空間管桁架混凝土組合梁受彎性能試驗研究*

陳榮，陳建兵，姚江峰，蘇坤

(蘇州科技學院土木工程學院，江蘇蘇州215011)

空間管桁架混凝土組合梁是由混凝土板和鋼管桁架(截面采用倒立三角形)通過剪力連接件形成的組合結構，具有受力合理、空間剛度大、整體性強、結構美觀等特點。

目前國內外對空間管桁架混凝土組合梁的研究較少，并沒有形成一套完整的設計理論和計算方法，從而限制了此類組合結構在實際工程中的推廣及應用。因此，對空間管桁架混凝土組合梁的試驗研究具有重要的理論意義和工程應用的價值。

1 試驗概況

1.1 試驗設計

本試驗組合梁梁長為3 m，凈跨為2.64 m，節點間距為440 mm。沿梁長方向腹桿之間的夾角為54°，沿板寬方向腹桿之間的夾角為71°。空間管桁架的尺寸選取如表1所示。為了防止支座處鋼管的局部屈曲及受力時被壓壞，在鋼管桁架支座處20 cm范圍內對上、下弦桿灌注混凝土。混凝土的設計強度為C40，采用商品混凝土，在現場澆筑并養護。鋼筋采用雙層配筋，上下層縱向受力鋼筋和橫向分布鋼筋均采用φ8@100并形成鋼筋網片。本試驗采用的剪力連接件為開孔鋼板連接件，開孔鋼板與鋼管桁架上弦桿通過焊接連在一起，將混凝土板下層橫向鋼筋穿過開孔鋼板與管桁架形成可靠的連接。試驗梁的設計圖如圖1所示。

1.2 加載方案

本試驗加載點在試驗梁計算跨徑的三分點處，分別布置一個500 kN的手動液壓千斤頂，通過分配梁的分配使試驗梁受四點加載。在兩個千斤頂的頂部各配置一個壓力傳感器，通過反力架的作用將荷載作用在試驗梁上。荷載大小通過測力儀讀取。試驗組合梁兩端的支座均采用圓形鋼棒支撐，以約束豎向位移，來模擬鉸接約束。試驗梁加載裝置如圖2所示。

表1 試驗梁管桁架基本參數

圖1 組合梁截面尺寸

圖2 試驗梁加載裝置圖及照片

1.3 測量方案

1.3.1 位移測點布置

為了得到試件整體荷載-位移曲線，在跨中截面、兩個對稱的加載點處、1/8截面、7/8截面處各布置一個位移計，共5個，以測定其相應位置上的撓度。在兩端支座處混凝土板表面各布置位移計一個，測定支座的沉陷位移，以求得梁的實際撓度。位移計布置如圖3所示。

圖3 位移計布置圖

1.3.2 應變片測點布置

主要布置區域為跨中截面混凝土板和管桁架。在混凝土板的板頂、板側、板底貼應變片;在管桁架上弦桿的側面、下弦桿的上表面、側面、底面貼應變片，以觀測試驗梁截面的應變分布情況。

2 試驗結果與分析

2.1 試驗現象及破壞模式

開始加載時，由于荷載較小，混凝土翼板的混凝土未開裂，試件表現為彈性變形的特征。當荷載加載到300 kN時，混凝土板底翼緣邊緣出現一條細小裂縫，裂縫的寬度約為0.3 mm，長度約為150 mm。隨著荷載的不斷增加，混凝土底板上的裂縫不斷增多。當荷載加載至520 kN時，管桁架下弦桿跨中截面底面測得應變值為2554×10-6，大于鋼材的實測應變值(2432×10-6)，表明跨中截面下弦桿底部屈服。當荷載加載至540 kN時，上弦桿與腹桿之間的焊接處出現了裂縫。當荷載加載至580kN時，管桁架節點處伴隨巨大響聲，上、下弦桿與腹桿之間的焊縫多處斷開，試件加載破壞。組合梁的破壞形式為彎曲破壞，并且伴隨有受拉腹桿在焊縫處的強度破壞。圖4為組合梁的破壞圖。

2.2 荷載-撓度關系曲線

圖5為跨中截面荷載-撓度關系曲線。從加載開始，曲線以較大的斜率接近直線上升，至A點時荷載P達520 kN，鋼管應變最大值出現在跨中截面管桁架底部，應變值達到2 554×10-6，鋼管開始屈服，OA段為彈性階段。此后，曲線進入變形明顯增長的非線性階段，斜率不斷的減小，至B點時荷載值P為560 kN，此階段受拉腹桿與上、下弦桿焊接處出現裂縫，但組合梁還可以繼續加載，曲線斜率未出現明顯轉折。至C點時，荷載達到峰值為580 kN，將此荷載值作為組合梁的極限荷載值。

圖4 組合梁破壞圖

圖5 跨中截面荷載-撓度曲線

2.3 組合梁沿試件長度方向的撓度分布

圖6為組合梁沿試件長度方向的撓度分布。由圖可知:當組合梁在屈服之前，即荷載加載至520 kN之前，撓度的發展情況符合正弦半波曲線，而且隨著荷載的增加，其豎向變形增量不斷增大。當腹桿與上、下弦桿出現裂縫撕裂現象之后，由于該位置較嚴重的局部變形導致整體豎向撓度不再符合正弦半波曲線。試件破壞時，最大的變形并非跨中截面，而是加載點處，產生的原因為節點裂縫的產生以及拉斷，使加載點處位移增加較快。

2.4 組合梁跨中截面應變沿梁高變化

在試驗梁跨中截面沿梁高方向布置應變測點，可以了解隨外荷載的增加應變沿梁高方向的分布情況，同時也可以觀察塑性中和軸位置的變化。圖7為跨中截面沿梁高方向應變分布試驗結果。

圖6 組合梁沿試件長度方向的撓度分布

圖7 組合梁跨中截面沿梁高方向應變分布

分析可知，在加載過程中，混凝土板上表面受壓，混凝土板板底受拉，但拉應變值很小，接近零，隨著荷載的增加，拉應變增大。接近破壞時，混凝土板板底的拉應變變化值不大，說明連接性能雖然因混凝土板底開裂而有所降低，但整體連接性能并沒完全喪失，進而保證了試件在整個受力過程中鋼管桁架和混凝土板始終保持為一個整體。鋼管桁架上弦桿側面的應變與混凝土板板底的應變有相對錯動，原因在于管桁架與混凝土板之間的滑移對應變值的影響。在忽略滑移的情況下，試件整體截面的應力-應變關系平截面假定符合較好。

3 有限元分析

3.1 單元模型

采用通用有限元軟件ABAQUS對試驗梁進行有限元分析。混凝土板采用實體單元建模，反映混凝土材料的斷裂、壓碎和塑性變形等行為。混凝土中配筋采用線單元建模，不考慮配筋與混凝土之間的滑移，混凝土板與配筋為嵌入區域約束。管桁架采用殼單元建模。模擬中不考慮混凝土板與管桁架之間的滑移，因此混凝土板與管桁架之間的約束為綁定約束。

采用位移加載的方式施加荷載，利用Amplitudes建立加載的規律，將位移加在耦合點處進行加載，加載方式與加載點與試驗相同。對支座處施加邊界條件，將支座底面耦合到一個點上，在點上加約束。約束組合梁一端的X、Y和Z三個方向的位移為零，約束組合梁另一端Y和Z兩個方向的位移為零。對單元網格的劃分，由于線單元默認為beam單元，因此需要對創建的線單元修改為Truss單元。

3.2 試驗結果與有限元對比

3.2.1 跨中截面荷載-撓度曲線比較

圖8為試驗與有限元荷載-跨中撓度曲線比較。經過對比分析可知，試驗值與模擬值在組合梁的線彈性階段吻合較好。試驗值曲線在后段偏離原來的直線而呈非線性發展的原因是由于腹桿與下弦桿節點處焊縫拉斷使構件的變形增大。通過試驗數據和模擬計算結果可知，跨中截面處管桁架下弦桿底部達到屈服應變時試驗的屈服荷載為520 kN，模型模擬的屈服荷載為521 kN，隨后組合梁進入彈塑性階段，當荷載加載至580 kN時由于管桁架腹桿與上、下弦桿節點處拉斷，致使試件破壞，試驗終止。

通過試驗值與模擬值對比可知，試驗值和計算值在彈性階段吻合較好，曲線的整體趨勢吻合也較好。據此可認為，本文建立的有限元模型可以真實地反映實際結構的受彎承載力和撓度發展的情況，可以用于構件抗彎承載能力的參數分析。

3.2.2 組合梁沿梁長方向的撓度曲線比較

選取當荷載加載至P=400 kN時對應的豎向位移，如圖9所示。由圖9可知，模擬值與試驗值曲線發展規律一致，都是跨中變形最大，其豎向位移沿跨中向支座處不斷減小。當荷載為400 kN時，模擬值跨中豎向位移為5.54 mm，試驗值跨中豎向位移為5.32 mm，其相對誤差為4.1%，試驗值與模擬值吻合較好。

圖8 試驗與有限元跨中荷載-撓度曲線比較

圖9 P=400 kN時試驗與模擬對應的豎向位移

3.2.3 組合梁跨中截面應變沿梁高變化對比

從有限元分析的結果中取組合梁模型跨中截面混凝土板頂、板側、管桁架上弦桿側面、下弦桿側面以及下弦桿底面的應變值，繪制出在不同荷載作用下對應的沿梁高方向的應變分布，如圖10所示，圖10中正值表示拉應變，負值表示壓應變。與試驗值的不同之處在于模擬時并未考慮混凝土板與管桁架之間的滑移，因此試驗值結果中混凝土板底和管桁架上弦桿側面的應變有相對錯動，而有限元模擬沒有。

圖10 組合梁跨中截面沿梁高方向應變分布

與試驗所得結果對比可知，當荷載達到屈服荷載之前，跨中截面應變沿梁高方向基本呈直線變化，而且塑性中和軸的位置并沒發生變化;當荷載達到屈服荷載值后，截面內力發生重分布，此時管桁架下弦桿的應變值變化速度增快;當荷載達到極限荷載值，整個下弦桿全部屈曲，應變增加很快。模擬值整個截面近似符合平截面假定，試驗值與模擬值吻合較好。

4 結論

(1)設計制作的空間管桁架混凝土組合梁，具有受力合理、空間剛度大、整體性強、結構美觀等特點，具有較強的抗變形性能。

(2)空間管桁架混凝土組合梁的上弦桿通過新形式剪力連接件的完全抗剪連接，與混凝土翼板可以有效地連接在一起，其協同工作性能良好，在忽略截面滑移的情況下，組合梁縱向應變沿梁高近似符合平截面假定。

(3)空間管桁架混凝土組合梁的破壞模式為彎曲破壞并伴隨有受拉腹桿與上、下弦桿節點處裂縫的強度破壞，因此節點強度是組合梁整體承載能力的控制因素。

(4)通過有限元模擬值與試驗值的結果對比分析可知，本文建立的有限元模型可以真實地反映實際結構的受彎承載力和撓度發展的情況，可以用于構件抗彎承載能力的參數分析。

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