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(guò)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]。抗剪連接對(duì)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(qiáng)度、栓釘強(qiáng)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(guó)建筑工業(yè)化和裝配式建筑的發(fā)展對(duì)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(huì)導(dǎo)致梁-板剪力連接的受力機(jī)理發(fā)生改變，因此需要對(duì)連接構(gòu)造進(jìn)行針對(duì)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(jiàn)的樓板連接形式主要有干式連接和濕式連接兩類(lèi)。干式連接直接采用機(jī)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(shí)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(qiáng)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(shí)效率不高、成本偏高。部分學(xué)者也開(kāi)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(shí)現(xiàn)免疊合層施工、提高建造效率，但實(shí)際應(yīng)用中也存在一定局限，例如，空心預(yù)制板上開(kāi)槽放置抗剪鋼筋會(huì)削弱預(yù)制板的整體性，帶來(lái)運(yùn)輸或安裝過(guò)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(wèn)題。

超高性能混凝土(UHPC)具有高強(qiáng)度、高延性、高斷裂韌性等特點(diǎn)，可以有效提高與普通混凝土的界面黏結(jié)強(qiáng)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(duì)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(kāi)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(lèi)抗剪連接構(gòu)造，并通過(guò)靜力推出試驗(yàn)研究不同抗剪連接構(gòu)造的破壞特性和受力機(jī)理，為新型裝配式全預(yù)制樓板鋼-混組合梁的設(shè)計(jì)和應(yīng)用提供理論依據(jù)。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件及參數(shù)設(shè)計(jì)

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(duì)裝配式全預(yù)制樓板鋼-混組合梁受力性能的影響，設(shè)計(jì)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(gè)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(qiáng)度相對(duì)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(jì)規(guī)范》中的鋼筋搭接要求，可以顯著減小搭接長(zhǎng)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(zhǎng)度為100 mm。其中，PSC-7相對(duì)PSC-6板底鋼筋也伸出預(yù)制板端，PSC-8相對(duì)PSC-6在預(yù)制板內(nèi)開(kāi)設(shè)了70 mm長(zhǎng)、40 mm寬、深度貫穿預(yù)制板的抗剪槽，PSC-9相對(duì)PSC-8進(jìn)一步在抗剪槽內(nèi)布置了長(zhǎng)度為260 mm的抗剪加強(qiáng)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(qiáng)灌漿料(CGM)，鋼梁采用Q355B熱軋H型鋼，鋼筋強(qiáng)度等級(jí)為HRB400，抗剪連接件采用4.6級(jí)圓柱形栓釘、強(qiáng)度等級(jí)為ML15，材性試驗(yàn)結(jié)果見(jiàn)表2和表3。

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

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

1.2 加載方案與測(cè)點(diǎn)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(huì)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(huì)影響界面連接的抗剪承載能力。已有研究大都沒(méi)有考慮樓板所受負(fù)彎矩的影響，因此，本試驗(yàn)在兩側(cè)板之間相應(yīng)位置通過(guò)兩個(gè)螺桿施加預(yù)緊力來(lái)模擬重力荷載在梁板連接處的負(fù)彎矩，更加真實(shí)反映梁-板節(jié)點(diǎn)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(jì)算，由公式(1)確定：

圖2 試驗(yàn)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(lèi)樓板荷載和跨度情況，L為板跨，取3 m；l為試驗(yàn)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(jìn)行10個(gè)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(duì)試驗(yàn)結(jié)果的影響。隨后進(jìn)行單調(diào)逐級(jí)加載，每級(jí)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(shí)結(jié)束試驗(yàn)。

為測(cè)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(jì)；同時(shí)在鋼梁中部布置1個(gè)豎向位移計(jì)，作為主位移來(lái)控制加載過(guò)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(duì)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(gè)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(gè)頂部橫向鋼筋測(cè)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(shí)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(duì)應(yīng)位置的下部鋼筋上。具體測(cè)點(diǎn)布置見(jiàn)圖3。

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

2 試驗(yàn)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(jiàn)圖4。加載初期，混凝土板和鋼梁相對(duì)滑移較??；隨著荷載增加，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?chē)炷灵_(kāi)始產(chǎn)生縱向裂縫；繼續(xù)加載，混凝土板縱向裂縫逐漸擴(kuò)展，由栓釘位置向混凝土板底部延伸，呈“八”字形裂縫，同時(shí)還伴有少許豎向裂縫和橫向裂縫；荷載接近峰值荷載時(shí)，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(duì)滑移較小；隨著荷載增加和滑移變形增大，連接區(qū)域各栓釘對(duì)應(yīng)位置混凝土表面形成斜裂縫，裂縫長(zhǎng)度和寬度均隨著試驗(yàn)加載而逐漸發(fā)展；隨著滑移量進(jìn)一步增大，各斜向裂紋呈相互貫通趨勢(shì)，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(wú)法繼續(xù)加載。需要特別說(shuō)明的是，試件PSC-2由于加工質(zhì)量問(wèn)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(shí)表觀未見(jiàn)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(duì)滑移很小；荷載加到55%～65%極限荷載時(shí)，最上排栓釘處后澆UHPC出現(xiàn)橫向裂縫，相對(duì)滑移量增大，后澆UHPC部分開(kāi)始向底部推出；接近極限荷載時(shí)，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(kāi)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(duì)滑移很小；荷載加載至60%～70%極限荷載時(shí)，最上排栓釘處后澆UHPC出現(xiàn)橫向裂縫，相對(duì)滑移量增大，后澆UHPC部分開(kāi)始向底部推出；接近極限荷載時(shí)，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(yàn)結(jié)果分析

3.1 荷載滑移曲線對(duì)比分析

試件的荷載-滑移曲線見(jiàn)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(gè)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(duì)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(duì)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(kāi)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(kāi)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(qiáng)化承載力仍緩慢增長(zhǎng)，直到栓釘突然斷裂；PSC-2由于試件質(zhì)量問(wèn)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(qiáng)化，承載力先表現(xiàn)出一定程度地增長(zhǎng)，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(gè)階段。后澆UHPC和預(yù)制混凝土界面黏結(jié)破壞前，界面相對(duì)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(wú)法承擔(dān)黏結(jié)破壞后轉(zhuǎn)移過(guò)來(lái)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(guò)程中，承載力仍可以有一定程度地增長(zhǎng)，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(xiāo)栓承載能力超過(guò)界面黏結(jié)強(qiáng)度，因此界面黏結(jié)破壞后承載力仍可以繼續(xù)增長(zhǎng)，直到預(yù)制板在端部伸出鋼筋的銷(xiāo)栓作用下發(fā)生貫穿裂縫和表層混凝土剝落，承載力開(kāi)始發(fā)生顯著降低。各試件的試驗(yàn)結(jié)果總結(jié)如表4所示。

表4 試驗(yàn)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(guò)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(chēng)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(shí)兩側(cè)混凝土強(qiáng)度有一定誤差，試件破壞時(shí)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(shì)發(fā)展；但由于試件加工原因，疊合面強(qiáng)度沒(méi)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?cè)鲩L(zhǎng)速率高于底層鋼筋，說(shuō)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?yàn)槭┘釉诨炷涟迳系呢?fù)彎矩引起的額外拉應(yīng)力，且負(fù)彎矩本身對(duì)板底層有一定的受壓作用，限制了底層混凝土板的裂縫開(kāi)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(qiáng)度較高，混凝土沒(méi)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(shí)也可以看出，后澆CGM的PSC-5的鋼筋應(yīng)變相對(duì)后澆UHPC的PSC-4應(yīng)變的發(fā)展相對(duì)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(méi)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(hù)作用后，應(yīng)變迅速增加直至破壞。PSC-7表層混凝土沒(méi)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(gè)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(zhǎng)的趨勢(shì)，直至破壞。由圖6c可以看出PSC-8在第二個(gè)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(zhǎng)，同時(shí)，后置抗剪槽中的鋼筋1-2和2-2在峰值荷載時(shí)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(duì)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(qiáng)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(qiáng)度。圖7c為栓釘直徑16 mm時(shí)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(duì)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(shí)也會(huì)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(jì)算值(其中As為栓釘截面面積；fu為栓釘抗拉強(qiáng)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(lái)自于栓釘本身的抗剪貢獻(xiàn)以及栓釘根部焊角與周?chē)炷恋臄D壓作用[23]；故本文認(rèn)為PSC-4、PSC-5承載力的增強(qiáng)是由于UHPC和CGM的強(qiáng)度相對(duì)普通混凝土極大提高，栓釘變形時(shí)不易壓碎其根部的混凝土，因此栓釘?shù)淖冃文Ｊ綍?huì)趨向于根部直剪破壞，如圖9所示，抗剪承載能力因此會(huì)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(duì)比，也進(jìn)一步證實(shí)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(duì)比Fig.9 Comparisons of failure modes of studs in ordinary concrete and UHPC

3.4 不同類(lèi)型UHPC連接構(gòu)造的性能對(duì)比分析

圖7d為栓釘直徑19 mm時(shí)后澆UHPC連接試件的荷載-滑移曲線對(duì)比，板底鋼筋也伸出預(yù)制板的試件PSC-7相對(duì)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(kāi)設(shè)抗剪槽的試件PSC-8相對(duì)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(kāi)設(shè)抗剪槽且槽內(nèi)配筋的試件PSC-9相對(duì)試件PSC-8可進(jìn)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(qiáng)度和剛度，因而后澆UHPC和預(yù)制板之間的界面滑移進(jìn)一步降低。

4 結(jié)束語(yǔ)

本文提出了4類(lèi)不同裝配式鋼-混組合梁界面抗剪連接構(gòu)造，并開(kāi)展了10個(gè)不同連接構(gòu)造的抗剪推出試驗(yàn)，通過(guò)試驗(yàn)對(duì)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(qiáng)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(qiáng)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(shí)，混凝土強(qiáng)度等級(jí)越高，其抗剪承載力越大，但極限滑移值越?。凰ㄡ斣赨HPC中的極限承載力可極大提高，相對(duì)現(xiàn)有GB 50017—2017《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》公式計(jì)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(zhǎng)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?chē)炷涟l(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(qiáng)UHPC與普通混凝土預(yù)制板交界面抗剪強(qiáng)度；在UHPC剪力鍵中放置抗剪鋼筋可進(jìn)一步提高界面連接的抗剪承載力。