邊柱失效后預應力拼接連接裝配式結構抗連續(xù)倒塌機理研究

余 洋，李 治，肖龍山，耿松源，錢 凱,

(1. 上海西岸開發(fā)(集團)有限公司，上海 200000；2. 廣西大學土木建筑工程學院，廣西，南寧 530004；3. 廣西人防設計研究院有限公司，廣西，南寧 530029；4. 桂林理工大學土木與建筑工程學院，廣西，桂林 541004)

由于近年來國際恐怖主義活動增加，建筑物承受極端荷載的可能性急劇上升。在極端荷載作用下，建筑結構可能會失去部分柱或墻體，導致相鄰構件的剪力與彎矩顯著增大。對于依據(jù)傳統(tǒng)設計的建筑結構，僅依靠常規(guī)抗力機制無法承受成倍增加的內(nèi)力，而導致破壞的擴散，這類破壞形式稱為連續(xù)倒塌。1968 年英國Ronan Point 公寓連續(xù)倒塌事故讓連續(xù)倒塌問題首次引起社會及工程師的關注；1995 年美國Murrah 聯(lián)邦政府大樓和2001 年世貿(mào)中心雙子樓倒塌事故則掀起了工程設計人員和結構工程研究人員對建筑結構抗連續(xù)倒塌性能的研究熱潮。隨后陸續(xù)頒布了GSA2003[1]和UFC 4-023-03[2]等設計規(guī)程以增強特殊結構抵抗連續(xù)倒塌事故的能力。規(guī)范主要推薦間接法和直接法對結構連續(xù)倒塌風險進行評估。對于間接法，主要通過對冗余度、完整性、延性以及拉結力做要求來提高結構抗連續(xù)倒塌能力。由于替代荷載路徑法獨立于造成初始損傷的意外荷載，經(jīng)常被用于抗連續(xù)倒塌設計。在受到極端荷載作用，建筑結構完全依靠常規(guī)抗力機制可能不足以抵抗破壞的傳播。因此有必要研究其他二級抗力機制。正常結構設計需要考慮使用功能及耐久性等問題，不考慮大變形，因此這些二級抗力機制在過去多年很少涉及。文獻[3 - 8]對鋼筋混凝土結構的壓拱機制與懸鏈線機制進行了研究；文獻[9]對樓板薄膜機制的發(fā)展進行了相關研究；而這些試驗工作主要集中在普通的鋼筋混凝土框架，而對裝配式結構的二級抗力機制的研究還很少。袁鑫杰等[10]對濕式連接裝配式框架抗倒塌性能進行了試驗研究。研究表明梁縱筋采用彎起錨固時，濕式連接裝配式結構可以達到和現(xiàn)澆混凝土結構類似的抗力性能。Qian 和Li[11]研究了三維預制梁-板-柱子結構抗連續(xù)倒塌性能。研究結果表明，后澆疊合層與預制樓板具有較強的整體性。但由于樓板中鋼筋的不連續(xù)，產(chǎn)生的拉膜機制較弱。Qian 和Li[12]對在邊緣柱失效后的兩個預制子結構以及一個現(xiàn)澆子結構試件進行了Pushdown 加載。兩個預制子結構分別采用焊接和螺栓連接。研究表明在焊接連接試件中由于焊接接頭較早破壞，無法形成拉膜機制；而螺栓連接則由于連接較弱，無法形成壓拱機制及懸鏈線機制。

后張預應力拼接連接是預制裝配式混凝土結構干式連接方式之一。最早由Cheok 和Lew[13]提出，主要關注其優(yōu)異的抗震性能。Guo 等[14]和Stanton 等[15]研究表明有粘結預應力拼接連接裝配式混凝土結構可以達到現(xiàn)澆混凝土結構類似的抗震性能。然而，由于有粘結預應力拼接連接結構中的鋼絞線應力分布不均，容易產(chǎn)生應力集中，并且不利于自復位。

基于以上研究可以發(fā)現(xiàn)，預應力拼接連接裝配式結構具有自復位，殘余變形小等優(yōu)點，但對其抗倒塌性能的研究卻較少。由于其特殊的連接構造，預應力拼接連接結構的抗力機制與現(xiàn)澆鋼筋混凝土結構以及焊接或螺栓連接裝配式結構有很大的不同。有必要對其抗連續(xù)倒塌主要抗力機制開展相關研究。本文設計并制作了4 個預制梁-柱子結構試件，對該類裝配式結構的抗力機理進行詳細的試驗及數(shù)值分析研究。

1 試驗概況

1.1 試件設計

圖1 為邊柱失效后的彎矩圖。如圖1 所示，中間節(jié)點部位彎矩方向發(fā)生改變。失效柱移除后，失效柱周邊梁，柱彎矩劇增。因此，本試驗選取與失效柱相連跨并根據(jù)彎矩反彎點位置選取試驗的子結構。子結構由兩根梁，兩根邊柱以及部分失效柱組成。由于失效柱處于倒數(shù)第二個角柱，子結構的水平約束主要由無約束一側的邊柱提供，因此試件兩端都沒有施加額外水平約束。

圖 1 去柱后框架彎矩圖Fig.1 Bending moment diagram of a typical frame after column removal

本次研究制作了4 個預制裝配式混凝梁-柱子結構試件。預制梁柱部分設計依據(jù)ACI 318-14[16]并符合《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010-2010)[17]的要求，連接節(jié)點部分選自美國預制結構抗震體系(PRESSS)計劃。受試驗條件限制，對原結構進行1/2 縮尺。圖2 給出了試驗中所研究的三種裝配式梁-柱子結構節(jié)點連接方式。按試件編號分角鋼連接(TS)、無粘結預應力粘連接(UP)以及混合連接(TSUP)。

圖 2 試驗連接方式Fig.2 Test connections

試驗試件編號與變量如表1 所示，例如TSUP-0.4 表示混合連接試件初始預應力為0.4fpu。因此，本次試驗變量為節(jié)點連接方式和初始預應力大小。

圖3 為試件配筋圖，試件由兩個預制梁，兩個預制邊柱，一個中間短柱組成。預制梁、柱截面分別為150 mm×250 mm 和250 mm×250 mm。柱縱筋為4 16；梁頂、底部均布置2 12 縱筋。φ 6作為梁、柱的箍筋。在梁端埋設直徑為6 mm 的螺旋箍，以提高局部混凝土抗壓強度。為便于后張拉鋼絞線，在預制梁和柱中嵌入了直徑為20 mm的PVC 管。梁、柱采用名義直徑為12.7 mm、名義截面積為98.7 mm2的無粘結預應力鋼絞線進行拼接連接。

表 1 試件屬性Table 1 Specimens properties

圖 3 試件配筋圖 /mm Fig.3 Test connections

1.2 材料性能

采用強度等級為C35 的混凝土，標準試塊采用直徑150 mm，高300 mm 的圓柱體試塊與試件同時澆筑并且在相同條件下養(yǎng)護后測得混凝土圓柱體軸心抗壓強度為38.5 MPa。角鋼采用Q235 級材料，同時采用8.8 級M18 螺栓，初始扭矩為215 N·m。鋼筋與鋼絞線力學性能見表2 所示。

表 2 鋼筋力學性能Table 2 Properties of reinforcements

1.3 試驗裝置

圖4 給出了加載裝置及量測設備布置。如圖4所示，邊柱頂部通過水平鏈桿與A 型反力架連接，而柱底部通過銷鉸支座與地面固定。失效柱上部放置一臺液壓千斤頂1 用于施加軸向荷載。在液壓千斤頂?shù)南路桨惭b了一個限位裝置，用于限制平面外破壞。邊柱頂部的軸壓由千斤頂2 通過自平衡體系施加軸力模擬正常使用狀態(tài)。在千斤頂1 的下方安裝荷載傳感器用于測量施加的集中荷載。與柱頂相連接的水平鏈桿安裝有拉壓荷載傳感器，以測量柱頂水平反力。荷載傳感器安裝在鋼絞線張拉端，以便在試驗過程中監(jiān)測預應力變化。軸銷荷載傳感器作為軸銷安裝于底部鉸支座用于測量鉸支座的水平及豎向反力。沿梁跨均勻布置一系列位移傳感器用于測量試件變形。

圖 4 試驗裝置Fig.4 Test setup

2 試驗結果及分析

對4 個試件進行加載之后，記錄每個試件的特征荷載以及相對應的位移，如第一峰值荷載(FPL)、極限荷載(UL)、最大預應力(MPF)以及最大水平拉/壓反力(MHF)如表3 所示。各試件荷載-位移曲線如圖5 所示。

表 3 試驗結果Table 3 Summary of test results

2.1 TS 試驗結果

TS 試件沒有鋼絞線拼接，梁柱節(jié)點通過角鋼連接。在加載初期，靠近中柱兩側螺桿附近混凝土首先開裂。在豎向位移達到30 mm 時，靠近中柱梁端已形成明顯的主裂縫。在豎向位移達到70 mm 時，試件達到12 kN 的第一峰值荷載。在豎向位移達到100 mm 時，梁端混凝土出現(xiàn)了局部壓碎，結構抗力開始逐漸減小。試驗結果表明：由于預制梁中鋼筋在節(jié)點部位不連續(xù)，所以試件TS 中不能發(fā)展懸鏈線機制。試件破壞模式如圖6 所示，梁柱幾乎在大變形階段完全分離，破壞主要集中在梁端角鋼連接區(qū)域，邊柱開裂較少。

圖 6 試件TS 破壞模式Fig.6 Failure mode of TS

2.2 UP-0.4 與UP-0.65 試驗結果

UP-0.4 和UP-0.65 均采用無粘結鋼絞線拼接連接，初始預應力分別為0.4fpu和0.65fpu。圖5 對比了試件的荷載-位移曲線。在豎向位移分別達到45 mm 與39 mm 時，UP-0.4 和UP-0.65 分別達到30 kN 和39 kN 的第一峰值荷載，這表明較高的預應力可以提升壓拱機制的抗力。在豎向位移達到246 mm 之后直到試驗結束，UP-0.4 的抗力要高于UP-0.65。這是因為較高的初始預應力會加重邊柱的P-Δ 效應，加重邊柱破壞。在試件UP-0.4 和UP-0.65 豎向位移分別達到315 mm 和270 mm 時，邊柱出現(xiàn)彎曲裂縫。在豎向位移達到440 mm 時，UP-0.65 達到66 kN 的極限承載力。在該加載階段右側邊柱外側混凝土保護層剝落嚴重。隨著豎向位移的進一步增大，邊柱破壞加重，結構抗力不斷下降。UP-0.4 和UP-0.65 分別在豎向位移達到540 mm 和599 mm 時停止加載。UP-0.4 和UP-0.65破壞模式如圖7 和圖8 所示。

由圖7 和圖8 可知，UP-0.4 和UP-0.65 的破壞模式非常相似。兩個試件沿著梁跨均沒有裂縫產(chǎn)生，這與現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架破壞模式差別很大[18]。在UP-0.4 和UP-0.65 中，梁端受壓區(qū)因混凝土壓應力過大而壓潰，梁柱交界面形成較大縫隙。試件右側邊柱內(nèi)側出現(xiàn)較寬的撓曲裂縫，外側表現(xiàn)出嚴重的混凝土壓潰。這是由于水平拉力和豎向壓力共同作用下造成邊柱大偏心受壓破壞。盡管左右邊柱具有相同的外形尺寸和配筋，然而損傷主要集中在相對較弱一側(實際施工導致細微差別)。

圖 7 試件UP-0.4 破壞模式Fig.7 Failure mode of UP-0.4

圖 8 試件UP-0.65 破壞模式Fig.8 Failure mode of UP-0.65

2.3 TSUP-0.4 試驗結果

試件TSUP-0.4 屬于混合連接，同時布置了頂?shù)捉卿撆c預應力拼接。在加載初期，每個梁端受拉區(qū)均產(chǎn)生受拉裂縫。在豎向位移達到30 mm 時，裂縫基本形成，后續(xù)裂縫主要變寬，并沒有增多。在豎向位移達到70 mm 時，左側邊柱節(jié)點出現(xiàn)局部混凝土壓潰。在豎向位移到達100 mm 時，試件達到49 kN 的第一峰值荷載。之后，荷載維持在49 kN 左右波動。在豎向位移超過200 mm后，結構抗力再次增長。隨著豎向位移的不斷增大，結構進入懸鏈線階段。當豎向位移達到430 mm，兩側邊柱內(nèi)側均出現(xiàn)彎曲裂縫，外側出現(xiàn)局部混凝土壓潰。在豎向位移達到580 mm 時，由于邊柱側移過大，試驗停止。其破壞模式如圖9 所示。

圖 9 試件TSUP-0.4 破壞模式Fig.9 Failure mode of TSUP-0.4

TSUP-0.4 幾乎是TS 和UP-0.4 破壞模式的組合，只是試件TSUP-0.4 較TS 的角鋼變形更大。

2.4 水平反力結果

圖10 為試件總水平反力-豎向位移曲線。需要說明的是圖中總水平反力是底部鉸支座中的軸銷荷載傳感器和邊柱頂部拉壓荷載傳感器所測數(shù)據(jù)的總和。各試件最大水平拉壓力見表3 所示。由于試件TS 沒有布置鋼絞線，其水平反力較小，最大拉力為18 kN。試件UP-0.4、UP-0.65 和TSUP-0.4的最大水平拉力分別為139 kN、139 kN 和146 kN，因此預應力拼接連接可以顯著增大水平拉力，同時表明預應力拼接連接試件的懸鏈線機制發(fā)展充分。試件TS 與TSUP-0.4 最大水平壓力分別為-45 kN與-50 kN，因此預應力鋼絞線可以增大水平壓力，從而表明壓拱機制抗力的增長。

圖 10 水平反力-豎向位移曲線對比Fig.10 Comparison of the horizontal reaction force versus vertical displacement curves

圖11 為試件TSUP-0.4 水平反力分解。由圖11可知，壓拱機制階段水平反力主要由鉸支座承擔，柱頂此時的水平反力幾乎為零。當豎向位移達到135 mm 時，鉸支座水平反力由壓力轉為拉力，柱頂水平拉力也開始逐漸增長。此時，總水平反力由壓力轉變?yōu)槔?。在懸鏈機制階段，鉸支座所承擔的水平拉力略大于柱頂水平拉力，但相差不大。

圖 11 試件UP-0.4 水平反力分解Fig.11 The UP-0.4 contribution of horizontal reaction force from each constraint

2.5 預應力結果

圖12 給出了預應力變化與豎向位移之間關系。試件UP-0.4、UP-0.65 以及TSUP-0.4 的初始有效預應力分別為153 kN、239 kN 和147 kN。此外，試件UP-0.4、UP-0.65 以及TSUP-0.4 在加載過程中測得最大預應力分別為269 kN、306 kN 和277 kN。因此，所有試件中的鋼絞線均未達到屈服強度 (322 kN)。此外，采用混合連接方式的預應力增長速度要略高于預應力拼接連接試件。這是因為對于給定的豎向位移，采用混合連接的試件相對于預應力連接試件中的鋼絞線伸長量要更大一些。

圖 12 總預應力-豎向位移曲線Fig.12 Total prestressing forces-displacement relationship

3 試驗結果與討論

3.1 無粘結鋼絞線影響

如表3 所示，TS 與TSUP-0.4 的第一峰值分別為12 kN 與49 kN；極限荷載分別為12 kN 與83 kN。因此，預應力鋼絞線可以分別提高第一峰值與極限荷載高達408.3%與691.7%。

試件UP-0.4 和UP-0.65 的第一峰值荷載分別為30 kN 和39 kN。因此，初始預應力越高的試件第一峰值荷載也越高。但在豎向位移達到246 mm之后，UP-0.4 的抗力要高于UP-0.65。這是因為較高的預應力會加重邊柱的P-Δ 效應，加快邊柱的抗側剛度退化。由此說明，較高預應力可以增大結構在小變形階段的抗力，但是會削弱其大變形階段的抗力。

3.2 角鋼影響

采用角鋼連接的水平拉力主要通過與柱相連的8 根螺栓(梁上下各4 根)，受力面積相對較大，可以緩解水平拉力對邊柱的破壞。但角鋼會對梁端轉動施加一定約束，從而加重梁端的破壞。而僅采用預應力連接的試件，水平拉力僅通過預應力筋的錨具傳遞到邊柱，受力面積較小，從而加重邊柱破壞。所以增加角鋼，梁端破壞會被加重，而會緩解邊柱破壞；去除角鋼，梁端可以更加自由轉動，從而加重邊柱破壞。所以UP-0.4與TSUP-0.4 的破壞模式截然不同。

圖13 對比TSUP-0.4 的抗力與TS 和UP-0.4抗力的疊加。如圖13 所示，豎向位移在360 mm～440 mm 時，TSUP-0.4 的結構抗力等于TS 和UP-0.4的疊加。但在其余位移區(qū)間，TSUP-0.4 的結構抗力大于TS 和UP-0.4 的疊加。因此，混合連接結構抗力總是大于或等于單獨連接抗力之和。其主要有有以下兩個原因：1)混合連接鋼絞線軸力增長更快，且角鋼會縮短梁身有效長度，使得在相同豎向位移下混合連接試件中的鋼絞線相較于單純預應力連接試件中的鋼絞線可以提供更大的豎向抗力分量；2)由于混合連接相對于角鋼試件在加載過程中受到初始預應力的壓力，可以增大梁端塑性彎矩，使得梁端可以承受更大荷載。與UP-0.4相比，TSUP-0.4 的第一峰值荷載與極限荷載分別提高了63.3%與13.7%。這是因為頂?shù)捉卿摽梢悦黠@提升梁抗彎承載力。

圖 13 設計變量抗力Fig.13 Design variable resistance

4 有限元分析

采用ANSYS/LS-DYNA 建立試件UP-0.4 與TSUP-0.4 精細化有限元模型，進一步研究鋼絞線有無粘結、混凝土強度以及軸壓比對邊柱失效后預制裝配式結構抗連續(xù)倒塌性能的影響。

4.1 建模過程

所建立的精細化有限元模型如圖14 所示，模型中的螺桿、鋼板、角鋼以及混凝土采用3D Solid164 單元建模；梁縱筋、柱縱筋、箍筋以及鋼絞線采用3D Beam161 單元建模；柱頂水平約束采用Spring-Dampr165 單元建立。采用關鍵字*CONSTRAINED_JOINT_REVOLUTE 建立轉動軸用于模擬銷鉸支座。試驗中所有鋼材均采用*MAT_PLASTIC_KINEMATIC 雙線性彈塑性本構模型。鋼絞線采用*MAT_SPOTWELD 材料模型，并通過降溫法施加預應力?；炷敛捎眠B續(xù)帽蓋模型(CSCM)定義其本構關系。普通鋼筋和鋼絞線分別通過*CONSTRAINED_LAGRANGE_IN_SOLID 和*CONSTRAINED_BEAM_IN_SOLID 定義他們和混凝土之間的協(xié)同工作關系，文獻[19 - 22]采用類似的模擬方式進行研究。

圖 14 有限元模型Fig.14 Finite element model

4.2 模型驗證

圖15 為試件TSUP-0.4 和UP-0.4 試驗與有限元所得荷載-位移曲線的對比。如圖15 所示，有限元所得荷載-位移曲線與試驗所得荷載-位移曲線吻合度較高，由此表明所建立的有限元模型可以很好的模擬邊柱失效后裝配式結構的抗力曲線。

圖 15 荷載-位移曲線對比Fig.15 Comparison of load-displacement curve

圖16 和圖17 分別為TSUP-0.4 和UP-0.4 試件有限元模型破壞模式與試驗破壞模式對比。結果表明，所建立的有限元模型可以再現(xiàn)梁柱節(jié)點的破壞、邊柱破壞以及梁跨變形。由此表明所建立的有限元模型能夠準確模擬邊柱失效后裝配式結構的破壞模式。

圖 16 TSUP-0.4 破壞模式對比Fig.16 TSUP-0.4 failure mode comparison

圖 17 UP-0.4 破壞模式對比Fig.17 UP-0.4 failure mode comparison

4.3 梁端彎矩對比

由于在試驗中沒有測量加載過程中梁端彎矩的變化，在已經(jīng)完成驗證的有限元模型基礎上，取出靠近中柱梁端截面彎矩以進一步研究子結構抗力機制的發(fā)展。

圖18 給出了試件UP-0.4 與TSUP-0.4 彎矩對比。由圖18 可知，安裝頂?shù)捉卿摵?，?jié)點的塑性彎矩從24.7 kN·m 提升到了43.5 kN·m，提升了76.1%。與此同時，安裝頂?shù)捉卿摵?，可以延遲節(jié)點部位混凝土破壞，TSUP-0.4 節(jié)點部位彎矩退化明顯小于UP-0.4。

圖 18 彎矩-位移Fig.18 Bending moment-displacement

4.4 鋼絞線有無粘結影響

在已經(jīng)完成驗證有限元模型的基礎上，開展拓展分析研究鋼絞線有無黏結的影響。圖19 給出了鋼絞線有無粘結對結構抗力的影響。從圖19 可以看出，UP 有粘結較無粘結第一峰值荷載和極限荷載分別提高58.6%和33.3%；TSUP 有粘結較無粘結第一峰值荷載和極限荷載分別提高了31.3%和11.7%。由此表明，在邊柱失效情況下，采用有粘結預應力較無粘結預應力結構抗力有明顯提高，且鋼絞線有無粘結對UP 連接的影響要比TSUP 連接的影響更加顯著。然而在之前的研究中[23]，有粘結后張混凝土結構中的鋼絞線由于應力分布不均，容易應力集中，在大變形階段會提早斷裂，使得有粘結預應力結構的變形能力弱于無粘結預應力結構。然而在邊柱失效情況下，邊界水平約束較弱，預應力筋無法達到極限強度，結構破壞由邊柱大偏心破壞控制。所以在水平約束較弱的結構中采用有粘結預應力對結構的抗倒塌性能有積極意義。

4.5 混凝土強度影響

圖20 給出了不同混凝土強度對試件UP-0.4 的影響。由于混凝土強度改變對TSUP-0.4 和UP-0.4影響規(guī)律相近，這里僅對UP-0.4 進行討論。當混凝土圓柱體軸心抗壓強度分別為20 MPa、38.5 MPa、50 MPa、60 MPa 以及70 MPa 時，極限荷載分別為52 kN、72 kN、78 kN、79 kN 以及83 kN。由此表明，當增大混凝土強度時，結構抗力也會隨之提升，對結構抗倒塌性能有積極影響。

圖 19 鋼絞線有無粘結對抗力的影響Fig.19 The influence of post tensioned strand with or without bond on the resistance

圖 20 混凝土強度對抗力影響Fig.20 Effect of concrete strength on the resistance

4.6 軸壓比影響

圖21 為不同軸壓比對試件UP-0.4 的影響。由于軸壓比對TSUP-0.4 和UP-0.4 影響規(guī)律相似，這里僅討論軸壓比對UP-0.4 的影響規(guī)律。如圖21 所示，在豎向位移達到300 mm 之前，改變軸壓比對UP-0.4 的影響并不明顯。然而當豎向位移超過300 mm 之后，軸壓比為0.2 與0.4 的試件的承載能力可以繼續(xù)上升，然而軸壓比為0 的試件承載能力維持恒定。在結構發(fā)生破壞時，軸壓比為0.4 與0.2 的試件表現(xiàn)為突然破壞，承載能力下降明顯。而軸壓比為0 的試件在發(fā)生破壞之后，承載能力雖然會發(fā)生下降，但隨后還能繼續(xù)回升。軸壓比為0、0.2 以及0.4 時所對應的極限荷載分別為49 kN、72 kN 以及81 kN，極限位移分別為594 mm、478 mm 以及459 mm。由此表明，增大軸壓比，結構的極限荷載也隨之增大，然而軸壓比越大，會加劇邊柱的P-Δ 效應，從而降低結構的變形能力。

圖 21 軸壓比對抗力的影響Fig.21 Effect of axial compression ratio on the resistance

5 結論

根據(jù)試驗與有限元分析結果可以得出以下結論：

(1)無粘結鋼絞線可以有效提升裝配式結構的抗連續(xù)倒塌性能。與此同時，高初始預應力的鋼絞線可以增大預應力拼接連接結構在小變形階段的抗力，但會降低其大變形階段的抗力。

(2)安裝角鋼可以發(fā)展抗彎機制從而提高結構抗力，但是也會加重梁端的損傷，降低結構的可恢復性。

(3)混合連接結構抗力總是大于或等于單獨連接抗力之和。主要因為混合連接鋼絞線軸力增長更快，且角鋼會縮短梁跨有效長度，使得在相同豎向位移下混合連接試件中的鋼絞線可以提供更大的豎向抗力。對比頂?shù)捉卿撨B接試件，發(fā)現(xiàn)由于初始預應力可以增大梁端塑性彎矩(M-N 效應)，從而增大混合連接試件的梁截面的抗彎承載力。

(4)有限元分析結果表明，在邊柱失效情況下，采用有粘結預應力較無粘結預應力結構抗力更高。當增大混凝土強度時，結構抗力也會隨之提升。加大邊柱軸壓比，會加重邊柱的P-Δ 效應，從而降低結構的變形能力。