钢—混凝土蜂窝组合梁

钢—混凝土蜂窝组合梁（通用9篇）

钢—混凝土蜂窝组合梁 篇1

0 引言

蜂窝梁研究源于英国, 蜂窝梁的研究局限于弹性阶段的研究。近年来, 国外通过对蜂窝梁的弯扭屈曲变形和整体稳定性能的研究和分析, 得出弯扭屈曲变形和整体稳定的变化特点[1]。另外一些学者以六根腹板非连续开洞的组合梁和一根钢梁为试验基础, 主要研究开洞位置和弯剪力变化对于承载力的影响。试验证明腹板开洞极大的削弱了其承载力[2]。国内对于钢—混凝土蜂窝组合梁的研究也仅限于利用ANSYS有限元模拟腹板的非连续开洞组合梁。综上所述, 无论是国内还是国外对钢—混凝土蜂窝组合梁研究都是很少的[3,4]。因此, 进一步对钢—混凝土蜂窝组合梁了解很有必要, 尤其是剪应力的分析研究。

1 研究内容

本文主要是通过对钢—混凝土蜂窝组合梁 (下部蜂窝梁为六边形和圆孔) 施加均布荷载和集中荷载, 使其在荷载作用下, 分析钢—混凝土蜂窝组合梁关键截面位置的应力分布特点。由于腹板的连续开孔导致截面的抗剪性能下降, , 并并且且挠挠度度也也比比实实腹腹梁梁的的大[5,6]。通过两种不同的开孔类型蜂窝组合梁对比, 研究影响应力分布的因素。如图1所示为钢—混凝土蜂窝组合梁关键计算截面1—1, 截面2—2, 截面3—3的分布。

2 数据资料分析

现对钢—混凝土蜂窝组合梁 (六边形和圆形) 进行有限元模拟, 构件的编号与尺寸如表1所示。

3 钢—混凝土蜂窝组合梁剪应力状况

钢—混凝土蜂窝组合梁最大的问题在于下部钢梁的腹板处开孔, 而开孔之后其影响最大就是开孔处截面的剪应力的大小情况。就蜂窝梁而言剪应力可以通过其截面的上下两个T形截面分配承担, 但是组合梁为混凝土板与钢梁共同受力的, 所以其剪力的分布特点与蜂窝式钢梁有所不同, 如图2所示。

从图2荷载作用下的剪应力模拟图形可以看出, 混凝土翼板对钢—混凝土蜂窝组合梁抗剪性能的影响是有贡献的, 不可忽略的。

分析不同混凝土板尺寸对抗剪贡献的影响, 在其他的参数不变的情况下, 只改变混凝土板的厚度与有效混凝土翼板宽度, 而截面的宽度影响较小, 选取L13和L14进行模拟实验, 用ANSYS模拟数据从表1可知, L11, L12, L13和L14在三个关键截面的剪应力对比如图3所示。

由图3可知混凝土板的厚度对剪应力的贡献较大, 并且通过三个截面的剪应力对比可知:实腹式组合梁的剪应力计算公式已不能够直接应用于钢—混凝土蜂窝组合梁剪应力的计算, 主要原因在钢梁的腹板处开洞对其受力性能产生了影响, 但是对剪力的承担构件是不变的。实腹式组合梁抗剪强度由钢梁和混凝土翼板共同承担, 同理钢—混凝土蜂窝组合梁的抗剪强度的计算仍然建立在此基础上, 但是存在一定的区别。通过图2和图3可知:

1) 在均布荷载的作用下, 简支梁出现最大剪力的截面是靠近梁端部开孔处的边缘, 分析原因:在均布荷载作用下的简支梁剪力出现在两端位置, 并且由于开孔的影响会产生应力集中现象, 所以剪应力最大应力出现在梁端开孔处的边缘。

2) 通过四组梁的对比可以得出, 开孔为圆形的蜂窝组合梁出现的应力集中现象明显比开孔为正六边形蜂窝组合梁的有所降低。

3) 钢—混凝土蜂窝组合梁抗剪强度是由混凝土翼板和下部蜂窝钢梁提供的, 而混凝土翼板的贡献是不可忽略的。混凝土翼板的厚度对抗剪的影响程度较大, 厚度较小时, 对抗剪程度影响较小, 当厚度较大时, 影响程度较大。

4) 根据费氏空腹桁架理论剪力的计算方法, 以及通过ANSYS模式图可以看出上部T形截面所承担的剪力明显比下部T形截面承担的剪力要大。

4 结语

本文分析结果表明:在混凝土翼板宽度相同情况下, 圆形开孔蜂窝组合梁明显比开孔为正六边形蜂窝组合梁的抗剪强度高;同一种开孔类型情况下, 混凝土翼板的厚度越大对抗剪的影响程度越大。建议钢—混凝土蜂窝组合梁设计时, 合理选择开孔类型和混凝土翼缘厚度, 避免对截面承载力和刚度削弱过大, 影响构件稳定性。

参考文献

[1]Amin M.The Moment-gradient Factor in Iateral-torsional Buckling on Inelastic Castellated Beams[J].Journal of Constructional Steel Research, 2004, 60 (10) :1481-1494.

[2]Clawson C, Darwin D.Test of Composite Beams With web Openings[J].Structural Division, 1982, 108 (1) :145-162.

[3]周东华, 赵惠敏, 王明峰, 等.带腹板开洞组合梁的非线性计算[J].四川建筑科学研究, 2004, 30 (2) :21-24.

[4]白永生, 蒋永生, 梁书亭, 等.腹板开洞的钢与混凝土组合梁承载力计算方法综述和探讨[J].工业建筑, 2004, 34 (6) :68-70, 83.

[5]聂建国.钢—混凝土组合梁结构试验、理论与应用[M].北京:科学出版社, 2005:1-35.

[6]徐德新, 史英锐, 刘华强.支座降低蜂窝形钢梁整体稳定分析和试验[J].工业建筑, 1994, 8 (11) :32-36.

钢—混凝土蜂窝组合梁 篇2

-混凝土组合梁钢框架节点拟静力实验方案

大跨空间结构学科

钢

一、实验概况与实验目的 在最近的三十年中，我国钢结构进入了一个飞速发展的阶段，尤其是钢框架结构，其具有重量轻、强度高、延性大、抗震性能好、施工速度快、结构净空和跨度大、综合经济指标好等显著的优点，在越来越多的建筑中得以应用。但在1994年美国Northridge地震和1995年日本Kobe地震中，大量的钢框架梁柱连接节点发生了意想不到的脆性破坏，使得工程师和研究者将目光投向了钢框架节点地震脆断机理和抗震性能的研究，以防止节点在地震作用下的脆性断裂及相关破坏，改善节点抗震性能，完善节点抗震设计理论和设计方法，提出抗震对策。试验方法：一般来说，梁柱节点试件可取承重框架梁柱反弯点之间的一个平面组合体。这样边界条件容易模拟，只水平或垂直方向的力，而没有弯矩。反弯点的位置可由框架受荷情况的弯矩图大致确定。柱子的反弯点一般在楼层中部，梁的反弯点当为水平荷载时在梁的中部，当为竖直均布荷载时约为跨度的1/3-1/4。对栓焊连接组合节点进行足尺加载试验，研究节点在低周往复循环荷载作用下的承载力、刚度、变形能力、耗能能力、恢复力模型和破坏模型等，同时考察节点的参数变化对受力性能和耗能能力的影响。在试验研究的基础上进一步验证和改进节点的数值计算模型。

二、材料试验

(1)钢材和钢筋试验

进行材料试验以测定钢材的实际强度和应力应变关系，所用材性试验和节点试件同属于同一批钢材和钢筋。试件采用Q235结构钢材，钢材拉伸试件为矩形试件，按照现行试验规范加工标准试样：标距为200mm，截面宽度为20mm，厚度为5mm。测试内容包括屈服强度、屈服应变、弹性模量E、抗拉强度

(2)混凝土立方体试验

混凝土楼板采用C30混凝土，在试件制作的同时，都预留了用于材性试验的混凝土试块。按照《普通混凝土力学性能试验方法标准》（GB/T 50081-2002）的要求，养护150mm的立方体试块，在试验当天测定混凝土的材性，包括立方体强度、弹性模量E。

(3)高强螺栓

根据制造商提供的产品质量保证书。

三、试件设计 1.试件节点设计（1）梁柱截面设计 进行四个试件的试验，试件试验选取了常规承重钢框架梁柱反弯点之间的一个平面组合体，试件采用主框架平面的十字形足尺模型，试件共制作四个，钢节点采用《建筑抗震设计规范》规定的标准型节点，构造图如图一所示

图一 节点构造图

《建筑抗震设计规范》中为了保证梁柱板件的局部稳定性，对板件的宽厚比进行了限值：对于Q235钢，8度以上抗震设防烈度，工字型截面梁翼缘外伸部分，梁腹板腹板。其中

；工字型截面柱翼缘外伸部分和分别代表梁和柱翼缘板外伸部分长度，和

分别代表梁和柱腹板计算高度，柱和和

分分别代表梁和柱翼缘板厚度，别代表梁和柱腹板厚度。

标准试件梁截面采用：工字型400150812；柱截面采用：工字型4603001216。经验算能满足《建筑抗震设计规范》中所规定的梁柱板件的宽厚比限值要求。

(2)梁、柱、剪切板间的连接

梁翼缘与柱翼缘之间的焊缝采用全熔透坡口焊，E43型焊条，焊缝质量Ⅰ级，剪切板与柱翼缘之间在工厂用双面角焊缝连接。梁腹板与剪切板用四个10.9级M20摩擦型高强度螺栓连接，构件接触面处处理采用喷砂后涂无机富锌漆，抗滑移系数为0.35.为增加节点板域刚度，在柱上加两块加劲肋板，厚度与梁翼缘相同，与柱腹板和翼缘之间采用角焊缝连接。梁翼缘与柱翼缘之间为焊接方便，在梁翼缘焊接坡口下方点焊固定一块焊接衬板。(3)焊接孔设计

采用国内惯用的形式，在梁翼缘角部挖去一个半径为35mm的四分之一圆(4)2.组合楼板设计(1)板厚选择

本次试验不采用压型钢板，结合实际工程通常使用的板厚，楼板厚度取为120mm(2)有效宽度

根据《钢结构设计规范》GB50017-2003的规定，混凝土翼板的有效宽度下式计算：

应按板托顶部的宽度：当无板托时，则取钢梁上翼缘的宽度

梁外侧和内测的翼板计算宽度，各取梁跨度l的1/6和翼板厚度倍中的较小值

故安全可以取的6

。考虑试验实际条件，偏于(3)纵向配筋

对于组合节点来说，参照《钢结构设计规范》GB50017—2003的规定，节点主要在抗震中处于负弯矩区，因此先考查节点在负弯矩下的配筋，并以此为标准，同时在此状态下考虑正弯矩的性能

≤

a、参照文献[] 12

E=2.0

38

E=2.03

钢材屈服强度

混凝土

屈服强度=1419με

E=207989N/

E=34270N/ 对于工字型梁截面尺寸如图所示

其面积A=6608

梁的弹性极限弯矩

全截面屈服时的塑性极限弯矩

=、—钢梁塑性中和轴以上和以下截面对该轴的面积矩 故

b、混凝土板的换算宽度

在长期荷载作用下混凝土板得换算宽度，其中,c、换算截面中和轴位置。

d、选取钢筋

12@100(共九根)

（12@80(共11根)

60.96mm）

（e、考虑正弯矩性能 Af=6608312.93=2067.84kN，kN，74.5mm）Af>，故塑性中和轴在钢梁内。

(4)螺栓及焊缝抗剪验算

a、高强螺栓10.9M20 预拉力设计值P=155kN。剪切板和梁腹板单剪连接，构件接触面的处理方法采用喷砂后涂无机富锌漆，摩擦面的抗滑移系数μ=0.35.计算单个螺栓抗剪承载力设计值，四个螺栓传递剪力值。

混

凝

土

板

传

递

剪

力

值，所以节点截面能够承受的剪力值b、剪切板与柱翼缘采用双面角焊缝连接 最小焊脚尺寸最大焊脚尺寸取焊脚尺寸单条焊缝有效长度

c、抗剪连接件

在钢与混凝土组合梁中，应用最普遍的柔性连接件是带头栓钉，如图所示。焊接承受拉应力翼缘的栓钉连接件的直径不应超过翼缘板厚度的1.5倍。带头栓钉其圆头的直径不小于杆直径的1.5倍，头部的高度不小于杆径的0.4倍。而且根据《钢结构设计规范》GB 50017-2003中关于抗剪连接件的构造规定，栓钉长度不应小于其杆径的4倍，带头栓钉直径d一般为13~25mm，长度h一般为65~100mm。所以选定带头栓钉的尺寸为1680，满足各项构造要求。带头栓钉其圆头直径头部的高度，取，取=25mm。保护层厚度为40mm，大于规范中规定的最小15mm。d、受剪钢筋计算

采用10@100的HPB235钢筋

3、试验装置和量测内容

梁柱节点试验常用的加载方法有两种—柱顶施加水平荷载（简称柱端加载法）和梁端施加竖直荷载（简称梁端加载法）。这两种加载方法的主要区别是：水平加载法可以考虑结构的效应，而竖向加载法不能考虑结构的效应；水平加载法的试验结果可以反映结构的层间位移或层间位移角，而竖向加载方法不能反映结构的层间位移或层间位移角，层间位移或层间位移角是结构抗震验算时的一个重要指标；水平加载法的试验装置往往较竖向加载法的试验装置复杂。采用柱端加载法时，往往要用层间位移角来评定节点性能的优劣，节点试件中的柱的高度和梁的长度均应按框架的实际几何尺寸取值，或者按框架的实际尺寸通过相似比来确定节点试件中柱的高度和梁的长度，否则就无法用层间位移角来评定节点性能的优劣。采用梁端加载法时，节点试件中柱的高度和梁的长度取值较为灵活；一般的，柱的高度或者梁的长度应能保证试验过程中柱或梁不发生剪切破坏。根据此次试验的研究目的、试验条件和经济条件，确定此次梁柱节点试件试验采用梁端加载。

试件柱竖直放置，限于加载条件，没有施加柱的轴向荷载。柱端分别由连接件和高强螺栓固定。梁端由竖向放置固定于丝杠上的上下四个千斤顶轮流施加压力，在梁端施加竖向低周往复循环荷载，直至构件完全破坏，同时计算机同步采集各测点的位移、应变等测量值。在这种边界条件下，上下柱反弯点为不动铰，梁反弯点为自由端，忽略了柱子位移时的性铰和核心区为主要研究对象。

效应，以梁端塑

（图示中的数据还需更改）

a、加载方法 根据《建筑抗震试验方法规程》 JGJ101-96相关内容的规定：正式试验前，应先进行预加反复荷载试验两次；混凝土结构试体预加值不宜超过开裂荷载计算值的30%。试体拟静力试验的加载程序应采用荷载——变形双控制的方法：

1)试体屈服前应采用荷载控制并分级加载接近开裂和屈服荷载前宜减小级差进行加载。

2)试体屈服后应采用变形控制变形值应取屈服时试体的最大位移值并以该位移值的倍数为级差进行控制加载。

钢—混凝土组合结构施工技术研究 篇3

【关键词】钢-混凝土组合结构；钢管混凝土结构；施工技术；研究

钢—混凝土组合结构是指钢和混凝土的组合结构，也就是指钢部件和混凝土组合而成的一种整体结构，或者说是由钢筋混凝土部件组合而成的，并且兼具钢筋特性和混凝土特性的一种整体结构。在本篇文章中，笔者向大家所介绍的钢管混凝土结构便属于钢—混凝土组合结构中的一种。

1.钢管混凝土结构施工

钢管混凝土结构是一种将混凝土填充到钢管内部的钢—混凝土结构，这种结构能够使混凝土在受到外界压力时因为钢管的约束而增强其结构的强度和延展性，从而提高钢管的受压稳定性。在我国目前的绝大多数建设工程中，几乎都能看见钢管混凝土结构的影子。鉴于钢管混凝土结构构件广泛的应用范围，笔者在此对钢管混凝土结构的施工工艺作以下介绍：

（1）在钢管混凝土结构的施工过程中，由于其结构中的钢管本身就是一种可耐测压的模版，所以在进行混凝土浇筑时，可以省去搭建模版和拆卸模版这两个施工环节，并且可以选择先进的泵灌混凝土工艺来对钢管混凝土进行浇筑。

（2）钢管混凝土结构在施工工艺上比其他混凝土结构更加具有优势，比如：由于钢管混凝土结构中的钢管本身就是一种钢筋，所以它不需要再次和混凝土进行浇筑结合，这一性质为工程的施工省下了不少的施工时间和施工步骤；另外，相比起制作钢筋骨架，制作钢管远远要更加省工和省料。

（3）钢管混凝土结构在施工时对其施工材料有着一定的要求，主要概括如下：钢管材料需要采用直缝焊接管、螺旋形焊接管和无缝钢管，除这三种钢管材料之外，其他的钢管均不符合施工要求；在进行钢管焊接时，其焊接方法必须采用对接焊缝，并且所焊接的钢管材料的强度必须与母材的强度相等；钢管内部所填充和注入的混凝土应该选用普通混凝土，且所注入的混凝土的强度不能低于C30。

2.钢管混凝土结构的施工工艺

2.1钢管的卷制

在钢管混凝土施工之前，所需要的主体施工材料主要有两种，即钢管和混凝土。后者混凝土可以直接在施工现场拌制，而钢管则需要购买或制作。需要注意的是，如果是向工厂批量购买钢管，就必须向工程提供施工设计图，或者按照施工设计图的要求向工厂购买规格、尺寸、质量都符合施工要求的钢管，并且需要工厂提供相关的出厂合格证，以保证钢管的制作质量。如果是施工单位自行制作钢管，那么其用来卷制钢管的钢板必须保持平直，且表面不得有锈蚀或者弯曲，一般来说，表面受过严重冲击的、且没有出厂证明书的钢板材料不得用于钢管的卷制。另外，在正式进行钢管的卷制前期，还需要根据相关规定和要求将钢板的板端开好破口；钢管卷制完成后，要注意保证钢管内壁的清洁，防止油渍等污物附在钢管内壁上，降低钢管内壁和核心混凝土的黏结度。

2.2钢管拼接组装

钢管或钢管格构柱的长度可根据运输条件和吊装条件确定，一般以不长于12m为宜，也可根据吊装条件在现场拼接加长。钢管对接时应严格保持焊后管脂的平直，除控制几何尺寸外，还应注意焊接变形对肢管的影响，焊接宜采用分段反向顺序，分段施焊应保持对称。肢管对接间隙宜放大0.5-2.0mm，以抵消收缩变形，具体数据可根据试焊结构确定。

焊接前，对小直径钢管可采用点焊定位，对大直径钢管可另用附加钢管焊于钢管外壁做临时固定连焊，固定点的间距可取300mm左右，且不得小于3点。钢管对接焊接过程中若发现点焊定位处的焊缝出现微裂缝，则该微裂缝部位须全部铲除重焊。

为确保连接处的焊缝质量，可在管内连接处设置附加衬管，其宽度为20mm，厚度为3mm，与管内避保持0.5mm的膨胀间隙。格构柱的肢管和各种缀件的组装应遵照工艺设计要求进行。格构柱的肢管和腹杆的组装顺序应严格按工艺设计要求进行。肢管与腹杆连接尺寸和角度必须准确。腹杆与肢管连接处的间隙应按板全展开图进行放样。肢管与腹杆的焊接次序应考虑焊接变形的影响。钢管构件必须在所有的焊缝检查后能按设计要求进行防腐处理。吊点位置应有明显标记。

2.3钢管柱吊装

吊装时应注意减少吊装荷载作用下的变形，吊点位置应根据钢管本身的强度和稳定性验算后确定。吊装钢管时，上口应包封，防止异物落入管内。采用预制钢管混凝土构件时，应待管内混凝土达到强度设计值的50%后方可进行吊装。钢管柱吊装就位后，应立即进行校正并加以临时固定，以保证构件的稳定性。

2.4管内混凝土浇筑

2.4.1泵送顶升浇筑法

它是在钢管接近地面的适当位置安装一个带闸门的进料支管，直接与泵车的输送管相连，由泵车的压力将混凝土连接不断地自上而下灌入钢管，无需振捣。钢管的直径宜大于或等于泵径的两倍。用此法浇筑混凝土的坍落度不小于50mm，水灰比不大于0.45，粗骨料粒径采用5-30mm，需要有较好的流动性，但收缩亦要小，与管壁有良好的黏结。泵送顶升浇筑不可进行外部振捣，以免泵送急剧上升，甚至使浇筑被迫中断。为防止拆除进料支管时混凝土回流，所以在进料支管上设一个止流阀门。当混凝土泵送顶升浇筑结束时，控制泵压2-3min，然后打开止流闸门，即可拆除混凝土输送管。

2.4.2立式手工浇灌法

混凝土自钢管上口浇入，用振捣器振捣。当管径大于350mm时，用内部振捣器，每次振捣时间不少于30s，一次浇筑高度不宜大于2m。当管径小于350mm时，可采用附着在钢管上的外部振捣器进行振捣。外部振捣器的位置应随混凝土浇筑的进展加以调整。外部振捣器的工作范围，以钢管横向振幅不小于0.3mm为有效。振幅可用百分表实测。振捣时间不小于1min。一次浇灌的高度不应大于振捣器的有效工作范围和2-3m柱长。用此法浇筑时，混凝土的坍落度2-4cm，水灰比不大于0.4，粗骨料粒径可采用10-40mm。当有穿心部件时，坍落度宜不小于15cm，粗骨料粒径宜减小为5-20mm。

3.结束语

在现代建设工程的施工建设中，钢-混凝土组合结构的应用已经变得越来越广泛和频繁，且钢—混凝土组合结构的施工也已经成为建设工程施工所采用的一种重要、常见的施工手段。随着科学技术的日新月异，钢—混凝土组合结构的施工技术和施工工艺也得到了一定程度上的改进和完善，其结构的功能和结构材料的性能也得到了良好且充分的发挥。照这样的趋势发展下去，相信，钢—混凝土组合结构的施工手段和施工工艺必将会变得更加丰富和先进，我国的建设工程施工技术也定会百尺竿头，更进一步。

【参考文献】

[1]王慧全.型钢混凝土组合结构施工[J].山西建筑，2008，（35）.

[2]周琰.钢—混凝土组合结构构件的设计与优化研究[D].同济大学，2008.

钢—混凝土蜂窝组合梁 篇4

1. 工程实例说明

珠海清华科技园一期创业大楼位于珠海清华科技园，平面呈矩形，其中，一至九层分为东西两座，十层以上两座连成一个整体，联体结构跨度35米。连接大梁采用钢—混凝土叠合板组合梁。截面图见图1。

2. 工程实例计算机仿真分析

2.1 有限单元法仿真

2.1.1 ANSYS建模

按照工程实例中的大跨度组合梁尺寸，本文采用了大型通用有限元程序ANSYS进行了模拟分析。采用1/2模型进行分析。

2.1.2 ANSYS加载

组合梁的地震响应分析采用动力学计算的瞬态分析方法。

(1）施加约束

该工程实例为大跨度铰接组合梁。在支座处，对钢梁施加线约束，使钢梁支座处的三个线位移和两个角位移为零;在跨中处，对组合梁截面施加线位移，使截面处所有沿梁纵轴方向位移为零。

(2）施加载荷

合理地选择地震波进行动力分析是保证结果计算可靠性的重要前提。本文选择频谱比较丰富的El-centro地震波作为组合梁的激励。地震作用通过惯性载荷输入给模型。本例仅计算前十二秒地震响应。

2.1.3 ANSYS求解

通过循环语句设定，在每一步求解结束后自动进入下一个子步。重复以上步骤，直至所有12秒全部求解完毕。

2.2 计算结果分析

2.2.1 跨中水平位移时程曲线结果分析

组合梁跨中处的水平位移为全梁的最大值。分别提取跨中处的上、中、下三点的水平位移时程曲线如图2所示。

(a)混凝土翼板跨中上表面水平位移时程曲线

(b)混凝土翼板与钢梁交界面处跨中水平位移时程曲线

(c)钢梁下表面水平位移时程曲线

由图可见，混凝土跨中上表面的最大位移为55.8mm，最小位移为-60.1mm;组合梁交界面处最大位移为58.4mm，最小位移为-62.4mm;钢梁跨中下表面的最大位移为96.1mm，最小位移为-94.7mm。由于建模时设定上下截面交界处在水平和竖直方向的位移耦合，因此混凝土下表面和钢梁上表面的水平位移相同。

比较上述结果可见：混凝土翼板在地震作用下的水平位移较小，只是钢梁水平位移的1/2左右。这主要是因为混凝土翼板的宽度较大，水平抗侧刚度较大，而钢梁的水平方向抗侧刚度较小，需要依赖混凝土提供的抗侧力来抵抗水平地震作用。

需要指出的是，本文建模时假定混凝土翼板和钢梁交界面上各点的水平方向和竖直方向完全耦合，即交界面上下各点水平和竖直位移相同。事实上，这种连接需要抗剪连接件来承担。为了保证混凝土能够提供给钢梁足够的抗侧能力，保证二者的组合效应的实现，建议栓钉的强度要满足设计要求，最好安排双排或多排栓钉连接混凝土翼板和钢梁。

2.2.2 跨中竖向位移时程曲线结果分析

对组合梁输入竖向地震波作用，在时程计算时，由于重力加速度不随时间改变，由组合梁自重引起的竖向挠度在时程曲线中保持不变(8mm左右)，由El-centro地震波引起的竖向位移为2mm左右，可见对于大跨度钢—混凝土组合梁，竖向地震作用引起的位移非常小，可以忽略不计。分析原因，主要是因为地震作用对梁体产生地震激励主要取决于其自身的刚度和质量。梁的质量越大，地震作用也越大。钢—混凝土组合梁能够在较小的自重下具有的较高的刚度，使其在地震作用下承受的惯性力非常小，因而其位移时程曲线数值也很小。

2.2.3 组合梁梁端应力计算结果分析

组合梁在输入El-centro地震波作用后，时程分析显示竖向地震激励最大的荷载步在第50步(ACEY=-2063mm/s2)、水平地震激励最大荷载步在第106步(ACEX=3200mm/s2)。由于组合梁的自重较轻，地震激励作用较小，引起的组合梁应力较小。只是在梁端处应力有较大的变化：在第50步，在下翼缘和支座加劲肋处应力达到22.5MPa;在第106步，钢梁腹板和加劲肋处应力达到最大的178MPa。可见，组合梁与框架柱的连接节点处的应力较大，是比较危险的部位。

2.2.4 组合梁梁端交界面纵向滑移结果分析

在组合梁结构中，剪切连接件(栓钉)是保证钢梁和混凝土翼缘共同工作的关键元件，在传递钢梁和混凝土翼缘交界面的剪力时会产生变形，从而导致交界面出现滑移，降低组合梁的刚度。简支组合梁的滑移在跨中处为零，在梁端处达到最大值。

分析梁端交界面纵向滑移时程曲线可见，梁端纵向滑移非常小，平均在0.2mm左右。由于地震作用对梁体影响不大，纵向滑移现象并不明显。

3. 结语

综上，对本文研究工作总结如下：

(1)钢—混凝土组合梁的水平地震作用：由于混凝土翼板的水平刚度较大，水平位移比较小;下部钢梁的水平刚度相对较弱，下端水平位移较大，需要依赖混凝土提供的抗侧刚度。

(2)钢—混凝土组合梁由于具有较高的竖向刚度，在地震作用下其竖向作用效应相对于水平作用效应较小;同时，由于竖向地震激励和水平地震激励的组合效应较小，故可以忽略地震竖向激励对组合梁的作用。

(3)钢—混凝土组合梁具有优良的抗震性能。由于钢—混凝土组合梁的自重较轻，跨高比相对于其它结构形式比较大，截面高度降低，在地震激励下产生的惯性力较小。

钢—混凝土蜂窝组合梁 篇5

关键词：钢筋混凝土组合梁,变形,分析

新型外包钢-混凝土组合梁是针对传统工字钢-混凝土组合粱存在的缺点而提出的一种改进的组合粱结构形式。它是以较厚的钢板作为底板, 腹板采用较薄的冷弯薄壁型钢, 二者通过焊缝连接形成组合梁的肋部, 钢与混凝土通过剪力连接件共同工作。但目前在组合梁体系中广泛采用的柔性钢质连接件 (如栓钉等) 受力后变形, 产生交界面的相对滑移亦使组合梁的变形增大。因此如何保证结构构件在使用期间预期的适用性, 使组合梁的变形控制在一个合理的范围内, 一直是组合梁研究领域中的一个热点问题, 方便、准确地计算组合梁的变形, 对组合梁在工程中的推广应用有着重要的意义。

1分析模型建立

试验表明, U型钢梁设有上翼缘的新型外包钢-砼组合梁在变形后存在两个相对滑移面, 如图1所示。滑移效应的存在使组合梁的变形要大于按换算截面法得到的计算结果。为了考虑两个相对滑移面和肋部砼对组合梁变形的影响, 引入以下三点假设:

(1) U型外包钢和U型钢内的T型砼部分具有相同的曲率;

(2) 两个相对滑移面上的滑移量相等;

(3) 变形后, U型外包钢和U型钢内T型砼的截面各自仍保持平面。

根据假设把新型外包钢-砼组合梁简化成由两个Nermark模型按截面位移协调原则组合而成的, 计算模型如图1所示:

2最小势能原理建立变形的简化公式

根据外包钢-混凝土组合梁的内力平衡条件和最小势能原理, 可以得出其变形公式 (1) :

通过求解微分方程得到外包钢-砼组合梁变形的解析解, 形式上比较复杂。为了便于工程设计的实际应用, 需对公式作进一步的简化。无量纲θL可定义公式 (2) :

把实验组合梁跨中挠度和用换算截面法得到的计算结以及组合梁无交互作用时得到的计算结果进行比较, 推出无量纲参数公式 (3) :

将无量纲参数引入传统的换算截面法中, 把新型外包钢-砼组合梁的变形公式写成公式 (4) :

3分析结果的对比分析

根据理论计算结果和试验数据的对比, 见表1。

4结束语

新型外包钢-混凝土组合梁是在传统的工字钢组合梁上发展起来的一种新的结构形式, 对于组合梁在正常使用状态下的挠度计算来讲, 需要考虑T型混凝土与U型外包钢之间由于抗剪连接件的变形而存在的相对滑移对变形的影响, 这一点已由实验所证实。本文针对新型外包钢-混凝土组合梁特殊的构造形式, 建立了简化的计算模型, 用最小势能原理推导了不同加载情况下的简支组合梁的变形解析解。通过对相关参数进一步进行分析, 提出了简支组合梁在正常使用阶段变形计算的简化公式。通过计算结果与实验数据的对比, 两者吻合良好, 可作为设计参考。

参考文献

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[9]赵国藩.高等钢筋混凝土结构学[M].机械工业出版社, 2005.

钢—混凝土蜂窝组合梁 篇6

钢-高强混凝土组合梁 (以下简称组合梁) 是在钢结构和高强混凝土结构基础上发展起来的一种新型梁, 通常其肋部采用钢梁, 翼板采用混凝土板, 两者间用抗剪连接件连成整体, 抗剪连接件是钢梁与混凝土板共同工作的基础, 它沿钢梁与混凝土板的交界面设置。混凝土抗压强度较高而抗拉强度很低, 即使是钢筋混凝土板受拉后也容易出现开裂问题, 宜用于受压环境;钢材的抗拉、抗压强度均很高, 因此钢结构构件的截面一般较小而且常采用宽而薄的板材, 受压时易屈曲, 所以钢梁的设计必须考虑稳定问题。两种材料按组合梁的形式结合在一起, 可以避免各自的缺点, 充分发挥两种材料的优势, 形成强度高、刚度大、延性好的结构形式。同混凝土结构相比, 它可以减少自重, 减轻地震作用, 减少构件的截面尺寸, 增加有效使用空间, 降低造价, 节约模板并减少支模工序从而缩短施工周期, 还可以增加结构的延性, 同钢结构相比, 它可以减少用钢量, 增加刚度, 增加稳定性和整体性等, 因此在高层结构中得到广泛应用。

我国《钢结构设计规范》 (GB50017—2003) 中, 对组合梁抗弯设计相关规定时, 只考虑一般的工字梁对结构失稳, 并没有考虑到混凝土板对钢梁的约束作用。在计算组合梁的强度、挠度和裂缝时, 并没有考虑板托截面。在连续钢-高强混凝土组合梁中, 在其负弯矩区, 钢梁不仅承担很大一部分的剪力, 而且在混凝土板的作用下还会产生弯曲变形, 这些规范都没有考虑到, 其实在计算钢与高强混凝土组合梁时, 我们应考虑楼板与工字梁的协同变形影响。

2 工程概况

某厂房长105m, 宽45m, 面积约2×104m2, 楼盖采用钢梁-高强混凝土楼盖组合形式, 焊接工字钢梁, 其中15m为标准主梁一跨, 5m为次梁一跨;45m之内设9道次梁, 梁高1.5m, 工字梁采用I16, Q345B, 板厚200mm, 混凝土强度等级C60, 双层双向配筋, 板上恒载10k N/m2, 活载5k N/m2, 厂房立面图如图1所示。

3 SAP2000模型建立

利用有限元软件SAP2000对组合梁弯矩承载力以及其他各项指标进行分析, 考虑楼板与工字梁的协同工作, 但是忽略初始应力损失。梁板采用壳单元进行模拟, 通过采用共同节点实现梁板之间的连接, 结合此工程进行3种不同条件下的约束: (1) 板沿四周固定, 多根梁一起, 不加任何力的情况作用下, 考虑其中协调变形影响; (2) 根据实际工程的梁和楼板的布置, 将梁的抗弯刚度取值取到原来的2.6倍 (将梁对楼板中心取惯性矩) ; (3) 按照SAP2000规定程序, 将梁向-Z方向移动0.5m (将梁顶和楼板面平齐) 。

为了更好地研究钢-高强混凝土组合梁, 取3跨×2跨梁板进行结构分析, 长向跨度8m, 短向跨度2m, 高强组合梁截面H300mm×200mm×20mm×30mm, 计算模型见图2、图3。

4 模型分析

依据模型建立与分析, 在板沿四周固定多根梁时, 不加任何力的情况下, 其变形时的弯矩是非常小的, 如图4所示。此时只有本身的自重, 板在梁处的弯矩M11为-3.5k N·m, 跨中5k N·m, 梁为-85.75k N·m, 跨中46.7k N·m。当根据实际工程的梁和楼板的布置, 将梁的抗弯刚度取值取到原来的2.6倍 (将梁对楼板中心取惯性矩) , 此时需考虑板与梁的协同变形影响, 变形情况如图5所示。

此时板在梁上的M11为-15k N·m, 跨中13k N·m, 梁为-103.75k N·m, 跨中65k N·m。按照SAP2000规定程序, 将梁向-Z方向移动0.5m (将梁顶和楼板面平齐) 。此时就需要考虑到侧方向的刚度对混凝土板以及钢梁的影响。这时楼板承担了此部分自重, 但是弯矩却减小了。此时, 板在梁上的弯矩M11为-8.5k N·m, 跨中12k N·m, 梁为68.54k N·m, 跨中37.5k N·m。结果表明, 由于上翼缘板的作用, 在其下端会产生负弯矩, 同时会出现失稳, 对于同种工况下不同的条件施加不同的力, 组合梁弯矩也有一定量的改变。采用加大工字梁的截面尺寸来控制钢-高强混凝土组合梁下端弯矩的增加, 使其能够更均匀地受力, 从而确保不发生屈曲破坏。

5 结论

对于钢—高强混凝土组合梁, 由于上翼缘板的作用, 在其下端会产生负弯矩, 同时会出现失稳。结合某实际工程, 根据工程中梁板实际受力的情况, 利用有限元软件SAP2000对于同种工况下不同的条件组合梁施加不同的荷载, 其弯矩有所改变。结果分析表明, 加大工字梁的截面尺寸来控制钢—高强混凝土组合梁下端弯矩增加, 让组合梁受力更均匀, 防止发生屈曲破坏, 以此来保证钢-高强混凝土组合梁的安全性。

摘要：钢-高强混凝土组合梁抗弯承载力对组合梁的结构设计很关键, 组合钢梁上翼缘受混凝土楼板约束, 其承载力必然受到一定的限制, 此外, 在连续组合梁的负弯矩区, 随着荷载不断增加, 整个结构就会在负弯矩区会发生破坏。为了避免这种破坏的产生, 利用通用有限元程序SAP2000对钢-高强混凝土组合梁进行了抗弯承载力分析, 研究其抗弯承载力的影响因素, 有利于确保钢-高强混凝土组合梁的安全性。

关键词：抗弯承载力,钢-高强混凝土组合梁,SAP2000

参考文献

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[2]朱聘儒.钢—混凝土组合梁设计原理[M].北京:中国建筑工业出版社, 1989.

[3]马怀忠, 王天贤.钢与混凝土组合结构[J].北京:中国建材工业出版社, 2006.

钢—混凝土组合结构的研究 篇7

1 钢—混凝土组合结构受扭分析

试验持续过程可以分为四个阶段:1) 线弹性发展阶段。在这个阶段中可以发现, 组合梁平衡扭矩的方式是通过翼缘正截面上存在的剪应力来达到, 此时作用在钢梁自身的扭矩相对很小。2) 当钢梁截面的主拉应力超过混凝土自身的抗拉强度时, 混凝土表面开始出现裂纹, 组合梁受到的扭矩突然增大, 在应力—应变曲线上形成明显的台阶状。3) 随着外界作用在组合梁上的荷载不断增大, 混凝土表面的裂缝不断发展变宽变长, 此时组合梁的抗扭强度不断下降, 因扭动产生的变形加快, 当荷载达到一定值时组合梁内部箍筋开始屈服。4) 在荷载不断增大的过程中, 混凝土翼缘板上开始出现分布均匀的斜裂缝并逐渐贯通截面上下, 进入不稳定的发展阶段, 部分混凝土因受压扭开始破坏, 脱离主体, 内部钢筋也开始屈服, 此时组合梁完成受扭破坏。受扭承载力影响因素分析:组合梁承受的弯矩主要由混凝土翼板承担, 综合考虑分析得极限承载力的主要影响因素是翼板的截面面积, 如果提高翼板构件的厚度可以发现组合梁的受扭承载力会显著提高, 相对提高翼板厚度来说增加配箍率对承载力的提升影响很小。实验中, 当各方面作用相同时, 组合梁的抗扭承载力是在配箍率为0.5%左右时达到最大, 其他配箍率情况对承载力影响也不是很大。

2 钢—混凝土抗火性能分析

为分析钢—混凝土的抗火性能, 特将荷载分为五个等级, 按分级加载至最大荷载。在实验中发现, 点火升温一段时间后, 钢—混凝土试件背火面有水层冒出。30 min后随着温度的持续升高水分开始蒸发, 水蒸气从混凝土表面和钢板的结合处的缝隙中流出, 随着时间的增加水蒸气量渐渐增大, 出现水雾现象。大约40 min后出现在混凝土表面的水层开始减少并逐渐消失。1 h左右, 由于混凝土内部存在的水分在高温下蒸发, 但有部分水蒸气在混凝土的堵塞下不能从裂隙中冒出, 此时在混凝土的封闭空隙中积聚产生了蒸汽高压, 高压的存在使混凝土开始爆裂, 伴随着的是轻微的混凝土爆裂声, 部分混凝土碎片随着爆裂离开试件主体。观察组合试件的顶部并未发现特别明显的裂缝产生, 对比此时试件与常温下没有明显的不同。实验再持续10 min混凝土顶面开始出现了一条贯穿试件的主裂缝, 这条裂缝使试件的承载力显著下降, 继续观察其他部位, 这些部位只是出现细小裂缝, 没有出现严重的破坏。最为明显的变化是在跨中出现防火保护层脱落的现象。根据此现象推知跨中的变形最大, 位移变形达到试件跨度的1/20, 对钢—混凝土抗火性能的影响最为严重, 因为破坏试件无法继续承载, 此时组合试件的两端出现钢板因受热不断膨胀而与混凝土脱开发生破坏。

实验结果分析:对于组合梁来说, 混凝土表面一旦出现了贯通上下的主裂缝就标志着梁已经破坏。主裂缝的出现伴随着表层混凝土的脱落, 混凝土内部的型钢暴露出来, 开始接触外部的高温作用, 型钢在高温作用下出现软化, 部分型钢在高温作用下出现了较明显的变形屈服。实验结果分析显示, 在跨中跨度达到试件跨度的1/20时试件的变形速度加快, 作者认为在高温条件下, 跨中挠度变形超过1/20即可认为组合梁已经丧失耐火能力。

3 钢—混凝土组合结构节点抗震性能分析

为研究组合梁与柱连接处的抗震能力, 特进行实验加载分析。先在柱的两端施加竖向荷载, 模拟地震发生时的竖向荷载, 与此同时在组合梁的两端加入大小不断变化的荷载。荷载持续加入一段时间, 观察梁和柱的变化发现, 在反向荷载加入到20 k N左右的时候, 在组合梁与柱连接的表面处开始出现不明显的细小裂缝, 荷载继续施加, 随着时间的延长裂缝不断发展, 同时裂缝的宽度和长度均有明显增大, 发展良好。继续增加荷载, 因为连接处受力复杂, 在外力的不断作用下, 连接处变成了塑性铰出现变形。在塑性铰形成的同时, 混凝土表面出现了上下贯通的裂缝, 内部钢筋暴露出来, 在重复荷载的作用下钢筋开始屈服, 屈服后钢筋继续承受荷载作用, 因为钢筋强化作用的存在, 组合梁可以继续工作, 一旦钢筋达到抗拉强度便开始破坏, 这也标志着组合梁的彻底破坏。再观察节点处, 节点的核心区域并未出现斜裂缝, 作者认为柱的刚度比梁的刚度大得多, 钢梁的腹板在没有达到屈服时柱的剪切变形也很小。继续加大荷载, 在柱的表面出现了不断发展的竖向裂缝, 柱子也开始发生破坏。当梁与柱的连接处开始出现轻微的裂缝时节点即可认为是破坏。此实验按照“强柱弱梁节点更强”的原则进行。

实验结果分析:组合梁与柱的连接处和混凝土梁柱节点略有不同, 因为组合梁与柱的连接处存在型钢, 在荷载的作用下承载力和刚度比混凝土都要大, 混凝土发生破坏时, 型钢可以替代混凝土继续承载工作, 充分说明了组合梁与柱的节点的延性也更强, 可以避免节点在复杂荷载作用下发生脆性破坏。

4 结语

钢筋混凝土组合梁与普通混凝土对比有很大优势, 实验过程也表明混凝土组合梁拥有较轻的自重, 刚度也更大, 承载力提升明显, 在抗震方面的抗性也更强。可以广泛的应用在工业厂房、高层建筑等大型结构中, 随着我国建筑行业的快速发展, 钢筋混凝土组合梁也得到了设计、施工单位的认可, 其广泛推广和应用也必将带来更好的综合效益。

参考文献

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钢—混凝土蜂窝组合梁 篇8

钢—混凝土组合梁在桥梁结构中得到越来越多的应用[1]。同时碳纤维增强复合材料 (CFRP) 已经被广泛的应用于混凝土结构加固[2]。但是对CFRP加固钢结构, 特别是钢—混凝土组合结构的研究和应用则相对较少, 国外对这一领域主要集中在实验研究。Deng和Lee[3]的试验研究显示, 加固钢梁只要能防止CFRP板剥离破坏的出现, 承载力和刚度均能得到明显提高。Sen等[4]用厚度为2 mm或5 mm的CFRP板对6根钢—混凝土组合梁进行了加固, 试验结果显示, 承载力得到了明显的提高, 但在弹性阶段提高的刚度相对较少。Tavakkolizadeh和Saadatmanesh[5]分别用1层, 3层或5层厚度为1.27 mm的CFRP布对三根大尺度的钢—混凝土组合梁进行加固, 测试结果显示其极限承载力分别提高了44%, 51%和76%。在另一项研究中, A·H·Al-Saidy等[6]用不同拉伸弹性模量的CFRP板对钢—混凝土混合梁进行加固, 弯曲试验表明强度有明显增加, CFRP板的弹性模量在相近或高于钢材的弹性模量时, 加固效果较明显。邓军等[7]推导了CFRP板加固钢—混凝土组合梁的塑性受弯承载力以及所需CFRP板截面面积的计算方法。分析显示对于CFRP板拉断破坏的情况, 加固前的梁上负载以及预应力的作用对受弯承载力均没有影响, 但对于混凝土板压碎破坏的情况, 加固梁的受弯承载力随加固前梁上负载的增加而减少, 随预应力的增加而增加。邓军等[8]建立了非线性有限元模型对CFRP板加固—钢混凝土组合梁的抗弯极限承载力及刚度进行分析, 并讨论栓钉和胶层等连接对加固后梁承载力及刚度的影响。再采用文献[6]中的实验结果来对非线性有限元模型及邓军等[7]的承载力理论计算公式进行验证及分析。

文献[7]中的理论公式能反映出与试验结果相同的极限承载力变化规律, 故本文将在CFRP加固钢混凝土组合梁试验的基础上, 基于第二章的理论计算公式, 分析参数对加固后的钢混凝土组合梁正截面抗弯承载力的影响。

计算模型将采用文献[6]的试件, 横断面尺寸见图1, 通过改变试件参数来分析参数变化对组合梁极限承载力的影响。

2 CFRP片材厚度

图2表示CFRP片材厚度对抗弯极限承载力的影响。从图中可以看出, CFRP片材加固的钢筋混凝土抗弯承载力有明显提高。随着CFRP片材厚度的增加, 采用高弹性模量的CFRP片材加固的钢—混凝土梁抗弯承载力增加更为明显。

EP为152 GPa与200 GPa曲线的转折点, 是中和轴由钢梁的上翼缘下移至钢梁腹板的临界位置。可见, 中和轴位于混凝土板或钢梁上翼缘时, 随着CFRP片材厚度的增加, 抗弯极限承载力增加明显;中和轴位于钢梁腹板时, 其承载力提高比率变化不明显。这是由于钢梁腹板较薄, 当中和轴位于腹板时, 随着CFRP片材厚度的增加, 中和轴下移的速度比位于混凝土板和钢梁上翼缘时快, 使得极限弯矩增长较慢。

图3表示不同CFRP片材厚度下, 组合梁达到极限承载力时CFRP片材的利用率, 此处的CFRP利用率=极限荷载时CFRP拉力/CFRP极限拉力。由图可知, 随着CFRP片材厚度的增加, CFRP利用率逐渐降低。在CFRP片材厚度一定的情况下, 采用高弹性模量CFRP片材, 利用率低于采用低弹模的CFRP片材。

3 CFRP弹性模量

图4为CFRP弹性模量对极限抗弯承载力的影响曲线, HP表示CFRP厚度。从图中可以看出, 组合梁的极限承载力随着CFRP弹性模量的增加而增大, 厚度大的CFRP增强效果更明显。HP为7 mm的曲线的转折点是中和轴由钢梁的上翼缘下移至钢梁腹板的临界位置。可见, 中和轴位于混凝土板或钢梁上翼缘时, 随着CFRP弹性模量的增加, 抗弯极限承载力增加明显;中和轴位于钢梁腹板时, 其承载力增加不明显。

图5表示CFRP的利用率随着CFRP弹模变化的情况。由图可知, CFRP利用率随着弹性模量的增加而降低。在CFRP弹性模量一定的情况下, 采用较厚的CFRP, 利用率低于较薄的CFRP。例如:同为粘贴弹性模量为200 GPa的CFRP板, 采用1.4 mm的CFRP板利用率为52.8%, 采用4.2 mm厚的CFRP板利用率为46.4%, 而采用7 mm的CFRP板利用率为39.5%。

综合图2~图5可以得出结论, 使用弹性模量高, 厚度大的CFRP加固的组合梁, 承载力提高更大。

4 混凝土强度

图6为混凝土抗压强度对极限抗弯承载力的影响曲线, EP表示CFRP的弹性模量。从图中可以很明显的看到曲线分为四段:1) 中和轴位于钢梁腹板内;2) 中和轴位于钢梁上翼板内;3) 中和轴位于混凝土板内;4) CFRP拉断。如粘贴弹性模量为152 GPa的CFRP板, fc<10 MPa时, 曲线为上升曲线, 此时中和轴位于钢梁腹板内;当10 MPa<fc<20 MPa时, 中和轴位于钢梁上翼缘内;当20 MPa<fc<40 MPa时, 中和轴位于混凝土板内, 当fc>40 MPa后, 破坏模式转变为CFRP拉断。

若混凝土破坏模式为混凝土压碎时, 承载力提高比率随着混凝土强度的提高而增大。当中和轴位于钢梁腹板内时, 计算破坏模式为混凝土压碎, 由于中和轴位置较低, CFRP的加固效果不明显。随着混凝土强度提高, 中和轴位置迅速上升, 承载力提高比率也迅速增加。当中和轴位置提高至钢梁上翼板时, CFRP的加固效果已较为明显, 此时随着混凝土强度提高, 中和轴高度变化不大, 承载力提高比率变化也不显著。当中和轴位于混凝土板时, 承载力提高比率随着混凝土强度的提高而线性增加。曲线最后由于破坏模式转变为CFRP拉断, 此时混凝土强度的增加对承载力提高比率已几乎没有影响。

从图6中还可以看出, 随着CFRP弹性模量的增加, 梁的极限抗弯承载力逐渐提高。对于采用高强度混凝土的梁, CFRP弹性模量对极限抗弯承载力的影响显著。采用高混凝土强度, 高CFRP弹性模量的梁, 极限抗弯承载力提高的比率最大。例如, CFRP弹模为100 GPa、混凝土轴心抗压强度为30 MPa的梁, 承载力提高比率为1.29, 而CFRP弹模为200 GPa、混凝土轴心抗压强度为30 MPa的梁, 承载力提高比率为1.50。

图7为混凝土抗压强度对CFRP利用率的影响曲线。可以看出, 在破坏模式为混凝土压碎的情况下, 随着混凝土强度的提高, CFRP的利用率也随着提高。若破坏模式为CFRP拉断, CFRP利用率为1, 这时混凝土强度的变化对CFRP利用率就没有影响。利用率曲线同样明显的分为四段, 其转折点与图4~图6对应。可以看出, 采用高弹模的CFRP加固的混凝土梁, 其CFRP利用率低于采用低弹模CFRP加固的梁。

结合前面两节的分析可以发现, 在破坏模式为混凝土压碎的情况下, 若混凝土强度过低会使得组合梁过早破坏, 限制了CFRP的加固效果和利用率。采用高弹性模量和较大厚度的CFRP板加固组合梁承载力提高效果更好。

5 结语

本章应用理论计算公式, 对影响CFRP片材加固的钢混凝土组合梁承载力的一些参数进行了分析研究。可以得到以下结论:

1) CFRP片材加固的钢混凝土组合梁, 抗弯承载力明显提高。

2) 随着纤维布加固层数的增加和CFRP片材弹性模量的提高, 钢筋混凝土梁承载力提高幅度更加明显, 同时CFRP的利用率却有所降低。

3) 当加固梁中和轴位于混凝土板或钢梁上翼缘时, 随着CFRP片材厚度和CFRP片材弹性模量的增加, 抗弯极限承载力增加明显;中和轴位于钢梁腹板时, 其承载力提高比率变化不明显。

4) 当破坏模式为混凝土压碎时, 承载力随着混凝土强度的增大而提高的更为明显, CFRP的利用率也随之提高。当破坏模式为CFRP拉断时, 混凝土强度的增加对承载力提高效果几乎没有影响, 这时混凝土强度的变化对CFRP利用率没有影响。

5) 使用弹性模量高, 厚度大的CFRP片材加固的组合梁, 承载力提高更大。采用高混凝土强度, 高CFRP片材弹性模量的梁, 极限抗弯承载力提高效果最明显。

参考文献

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钢—混凝土蜂窝组合梁 篇9

沈阳高等级公路建设总公司承建宽甸互通式立交A匝道桥位于鹤大高速公路辽吉界 (新开岭) 至丹东 (古城子) 段第十三合同段, 桥中心桩号K121+446, 桥梁全长117.40m, 上部结构形式为 (30+48+30) m体外预应力波折钢腹板钢混凝土连续组合箱梁。该桥为辽宁省交通科研项目《波折腹板组合箱梁桥成套技术研究》。项目研究工作由辽宁省规划设计院、同济大学桥梁工程系与鞍山钢铁集团共同承担;本课题试验桥采用新材料、新技术、新结构在辽宁是首件。

2 工程特点

(1) 波形钢板即折叠的钢板, 具有较高的剪切屈曲强度, 用它作为混凝土箱梁的腹板, 不但充分满足了腹板的力学性能要求, 而且大幅度减轻了主梁自重, 缩减了包括基础在内的下部结构所承受的上部恒载, 还省去了施工时在腹板中布置钢筋、设置模板等繁杂的工作。此外, 波形钢板纵向伸缩自由的特点使得其几乎不抵抗轴向力, 能更有效地对混凝土桥面板施加预应力, 提高了预应力效率。这种组合结构能减少工程量、缩短工期、降低成本, 在施工性能和经济性能方面都具有很大的吸引力。

(2) 体外预应力是后张法体系的重要分支之一, 其特点在于预应力套管布置简单并在混凝土施工完后安装施工, 大大缩短了施工周期;预应力钢绞线位置布置简单有利于后期施工;通过预应力材料对桥梁结构受拉区施加预应力, 消除部分荷载产生的不利内力, 提供结构的承载力。

3 关键工序施工工艺及质量控制要点

3.1 施工工艺流程框图

3.2 施工工艺

(1) 采用满堂红支架现浇的施工方式, 搭支架之前必须对地面进行平整, 且必须充分夯实, 以防地基沉降对梁体产生的不良影响, 支架必须有足够的刚度, 浇注混凝土前必须对支架进行等恒载预压, 以消除支架的塑性变形及部分天性变形的不利影响。

(2) 依据图纸在工厂轧制所需的各段波折钢腹板, 并进行横向焊接, 同时轧制与波折钢腹板相连的顶板、底板钢翼板。

(3) 将焊接好的各段波折钢腹板运到现场吊装就位。进行现场拼接, 其顺序为:焊接底板翼板与波折钢腹板→焊接底板翼板与波折钢腹板上栓钉→焊接顶板翼板上栓钉→焊接顶板钢

(4) 将各段波折钢腹板、顶板翼板、底板翼板纵向焊接, 焊接过程中要特别注意焊接质量, 焊接时采取减小钢材焊接变形和应力的措施, 同时焊条采用耐候钢焊接专用焊条 (CJ507Q) 以保证对焊缝进行超声波探伤, 其合格等级满足现行国标要求。

(5) 整体连接好吊装到铺设好的满堂支架上, 进行位置、高程的调整, 固定好后进行普通钢筋、体内预应力钢筋波纹管、转向器、预埋钢筋的铺设。安装钢筋骨架, 钢筋骨架在制作时考虑其外围尺寸不能过大, 防止施工后露筋。安装预埋件、波纹管, 预埋件的位置应该准确无误, 波纹管的纵向坐标应按每50cm检查1个点。在转向块制作时应注意:由于本桥转向块横向偏角较小, 其安装施工时应杜绝偏差甚至反向安装。

(6) 进行底板、横隔梁混凝土施工。为减小水化热及混凝土收缩徐变, 混凝土配置是严格控制水泥用量不超过500kg/m3 (由于处于Ⅱ类地区, 水泥用量也不应小于300kg/m3) , 水灰比控制在0.50以下。

(7) 拆模养生期后进行顶板及翼板混凝土二次浇注。板混凝土的浇注应按先跨中后支点的顺序进行, 混凝土应振捣均匀, 防止漏振或过振。振捣过程中应防止预留体内束孔道的波纹管变位, 尤其应避免孔道上浮。混凝土浇注完成后应注意养生, 特别注意混凝土的湿润养护及箱梁内外通风, 施工时应严格控制箱梁内外温差不超过8℃。

(8) 波折钢腹板预应力混凝土箱梁采用体内、体外预应力并用的方式:即在混凝土底板、顶板间配置纵向预应力钢束。在箱内配置体外预应力束, 通过转向块来转向并最终锚固在横隔板上, 实现曲线和折线配筋。在箱梁顶、底板混凝土强度达到100%及龄期达到14d以上时方可施加预应力, 预应力钢束的张拉顺序:张拉顶、底板体内束→张拉体外钢束→张拉横向预应力钢束。

(9) 体外预应力施工

体外预应力系统由锚固块、转向块、体外索、锚具、减振装置等主要5部分组成。预应力筋仅在锚固处和转向处与结构相连, 减小摩阻损失, 提高预应力使用效率。

(1) 连接HDPE外套管:用热熔焊接机把HDPE外套管按施工所需长度连接起来。

(2) 体外预应力钢绞线 (环氧喷涂无粘结筋) 下料、编束、穿束:钢绞线在桥头下料后, 人工逐根穿布, 钢绞线在穿束前每根进行编号使钢绞线在两端锚具的同一对应孔位, 避免相互缠绕。严格控制钢绞线的下料长度。

(3) 钢绞线穿布完成后, 安装防振器。预应力张拉完成后进行限位器的安装与焊接, 做好密封。

(4) 预应力张拉:体外预应力钢束采用单根, 两端同时对称张拉, 单根锚下控制张拉力169.3k N。为了保证两束钢绞线4个千斤顶同步、对称张拉, 整个施工过程和监理单位保持紧密联系, 使桥梁处于受控状态之中。

(5) 体外预应力张拉完毕应在钢束端头设置保护罩, 罩内灌注防腐油脂后封闭保护罩。

(10) 耐候钢波折腹板外表面的防腐方案:硅酸锌车间底漆预涂一道, 30μm;二次表面处理Sa2.5级;无机富锌底漆一道, 60μm;无机富铝面漆一道, 20μm, 面漆颜色采用银白色。

(11) 张拉横向体内预应力钢绞线。

(12) 背墙及雨搭混凝土施工。最后在箱梁与背墙之间留有维修孔道, 便于桥梁体外力钢束的维修和补强。

3.3 质量控制要点

(1) 原材料试验报告, 混凝土试验配合比, 钢筋隐蔽工程记录, 混凝土施工原始记录, 混凝土试验报告, 钢筋、模板的分项工程质量检验评定表, 构件质量检验评定表, 均需桥梁工程师审核签字

(2) 波折钢腹板的制作及安装必须按照设计的要求, 并严格按有关标准验收后, 方可进行施工。

(3) 要求100%的Ⅰ级焊缝应进行超声波探伤, 其合格等级应为现行国家标准《钢焊缝手工超声波探伤方法及质量分级法》 (GB11345) B级检验的Ⅱ级以上;20%以上Ⅱ级焊缝 (抽检) 应进行超声波探伤, 其合格等级应为现行国家标准《钢焊缝手工超声波探伤方法及质量分级法》 (GB11345) B级检验的Ⅲ级以上。

(4) 体内、体外预应力张拉程序:0→初应力 (0.10σk) →1.0σk (持荷2min) →锚固。预应力钢束的张拉工艺和要求按照《公路桥梁施工技术规范》中有关条文进行。

4 该项目施工意义

4.1 经济效益

该组合结构能减少工程量、缩短工期、降低成本, 免除在混凝土腹板内预埋管道的烦杂工艺, 而且波形钢腹板可以工厂化生产, 从而简化施工设施, 加快了施工进度。波折钢腹板组合箱梁可以大幅度减轻上部结构的自重, 使下部结构的工程数量获得减少, 从而降低了工程总造价。

4.2 社会效益