鋼-混凝土雙面組合作用梁基本力學(xué)性能試驗(yàn)研究與數(shù)值模擬

李 楊，任沛琪，丁井臻，李延濤，邢萬里，宗金輝

(1.河北工業(yè)大學(xué)土木與交通學(xué)院，天津 300401；2.中國建筑標(biāo)準(zhǔn)設(shè)計(jì)研究院有限公司，北京 100048)

當(dāng)前，連續(xù)組合梁以較高的材料利用率和良好的受力性能在大跨度、重荷載工程中得到越來越多的應(yīng)用。但在實(shí)際工程中，大跨度的鋼-混凝土連續(xù)組合梁在受力后，中柱位置將產(chǎn)生負(fù)彎矩，常導(dǎo)致上部混凝土板受拉開裂；鋼梁下翼緣受壓嚴(yán)重，存在失穩(wěn)問題；鋼梁截面高度和鋼板厚度往往由負(fù)彎矩大小決定，跨中用鋼量偏大。為解決上述問題，鋼-混凝土雙面組合作用連續(xù)梁采用在中柱位置鋼梁下翼緣下部結(jié)合一塊混凝土板的辦法，依靠下部混凝土板與鋼梁間的雙組合作用受力，從而改變負(fù)彎矩區(qū)組合梁橫截面的受力模式，有效提高截面抗彎剛度和承載力。

鋼-混凝土雙面組合作用梁最早由德國一位工程師提出，主要用于橋梁工程。西班牙于 1978年建成的Ciervana橋[1－2]是鋼-混凝土雙面組合作用梁的首次工程應(yīng)用，之后又有幾座國外橋梁有應(yīng)用。目前，國內(nèi)主要是石家莊鐵道大學(xué)段樹金教授及其課題組[3－4]結(jié)合橋梁工程特點(diǎn)對鋼-混凝土雙面組合作用梁剛度和承載力進(jìn)行了理論和數(shù)值模擬研究。邵長宇[5]結(jié)合上海長江大橋非通航孔橋的建設(shè)情況，采用在連續(xù)組合鋼箱梁負(fù)彎矩區(qū)段下翼緣上焊接栓釘并澆筑混凝土，形成組合截面，有效解決了原設(shè)計(jì)方案中鋼箱梁下翼緣鋼板過厚導(dǎo)致的現(xiàn)場焊接難度大的問題，保證了施工質(zhì)量。聶建國等[6]結(jié)合山東濰坊市東繞城上跨濟(jì)青高速立交橋建設(shè)情況，在大跨連續(xù)鋼箱梁底板設(shè)置栓釘并澆筑混凝土，采用現(xiàn)場加載試驗(yàn)的方式，測試連續(xù)鋼箱梁的整體受力情況，結(jié)果表明，雙組合作用可有效降低下翼緣的壓力，提高結(jié)構(gòu)剛度，有利于控制連續(xù)梁的變形。Chen Xu等[8]對兩跨連續(xù)組合梁承載力、裂縫、塑性鉸等內(nèi)容開展試驗(yàn)研究，結(jié)果表明：雙面組合連續(xù)梁可有效延緩混凝土板開裂，承載力較普通組合梁提高1.26倍。

當(dāng)前針對雙面組合梁的研究大多是基于橋梁工程特點(diǎn)展開，而本文則結(jié)合建筑工程應(yīng)用特點(diǎn)，重點(diǎn)研究雙面組合作用連續(xù)梁基本力學(xué)性能，基于前期[7]的研究基礎(chǔ)，對兩個連續(xù)組合梁開展相應(yīng)的試驗(yàn)研究，并與有限元模擬結(jié)果進(jìn)行了驗(yàn)證。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

參考示范應(yīng)用工程的實(shí)際情況，采用 1∶3的縮尺進(jìn)行設(shè)計(jì)，由此導(dǎo)致上部混凝土板厚度為60 mm，考慮到組合梁構(gòu)造要求以及試驗(yàn)條件和運(yùn)輸情況等，適當(dāng)調(diào)整混凝土板厚度至80 mm。共設(shè)計(jì)了2個試件，編號分別為SCB1、SCB2，如圖1所示。試件設(shè)計(jì)在滿足現(xiàn)行《組合結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》JGJ 138―2016中的相關(guān)要求下進(jìn)行。鋼梁采用焊接H 型鋼，截面尺寸為 H 250 mm×140 mm×6 mm×8 mm；由于試件中柱僅承受軸力，所以采用鋼箱型截面柱，截面尺寸為 200 mm×200 mm×12 mm×12 mm，邊柱為滿足完全固接要求，減小自身變形帶來的影響，采用鋼管混凝土柱，截面尺寸為300 mm×300 mm×12 mm×12 mm ，鋼 材 均 采 用Q345B鋼。混凝土強(qiáng)度均為C30，鋼筋均為HRB400級，按照最小配筋率進(jìn)行設(shè)計(jì)，鋼筋保護(hù)層厚度為20 mm?；炷涟迮c鋼梁之間依靠圓柱頭栓釘連接，栓釘型號為M13×60，4.6級，自動焊。上、下混凝土板內(nèi)的栓釘數(shù)量均按照完全抗剪連接進(jìn)行設(shè)計(jì)計(jì)算，栓釘沿軸向間距和垂直軸向間距均滿足規(guī)范中的最小構(gòu)造要求。由于下部混凝土板主要受壓，因此其長度取為連續(xù)梁負(fù)彎矩區(qū)長度。上部試件其余關(guān)鍵參數(shù)如表1所示。

1.2 材性試驗(yàn)

在試件澆筑混凝土?xí)r，同時(shí)制作3個邊長為150 mm的立方體試塊，與試驗(yàn)試件同條件養(yǎng)護(hù)。按照現(xiàn)行國家標(biāo)準(zhǔn)GB/T 50081《普通混凝土力學(xué)性能試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》進(jìn)行立方體抗壓強(qiáng)度的測定，根據(jù)混凝土立方體抗壓強(qiáng)度實(shí)測值，按照GB/T50152―2012《混凝土結(jié)構(gòu)試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》中的公式計(jì)算混凝土的軸心抗壓強(qiáng)度、軸心抗拉強(qiáng)度以及彈性模量等性能參數(shù)，并作為計(jì)算分析的依據(jù)?；炷敛男栽囼?yàn)結(jié)果如表2所示。

圖1 試件尺寸 /mmFig.1 Size of specimens

表1 試件關(guān)鍵參數(shù)Table 1 Key parameters of specimens

受力鋼筋及鋼板材性參數(shù)由標(biāo)準(zhǔn)拉伸試驗(yàn)確定。將試件所用的每種厚度規(guī)格的鋼板及受力鋼筋加工成標(biāo)準(zhǔn)試件，每組3個，并在液壓式萬能材料試驗(yàn)機(jī)上進(jìn)行拉伸試驗(yàn)，按照國家標(biāo)準(zhǔn) GB/T 228.1―2010《金屬材料拉伸試驗(yàn)：第1部分：室溫試驗(yàn)方法》的有關(guān)規(guī)定進(jìn)行，采用靜態(tài)應(yīng)變儀讀取應(yīng)變值，最終獲得屈服強(qiáng)度、極限強(qiáng)度、彈性模量等關(guān)鍵材料參數(shù)。鋼材材性試驗(yàn)結(jié)果如表3所示。

表2 混凝土材性試驗(yàn)Table 2 Concrete’s material test

表3 鋼材材性試驗(yàn)Table 3 Steel’s material test

1.3 試件安裝、加載與量測

試件在安裝過程中，施加荷載的千斤頂中心應(yīng)與組合梁中心重合，保證施加的力不產(chǎn)生偏心。試件邊柱邊界條件為達(dá)到完全固定連接，邊柱柱底焊接在底座上，底座由地錨螺栓與實(shí)驗(yàn)室地面固定，東側(cè)邊柱柱頂采用限位梁與反力墻連接，西側(cè)邊柱柱頂采用拉桿與實(shí)驗(yàn)室地面由底座和地錨螺栓連接，以限制柱頂側(cè)向位移，從而達(dá)到完全固結(jié)的目的。中柱柱底采用地錨螺栓與實(shí)驗(yàn)室地面固定，防止試件在加載過程中因加載點(diǎn)存在偏心而導(dǎo)致試件產(chǎn)生平面外扭轉(zhuǎn)。加載裝置如圖2所示。

試件就位后首先進(jìn)行幾何對中，每跨千斤頂作用在分載梁中點(diǎn)上，并由分載梁將荷載平均分配作用在每跨梁的三分點(diǎn)處。在正式開始試驗(yàn)之前，預(yù)先進(jìn)行幾次加載，逐級施加 0.5 kN的荷載(預(yù)加載值小于開裂荷載計(jì)算值的30%)，檢查并確認(rèn)加載設(shè)備儀器工作正常后卸載，然后進(jìn)行正式加載[8]。加載制度首先采用荷載控制，在上部混凝土板開裂之前每級20 kN；然后加載量按照每級50 kN至試件達(dá)到屈服；最后改由位移控制加載，每級5 mm至試件破壞。

試驗(yàn)主要測量內(nèi)容包括：試件開裂荷載、屈服荷載、極限荷載和破壞荷載等特征值、試件撓度、界面滑移、側(cè)移等。在每跨三分點(diǎn)位置處設(shè)置位移計(jì)和壓力計(jì)，分別測量撓度和荷載值；在邊柱側(cè)邊設(shè)置百分表，測量鋼管混凝土柱子的側(cè)移；在上、下混凝土板與鋼梁翼緣之間設(shè)置百分表，測量二者之間的界面滑移量；在中支座位置處左、右兩側(cè)的鋼梁上翼緣和上部混凝土板內(nèi)縱向受力鋼筋上密集布置應(yīng)變片，測量連續(xù)組合梁反彎點(diǎn)位置，以便確定負(fù)彎矩區(qū)長度。試件測點(diǎn)布置如圖3所示。所有測量數(shù)據(jù)均由實(shí)驗(yàn)室提供的試驗(yàn)系統(tǒng)自動采集。在試驗(yàn)開始之前，對各種采集儀器、儀表進(jìn)行嚴(yán)格定，以確保實(shí)驗(yàn)數(shù)據(jù)的準(zhǔn)確。

圖2 試件安裝圖Fig.2 Installation drawing of specimens

圖3 試件測點(diǎn)布置圖Fig.3 Layout of test points for specimens

2 試驗(yàn)結(jié)果及其分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

試件 SCB1單面組合作用連續(xù)梁在加載至40 kN時(shí)，試件上部混凝土板在D和E橫截面之間的上表面產(chǎn)生第一條彎曲裂縫，并逐步向板邊擴(kuò)展。在加載至 240 kN時(shí)，試件上部混凝土板在 B與C、F與G橫截面之間的上表面均產(chǎn)生裂縫，并迅速貫通整個混凝土板截面。在加載至710 kN時(shí)，試件在荷載作用下，跨中撓度達(dá)到22 mm，試件每跨可見明顯的下凹變形。在此之前，試件每跨的荷載-位移曲線基本呈線性，之后，荷載-位移曲線開始出現(xiàn)明顯的拐點(diǎn)，試件開始屈服。同時(shí)左跨和右跨的變形也出現(xiàn)了差異，左跨跨中撓度增長減緩，右跨跨中撓度增長較快。故此時(shí)將右跨加載制度改為位移加載，左跨每級荷載加載量與右跨保持一致。右跨在加載至 28 mm時(shí)，試件每跨加載點(diǎn)處上部混凝土板開裂嚴(yán)重，局部混凝土壓碎。加載至46 mm時(shí)，右跨鋼梁可見彎曲變形嚴(yán)重，K截面處的鋼梁下翼緣出現(xiàn)屈曲。加載至48 mm時(shí)，H截面處的鋼梁下翼緣屈曲。加載至56 mm時(shí)，試件右跨不斷掉落混凝土碎塊，此時(shí)荷載-位移曲線開始出現(xiàn)下降段，右跨停止加載。左跨開始按照位移加載，此時(shí)對應(yīng)的跨中撓度為25 mm。左跨加載至35 mm時(shí)，試件上部混凝土板在C與D橫截面之間開裂，裂縫逐步向板邊開展；同時(shí)J橫截面處鋼梁下翼緣屈曲。左跨加載至50 mm時(shí)，I橫截面處鋼梁下翼緣屈曲，上部混凝土板大量壓碎，裂縫寬度變大，試件負(fù)彎矩區(qū)內(nèi)的鋼梁腹板均出現(xiàn)不同程度的鼓曲變形。加載至 60 mm時(shí)，荷載-位移曲線開始出現(xiàn)下降段，停止加載。

試件 SCB2雙面組合作用連續(xù)梁在加載至60 kN時(shí)，上部混凝土板D與E橫截面之間的板邊出現(xiàn)第一條彎曲裂縫，并逐步橫向擴(kuò)展。加載至300 kN時(shí)，由現(xiàn)場實(shí)時(shí)監(jiān)測的荷載-位移曲線結(jié)果顯示，試件的初始剛度偏低，加載不正常?？紤]到此時(shí)試件尚處于彈性階段，故決定立即卸載，并重新加載，此時(shí)每級加載量按照50 kN進(jìn)行。在加載至 350 kN時(shí)，右側(cè)邊柱柱頭由反力墻中伸出的絲杠出現(xiàn)松動，致使此時(shí)的荷載-位移曲線有一個變化段；加載至 700 kN時(shí)，右跨上部混凝土板出現(xiàn)大量裂縫，并伴有混凝土碎塊掉落。左跨下部混凝土板的I與J截面處的混凝土被壓碎并伴有碎塊掉落。此時(shí)，試件的荷載-位移曲線開始出現(xiàn)拐點(diǎn)，左跨跨中撓度增長較右跨緩慢，兩跨的變形出現(xiàn)明顯差異，故決定右跨開始按照位移加載，每級加載量為5 mm，左跨繼續(xù)按照荷載加載，每級荷載加載量與右跨相同。右跨加載至60 mm時(shí)，K與L截面處的鋼梁下翼緣先后出現(xiàn)微屈曲。右跨加載至70 mm時(shí)已經(jīng)達(dá)到極限狀態(tài)，荷載-位移曲線開始下降，此時(shí)右跨停止試驗(yàn)，保持千斤頂位置不變，左跨開始按照位移加載，每級加載量為 5 mm。左跨加載至65 mm時(shí)，I與J截面處的鋼梁腹板出現(xiàn)鼓曲變形，鋼梁下翼緣微屈曲。左跨加載至70 mm時(shí)，荷載-位移曲線開始出現(xiàn)下降段，此時(shí)已經(jīng)達(dá)到極限狀態(tài)，停止試驗(yàn)。試驗(yàn)現(xiàn)象如圖4所示。

圖4 試驗(yàn)現(xiàn)象Fig.4 Experimental phenomena

2.2 破壞模式

由上述試驗(yàn)現(xiàn)象可以看出，2種連續(xù)組合梁的破壞模式有所不同。如圖5所示。

圖5 試件破壞模式Fig.5 Failure modes of specimens

從2個試件的破壞模式對比圖可以看出，雙面組合作用梁由于下部混凝土板與鋼梁下翼緣之間的組合作用，鋼梁的中和軸下移，更加靠近鋼梁下翼緣，從而下翼緣的壓力減小，有利于受壓穩(wěn)定性，但這也增加了對鋼梁上翼緣變形的需求，使得鋼梁上翼緣更容易斷裂，同時(shí)鋼梁腹板的鼓曲變形并未改善。而普通單面組合作用梁負(fù)彎矩區(qū)的受力與純鋼梁無本質(zhì)區(qū)別，中和軸基本位于鋼梁形心處，因此鋼梁下翼緣較雙面組合作用梁更容易屈曲失穩(wěn)。

2.3 荷載-位移曲線

為研究試件的承載能力和剛度，得到兩個試件的荷載-位移曲線如圖6所示。

結(jié)合試驗(yàn)現(xiàn)象對比，在試件屈服之前的彈性階段，兩試件的荷載-位移曲線差別不明顯；在彈塑性階段，雙面組合作用梁的左跨極限承載力較普通單面組合作用梁高出 28 kN，而右跨則高出 17 kN。在試驗(yàn)設(shè)計(jì)過程中，由于下部混凝土板強(qiáng)度取值偏低，混凝土板與鋼材的剛度匹配性較差，隨荷載的逐步加大，下部混凝土板的應(yīng)變與內(nèi)部縱向鋼筋的應(yīng)變不同步，且相同荷載作用下，隨試件荷載的加大，二者的應(yīng)變差值呈擴(kuò)大趨勢，如圖6(c)所示，最終導(dǎo)致在加載過程中下部混凝土板前端受壓提前破壞失效。因此建議雙面組合作用梁下部混凝土板的混凝土強(qiáng)度取值不可偏低。

2個試件在試驗(yàn)加載過程中，右跨在加載至屈服階段過程中邊柱柱頭部位略有松動，因此導(dǎo)致右跨首先達(dá)到極限承載力而先破壞，之后是左跨破壞，并且2個試件的左跨極限承載力均較右跨偏高。

圖6 試件承載力對比Fig.6 Bearing capacity comparison of specimens

2.4 負(fù)彎矩區(qū)長度對比

為測量試件中支座處負(fù)彎矩區(qū)長度，在試件鋼梁上沿上翼緣縱向粘貼應(yīng)變片，通過對比不同位置處應(yīng)變值判斷正負(fù)彎矩區(qū)邊界。經(jīng)測定，試件SCB1負(fù)彎矩區(qū)左跨邊界位于B8點(diǎn)，右跨邊界位于B18與 B19點(diǎn)之間，負(fù)彎矩區(qū)長度為 1325 mm。試件SCB2負(fù)彎矩區(qū)左跨邊界位于B17點(diǎn)，右跨邊界位于B20點(diǎn)，負(fù)彎矩區(qū)長度為1700 mm。試驗(yàn)數(shù)據(jù)表明，雙面組合作用梁負(fù)彎矩區(qū)長度較普通單面組合作用梁延長約28.3%。

2.5 負(fù)彎矩峰值對比

為對比試件負(fù)彎矩峰值，選取試件負(fù)彎矩區(qū)上部混凝土板內(nèi)縱向鋼筋上應(yīng)變值，對比如圖7所示。

圖7 負(fù)彎矩區(qū)鋼筋應(yīng)變對比Fig.7 Strain comparison of rebar in negative flexural region

從圖7中荷載-應(yīng)變曲線可以較明顯地看出，相同荷載作用下，試件SCB1的縱向鋼筋應(yīng)變值普遍大于試件 SCB2，表明雙面組合作用梁下部混凝土板與鋼梁的雙組合作用可有效降低負(fù)彎矩區(qū)的彎矩值，從而延緩上部混凝土板的開裂，有效控制混凝土板裂縫寬度和裂縫區(qū)范圍。

2.6 試件剛度曲線

為進(jìn)一步研究試件的剛度變化情況，對試件兩跨的荷載-位移曲線分別進(jìn)行處理，得到試件每跨的位移-切線剛度曲線[9]，如圖8所示。

圖8 試件剛度對比Fig.8 Stiffness comparison of specimens

結(jié)合試驗(yàn)現(xiàn)象和位移-剛度曲線可以看出，在試件開始加載階段，隨荷載的加大，組合梁開始出現(xiàn)明顯的變形，雙面組合作用梁下部混凝土板前端與柱子之間的空隙逐步被壓實(shí)，因此，試件跨中位移在達(dá)到5 mm之前，雙面組合作用梁剛度會有一個明顯的上升段，而普通單面組合作用梁的剛度則基本保持在一個常數(shù)左右。在試件加載至 10 mm之前，即試件屈服之前，隨荷載的逐級加大，雙面組合作用梁下部混凝土板與柱子之間的壓力逐漸變大，并通過栓釘將壓力傳導(dǎo)至鋼梁下翼緣，從而使得此時(shí)雙面組合作用梁荷載-位移曲線的切線剛度明顯高于普通單面組合作用梁，而普通單面組合作用梁的初期剛度基本為一個常數(shù)；待雙面組合作用梁下部混凝土板靠近柱子一側(cè)的端部混凝土因壓力過大而被壓碎失效后，該組合截面的受力模式與普通單面組合作用梁相差無幾，因此之后的荷載-位移曲線切線剛度與普通單面組合作用梁基本重合。

2.7 界面滑移

對于組合梁，混凝土板與鋼梁之間往往依靠栓釘連接，在受力過程中，兩種材料之間存在一定的變形差異，導(dǎo)致界面之間產(chǎn)生滑移差。為了減少界面滑移對組合梁力學(xué)性能的影響，本文按照完全抗剪連接進(jìn)行設(shè)計(jì)。試驗(yàn)測量結(jié)果顯示，在試件破壞之前，上部和下部混凝土板與鋼梁之間的界面滑移量均在1 mm以內(nèi)，因此，組合梁在按照完全抗剪連接進(jìn)行設(shè)計(jì)時(shí)，可以不考慮界面滑移對試件力學(xué)性能的影響。測量結(jié)果如圖9所示。

在試件破壞階段時(shí)，混凝土開始失效，從圖9可見界面滑移曲線開始大幅增長；其中 E7測點(diǎn)由于位于分載梁加載點(diǎn)處，混凝土局部壓力大，破壞較早，所以曲線波動較大。

圖9 界面滑移曲線Fig.9 Interface slip curves

2.8 不同荷載下的截面高度應(yīng)變分布曲線

通過試驗(yàn)測得的兩個試件橫截面A-I和橫截面D-J的荷載-應(yīng)變曲線對比如圖10所示。

對比2個試件的橫截面A-I和D-J，兩個試件的上部混凝土板拉應(yīng)變均較小，與混凝土材料的力學(xué)特性相對應(yīng)；鋼梁橫截面的應(yīng)變基本呈線性，基本符合平截面假定；試件SCB2下部混凝土板受壓，應(yīng)變隨荷載的增加而變大，同時(shí)，試件SCB1中和軸位置基本位于鋼梁形心處，說明上部混凝土板內(nèi)的縱向鋼筋對中和軸的影響較小。試件SCB2由于下部混凝土板分擔(dān)鋼梁下翼緣的壓力，整個組合截面的中和軸位置較試件SCB1靠下，接近鋼梁下翼緣，因此，相同荷載作用下，試件SCB2鋼梁下翼緣壓應(yīng)變較試件SCB1小，這有助于下翼緣的穩(wěn)定性[10－11]，相應(yīng)地，相同荷載作用下，試件SCB2鋼梁上翼緣的拉應(yīng)變則較SCB1大。

圖10 橫截面應(yīng)變Fig.10 Cross-sectional strain

2.9 下部混凝土板縱向應(yīng)力分布

為研究雙面組合作用梁下部混凝土板縱向應(yīng)力分布特征，試驗(yàn)中，在試件SCB2下部混凝土板下表面沿縱向粘貼應(yīng)變片，測試結(jié)果如圖11所示。

圖11 下部混凝土板內(nèi)力分布特征Fig.11 Distribution characteristics of internal force in bottom concrete slab

結(jié)合試件測點(diǎn)布置圖對比可知，隨著試件加載量的逐步加大，下部混凝土板的應(yīng)變在變大，且在試件屈服之前，基本呈線性增長，表明下部混凝土板分擔(dān)的壓力隨著試件荷載的增加基本呈線性增長[12－13]；相同荷載作用下，下部混凝土板靠近柱子一側(cè)的混凝土應(yīng)變最大，之后距離越遠(yuǎn)，應(yīng)變越小，表明下部混凝土板縱向應(yīng)力分布從靠近柱子一側(cè)開始隨距離的增加逐步較小，同時(shí)，從試驗(yàn)現(xiàn)象也可以看出，下部混凝土板靠近柱子一側(cè)破壞最嚴(yán)重。

由此可知，雙面組合作用梁下部混凝土板靠近柱子一端的混凝土板應(yīng)局部加強(qiáng)，避免應(yīng)力集中過大，導(dǎo)致局部混凝土壓碎；同時(shí)，下部混凝土板長度按照滿足完全抗剪連接設(shè)計(jì)的最小長度取值即可，不必過長。

3 數(shù)值模擬

采用大型通用有限元軟件 ABAQUS對上述試驗(yàn)梁進(jìn)行數(shù)值模擬，如圖12所示。建模方法與文獻(xiàn)[7]相同，不同之處在于邊柱采用剛體建模，邊界條件為完全固定。各材料力學(xué)參數(shù)采用材性試驗(yàn)實(shí)測數(shù)據(jù)。數(shù)值計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)值對比如圖12所示。可以看出，在試件屈服之前的彈性階段，數(shù)值計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)曲線吻合良好，表明此時(shí)試驗(yàn)梁的邊界條件基本接近完全固定，各材料力學(xué)特性基本處于線彈性階段；在試件屈服后，數(shù)值模擬結(jié)果與試驗(yàn)曲線開始出現(xiàn)偏差，一方面是由于材料的力學(xué)特性進(jìn)入非線性，數(shù)值計(jì)算采用的雙線性模型不能準(zhǔn)確反應(yīng)。另一方面，試驗(yàn)梁在后期的邊界條件與有限元模型的邊界條件開始出現(xiàn)偏差。因此綜合因素導(dǎo)致后期的數(shù)值模擬結(jié)果與試驗(yàn)曲線出現(xiàn)誤差。但總體上來看，二者吻合相對較好，表明有限元模型參數(shù)取值較為合理。

圖12 有限元結(jié)果與試驗(yàn)對比Fig.12 Comparison of finite element results and experimental results

對連續(xù)組合梁模型中支座處的負(fù)彎矩區(qū)長度進(jìn)行測量，結(jié)果顯示：單面組合作用連續(xù)梁負(fù)彎矩區(qū)長度為1320 mm，雙面組合作用連續(xù)梁的負(fù)彎矩區(qū)長度為1640 mm，模擬結(jié)果均與試驗(yàn)測量值吻合較好。鑒于試驗(yàn)中下部混凝土板強(qiáng)度C30較小，破壞較早，故在模型中將下部混凝土板強(qiáng)度改為C60，研究強(qiáng)度對雙面組合作用連續(xù)梁承載力和剛度的影響。經(jīng)計(jì)算，極限承載力可提高6.6%，剛度可提高9.2%。同時(shí)，下部混凝土板前端應(yīng)力集中部分的破壞時(shí)刻有一定的延遲，有利于組合梁的內(nèi)力重分布。由此可見，雙面組合作用連續(xù)梁通過提高下部混凝土板強(qiáng)度，延遲下部混凝土板的破壞，可有效提高組合梁的剛度和極限承載力。數(shù)值模型和計(jì)算結(jié)果對比如圖12所示。

4 結(jié)論

(1)雙面組合作用梁下部混凝土板可分擔(dān)鋼梁壓力，下部混凝土板與鋼梁之間的組合作用有利于鋼梁下翼緣的受壓穩(wěn)定性，但對于腹板的穩(wěn)定性不起作用。

(2)雙面組合作用梁負(fù)彎矩區(qū)長度可較普通單面組合作用梁延長約28.3%。

(3)相同荷載作用下，與普通單面組合作用梁相比，雙面組合作用梁下部混凝土板與鋼梁的組合作用可有效提高組合梁的抗彎剛度，降低負(fù)彎矩區(qū)的彎矩值，從而延緩上部混凝土板的開裂，有效控制混凝土板裂縫寬度和裂縫區(qū)范圍。

(4)雙面組合作用梁下部混凝土板的混凝土強(qiáng)度取值不可偏低，應(yīng)考慮混凝土與鋼材之間的剛度匹配問題；下部混凝土板長度按照完全抗剪連接設(shè)計(jì)的最小長度取值即可，不必過長。

(5)有限元分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果吻合良好，通過提高雙面組合作用連續(xù)梁下部混凝土板強(qiáng)度，可有效提高組合梁的極限承載力和剛度；延緩下部混凝土板的破壞，有利于組合梁的內(nèi)力重分布。