新型轻钢铆接桁架组合楼板试验研究

2023-07-31莫禹凡潘志宏

科学技术与工程 2023年20期

莫禹凡,潘志宏

(江苏科技大学土木工程与建筑学院,镇江 212003)

目前,压型钢板-混凝土组合板凭借其施工效率高,节能减材等优势,被广泛应用于建筑工程。压型钢板在施工阶段承担施工荷载,在使用阶段与混凝土组合在一起承担使用荷载。但是这种组合板也存在厚度较大;压型钢板成本高;压型钢板与混凝土之间容易出现相对滑移等缺点,因此对新型组合楼板体系的研究成为很多学者关注的重点。

针对新型组合楼板体系,耿志超[1]提出了一种以型钢为骨架的新型钢肋型钢板-混凝土组合楼板,并利用有限元软件对其受力性能进行研究,提出了这种新型组合楼板的抗弯承载力和截面刚度计算公式。闫晓硕[2]提出了一种内置聚苯乙烯泡沫板的型钢-混凝土组合板,这两种组合楼板都具有良好的力学性能。

现有新型组合楼板体系仍存在明显不足,主要表现在:①型钢与底部钢板的连接采用焊接,钢板薄的情况下容易出现焊缝,影响楼板的整体性能,钢板厚的情况下会增加自重和成本;②有的组合楼板形式无法保证底部钢板与型钢、混凝土相互协调,共同受力;③组合楼板现场的装配化程度较低,无法实现预制楼板的模块式组合。

冷弯薄壁型钢因具有截面形状灵活多样、生产效率高、受力性能优良等优点,近年来在建筑工程中得到了广泛应用与推广[3]。目前,冷弯薄壁型钢结构大多采用自攻螺钉连接,需要进行夹紧、钻孔等步骤,工序较为复杂,生产效率较低[4]。

铆接作为装配式建筑主要连接方式之一,相比于焊接与螺栓连接,具有工序周期短、抗剪刚度大等优点,被广泛运用于冷弯薄壁型钢的连接[5]。铆接技术原理是使用冲头把铆钉穿过需要铆合的工件,对铆钉两端面施压,形成铆钉头,使工件不能从铆钉上脱出,从而将工件连接在一起[6]。惠旭龙等[7]开展了铆钉元件的纯剪切失效试验研究,得到铆钉的失效载荷与失效模式。谢志强等[8-9]提出了薄壁钢板自冲铆接受剪、受拉性能及承载力计算方法。谭庆浩等[10]提出了基于锁铆连接的冷弯薄壁型钢组合楼板模块,试验结果表明这种组合楼板模块有较好的受弯性能,证明了铆钉在冷弯薄壁型钢结构中应用可行性。曾超等[11]利用ABAQUS研究多排铆钉结构的受载内应力与变形,结果表明采用适当的铆接参数可以极大地改善连接孔应力集中及结构疲劳特性。

由于铆接在薄壁型钢连接中兼具施工和受力的优势,提出一种新型轻钢铆接桁架组合楼板并探讨其受弯性能。该组合楼板的主要特点是采用轻钢代替纵向钢筋,采用铆接方式替代传统焊接,形成具有良好承载能力的组合板。为得到该组合楼板的抗弯性能,对3个组合楼板试件进行了单调静力加载试验,分析配钢率(钢桁架的截面面积取楼板中和轴以下最小截面面积,忽略非开孔处的影响[12])和铆钉间距对其受弯性能的影响,为该组合楼板的进一步研究和发展提供参考。

1 试件概况

1.1 试件设计

为研究组合楼板的受弯性能,以配钢率和铆钉间距为参数,设计了3块组合楼板试件,试件主要参数如表1所示。

表1 试件主要参数Table 1 Main parameters of specimens

试件FL-2和FL-3与试件FL-1的构造类似。以试件FL-1为例,试件FL-1的详细构造如图1所示。

图1 试件FL-1构造Fig.1 Construction details of the specimen FL-1

试件主要由底部钢板、轻钢桁架、楼面板组成。其中,底部钢板的钢材等级为Q235,尺寸为3 000 mm(长)×800 mm(宽)×1.5 mm(高),底部钢板与轻钢桁架之间通过铆钉连接,铆钉规格为5.5 mm(直径)×5.5 mm(长度)。轻钢桁架由两根规格为C90×30×10×1.5 mm的C型钢背靠背贴合在一起并用铆钉连接,形成一个“H”形的组合截面。C型钢中轴线下方开有5个半径为8 mm的孔洞,钢筋沿短边方向布置,并穿过C型钢中的孔洞,其中钢筋等级HRB335,半径为8 mm。楼面板由底部钢板上浇筑混凝土而成,混凝土强度等级为C30,楼板高度为120 mm。型钢构造如图2所示,所用材料力学性能试验结果如表2、表3所示。

图2 型钢构造Fig.2 Steel structure

表2 混凝土性能参数Table 2 Performance parameters of concrete

表3 钢材材性试验结果Table 3 Results of steel properties test

1.2 试验装置和加载方案

试件按照三分点加载方式,采用液压千斤顶进行加载,楼板一端为固定铰支座,另一端为滚动铰支座,试验装置示意图如图3(a)所示,实物图如图3(b)所示。试验加载方案采用分级加载的方式,通过荷载控制进行加载。在正式试验之前,先对组合楼板试件进行预加载,预加载完成后卸载,然后再进行正式加载,每级施加4 kN荷载,持荷3 min后采集试验数据,当荷载下降至峰值荷载的85%时,停止加载。

图3 试验加载装置Fig.3 Test set-up

1.3 测点布置

位移测点布置如图4所示。将试件长边跨度方向定为X轴,短边跨度方向定为Y轴。以FL-1为例,位移计测点Y1～Y5布置在沿X轴方向的底部钢板下面,用来测量支座及沿X轴方向的竖向挠度。Y3、Y6和Y7布置在沿Y轴方向的底部钢板下面,用来测量沿Y轴方向的竖向挠度。在试件两端各布置一块量程为30 mm的百分表来测定底部钢板与混凝土之间的相对滑移。

图4 位移测点布置Fig.4 Arrangement of displacement measuring points

应变片布置如图5所示。应变测点沿截面高度方向布置在冷弯薄壁桁架跨中截面以及底部钢板下侧,应变测点S1、S2和S6用来测量冷弯薄壁桁架的上下翼缘的应变,测点S3、S4、S5用来测量腹板中间位置的应变,测点S7用来测量底板跨中弯矩最大处的应变。组合板跨中上表面沿宽度方向布置3个应变片,跨中侧面沿截面高度方向布置3个应变片。

图5 应变测点布置Fig.5 Arrangement of strain measuring points

在组合板侧面涂刷一层白漆,以观察裂缝开展,在每一级荷载作用下,描绘裂缝开展趋势并记录裂缝宽度。

2 试验现象及分析

2.1 试验现象

楼板受弯时,试件FL-1与FL-2的破坏现象大致相同。以试件FL-2为例,在加载初期,试件保持弹性状态,组合板工作性能良好,试件表面无裂缝出现。当荷载加至28 kN时开始出现斜裂缝,裂缝宽度随荷载的增加而扩大。荷载加到35 kN后,观察到第一条正截面裂缝,并且裂缝在缓慢地开展,跨中裂缝分布如图6(a)所示。随着荷载继续增加,组合楼板出现较大的变形,楼板跨中挠度增加速度较快,同时底部钢板与钢桁架之间的铆钉因抗剪承载力不足出现了连接破坏,如图6(b)所示。在构件破坏前,钢桁架与底部钢板有明显滑移,如图6(c)所示,板端混凝土与底部钢板交界面也有明显的滑移,如图6(d)所示。构件破坏后,测得最大相对滑移为26 mm(试件FL-1最大相对滑移为16 mm),这表明在铆钉数量较少,抗剪强度较小的情况下,难以保证钢桁架与底部钢板共同工作。

图6 试件FL-2破坏形态Fig.6 Failure modes of specimen FL-2

试件FL-3:当荷载加至47 kN时,出现第一条正截面裂缝,并且裂缝在缓慢地开展。在荷载加载到67 kN以后,正截面裂缝加剧变宽,最大裂缝宽度为1.3 mm,跨中裂缝分布如图7(a)所示。当荷载加至79 kN时,组合楼板上表面跨中位置处的混凝土受压破坏,出现明显的裂缝,如图7(b)所示。试件破坏后,钢桁架与底部钢板没有明显滑移,如图7(c)所示。构件破坏后,测得最大相对滑移为3 mm,底部钢板与钢桁架之间连接的铆钉也没有出现连接破坏,这表明适当地减少轻钢桁架间距,提高配钢率,可以很大程度上减小钢桁架与底部钢板之间的相对滑移,保证组合楼板有良好的组合作用。

图7 试件FL-3破坏形态Fig.7 Failure modes of specimen FL-3

由于设计的钢板和钢桁架光面与混凝土之间的咬合力较小,不能保证良好的锚固,导致3块组合板试件上表面在加载中期均出现了纵向裂缝,以试件FL-3为例,如图8所示。

图8 试件FL-3纵向裂缝Fig.8 Longitudinal crack of specimen FL-3

2.2 荷载-应变曲线

3个组合楼板试件不同测点的荷载-应变曲线如图9所示,通过对比可知:轻钢桁架形心轴以上截面(测点1～3)的应变均为负值,形心轴及以下截面(测点4～6)的应变为正值。说明楼板在受弯时,轻钢桁架的上翼缘和卷边受压,下翼缘、卷边和毗邻腹板受拉。

图9 钢桁架荷载-应变曲线Fig.9 Load strain curve of steel truss

在正常使用状态[根据《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2012)[12],楼面活荷载标准值取2.0 kN/m2,即荷载为12 kN]下,3个试件钢桁架跨中截面上测点的应变均小于钢材屈服应力(271 N/mm2)及其对应的应变(1 318 με),说明钢桁架的跨中全截面处于弹性状态。

对于试件FL-1与FL-2,到达极限荷载时,测点1、2、5、6的应变远大于钢材屈服应力,即钢桁架的卷边、上翼缘、下翼缘及毗邻腹板均处于塑性状态。试件FL-1底部钢板跨中测点7的应变比FL-2的要大,但是应变始终小于钢材屈服应变。这表明减小铆钉间距在一定程度上可以更好发挥底部钢板的抗弯能力,但是在150 mm的铆钉间距时,仅靠钢桁架与底部钢板之间铆钉的抗剪连接,容易出现相对滑移,难以充分利用钢板强度。

试件FL-1、FL-2和FL-3跨中截面应变变化规律基本相似。以试件FL-3为例,试件FL-3的跨中截面应变变化规律如图10所示,可以看出:试件处于弹性状态时,截面应变沿截面高度基本呈线性分布,符合平截面假定。

图10 FL-3截面应变变化规律Fig.10 Change law of section strain of FL-3

2.3 荷载-挠度曲线

3个试件的荷载-挠度曲线如图11所示。可以看出,荷载-挠度曲线可大致分为如下4个阶段。

图11 荷载-跨中挠度曲线Fig.11 Load versus mid-span deflection curves

(1)弹性阶段。从开始加载到楼板开裂前,挠度随荷载成正比增加,刚度较大。

(2)开裂阶段。随着荷载的增加,楼板开始出现裂缝,刚度逐渐减小。

(3)屈服阶段。随着荷载的进一步增加,受拉区的钢桁架首先屈服,此时底部钢板仍然处于弹性状态,底部钢板与混凝土交界处开始出现相对滑移,铆钉相继出现连接破坏。板侧面的裂缝不断增多,扩大并发展,组合板刚度进一步减小。

(4)塑性阶段。受拉区钢桁架屈曲变形逐渐增大,底部钢板与混凝土之间的相对滑移逐渐增大,部分铆钉已破坏,丧失抗剪承载能力。受压区的混凝土受压破坏,开始出现裂缝,组合板的刚度明显下降。

以试件FL-2为例描述曲线。当荷载处于0～20 kN时,楼板变形大致呈线性变化,当荷载处于20～46 kN时,楼板的变形加快,当载荷达到51 kN后,构件的变形速度急剧增加。在构件破坏前,随着荷载的缓慢增长,楼板跨中挠度急剧增长,表现出良好的延性特征。

2.4 延性分析

延性是指组合楼板的某个截面从屈服开始到达最大承载能力或到达以后而承载能力还没有明显下降期间的变形能力。极限荷载Pmax由荷载-挠度曲线上的峰值荷载确定,极限位移Δmax为峰值荷载所对应的位移。试件的延性系数μ由极限位移Δu和屈服位移Δy之比确定,即μ=Δu/Δy,μ越大表明延性越好。组合楼板的弹性刚度K由屈服荷载Py和屈服位移Δy之比确定,即K=Py/Δy,K越大表明组合板强度越大。屈服荷载Py和屈服位移Δy由图解法得出。

所有产妇入室后均持续心电监护,建立静脉通路,输注复方乳酸钠,剂量为400ml左右,观察患者采用腰硬联合麻醉,取左侧卧位,以L3~4间隙为穿刺点应用AS-E/S型16号腰硬联合麻醉穿刺针进行穿刺。穿刺成功后罗哌卡因组以0.2ml/s的速度向蛛网膜下间隙注入0.75%布比卡因(国药准字H20123147)+10%葡萄糖注射液1m L,输注完毕后留置硬膜外导管;术中根据病情酌情增减麻药,若基础血压下降大于20%给予麻黄碱15mg并加快输液速度;若心率小于60次/min则给予阿托品0.5 mg[2]。

试件延性系数如表4所示。通过对组合楼板试件的延性系数分析可得,试件FL-1和试件FL-3的延性系数均大于3,满足《建筑抗震设计规范》(GB 50009—2012)[13]的要求。这表明在一定范围内,通过减小桁架间距和铆钉间距可以让组合楼板具有较好的变形能力,能更好地实现组合作用。

表4 试验结果Table 4 Test results

试验过程中,试件FL-1和FL-2的钢桁架与底部钢板均发生了一定的相对滑移,但是从图11中并没有看到明显的滑移点,这是因为在其他条件不变时,铆钉连接的延性随着板厚的增加而减小,当连接的钢板总厚度不超过4 mm时,铆钉连接有较好的延性。铆钉受剪切破坏时,铆钉的腿部从下板剥离,铆钉的头部与上板分离,具有延性破坏特征。