較大。

圖8e、f中PSC-4、PSC-5后澆材料分別為UHPC和CGM，破壞模式為栓釘剪斷，鋼筋發(fā)生較大的塑性變形，由于后澆部分強度較高，混凝土沒有發(fā)生破壞，鋼筋塑性應(yīng)變充分發(fā)展，給預(yù)制板和后澆UHPC/CGM提供了很好的約束作用，最后栓釘剪斷；同時也可以看出，后澆CGM的PSC-5的鋼筋應(yīng)變相對后澆UHPC的PSC-4應(yīng)變的發(fā)展相對更快，這是由于UHPC中的鋼纖維顯著提升了混凝土的抗拉、抗剪性能，提高了其抗拉破壞的延性。

圖8g～j中試件PSC-6～PSC-9均發(fā)生交界面破壞，可以看到PSC-6表層混凝土沒有剝離前鋼筋應(yīng)變較均勻增加，當(dāng)表層混凝土剝離，鋼筋失去保護作用后，應(yīng)變迅速增加直至破壞。PSC-7表層混凝土沒有發(fā)生剝離之前，鋼筋在界面剪力作用下，局部發(fā)生受彎作用，個別鋼筋應(yīng)變片由于貼片位置影響，出現(xiàn)短暫的受壓現(xiàn)象；表層混凝土剝離后，所有的鋼筋應(yīng)變都呈現(xiàn)出快速增長的趨勢，直至破壞。由圖6c可以看出PSC-8在第二個剪力鍵下方發(fā)生破壞，上方鋼筋表層UHPC未剝離，因此圖8i中鋼筋1-1、2-1應(yīng)變較小，而下方鋼筋表層混凝土剝離，變形明顯，鋼筋呈現(xiàn)出較大的應(yīng)變發(fā)展。PSC-9表層混凝土剝離后鋼筋應(yīng)變呈現(xiàn)快速增長，同時，后置抗剪槽中的鋼筋1-2和2-2在峰值荷載時也接近屈服。

3.3 局部疊合連接構(gòu)造的性能影響因素分析

1)構(gòu)造形式。圖7a為現(xiàn)澆連接試件SC-1與局部疊合裝配式連接試件PSC-1的荷載-滑移曲線對比，兩試件栓釘直徑13 mm，破壞形式為栓釘突然斷裂。裝配式連接與現(xiàn)澆連接的受力性能相似，未觀察到強度和剛度的明顯退化現(xiàn)象，表明局部疊合裝配式連接構(gòu)造可以提供可靠連接。

2)混凝土強度。圖7c為栓釘直徑16 mm時后澆材料分別為C30、UHPC和CGM的試件PSC-2、PSC-4和PSC-5的荷載-滑移曲線對比，可以看出，UHPC和CGM后澆材料可以極大提高試件的承載能力，同時也會顯著降低試件變形能力和延性。此外，需要注意的是，雖然PSC-4、PSC-5的破壞形態(tài)為栓釘剪斷，但其承載力遠(yuǎn)高于傳統(tǒng)混凝土組合梁中栓釘?shù)臉O限抗剪承載力0.7Asfu計算值(其中As為栓釘截面面積；fu為栓釘抗拉強度)，均達(dá)到1.8Asfu以上。相關(guān)研究表明，栓釘連接件的組合梁界面抗剪承載力主要由兩部分組成，分別來自于栓釘本身的抗剪貢獻以及栓釘根部焊角與周圍混凝土的擠壓作用[23]；故本文認(rèn)為PSC-4、PSC-5承載力的增強是由于UHPC和CGM的強度相對普通混凝土極大提高，栓釘變形時不易壓碎其根部的混凝土，因此栓釘?shù)淖冃文Ｊ綍呄蛴诟恐奔羝茐?，如圖9所示，抗剪承載能力因此會大幅提高；圖4中SC-1和PSC-1栓釘剪斷的效果與PSC-4和PSC-5栓釘剪斷的效果對比，也進一步證實了這一分析。

a—普通混凝土中栓釘破壞模式； b—UHPC中栓釘破壞模式。圖9 栓釘在普通混凝土和UHPC中的受力模式對比Fig.9 Comparisons of failure modes of studs in ordinary concrete and UHPC

3.4 不同類型UHPC連接構(gòu)造的性能對比分析

圖7d為栓釘直徑19 mm時后澆UHPC連接試件的荷載-滑移曲線對比，板底鋼筋也伸出預(yù)制板的試件PSC-7相對試件PSC-6承載力和極限變形能力均大幅提升，表明板底伸出鋼筋作用顯著；開設(shè)抗剪槽的試件PSC-8相對試件PSC-6承載力有較大提升，且極限變形也有較大改善，表明UHPC抗剪齒槽能夠有效提高界面抗剪能力；開設(shè)抗剪槽且槽內(nèi)配筋的試件PSC-9相對試件PSC-8可進一步提高承載力，但極限變形能力有所降低，這是由于后置抗剪鋼筋提高了UHPC剪力鍵槽的強度和剛度，因而后澆UHPC和預(yù)制板之間的界面滑移進一步降低。

4 結(jié)束語

本文提出了4類不同裝配式鋼-混組合梁界面抗剪連接構(gòu)造，并開展了10個不同連接構(gòu)造的抗剪推出試驗，通過試驗對比分析，主要結(jié)論如下：

1)試件的破壞形態(tài)主要有栓釘剪斷、混凝土受剪劈裂破壞、預(yù)制-后澆混凝土交界面破壞，破壞形式主要與栓釘直徑、后澆混凝土強度、連接構(gòu)造細(xì)節(jié)有關(guān)。

2)組合梁界面抗剪承載力受混凝土強度、栓釘直徑的影響顯著。隨著栓釘直徑的增大，試件極限抗剪承載力也隨之增大；栓釘直徑相同時，混凝土強度等級越高，其抗剪承載力越大，但極限滑移值越小；栓釘在UHPC中的極限承載力可極大提高，相對現(xiàn)有GB 50017—2017《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)》公式計算值可達(dá)2.5倍以上。

3)采用后澆UHPC拼接的梁-板連接構(gòu)造可顯著減小預(yù)制板間鋼筋搭接錨固長度，并且承載力比普通混凝土梁-板連接構(gòu)造提高一倍以上，且可顯著提升滑移剛度；但是，與傳統(tǒng)組合梁不同，預(yù)制-后澆界面成為薄弱區(qū)域并先于栓釘和栓釘周圍混凝土發(fā)生破壞。

4)UHPC剪力鍵可有效抵抗后澆UHPC-預(yù)制混凝土板間的界面剪力，增強UHPC與普通混凝土預(yù)制板交界面抗剪強度；在UHPC剪力鍵中放置抗剪鋼筋可進一步提高界面連接的抗剪承載力。