鋼-混凝土預(yù)制混合梁受彎性能試驗(yàn)研究

張錫治 ，章少華，牛四欣，王湘安

(1. 天津大學(xué)建筑設(shè)計(jì)研究院，天津 300072；2. 濱海土木工程結(jié)構(gòu)與安全教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室(天津大學(xué))，天津 300072；3. 天津大學(xué)建筑工程學(xué)院，天津 300072)

在預(yù)制混凝土梁兩端設(shè)置連接鋼梁的預(yù)制混合構(gòu)件，稱為鋼-混凝土預(yù)制混合梁，簡(jiǎn)稱預(yù)制混合梁，其在提高施工效率、保證連接質(zhì)量和縮短建造周期等方面有明顯優(yōu)勢(shì)[1-2]．目前對(duì)該類預(yù)制混合構(gòu)件的基本力學(xué)性能已進(jìn)行了相關(guān)研究，其中文獻(xiàn)[3-4]利用ABAQUS有限元軟件對(duì)采用栓釘和螺栓兩種連接節(jié)點(diǎn)形式的預(yù)制混合梁進(jìn)行了數(shù)值模擬，指出兩種連接節(jié)點(diǎn)形式均可有效傳遞混凝土梁與鋼梁間應(yīng)力，栓釘和螺栓的數(shù)量及布置方式對(duì)構(gòu)件整體受力性能影響較大．文獻(xiàn)[5-6]對(duì)兩端簡(jiǎn)支邊界條件下預(yù)制混合梁的受彎性能進(jìn)行了試驗(yàn)研究，認(rèn)為鋼梁和混凝土梁連接節(jié)點(diǎn)為剛性節(jié)點(diǎn)，試件具有較好的整體性能和延性．文獻(xiàn)[7]進(jìn)行了 2個(gè)預(yù)制混合梁試件在簡(jiǎn)支邊界條件下的靜力加載試驗(yàn)，結(jié)果表明，連接節(jié)點(diǎn)受力較小，在受力過(guò)程中基本處于彈性狀態(tài)，破壞形態(tài)和承載能力與普通預(yù)制梁相似．文獻(xiàn)[8]通過(guò)試驗(yàn)研究得到了預(yù)制混合梁的受剪破壞準(zhǔn)則，指出鋼與混凝土間黏結(jié)性能對(duì)受剪承載能力影響較大．

上述針對(duì)預(yù)制混合梁的研究多數(shù)集中于簡(jiǎn)支邊界條件下的力學(xué)性能．由于目前工程中多采用剛性連接的梁柱節(jié)點(diǎn)，故開(kāi)展預(yù)制混合梁在固支邊界條件下的力學(xué)性能研究，分析鋼與混凝土連接節(jié)點(diǎn)對(duì)預(yù)制混合梁整體受力性能的影響具有重要意義．本文通過(guò) 4個(gè)預(yù)制混合梁和 1個(gè)普通預(yù)制混凝土梁試件的受彎性能試驗(yàn)，探討預(yù)制混合梁的破壞形態(tài)、承載能力、延性、變形性能和應(yīng)變分布，研究本文提出的鋼-混凝土連接節(jié)點(diǎn)的傳力性能，考察不同參數(shù)對(duì)受彎性能的影響，并基于虛功原理建立預(yù)制混合梁極限荷載計(jì)算式．

1 預(yù)制混合梁組成

圖 1給出了預(yù)制混合梁的組成以及鋼與混凝土連接節(jié)點(diǎn)的具體構(gòu)造．

圖1 預(yù)制混合梁組成Fig.1 Composition of precast hybrid steel-concrete beam

預(yù)制混合梁由端部鋼梁、連接節(jié)點(diǎn)和中部混凝土梁組成．上下連接板通過(guò)端板與 H型鋼梁上下翼緣連接．為使混凝土梁縱筋應(yīng)力直接傳至鋼梁翼緣，連接板與梁縱筋采用焊接連接．此外，在端板中部設(shè)置栓釘來(lái)傳遞端板與混凝土交界面處剪力．連接節(jié)點(diǎn)處箍筋由穿過(guò)連接板預(yù)留孔的2個(gè)U型箍筋焊接而成，以增強(qiáng)連接節(jié)點(diǎn)范圍內(nèi)混凝土與連接板的黏結(jié)性能．另外，還可根據(jù)梁跨度大小確定是否在混凝土梁內(nèi)布置預(yù)應(yīng)力筋以減小撓度，降低造價(jià)．

2 試驗(yàn)概況

2.1 試件設(shè)計(jì)

試件尺寸及配筋如圖 2所示．共設(shè)計(jì) 5個(gè)預(yù)制梁試件，包括 4個(gè)預(yù)制混合梁試件 PHSC1～PHSC4和1個(gè)普通預(yù)制混凝土梁對(duì)比試件PC1，各試件的梁凈跨 Ln均為 3600mm(梁凈跨定義為預(yù)制梁兩端固支端之間的距離，對(duì)預(yù)制混合梁，其凈跨即為預(yù)制混合梁的總長(zhǎng)度(包括端部鋼梁)，如圖 2所示)．預(yù)制混合梁與普通預(yù)制混凝土梁試件具有相同的混凝土梁截面，寬度 300mm，高度 400mm．試件 PHSC1～PHSC4的連接節(jié)點(diǎn)構(gòu)造和鋼梁截面尺寸均相同，端板厚10mm，寬度和高度分別為300mm和400mm；連接板厚 10mm，寬度 300mm，長(zhǎng)度 130mm；端板中部栓釘直徑16mm，長(zhǎng)度 90mm，間距 100mm，共6個(gè)．各試件箍筋直徑 10mm，間距 100mm，加載點(diǎn)與連接節(jié)點(diǎn)處箍筋間距 50mm．試件 PHSC1～PHSC4中縱筋與連接板的焊縫長(zhǎng)度為 100mm，焊接方式為雙面焊．對(duì)預(yù)制混合梁，制作時(shí)其端部鋼梁部分埋入剛性塊體內(nèi)，以確保梁端固支邊界條件的實(shí)現(xiàn)，如圖 2所示．為與普通預(yù)制混凝土梁試件比較，試件PC1梁端截面設(shè)計(jì)受彎承載力與試件PHSC1～PHSC4梁端鋼梁設(shè)計(jì)受彎承載力相同．試驗(yàn)參數(shù)包括鋼梁長(zhǎng)度 Ls、混凝土梁與鋼梁受彎承載力比Muc/Mus以及混凝土梁與鋼梁線剛度比ic/is，具體參數(shù)變化見(jiàn)表1．

圖2 試件尺寸及構(gòu)造Fig.2 Dimensions and details of specimens

表1 試件參數(shù)Tab.1 Parameters of specimens

2.2 材料力學(xué)性能

試件中鋼材采用 Q345鋼，縱筋和箍筋采用HRB400級(jí)鋼筋，實(shí)測(cè)鋼材力學(xué)性能指標(biāo)(伸長(zhǎng)率 δ、屈服強(qiáng)度 fy和抗拉強(qiáng)度 fu)見(jiàn)表 2．混凝土強(qiáng)度等級(jí)C40，實(shí)測(cè)邊長(zhǎng) 150mm 的標(biāo)準(zhǔn)混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均值為38.8MPa．

表2 鋼材力學(xué)性能Tab.2 Mechanical properties of steel

2.3 加載方案

使用壓梁和螺栓將試件端部剛性塊體與地面固定，成為梁端固定支座．跨中集中荷載由 100t油壓千斤頂施加．試驗(yàn)加載采用分級(jí)加載，每級(jí)荷載增量在開(kāi)裂前為20kN，開(kāi)裂后為30kN，屈服后改為位移控制模式，每級(jí)位移增量 10mm，當(dāng)荷載降至峰值荷載的85%時(shí)，加載結(jié)束．試驗(yàn)加載裝置見(jiàn)圖3．

圖3 加載裝置Fig.3 Test setup

2.4 測(cè)點(diǎn)布置及量測(cè)內(nèi)容

試件位移計(jì)布置見(jiàn)圖 4，荷載-跨中撓度曲線由跨中加載點(diǎn)處荷載傳感器和位移計(jì)測(cè)量．沿梁長(zhǎng)度方向布置 7個(gè)位移計(jì)(D1～D7)，用以測(cè)量試件撓度變形曲線；在梁兩端剛性塊體的側(cè)面和頂面布置百分表(B1～B6)，用以測(cè)量剛性塊體的水平位移和轉(zhuǎn)動(dòng)．量測(cè)結(jié)果表明，試驗(yàn)過(guò)程中剛性塊體水平位移和轉(zhuǎn)動(dòng)較小，可視為試件的固定支座．在鋼梁上下翼緣和腹板布置應(yīng)變片，用以測(cè)量鋼梁應(yīng)變；在連接節(jié)點(diǎn)的端板、栓釘以及與縱筋應(yīng)變片對(duì)應(yīng)的連接板位置布置應(yīng)變片，用以測(cè)量端板、栓釘和連接板應(yīng)變，驗(yàn)證焊縫連接方式在傳力中是否可靠；在連接節(jié)點(diǎn)區(qū)域的縱筋、箍筋以及混凝土梁內(nèi)縱筋布置應(yīng)變片測(cè)量鋼筋應(yīng)變；在跨中截面沿梁高布置應(yīng)變片測(cè)量混凝土應(yīng)變，用于分析跨中截面應(yīng)變沿梁高分布規(guī)律．圖 5給 出了試件PHSC2的應(yīng)變片布置．

圖4 位移計(jì)布置Fig.4 Layout of displacement transducers

圖5 試件PHSC2應(yīng)變片布置Fig.5 Layout of strain gauges of PHSC2

3 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形態(tài)

為確定加載過(guò)程中混凝土裂縫開(kāi)展位置和寬度，試驗(yàn)前對(duì)混凝土部分進(jìn)行刷白處理，并繪制100mm×100mm 網(wǎng)格．以下對(duì)各試件試驗(yàn)過(guò)程和破壞特征進(jìn)行描述．

試件 PC1為普通預(yù)制混凝土梁試件．荷載達(dá)到90kN時(shí)，梁跨中受拉區(qū)出現(xiàn)第一條彎曲裂縫，梁端距支座 250mm處在加載至 100kN時(shí)出現(xiàn)彎曲裂縫；繼續(xù)加載，梁支座及跨中不斷出現(xiàn)新裂縫，已有裂縫繼續(xù)開(kāi)展并向受壓區(qū)域延伸；加載至0.45Pm(Pm為峰值荷載)，梁支座及跨中彎曲裂縫開(kāi)始斜向開(kāi)展；加載至 0.92Pm時(shí)，試件屈服，荷載-跨中撓度曲線出現(xiàn)拐點(diǎn)，此時(shí)支座和跨中區(qū)域裂縫已開(kāi)展至0.75～0.90倍梁高處．隨著加載繼續(xù)，試件裂縫寬度和撓度均迅速增大．峰值荷載時(shí)，梁支座和跨中均已形成 2～3條主裂縫，最大寬度約為 3.4mm，受壓區(qū)混凝土有壓碎剝落現(xiàn)象．荷載在峰值點(diǎn)后開(kāi)始緩慢降低，受壓區(qū)混凝土壓碎明顯，試件最終破壞形態(tài)見(jiàn)圖 6(a)．

4個(gè)預(yù)制混合梁試件的破壞過(guò)程和試驗(yàn)現(xiàn)象基本相似，可分為以下4個(gè)階段．

(1) 初始開(kāi)裂階段：隨著荷載增加，試件 PHSC1和 PHSC2分別于 60kN和 65kN時(shí)在距端板約150～200mm區(qū)域內(nèi)出現(xiàn)第一條受彎裂縫，隨后分別于95kN和80kN時(shí)在跨中受拉區(qū)出現(xiàn)彎曲裂縫．試件PHSC3和PHSC4分別于80kN和85kN時(shí)在跨中受拉區(qū)出現(xiàn)第一條受彎裂縫，隨后分別于95kN和90kN時(shí)在距端板約 150～200mm 區(qū)域內(nèi)出現(xiàn)受彎裂縫．增加端部鋼梁長(zhǎng)度可延緩支座處混凝土梁端裂縫的出現(xiàn)．

(2) 斜裂縫形成階段：繼續(xù)加載，跨中受拉區(qū)域不斷出現(xiàn)新裂縫，已有裂縫不斷延伸和變寬，而梁端區(qū)域裂縫開(kāi)展較為緩慢；加載至 0.35～0.45Pm，跨中區(qū)域彎曲裂縫大約在0.25～0.38倍梁高處斜向開(kāi)展，形成腹剪斜裂縫，此時(shí)梁端裂縫以彎曲裂縫為主，斜裂縫較少．試件屈服時(shí)，跨中區(qū)域裂縫開(kāi)展至 0.75～0.95倍梁高處，梁端裂縫開(kāi)展至 0.25～0.75倍梁高處，端部鋼梁越長(zhǎng)，梁端裂縫開(kāi)展高度越低．

(3) 峰值荷載階段：試件屈服后，跨中撓度和裂縫寬度迅速增大，梁端原有裂縫繼續(xù)開(kāi)展，同時(shí)有新裂縫出現(xiàn)；峰值荷載時(shí)，各試件跨中受壓區(qū)混凝土輕微壓碎，除試件 PHSC1外，其余試件鋼梁下翼緣均出現(xiàn)輕微屈曲現(xiàn)象．

(4) 破壞階段：峰值荷載后，荷載開(kāi)始緩慢下降，至試件破壞時(shí)，試件 PHSC1主要在跨中和與連接節(jié)點(diǎn)相鄰的混凝土梁內(nèi)形成塑性鉸，端部鋼梁保持完好；試件 PHSC2～PHSC4的塑性鉸主要出現(xiàn)在端部鋼梁和跨中混凝土梁內(nèi)，端部鋼梁腹板和下翼緣發(fā)生屈曲．

預(yù)制混合梁試件的最終破壞形態(tài)如圖 6(b)～6(e)所示．由圖 6可知，試件均發(fā)生彎曲破壞．普通預(yù)制混凝土梁破壞時(shí)，塑性鉸主要出現(xiàn)在跨中和梁端；預(yù)制混合梁破壞時(shí)，除試件 PHSC1在跨中和與連接節(jié)點(diǎn)相鄰的混凝土梁內(nèi)出現(xiàn)塑性鉸外，其余試件塑性鉸均出現(xiàn)在跨中和梁端．

以上試驗(yàn)現(xiàn)象表明，預(yù)制混合梁內(nèi)力傳遞路徑清晰，受力明確．試件在連接節(jié)點(diǎn)相鄰區(qū)域出現(xiàn)裂縫，連接節(jié)點(diǎn)區(qū)域裂縫較少；在加載過(guò)程中，連接節(jié)點(diǎn)始終保持較好的整體性，能有效傳遞鋼梁和混凝土梁之間的應(yīng)力．

圖6 試件破壞形態(tài)Fig.6 Failure modes of specimens

4 試驗(yàn)結(jié)果及分析

4.1 荷載-跨中撓度曲線

各試件荷載-跨中撓度曲線如圖 7所示，表 3給出了各試件特征點(diǎn)處的荷載及變形．表3中Pcr為開(kāi)裂荷載，Py和 Δy分別為屈服荷載和屈服位移，Pm為峰值荷載，Pm/Py為強(qiáng)屈比，Δu為極限位移，μ為延性系數(shù)，K0為初始剛度．

圖7 荷載-跨中撓度曲線Fig.7 Load-mid-span deflection curves

由圖 7和表 3可以得出以下結(jié)論：①各試件荷載-跨中撓度曲線在開(kāi)裂前呈線性變化，試件處于彈性階段，開(kāi)裂后，曲線出現(xiàn)明顯拐點(diǎn)，試件進(jìn)入裂縫開(kāi)展階段，跨中撓度增長(zhǎng)較快；②試件 PHSC1～PHSC4的初始剛度分別為試件 PC1初始剛度的67%、59%、58%和 86%，預(yù)制混合梁初始剛度小于普通預(yù)制混凝土梁；③與試件 PHSC1相比，試件PHSC2和 PHSC3的峰值荷載分別提高 8.1%和9.2%，表明端部鋼梁長(zhǎng)度的增加可提高承載力；④與試件 PHSC1和 PC1相比，試件 PHSC4的峰值荷載分別提高16.4% 和1.7%，極限位移分別提高55%和33%，表明預(yù)制混合梁受彎承載力比的增加能有效提高承載力和變形能力；⑤與試件 PC1相比，試件PHSC1～PHSC4的強(qiáng)屈比分別提高 3.7%、8.3%、11.9%和 14.7%，表明預(yù)制混合梁屈服后彈塑性變形能力要優(yōu)于普通預(yù)制混凝土梁．

表3 試件主要階段試驗(yàn)結(jié)果Tab.3 Test results of specimens at main stages

4.2 延性分析

采用延性系數(shù)來(lái)評(píng)價(jià)構(gòu)件延性[9]．延性系數(shù) μ＝Δu/Δy．極限位移Δu取荷載下降至峰值荷載85%時(shí)的位移，屈服位移 Δy采用文獻(xiàn)[10]中方法確定，各試件延性系數(shù)見(jiàn)表 3．圖 8給出了鋼梁長(zhǎng)度、線剛度比和受彎承載力比對(duì)試件延性的影響規(guī)律．

由表3和圖8可知，延性系數(shù)隨端部鋼梁長(zhǎng)度的增加呈線性增長(zhǎng)關(guān)系．當(dāng)鋼梁長(zhǎng)度由200mm分別增加至400mm和600mm時(shí)，其延性系數(shù)分別增大約5%和 8%，表明預(yù)制混合梁延性隨端部鋼梁長(zhǎng)度的增加而增大．線剛度比對(duì)延性系數(shù)的影響規(guī)律與端部鋼梁長(zhǎng)度相似，延性系數(shù)隨線剛度比的增加大致呈線性增長(zhǎng)趨勢(shì)．在端部鋼梁長(zhǎng)度相同情況下，受彎承載力比由0.65增加至0.93時(shí)，延性系數(shù)提高126%，說(shuō)明受彎承載力比對(duì)預(yù)制混合梁延性性能影響顯著，受彎承載力比接近于 1.0時(shí)更有利于整體變形能力的提高．與試件 PC1相比，試件 PHSC1～PHSC3的延性系數(shù)降低約36%，試件 PHSC4的延性系數(shù)提高約 53%，原因?yàn)榛趯?shí)測(cè)材料性能指標(biāo)計(jì)算出的試件PC1梁端截面實(shí)際受彎承載力大于試件PHSC1～PHSC3端部鋼梁實(shí)際受彎承載力，梁端塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力有一定程度提高，故試件 PC1延性系數(shù)高于試件PHSC1～PHSC3；試件 PHSC4因跨中截面配筋率增加，截面承載力和塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力比試件 PC1有較大提高，故其延性系數(shù)高于試件 PC1．試件 PHSC1～PHSC4的延性系數(shù)介于6.8～16.2之間，滿足受彎構(gòu)件延性系數(shù)不小于 3.0的要求[11]，具有較好的延性性能．

圖8 各因素對(duì)延性的影響Fig.8 Effects of different factors on ductility

4.3 撓度曲線

圖9為試件撓度曲線．由圖9可知，各試件撓度在0.70Pm后有較快增長(zhǎng)，試件PHSC1～PHSC4的增長(zhǎng)幅度大于試件 PC1，峰值荷載時(shí)的撓度均比試件PC1大．在0.70Pm之前，預(yù)制混合梁試件的撓度曲線形狀與普通預(yù)制混凝土梁試件相似，但在峰值荷載時(shí)差異較大．由于端部鋼梁較強(qiáng)的變形能力，導(dǎo)致預(yù)制混合梁試件的裂縫主要集中于梁跨中受拉區(qū)域，梁端裂縫較少．因此，與預(yù)制混合梁試件相比，普通預(yù)制混凝土梁試件的撓度曲線更平滑．峰值荷載時(shí)，試件PHSC1～PHSC4跨中撓度分別達(dá)到梁凈跨 Ln的1/52、1/56、1/60和1/52，試件的極限變形能力較好．

圖9 試件撓度曲線Fig.9 Deflection curves of specimens

4.4 跨中截面應(yīng)變分布

圖 10給出了試件 PHSC1～PHSC4在各級(jí)荷載作用下跨中截面應(yīng)變沿截面高度的分布和發(fā)展情況，圖中橫坐標(biāo)以壓應(yīng)變?yōu)樨?fù)，拉應(yīng)變?yōu)檎琱為應(yīng)變測(cè)點(diǎn)到梁底的距離．分析圖 10可發(fā)現(xiàn)，中和軸位置隨荷載增大逐步向受壓區(qū)移動(dòng)，沿截面高度的應(yīng)變分布基本呈線性，符合平截面假定的應(yīng)變分布特征．

圖10 跨中截面應(yīng)變分布Fig.10 Strain distribution at mid-span section

4.5 鋼梁及縱筋應(yīng)變曲線

圖 11為試件 PHSC1～PHSC4鋼梁及縱筋的荷載-應(yīng)變曲線，圖中給出了各試件鋼梁和縱筋應(yīng)變測(cè)點(diǎn)位置．

圖11 鋼梁及縱筋應(yīng)變曲線Fig.11 Strain curves of steel and longitudinal bars

由圖11可知，峰值荷載前，試件PHSC1端部鋼梁翼緣應(yīng)變隨荷載的增加不斷增大；峰值荷載后，鋼梁上翼緣應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)緩慢，鋼梁下翼緣應(yīng)變呈下降趨勢(shì)，原因?yàn)榱憾怂苄园l(fā)展逐步集中在混凝土梁端部，梁中內(nèi)力出現(xiàn)重分布，導(dǎo)致鋼梁應(yīng)變降低，塑性發(fā)展不充分．由試驗(yàn)觀測(cè)可知，鋼梁未出現(xiàn)屈曲現(xiàn)象，梁端塑性鉸位于與連接節(jié)點(diǎn)相鄰的混凝土梁內(nèi)．試件PHSC2～PHSC4中受拉縱筋和鋼梁翼緣應(yīng)變發(fā)展規(guī)律相似，連接節(jié)點(diǎn)相鄰混凝土梁內(nèi)頂部受拉縱筋的應(yīng)變超過(guò)屈服應(yīng)變，但由于峰值荷載后鋼梁發(fā)生塑性變形，其應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)緩慢；梁端塑性發(fā)展集中在鋼梁內(nèi)，說(shuō)明試件整體變形能力較強(qiáng)．

4.6 沿梁長(zhǎng)方向應(yīng)變分布

通過(guò)設(shè)置在鋼梁翼緣和縱筋的應(yīng)變測(cè)點(diǎn)，可得到各級(jí)荷載下沿梁長(zhǎng)方向的應(yīng)變分布，如圖 12所示，圖中縱坐標(biāo)為鋼梁上翼緣或縱筋應(yīng)變，應(yīng)變均為拉應(yīng)變，正負(fù)號(hào)分別代表頂面和底面位置，L為應(yīng)變測(cè)點(diǎn)至左端支座的距離．

圖12 沿梁長(zhǎng)方向應(yīng)變分布Fig.12 Strain distribution along beam length

由圖12可知，在0.8倍和1.0倍屈服荷載以及峰值荷載下，各試件沿梁長(zhǎng)方向應(yīng)變分布與跨中集中荷載作用下兩端固支梁彎矩圖基本一致，說(shuō)明預(yù)制混合梁整體性能較好，各部分間能協(xié)同工作．屈服荷載時(shí)，各試件沿梁長(zhǎng)方向各測(cè)點(diǎn)應(yīng)變值的連線與零應(yīng)變水平線相交，其交點(diǎn)至縱坐標(biāo)的距離：試件 PC1為880mm，試件 PHSC1～PHSC4分別為 1270mm、990mm、1040mm和870mm，其中試件PC1和試件PHSC4最接近理論彎矩圖中反彎點(diǎn)到支座距離(900mm)，表明提高受彎承載力比可增強(qiáng)預(yù)制混合梁的整體受力性能．峰值荷載時(shí)，試件 PHSC1～PHSC4連接節(jié)點(diǎn)處縱筋應(yīng)變值均超過(guò)屈服應(yīng)變1570×10-6，最大應(yīng)變值 2300×10-6，表明連接節(jié)點(diǎn)能有效地傳遞鋼梁和混凝土梁間應(yīng)力．此外，連接節(jié)點(diǎn)處縱筋應(yīng)變值隨端部鋼梁長(zhǎng)度的增加呈減小趨勢(shì).

4.7 連接節(jié)點(diǎn)類型分析

作為預(yù)制混合梁的關(guān)鍵部位，鋼梁與混凝土梁之間的連接節(jié)點(diǎn)應(yīng)能可靠并有效地傳遞兩者間應(yīng)力，由于連接節(jié)點(diǎn)的轉(zhuǎn)動(dòng)變形降低了預(yù)制混合梁的整體性，因此，連接節(jié)點(diǎn)應(yīng)滿足剛性節(jié)點(diǎn)要求，以確保端部鋼梁和中部混凝土梁形成整體受力構(gòu)件．兩端固支邊界條件下預(yù)制混合梁的計(jì)算簡(jiǎn)圖如圖 13(a)所示．在跨中集中荷載作用下，連接節(jié)點(diǎn)假定為剛性節(jié)點(diǎn)和鉸接節(jié)點(diǎn)時(shí)的彎矩圖分別如圖 13(b)和 13(c)所示．對(duì)試件PHSC1～PHSC4，在兩種連接節(jié)點(diǎn)類型假定下，可分別得到屈服荷載 Py作用下的彎矩圖以及鋼梁段內(nèi)任意位置處彎矩．基于彈性理論，可由鋼梁截面處彎矩計(jì)算出鋼梁翼緣的應(yīng)變值[6]．

為分析本文所提出的連接節(jié)點(diǎn)類型，對(duì)屈服荷載作用下試件 PHSC1～PHSC4鋼梁上翼緣 S2測(cè)點(diǎn)(見(jiàn)圖 12(b)～12(e)處的應(yīng)變實(shí)測(cè)值和計(jì)算值進(jìn)行比較，結(jié)果見(jiàn)表 4．由表 4可知，當(dāng)連接節(jié)點(diǎn)假定為剛性節(jié)點(diǎn)時(shí)，各試件 S2測(cè)點(diǎn)處的應(yīng)變計(jì)算值與試驗(yàn)值接近；當(dāng)連接節(jié)點(diǎn)假定為鉸接節(jié)點(diǎn)時(shí)，各試件的應(yīng)變計(jì)算值與試驗(yàn)值相差較大，尤其是試件 PHSC1，其計(jì)算值與實(shí)測(cè)值的比值僅為 0.04．因此，本文所提出的連接節(jié)點(diǎn)可視為剛性節(jié)點(diǎn)，連接節(jié)點(diǎn)能有效傳遞鋼梁和混凝土梁之間的應(yīng)力．

圖13 不同連接節(jié)點(diǎn)類型下梁彎矩圖Fig.13 Bending moment diagrams of beams corresponding to different joint types

表4 各試件S2測(cè)點(diǎn)處應(yīng)變實(shí)測(cè)值與計(jì)算值比較Tab.4 Comparison between measured and calculated values of strain on specimens at point S2

5 極限荷載計(jì)算

5.1 預(yù)制混合梁破壞機(jī)制

對(duì)兩端固支邊界條件下的單跨梁，當(dāng)梁中形成 3個(gè)塑性鉸時(shí)，結(jié)構(gòu)處于極限狀態(tài)，此時(shí)承擔(dān)的外荷載即為極限荷載．通過(guò)確定塑性鉸出現(xiàn)的位置及最終破壞機(jī)制，利用虛功原理可得到構(gòu)件的極限荷載．

圖14 預(yù)制混合梁破壞機(jī)制Fig.14 Failure mechanism of PHSC beam

試驗(yàn)結(jié)果表明，預(yù)制混合梁的破壞機(jī)制有 2種，第 1種破壞機(jī)制為連接節(jié)點(diǎn)相鄰截面和跨中截面形成塑性鉸，見(jiàn)圖 14(a)；第 2種破壞機(jī)制為梁端鋼梁截面和跨中截面形成塑性鉸，見(jiàn)圖 14(b)．在荷載作用下，構(gòu)件出現(xiàn)塑性鉸的位置與該處彎矩 M 和截面極限受彎承載力 Mu的比值有關(guān)，通常塑性鉸首先出現(xiàn)在 M/Mu絕對(duì)值較大的截面[12]．屈服荷載時(shí)，試件PHSC1～PHSC4梁端截面、連接節(jié)點(diǎn)相鄰截面以及跨中截面的 M/Mu值列于表 5中．由表可知，對(duì)預(yù)制混合梁試件，通過(guò) M/Mu值確定的塑性鉸位置與試驗(yàn)結(jié)果一致．

表5 屈服荷載時(shí)各試件M/Mu值Tab.5 M/Mu values of specimens at yield load

5.2 基于虛功原理的極限荷載計(jì)算

根據(jù)各試件塑性鉸出現(xiàn)位置和最終破壞機(jī)制，極限荷載可基于虛功原理得到[6]．圖 14為各試件最終破壞機(jī)制和塑性鉸形成后機(jī)構(gòu)發(fā)生虛位移的情況．對(duì)試件PHSC1(圖14(a))，外力所做虛功為

式中：Pu為極限荷載；θ為塑性鉸轉(zhuǎn)角；L1和 L2為塑性鉸至支座的距離．

體系所接受的變形虛功為

式中：Muc1和 Muc2分別為跨中混凝土梁截面和連接節(jié)點(diǎn)相鄰混凝土梁截面的極限受彎承載力．

根據(jù)虛功原理We＝Wi，可得

對(duì)試件PHSC2～PHSC4(圖14(b))，外力所做虛功也為

體系所接受的變形虛功為

式中Mus為梁端鋼梁截面的極限受彎承載力．

根據(jù)虛功原理We＝Wi，可得

根據(jù)式(3)和式(5)對(duì)各試件極限荷載進(jìn)行計(jì)算，計(jì)算值與試驗(yàn)值的對(duì)比見(jiàn)表 6．表 6中 Pu,exp為極限荷載試驗(yàn)值，其值取試驗(yàn)得到的峰值荷載，Pu,cal為基于虛功原理的極限荷載計(jì)算值．由表 6可知，對(duì)試件PHSC1~PHSC4，基于虛功原理的極限荷載計(jì)算值與試驗(yàn)值吻合較好，計(jì)算值與試驗(yàn)值比值的平均值為1.00，變異系數(shù)為 0.04．因此，可利用虛功原理來(lái)預(yù)測(cè)兩端固支邊界條件下預(yù)制混合梁的極限荷載．

表6 極限荷載試驗(yàn)值與計(jì)算值比較Tab.6 Comparison between measured and calculated values of ultimate load

6 結(jié) 論

(1) 普通預(yù)制混凝土梁為梁端和跨中截面出現(xiàn)塑性鉸的破壞機(jī)制．預(yù)制混合梁破壞機(jī)制有兩種，一是梁端連接節(jié)點(diǎn)相鄰混凝土梁截面和跨中混凝土梁截面形成塑性鉸的破壞機(jī)制，端部鋼梁無(wú)局部屈曲現(xiàn)象，保持完好；二是梁端鋼梁截面和跨中混凝土梁截面形成塑性鉸的破壞機(jī)制，端部鋼梁出現(xiàn)屈曲破壞．

(2) 鋼梁長(zhǎng)度、受彎承載力比以及線剛度比的增加均可提高承載力和延性，其中增加受彎承載力比的效果更顯著；與普通預(yù)制混凝土梁相比，預(yù)制混合梁的強(qiáng)屈比提高約 4%~15%，其屈服后彈塑性變形能力較好，更有利于耗能．

(3) 在受力過(guò)程中，鋼-混凝土連接節(jié)點(diǎn)始終保持較好的整體性，未出現(xiàn)嚴(yán)重破壞；基于連接節(jié)點(diǎn)假定為剛性節(jié)點(diǎn)的應(yīng)變分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果相吻合，連接節(jié)點(diǎn)可視為剛性節(jié)點(diǎn)，預(yù)制混合梁中不同部分之間的應(yīng)力可通過(guò)連接節(jié)點(diǎn)可靠傳遞．

(4) 預(yù)制混合梁初始剛度比普通預(yù)制混凝土梁?。辉谕?jí)荷載下，預(yù)制混合梁跨中撓度大于普通預(yù)制混凝土梁；峰值荷載時(shí)，試件 PHSC1~PHSC4的跨中撓度分別為梁凈跨 Ln的 1/52、1/56、1/60和 1/52，預(yù)制混合梁極限變形能力較好．

(5) 端部鋼梁較強(qiáng)的變形能力導(dǎo)致預(yù)制混合梁裂縫集中在跨中受拉區(qū)，而梁端裂縫較少，其撓度曲線在 0.7倍峰值荷載后與普通預(yù)制混凝土梁相差較大；預(yù)制混合梁跨中受拉區(qū)裂縫寬度和開(kāi)展范圍均大于普通預(yù)制混凝土梁．

(6) 基于虛功原理建立了預(yù)制混合梁的極限荷載計(jì)算式，計(jì)算值與試驗(yàn)結(jié)果吻合較好．