随着结构工程的快速发展, 单一材料很难满足建筑结构在受力性能、耐久性、经济性及施工性能等方面的要求。《钢结构设计规范》 (GB 50017—2003) ^[1]已经对钢-混凝土组合梁的设计方法做出了明确规定, 且取得了显著的技术、经济和社会效益。高强混凝土具有徐变系数小、高强、早强、刚度大等优点^[2], 高强钢具有减轻钢板自重、减小钢板厚度、节约材料和资金等优点^[3,4]。高强外包钢-混凝土组合梁是将高强钢板焊成U形截面作为组合梁的肋部, 并在肋部和上部翼缘中浇筑、振捣高强混凝土。高强混凝土可吸收热量, 减缓钢板的升温速度, 增强组合梁的耐火性, 但其防腐性需进一步完善。通过U形截面外翻的上翼缘及抗剪栓钉将U形外包钢板和T形截面混凝土梁连接在一起, 这种新型的高强组合梁可以充分将两者的优点结合到一起。

　　 外包钢-混凝土组合梁在我国开展及研究较晚, 高强外包钢-混凝土组合梁则更少, 在工程实践中尚无相应的设计依据。本文通过对高强外包钢-混凝土组合连续梁 (简称组合连续梁) 进行试验研究, 探讨其破坏特征、受力性能、正截面受弯承载力的计算方法, 并对其内力重分布进行理论分析和研究^[5]。

　　 为探究组合连续梁的受力性能, 参考现行国家标准规范并采用塑性分析方法设计4根试验梁, 外包钢与混凝土之间完全剪切连接设计, 不考虑滑移对其性能的影响^[6]。组合连续梁的挠度按照结构力学方法计算, 并根据《混凝土结构设计规范》 (GB50010—2010) ^[2]选取混凝土翼缘板的有效宽度和厚度。抗剪栓钉借鉴《钢结构设计规范》 (GB50017—2003) ^[1]中关于圆柱头栓钉连接件的设计。试件的主要参数为高强外包钢板及混凝土的强度。试件的截面形式和加载示意图见图1。表1为试件相关参数, 表2为材料实测力学性能。混凝土在实验室现场浇筑并采用自然养护, U形外包钢板使用同种强度、同批次的材料在工厂下料并焊接。钢板外翻翼缘板上的抗剪连接件选用16抗剪钢筋, 底部钢板上的抗剪连接件则使用直径d=16mm, M10.9的抗剪高强栓钉, 并沿钢梁纵向均匀布置 (共10根, 每根间距为400mm) 。

　　 根据试验的需要, 分别在试件跨中截面的混凝土翼缘板上表面、腹板、钢底板和两侧面、负弯矩钢筋等处贴电阻应变片。分别在试件的两端部、左右侧1/4跨、中支座处的钢板底部位置布置量程为5cm的位移计来测量组合连续梁的变形。同时, 分别在两个千斤顶上放置50t的压力传感器来控制千斤顶的加载过程。在加载过程中, 应变片、位移计和压力传感器的数据采用带有电脑控制的自动采集仪联机获取。试件的测点布置图见图2。

　　 4根试件的破坏特征及加载过程相似, 以试件HSCB-1为例进行说明。在荷载作用初期, 混凝土翼缘板与外包钢交界面上的纵向剪力主要由栓钉及其自然粘结力共同抵抗。定义实测荷载极限值为P_u, 加载到0.17P_u时, 在中间支座上部的混凝土翼缘板上出现第一条受拉裂缝;随着荷载的增加, 试件有较大响声发出, 表明钢与混凝土的自然粘结开始破坏, 其交界面的纵向剪力开始过渡为由栓钉独自承担;当加载到0.76P_u时, 随着裂缝数量逐渐增多并横向贯通、向下发展, 中间支座截面的钢筋相继屈服, 挠度增大, 生成塑性铰;继续加载接近P_u时, 混凝土上表面开始出现明显鼓起, 随着荷载的增加, 鼓起范围不断扩大, 表明试件将达到极限荷载。现象为:中间支座处的横向裂缝宽度达到2mm, 两跨跨中截面的混凝土均被压碎, 同时U形钢梁底板部分发生屈服, 试件丧失承载力而发生破坏。

　　 试验结束后, 混凝土板的裂缝形式为多条贯通裂缝 (图3) , 在两跨跨中区域均有较为明显的起皮, 整根试件弯曲破坏现象明显, 呈现波浪形。混凝土翼缘板与外包钢交界面均无肉眼可见的相对错动和掀起。试件为典型的弯曲破坏, 以跨中最大弯矩区的混凝土翼缘板压溃以及负弯矩处混凝土裂缝宽度超过2.5mm作为承载力极限状态的标志。试件HSCB-1整体受弯破坏如图4所示。

　　 试件实测荷载-跨中挠度曲线如图5所示, 以混凝土压碎为破坏标准。从图5可以看出, 组合连续梁的荷载-跨中挠度曲线可以分为3个阶段:

　　 (1) 弹性工作阶段:从正式开始加载到受拉区混凝土开裂。此阶段整个试件各截面的刚度相同, 近似可以看成弹性均质的组合连续梁^[4,7], 荷载-跨中挠度曲线近似呈线性关系。

　　 (2) 带裂缝工作阶段:从混凝土开裂到生成第一个塑性铰, 直至生成最后一个塑性铰。判断跨中混凝土开裂的标志为:综合考虑加载阶段对裂缝的观察和既得混凝土受拉破坏的曲线, 得出混凝土开裂破坏的荷载值 (考虑到肉眼观察能力有限, 且有时未必能通过混凝土应变的检测来观测到混凝土裂缝等客观因素) 。此阶段混凝土板负弯矩处受拉裂缝不断出现和发展, 开裂部位的截面刚度下降。试件开始进入塑性内力重分布阶段, 此时跨中挠度明显增大, 塑性铰区域的转角变大。

　　 (3) 破坏阶段:从生成最后一个塑性铰到试件完全破坏。此阶段结构形成机构导致变形急剧增加, 试件的跨高比为23.5, 在生成塑性铰前, 其两跨跨中挠度均不超过跨度的1/250。

　　 在两跨跨中正弯矩区域, 千斤顶处的混凝土翼缘板出现明显的局部受压破坏, 上翼缘板混凝土因受压明显起皮、压碎甚至掉落, 其中心轴区域出现通长裂缝。试件平均挠度为56mm, 远大于L/250 (L为试件总跨度) , 此时试件因大变形和严重的局部受压破坏而发生整体破坏。

　　 可见, 该组合连续梁的整体刚度较大、延性较好。在实际工程设计应用时, 可以采用较大的跨高比, 从而达到减小梁高、增加底层房屋净高的目的^[8,9,10]。

　　 实测试件HSCB-1 (C60, Q420) 跨中截面的应变分布见图6。从试件单跨跨中截面的应变分布来看, 应变在弹性阶段时沿截面高度基本呈线性分布。随着荷载的增大、中性轴上移, 梁截面仍近似保持为平截面, 证明高强U形钢梁与高强混凝土粘结性能较好, 且共同工作效果也较好, 试件整体表现为弯曲变形, 且梁截面应变基本符合平截面假定。

　　 实测试件HSCB-4 (C80, Q460) 混凝土板表面应变、外包U形钢梁底板应变和梁纵向钢筋的荷载-应变曲线如图7所示。由图可见, 发生弯曲破坏的组合连续梁在负弯矩作用下, 当梁从弹性阶段至接近承载力极限状态时, 在有效翼缘宽度内, 同一截面的纵向钢筋能够和外包U形钢梁共同工作而发挥其抗拉强度, 破坏时混凝土、钢梁及钢筋皆达到屈服强度。

　　 从加载至破坏, 忽略混凝土的受拉作用, U形钢板和混凝土两者的平均应变符合平截面假定。在极限状态下混凝土破坏现象明显, 达到极限压应变。参照文献[1-2]和《型钢混凝土组合结构技术规程》 (JGJ 138—2001) 中相关条文的规定, 并根据已测得的荷载-位移曲线, 得出试验弯矩值。根据对试件破坏现象和荷载-位移曲线, 梁截面在弹性阶段基本满足平截面假定。

　　 假设试件中混凝土和外包钢板的中心轴在一条直线上, 根据试验结果, 试件在达到极限承载力时, 钢梁截面大部分发生屈服。可按简化塑性理论方法计算组合连续梁的受弯承载力^[6,11]。由试验现象可知, 混凝土和外包钢板的中和轴都在混凝土翼缘板内。此时组合连续梁简化受力图见图8, 则组合连续梁跨中受弯承载力计算公式为:

　　 式中:α₁参考《混凝土结构设计规范》 (GB 50010—2010) ^[2]中的规定, 当混凝土强度等级为C80时, 取0.84, 当混凝土强度等级为C60时, 取0.97;A_b为外包钢底板的截面面积;A_w1为外包钢单侧薄壁腹板的截面面积;A_w2为外包钢单侧外翻翼缘的截面面积;f_by, f_wy分别为高强外包钢底板和薄壁腹板的屈服强度;f_c为高强混凝土轴心抗压强度;b_f为混凝土翼缘板的宽度。

　　 由式 (1) 可得混凝土的实际受压高度x, 对混凝土受压区中心轴求弯矩, 得组合连续梁跨中极限受弯承载力:

　　 式中:h_f为混凝土翼缘板的厚度;t_b为外包钢底板的厚度;h_w为T形梁腹板的高度;h为组合连续梁全截面高度。

　　 试验值为由试验所得的承载力按照弹性方法算出的弯矩值 (式 (2) ) , 理论值为采用简化塑性理论得出的极限受弯承载力。各试件试验值和理论值对比结果见表3。由于加载周期较长, 期间混凝土的实际强度还有一定幅度的提升, 故试验值比理论值略大。分析可知:理论值与试验值相对吻合。从试件加载的数据可知, 加载过程中, 中和轴始终位于混凝土翼缘板内, 试件接近或达到极限承载力时, 钢梁跨中截面发生屈服, 因此在极限状态下, 塑性理论假设成立。

　　 弹性阶段试件支座及跨中的实测弯矩与理论计算结果基本吻合, 工作性能良好。中间支座处混凝土翼缘板开裂后, 截面刚度降低, 发生内力重分布。随着荷载增大, 支座处负弯矩增大速度变缓并逐渐小于理论计算结果;跨中正弯矩逐渐增大, 超过理论计算结果, 则内力重分布程度随荷载的增大而增加;极限破坏时, 整个试件发生明显的塑性内力重分布现象^[12]。

　　 对于试件HSCB-1, 当加载至0.76P_u时, 支座处的负弯矩钢筋与外包U形钢底板均达到屈服应力, 意味着支座截面出现塑性铰。出现塑性铰前, 因为截面间刚度变化, 弯矩调幅值已达19.8%;当加载至0.85P_u时, 跨中截面的外包U形钢底板也达到屈服应力, 即跨中塑性铰开始形成, 此时支座截面的弯矩调幅值为21.8%;梁达到极限承载力时, 支座截面的弯矩调幅值为28.7%。需要说明的是, 因组合连续梁的外包U形钢底板具有一定宽度, 支座处的负弯矩钢筋布置在混凝土一定的有效翼缘宽度内, 梁中外包U形钢底板不可能出现一次性屈服, 负弯矩钢筋也不可能同时达到屈服应力^[4]。

　　 组合连续梁两跨跨中承受集中荷载, 根据简化塑性理论判断塑性中性轴的位置在外包钢梁腹板内, 即满足:

　　 式中:f_sy为钢筋的屈服强度;A_s为钢筋的截面面积;A_w为外包钢薄壁腹板的面积。

　　 此时, 梁截面的简化受力图如图9所示, 由力的平衡条件可以得出混凝土的实际受压区高度x:

　　 由组合连续梁负弯矩区的极限受弯承载力对钢梁底板中心轴求弯矩得:

　　 中间支座处的极限受弯承载力的试验值和理论值的结果见表4。结果表明, 组合连续梁中间支座处采用简化塑性理论计算结果和试验结果较为吻合^[12]。

　　 (1) 组合连续梁在两跨跨中荷载作用下发生典型的弯曲破坏, 有明显塑性破坏特征;高强U形外包钢与高强混凝土通过栓钉连接, 整体组合作用良好, 具有良好的延性及较高的安全储备, 适用于大跨度结构。

　　 (2) 将高强混凝土与高强钢板组合用于U形外包钢-混凝土组合连续梁中是可行的, 且组合连续梁具有良好的变形和受力性能, 组合连续梁符合平截面假定, 可以采用简化塑性理论计算其极限受弯承载力。

　　 (3) 组合连续梁中外包U形钢梁和负弯矩区钢筋能通过抗剪连接件进行有效协同作用, 整体性能良好。

　　 (4) 本试验对于抗剪连接件的研究仅限于试件未发生滑移破坏, 且《钢结构设计规范》 (GB50017—2003) 中有关于组合连续梁连接件的说明未必一定能适用于新型高强外包钢结构。如果栓钉数量不足, 钢梁和混凝土之间会产生过大的相对滑移而导致组合梁发生纵向滑移而破坏;如果栓钉数量过多, 对于整个梁甚至整个结构都会产生材料上的重大浪费, 是极不经济的。因此后继工作还需进行进一步的研究。