徐朋靜，鐘 瑾，黃 海，王秋慧，胡淑軍

（1.贛州建工集團(tuán)有限公司，江西 贛州 341000；2.南昌大學(xué)建筑工程學(xué)院，江西 南昌 330031；3.中國電建江西省電力設(shè)計院有限公司，江西 南昌 330001）

引言

在鋼與混凝土連接處設(shè)置抗剪連接件，可有效傳遞縱向剪力和防止構(gòu)件掀起，使鋼與混凝土能充分發(fā)揮各自材料的力學(xué)性能，是鋼與混凝土之間協(xié)同工作的關(guān)鍵構(gòu)件［1］［2］。常見的主要包括圓柱頭焊釘連接件、槽鋼連接件、抗拔不抗剪連接件、Y形PBL連接件等，且國內(nèi)外學(xué)者已對各種連接件進(jìn)行了深入研究，并得到相應(yīng)的抗剪承載力、滑移性能和計算方法等，但存在抗剪能力弱、變形大和損傷大等問題［3］－［7］。

在剪力墻結(jié)構(gòu)或裝配式混凝土框架-Y 形偏心支撐結(jié)構(gòu)［1］中設(shè)置鋼連梁［8］或短剪切型消能梁段［9］，可在結(jié)構(gòu)遭遇大震作用后率先屈服，并耗散大量輸入結(jié)構(gòu)的地震能量，以主減輕結(jié)構(gòu)的損傷［10］。鋼連梁和短剪切型消能梁段主要承受剪力作用，在與剪力墻或裝配式混凝土梁連接處需設(shè)置剪力連接件，從而為相應(yīng)連接處提供足夠的抗剪承載力。聶建國等［11］采用外包鋼板-混凝土組合剪力墻，使鋼腹板具有很強(qiáng)的抗剪能力；伍云天等［12］在鋼連梁與混凝土組合剪力墻間采用端板螺栓連接和邊緣預(yù)埋鋼構(gòu)件形式，但抗剪效果并不理想，且混凝土開裂后難以修復(fù)；FARSI等［13］提出一種震后可更換的預(yù)埋鋼板連接方式，但其抗剪承載能力較弱；王濤等［14］提出了純錨筋、角鋼加抗剪板和錨筋加抗剪板三種鋼連接預(yù)埋端板連接方式，并提出了相應(yīng)的設(shè)計方法。

在裝配式混凝土框架-Y 形偏心支撐結(jié)構(gòu)中，消能梁段與混凝土梁連接處采用彎剪分離式組合節(jié)點［15］，可有效傳遞消能梁段端部的剪力和彎矩，如圖1 所示。為使地震作用下彎剪分離式組合節(jié)點具有抗剪承載力高和混凝土損傷小等特點，提出一種十字帶側(cè)板型抗剪連接件試件，并對其承載力和影響因素進(jìn)行了初步有限元分析［16］。為進(jìn)一步研究十字帶側(cè)板型抗剪連接件的受剪性能，制作四個考慮混凝土強(qiáng)度、抗剪連接件長度和抗剪連接件數(shù)量的試驗?zāi)Ｐ停⑦M(jìn)行往復(fù)荷載下的擬靜力加載試驗，得到其破壞模式、滯回性能、骨架曲線、應(yīng)變和剛度等，為該種抗剪連接件的分析和應(yīng)用提供理論基礎(chǔ)。

圖1 裝配式混凝土框架-Y形偏心鋼支撐結(jié)構(gòu)Fig.1 Prefabricated reinforced concrete-Y shaped eccentrically steel brace structure

1 試驗概況

1.1 試件模型及材料性能

試件模型。設(shè)計四個十字帶側(cè)板型抗剪件模型CBT-1～CBT-4，以研究其抗剪性能。各模型的加載鋼梁和混凝土梁尺寸相等，且各十字帶側(cè)板型抗剪連接件的尺寸相同，材質(zhì)為Q345，如圖2所示。加載鋼梁的尺寸為H250 mm×125 mm×6 mm×8 mm，材質(zhì)為Q345；兩側(cè)混凝土梁的尺寸為250 mm×300 mm×590 mm；箍筋直徑為8 mm，牌號HRB335；縱筋直徑為16 mm，牌號HRB400。

圖2 十字帶側(cè)板型抗剪連接件構(gòu)造詳圖Fig.2 Details of CBT shear connectors

試件CBT-1～CBT-3 每側(cè)設(shè)置1 個抗剪連接件，以考慮混凝土強(qiáng)度、抗剪連接件長度的影響；試件CBT-4 每側(cè)設(shè)置2 個抗剪連接件，以考慮抗剪連接件數(shù)量的影響，如表1所示。

表1 十字帶側(cè)板抗剪連接件參數(shù)表Table 1 Test model parameter of CBT shear connectors

材料性能。在各十字帶側(cè)板型抗剪連接件試驗?zāi)Ｐ筒捎昧? mm 和8 mm 的鋼板，其中，6 mm 厚鋼板的屈服強(qiáng)度值fy、抗拉強(qiáng)度值fu、彈性模量E、伸長率δ分別為463 MPa、576 MPa、202 GPa、20.1%；8mm 厚鋼板的fy、fu、E、δ分別為486 MPa、649 MPa、206 GPa、23.2%。所采用的16 mm 縱筋的fy和fu分別為434 MPa 和599 MPa，8 mm 箍筋的fy和fu分別為371 MPa 和493 MPa。C30、C50混凝土的平均抗壓強(qiáng)度分別為18.5 MPa、27.4 MPa。

1.2 加載裝置及制度

加載裝置。本次試驗在南昌大學(xué)結(jié)構(gòu)工程實驗室進(jìn)行。如圖3 所示，試驗裝置包括反力架、作動器、墊梁、墊板、錨桿、螺栓、固定梁、試件等。作動器的最大輸出荷載為1 000 kN，最大輸出位移為600 mm，并能同時輸出力和位移。試驗加載前，豎向作動器上端與固定梁連接，加載鋼梁上端與豎向作動器上端通過高強(qiáng)螺栓連接，以對試件施加豎向往復(fù)荷載；混凝土梁下端放置在墊梁上端，混凝土梁上端設(shè)置墊板，且在墊板與墊梁上翼緣之間采用錨桿將混凝土梁固定。另外，整個試驗裝置底部均通過地錨螺栓與地槽固定相連（試驗裝置中未畫出）。

圖3 加載裝置Fig.3 Experiment setup diagram

加載制度。由于考慮十字帶側(cè)板型抗剪連接件在往復(fù)荷載下的抗剪承載力和破壞形態(tài)，故加載時需采用作動器施加豎向往復(fù)力。正式加載時，采用力控制的方式［7］，加載速率為1 kN/mm，第一級荷載為100 kN，之后每級荷載增幅為100 kN，每級荷載循環(huán)三次；每級荷載結(jié)束后需停止3 min 后，再進(jìn)入下一級荷載。在當(dāng)級荷載的不同循環(huán)次數(shù)加載時位移差明顯增大后，下一級荷載增幅減小至50 kN，直至試件破壞。

1.3 量測方案

對各試件的量測內(nèi)容主要包括荷載、位移和關(guān)鍵截面的應(yīng)變。其中，所采用的作動器可直接輸出不同位移下所對應(yīng)的荷載，故無需采用其它測量方法。對于位移和應(yīng)用的量測方法，具體如下：

位移測量。由于本文采用力加載的方式，對各級加載下的荷載可直接從作動器中讀中位移。然而，為防止加載鋼梁、固定梁和反力架等所變形對試件實際位移產(chǎn)生影響，并準(zhǔn)確獲得相應(yīng)抗剪連接件的位移，在加載鋼梁的上端和下端分別設(shè)置一個位移計，如圖4a所示。

應(yīng)變測量?？辜暨B接件在往復(fù)荷載下關(guān)鍵部位的應(yīng)變變化是其抗剪承載力性能的重要表現(xiàn)。在每側(cè)抗剪連接件上選取距離端部50 mm 的截面進(jìn)行應(yīng)變測量，并在中間豎板上設(shè)置應(yīng)變片S1、中間橫板上設(shè)置應(yīng)變片S2、側(cè)板上設(shè)置應(yīng)變片S3，如圖4b 所示。各應(yīng)變計測量的量程為0.15。

圖4 位移及應(yīng)變測點布置Fig.4 Location of displacements and strain gauges

2 試驗現(xiàn)象及破壞形態(tài)

2.1 試件CBT-1

對CBT-1 進(jìn)行往復(fù)加載后，其破壞形態(tài)如圖5a 所示。加載初期，在第一級和第二級荷載目標(biāo)值分別為100 kN 和200 kN 時，混凝土梁未發(fā)生任何開裂和變形。第三級（0-300 kN）加載中，在第一次受壓（荷載為正）時，抗剪連接件與混凝土梁側(cè)面（加載鋼梁翼緣所在平面）連接處及上部開始出現(xiàn)1 號橫向裂縫；第二次受壓時，1 號水平裂縫延伸至正面后，擴(kuò)展出一條向左下蔓延的2 號斜向裂縫，長度約70 mm。第四級加載（0-400 kN）中，在第一次循環(huán)加載結(jié)束時，抗剪連接件與混凝土連接處的側(cè)面同時出現(xiàn)3 號和4 號水平裂縫，并分別向上端和下端開展；第二次受拉時，3號水平裂縫向正面擴(kuò)展，4號水平裂縫向左上方繼續(xù)發(fā)展，并與2號裂縫相交；第三次受壓時，靠近側(cè)面底部的5號水平裂縫開始產(chǎn)生，并逐漸往正面下端發(fā)展并形成6號裂縫。第五級（0-450 kN）加載中，第一次受壓時，正面6 號豎向裂縫上端沿抗剪連接件方向發(fā)展，混凝土與抗剪連接件的相互擠壓形成7號斜裂縫；第二次受拉時，混凝土梁頂部與墊板擠壓后，8號和9號豎向裂縫沿抗剪連接件方向發(fā)展，且9號裂縫最終與2號裂縫相交；第三次受拉時，7號裂縫與抗剪連接件相交處沿上端繼續(xù)發(fā)展后，形成10 號斜裂縫；同時，4 號裂縫繼續(xù)向正面發(fā)展，形成11 號短裂縫。第六級（0-500 kN）加載中，裂縫發(fā)展較多并導(dǎo)致剛度下降后，位移也增大明顯；第三次受壓時部分混凝土被壓潰，荷載由500 kN 減小至462.4 kN后試件破壞，位移為1.37 mm，試驗結(jié)束。

2.2 試件CBT-2

在試件CBT-1的基礎(chǔ)上，將混凝土強(qiáng)度進(jìn)行提高，并進(jìn)行往復(fù)荷載下的抗剪性能分析，其破壞過程和形態(tài)如圖5b所示。第一級（0-100 kN）和第二級（0-200 kN）加載中，混凝土梁上未發(fā)生任何開裂和變形。第三級（0-300 kN）加載中，第一次受壓且荷載達(dá)到286 kN 時，抗剪連接件與混凝土梁側(cè)面相交處上方70 mm 處會產(chǎn)生1號橫向裂縫，但并未向正面延伸，對應(yīng)滑移約為0.34 mm。第四級（0-400 kN）加載中，第一次受壓荷載為314 kN 時，抗剪連接件與混凝土連接處的側(cè)面上產(chǎn)生2 號橫向裂縫，隨后向正面沿抗剪連接件長度方向繼續(xù)發(fā)展；第二次受拉時，側(cè)面抗剪連接件下部產(chǎn)生一條3號橫向裂縫，并迅速向正面延伸50 mm后，向正面下端迅速發(fā)展一條4號豎向裂縫。第五級（0-450 kN）加載中，第二次受壓時，在3號和4號裂縫相交處，產(chǎn)生一條沿抗剪連接件端部的5 號斜裂縫；第三次受拉時，在2 號水平裂縫側(cè)面和正面相交處，沿抗剪連接件上端產(chǎn)生6號豎向裂縫，并一直沿上端部發(fā)展。第六級（0-500 kN）加載中，第一次受拉時，5號裂縫與抗剪連接件端板相交處形成豎直向上的7 號裂縫，長度約為110 mm；第二次受壓時，側(cè)面1 號水平裂縫上端約120 mm 處產(chǎn)生8 號水平裂縫，但未向正面發(fā)展。第七級（0-550 kN）加載中，第一次受拉時，在3 號裂縫下端也產(chǎn)生一條9 號斜裂縫，并向正面發(fā)展約80 mm；隨后，在荷載達(dá)到525 kN 時部分混凝土發(fā)生壓潰，位移為1.69 mm，試驗結(jié)束。

圖5 試件CBT-1～CBT-4破壞圖Fig.5 Failure mode of CBT-1～CBT-4 specimens

2.3 試件CBT-3

在試件CBT-1 的基礎(chǔ)上，將抗剪連接件長度從120 mm 增大至150 mm，并進(jìn)行試驗研究，其破壞過程和形態(tài)如圖5c 所示。第一級（0-100 kN）和第二級（0-200 kN）加載中，混凝土梁上同樣未發(fā)生任何開裂和變形。第三級（0-300 kN）加載中，第二次受壓時，抗剪連接件與混凝土梁側(cè)面連接處會形成1 號橫向水平裂縫，隨后該裂縫會向混凝土梁正面沿水平方向發(fā)展至抗剪連接件端部。第四級（0-400 kN）加載中，第一次受拉時，在混凝土梁側(cè)面距底部180 mm 處會產(chǎn)生2 號水平裂縫并向正面發(fā)展后，沿底部繼續(xù)發(fā)展并形成豎向裂縫。第五級（0-450 kN）加載中，第一次受拉時，在側(cè)面1 號水平裂縫水端100 mm 處產(chǎn)生一條3 號水平裂縫，并向正面斜上方發(fā)展；第二次受壓時，4號豎向裂縫沿正面1號水平裂縫向3號裂縫端部發(fā)展。第六級（0-500 kN）加載中，第一次受壓時，在1號裂縫正面端部向下部發(fā)展一條5號斜裂縫，長度約為150 mm；第三次受拉時，在3號和4號裂縫相交處形成一條豎直向上并發(fā)展至上端的6號豎向裂縫，同時在4號和5號裂縫相交處形成一條7號豎向裂縫；第三個循環(huán)加載結(jié)束后，在荷載達(dá)到500 kN、位移為1.35 mm 時，試件破壞并停止加載。

2.4 試件CBT-4

在試件CBT-1 的基礎(chǔ)上，將每側(cè)的抗剪連接件個數(shù)增加至2，并進(jìn)行試驗研究，其破壞過程和形態(tài)如圖5d 所示。第一級（0-100 kN）、第二級（0-200 kN）和第三級（0-300 kN）加載中，混凝土梁未發(fā)生任何損傷。第四級（0-400 kN）加載中，第一次受壓且荷載為385kN時，混凝土梁側(cè)面與上部抗剪連接件相交處產(chǎn)生一條1號水平裂縫，并往正面延伸50 mm，此時混凝土梁側(cè)面與下部抗剪連接件相交后會產(chǎn)生長度約為40 mm 的水平裂縫。第五級（0-500 kN）加載中，第一次受拉時，上部抗剪連接件正面端部由下向上并產(chǎn)生約30 mm的2 號豎向裂縫。第六級（0-600 kN）加載中，第一次受壓時，在2 號豎向裂縫下端會擠壓形成一條3 號斜裂縫，同時在下部抗剪連接件端部也會產(chǎn)生與3號斜裂縫走勢相同的4號斜裂縫；第三次受壓時，3號和4號斜裂縫繼續(xù)向下發(fā)展，分別延伸至下部抗剪連接件和側(cè)面，且該循環(huán)加載下抗剪連接件滑移明顯增大。第七級（0-700 kN）加載中，第一次受壓時，混凝土梁正面上部由于墊板擠壓會產(chǎn)生一條長度約100 mm 的豎向裂縫。第八級（0-750 kN）加載中，第三次受拉時，4號裂縫與下部抗剪連接件端部相交處會發(fā)展一條往左上角延伸的6 號斜裂縫。第九級（0-800 kN）加載中，第二次受壓荷載為800 kN、位移為0.96 mm 時，試件破壞并停止加載。

以上分析表明，四個十字帶側(cè)板型抗剪連接件的破壞形態(tài)基本一致，主要表現(xiàn)為：抗剪連接件與混凝土梁側(cè)面連接處首先出現(xiàn)橫向裂縫，并向正面發(fā)展；隨著荷載的增大，抗剪連接件沿長度方向會開始產(chǎn)生豎向裂縫和斜裂縫，并向混凝土梁上端和下端發(fā)展。加載后期，抗剪連接件的滑移值增大明顯，抗剪連接件附近的裂縫增多，且混凝土在墊板和墊梁間受壓并出現(xiàn)部分壓潰現(xiàn)象，最終達(dá)到極限承載力。

3 試驗結(jié)果分析

3.1 剪力-位移曲線

往復(fù)荷載下，抗剪連接件CBT-1～CBT-4 的剪力-位移曲線如圖6 所示，在拉力和壓力下曲線總體趨于對稱；表2 是各試件抗剪承載力和位移匯總。四個試件的剪力-滑移曲線走勢基本相同，大致可分為三個階段：（1）初始彈性階段：試件均未產(chǎn)生裂縫，混凝土和抗剪連接件均處于彈性，剪力與位移成正比；（2）彈塑性階段：剪力加載約至極限荷載60%時，試件裂縫逐漸增多，曲線斜率開始減??；（3）破壞階段：加載后期，試件均出現(xiàn)較多裂縫，相同荷載下試件位移隨循環(huán)次數(shù)的增大而急劇增大，直至試件破壞。

表2 試件CBT-1～CBT-4的抗剪承載力和位移匯總Table 2 Bearing capacity and displacement of CBT-1～CBT-4 specimens

圖6 試件CBT-1～CBT-4的剪力-位移曲線圖Fig.6 Shear force-displacement curve of CBT-1～CBT-4 specimens

對比試件CBT-1 和CBT-2 可知，將混凝土強(qiáng)度由C30 增大至C50，將有效減小各荷載下的位移值，并使試件具有更高的抗剪承載力和延性。同時，對比試件CBT-1和CBT-3可知，將抗剪連接件長度由120 mm 增大至150 mm，可使相同荷載下試件的位移值略微減小，且試件在拉壓作用下的承載力和延性也變化較小。另外，對比試件CBT-1 和CBT-4 可知，將每側(cè)抗剪連接件個數(shù)由于1 增大至于2，其彈性階段的承載能力和彈性位移均有明顯提高，且極限變形有明顯下降；在達(dá)到800 kN時，其位移值為0.96 mm，可滿足用彎剪分離式組合連接節(jié)點［15］中最大位移為1 mm的要求。

3.2 骨架曲線

提取每次往復(fù)荷載中最大的力和位移，并將其相連得到骨架曲線，可確定實際的力-位移關(guān)系［17］。CBT-1～CBT-4 的骨架曲線如圖7 所示。CBT-1 和CBT-2 的初始剛度分別為1 010 kN/mm 和1 176 kN/mm，即增大混凝土強(qiáng)度使得試件初始剛度提高16.44%；CBT-3的初始剛度為1 053 kN/mm，較CBT-1的初始剛度提高4.25%；CBT-4 的初始剛度為1 493 kN/mm，較CBT-1 的初始剛度提高47.82%。因此，增加抗剪連接件數(shù)量是提高構(gòu)件初始剛度最有效途徑，提高混凝土強(qiáng)度也可有效增大構(gòu)件的初始剛度，但改變抗剪連接件長度對初始剛度的影響較小。

圖7 試件CBT-1～CBT-4的骨架曲線Fig.7 Bond curve of CBT-1～CBT-4 specimens

3.3 剪力-應(yīng)變曲線

由于試件CBT-1～CBT-4中所得測點S2 的應(yīng)變最大，故取該點的剪力-應(yīng)變曲線為研究對象，如圖8所示。各試件剪力-應(yīng)變曲線走勢也基本相同。CBT-1 在加載至第六級荷載時，受壓和受拉作用下最大應(yīng)變值為2 428 με和3 646 με；CBT-2加載至第七級荷載時，受壓和受拉作用下最大應(yīng)變值為2 277 με和3 255 με；CBT-3在加載至第六級荷載時，受壓和受拉作用下最大應(yīng)變值為2 362 με和3 459 με；CBT-3在加載至第八級荷載時，受壓和受拉作用下最大應(yīng)變值為1 799 με 和1 915 με?；诓男苑治隹芍?，8 mm 厚鋼材的屈服應(yīng)變?yōu)? 359 με，即試件CBT-1～CBT-3受壓時抗剪連接件基本處于彈性，但受拉時中抗剪連接件已進(jìn)入塑性階段，這主要是由于加載時受壓力作用下產(chǎn)生的裂縫數(shù)較多，使得抗剪連接件的變形值更為明顯。另外，增大混凝土強(qiáng)度可減小抗剪連接件的應(yīng)變，這主要是由于混凝土承載力的增大導(dǎo)致試件變形降低；增大抗剪連接件長度所引起的試件位移的減小，也同樣會減小抗剪連接件的應(yīng)變。對比CBT-1 和CBT-4 可知，CBT-4 中各抗剪連接件始終于彈性，遠(yuǎn)小于CBT-1 中抗剪連接件應(yīng)變，這主要由于單個抗剪連接件所受剪力和變形值均有明顯降低所導(dǎo)致的。

圖8 試件CBT-1～CBT-4的剪力-應(yīng)變曲線圖Fig.8 Shear force-strain curve of CBT-1～CBT-4 specimens

4 結(jié)論

本文對四個十字帶側(cè)板型抗剪連接件試件進(jìn)行往復(fù)荷載下的受剪性能研究，可得到以下結(jié)論：

（1）四個試件的破壞形態(tài)基本一致，首先在抗剪連接件與混凝土梁連接處出現(xiàn)橫向裂縫，隨后向抗剪連接件長度方向產(chǎn)生豎向裂縫和斜裂縫，最后混凝土出現(xiàn)壓潰現(xiàn)象后達(dá)到極限狀態(tài)；

（2）四個試件的剪力-滑移曲線均包括初始彈性階段、彈塑性階段和破壞階段。提高混凝土強(qiáng)度可有效增大試件承載力和剛度，并降低其位移和應(yīng)變值；增大抗剪連接件長度對其受剪性能均無明顯影響；

（3）當(dāng)抗剪連接件數(shù)量為2且滿足彎剪分離式組合節(jié)點要求時，可大幅提高其承載力和剛度和減小混凝土損傷，且抗剪連接件始終處于彈性。在達(dá)到最大剪力時位移小于1 mm，滿足預(yù)期往復(fù)最大位移要求；

（4）抗剪連接件試件設(shè)計時，其長度可取120 mm，且宜盡量增大混凝土強(qiáng)度，并建議截面各板件厚度相同，以保證其具有穩(wěn)定的良好性能。