敬登虎，曹雙寅，吳 婷

（東南大學 城市與建筑遺產保護教育部重點實驗室，南京210096）

鋼板 磚砌體組合結構是將鋼板通過對拉螺栓約束固定在磚砌體墻上的相應位置，并向內部灌注黏結材料填充內部空隙，最終形成組合梁、柱或者框架，改變主體結構的局部荷載傳遞路徑，主要適用于既有磚混結構房屋承重墻抽除的大空間改造。鋼板磚砌體組合結構在實際工程中已得到一定的應用［1－4］，但是鑒于當時鋼板 磚砌體組合結構的試驗與理論研究幾乎沒有，實際工程應用中的設計方法通常僅考慮鋼板的承載力貢獻，忽略磚砌體的承載力貢獻；并且認為鋼板在內部磚砌體以及對拉螺栓的約束下可以達到屈服強度。文獻［5］針對鋼板 磚砌體組合梁、組合柱進行了試驗研究，并考慮了水泥漿和灌注型結構膠兩種不同黏結材料；結果表明在不同黏結材料情況下，早期的鋼板 磚砌體組合構件的設計方法并不合理，鋼板的局部變形影響較大。除此之外，在既有磚混房屋中（尤其是底層）進行部分墻體拆除的大空間改造中，鋼板 磚砌體組合托梁與上部墻體之間會存在組合作用；上部荷載在傳遞過程中由于上部墻體的拱效應，組合托梁上的部分荷載會被卸載。此時，鋼板 磚砌體組合托梁與上部墻體之間應作為一個組合墻梁進行設計，類似于鋼筋混凝土托梁的墻梁［6］。目前關于鋼板 磚砌體組合墻梁的研究未見報道，相關的研究，如型鋼梁與上部磚砌體墻之間的共同作用已有學者關注［7－10］。

另外，基于文獻［5］的研究結果，此類組合構件采用內部灌注型結構膠的受力性能明顯好于水泥漿，實際工程應用中也應優(yōu)先考慮采用灌注型結構膠填充內部空隙。然而，在具體施工時會遇到操作不規(guī)范后，內部鋼板與砌體之間的空隙絕大部分被砂漿中滲透的水泥漿填充，使得灌注結構膠的效果很不理想。因此，筆者研究鋼板 磚砌體組合墻梁受力性能時，鋼板與內部磚砌體之間的黏結材料選擇為普通水泥漿，即忽略側向粘結力（相對灌注型結構膠）對鋼板發(fā)生局部單向屈曲性能的影響；筆者的研究內容為鋼板 磚砌體組合結構受力性能系列研究中的一部分。

1 試驗概況

1.1 試件設計

為了與普通鋼板 磚砌體組合梁進行對比分析，試件總長取值為2 200mm，支座間距l(xiāng)0為2 000mm。試件頂部采用兩點加載的模式，兩加載點之間距離為700mm，加載點和鄰近支座間距為650mm。鑒于鋼板 磚砌體組合托梁的內部磚砌體通常為普通的240mm厚磚墻，試件的內部磚砌體寬度取值為240mm，外貼Q235鋼板，鋼板與砌體之間有砂漿層（厚度按10mm控制），內部間隙用水泥漿填充。

由于影響墻梁承載力的因素主要有托梁的高跨比、托梁上部墻體高跨比以及鋼板的厚度，針對以上影響因素，共設計了5個墻梁試件，試件的其余參數詳見表1。其中，厚度為6、8、10mm鋼板的實測值分別為5.5、7.9、9.4mm。組合墻梁試件的設計詳圖見圖1。這里需要說明的是，根據文獻［11－12］中的鋼管混凝土研究結果，對拉螺栓的間距也是鋼板局部屈曲的影響因素之一。但筆者暫未考慮此參數，其間距的取值參考已有工程應用中的參數［1］。

表1 墻梁試件一覽表

1.2 試件制作

試件制作由江蘇東南特種技術工程有限公司南京分公司協(xié)助完成；鑒于上部墻體較高，考慮到運輸的難度，故采取了分步制作的方式：先在工地制作好鋼板 磚砌體組合托梁部分，然后運到試驗室之后，再砌筑上部墻體部分。所用的對拉螺栓規(guī)格為M14。

圖1 組合墻梁試件詳圖

1.3 材料力學性能

將Q235鋼板制成標準拉伸試件按現行《金屬材料室溫拉伸試驗方法》在萬能試驗機上進行單軸拉伸試驗，實測厚度為5.5、7.9、9.4mm 3組鋼板的屈服強度分別為354.4、343.0、326.6MPa；極限強度分別為490.0、450.0、483.5MPa；鋼材的彈性模量取值為200GPa。

按現行《砌墻磚檢驗規(guī)則》的要求對磚塊強度進行測試，測得磚塊的抗壓強度平均值為25.5MPa。此外，按照現行《貫入法檢測砌筑砂漿抗壓強度技術規(guī)程》的要求對砂漿強度進行測試，測得砂漿的抗壓強度平均值為15.5MPa。根據磚塊強度及砂漿強度，可以得出磚砌體的抗壓強度為8.20MPa，抗剪強度為0.49MPa。

1.4 加載和測量內容

加載裝置示意圖見圖2，加載使用量程為320t的油壓千斤頂。加載模式為單調分級加載，每級擬定為破壞荷載的5%左右，每加一級持荷3min。接近極限狀態(tài)時連續(xù)采集，直至停止試驗。在正式加載之前進行預加載，觀察應變片數值變化是否合理；如變化異常應進行檢查與調整直至達到要求。

本次試驗主要測量的數據包括墻梁的承載力、位移、控制截面的應變分布。位移測量采用了電動位移計；應變通過3 815靜態(tài)應變儀獲取。

2 試驗結果與分析

2.1 試件受力過程

試件QL1開始加載時變形穩(wěn)定發(fā)展，構件無明顯異?，F象。荷載達到196kN時，墻體沿灰縫出現階梯型裂縫，裂縫位于加載點與支座連線的中部；加載至211kN時，磚上出現裂縫；隨著荷載增加裂縫不斷向支座及加載點處延伸；加載至255kN時，裂縫開展迅速，并伴隨著磚塊開裂的咔嚓聲和螺栓之間鋼板與砌體之間剝離聲，敲擊鋼板有空鼓聲；加載至313.6kN時，墻體裂縫貫穿，磚上下脫離，西支座上翹明顯（圖3）；加載至352.8kN時，鋼板與砌體局部完全脫開（圖4）；隨著荷載的繼續(xù)增加，鋼板與砌體脫離部位增多，鋼板的局部屈曲明顯可見（圖5），并伴隨著砌體壓碎脫落的聲音，直至試件喪失承載力。

圖2 加載裝置示意圖

圖3 試件QL1砌體裂縫

試件QL2加載至235.2kN時，出現第一條沿灰縫的裂縫，位于加載點與西支座連線中部；加載至274.4kN時，出現第一條貫穿磚塊的裂縫；隨著荷載的增加，裂縫不斷發(fā)展；加載至294kN時，裂縫發(fā)展加快，伴隨磚塊明顯開裂聲，敲擊鋼板有輕微空鼓聲；荷載繼續(xù)增加，鋼板多處都有輕微的空鼓聲，但是與試件QL1相比，鋼板沒有出現較為明顯的局部屈曲變形，只是輕微與砌體脫開；加載至384kN以后，墻體裂縫開展迅速，瞬間出現若干條新裂縫；接近極限荷載時局部磚塊出現壓碎，裂縫開展過寬（圖6），試件無法繼續(xù)承載。

圖4 試件QL1鋼板與砌體脫開

圖5 試件QL1鋼板局部屈曲

圖6 試件QL2砌體裂縫

試件QL3加載至333.2kN時，墻體上裂縫出現，與試件QL1、QL2相比，裂縫出現明顯推遲，出現的位置在靠近支座上方，而不是加載點與支座連線的中部；并且，裂縫一旦出現就快速向加載點方向延伸，裂縫寬度在持荷狀態(tài)時發(fā)展到2mm（圖7）；加載到極限荷載時，上部砌體裂縫發(fā)展過大從而發(fā)生劈裂破壞，試件喪失承載能力。通過敲擊鋼板，沒有發(fā)現鋼板空鼓現象。

試件QL4加載至196kN時，在加載點至支座連線中部出現第1條沿灰縫的裂縫；加載至274.4 kN時，出現第1條磚上的裂縫；加載至313.6kN時，裂縫發(fā)展加快，數量變多，寬度增大，出現多條貫穿磚塊和灰縫的裂縫；加載至450.8kN時，敲擊鋼板存在輕微空鼓聲；隨著荷載的增加，裂縫不斷發(fā)展，加載至極限荷載時，磚塊壓碎外鼓，無法繼續(xù)承載。試件破壞的情況見圖8。

圖7 試件QL3砌體裂縫

試件QL5加載至235.2kN時，在支座與加載點連線中部出現第1條沿灰縫的裂縫；加載至274.4kN時，磚上出現第1條裂縫，之后隨著荷載增加，磚上裂縫分別向支座及加載點處延伸；加載至352.8kN時，磚上出現第2條裂縫（圖9）；加載至372.4kN時，敲擊鋼板存在輕微空鼓聲；加載至548.8kN時，鋼板多處出現空鼓現象，且鋼板與砌體脫開，但局部屈曲并不明顯；隨著荷載的增加，墻體沿著兩條裂縫發(fā)生破壞。與其余4根試件相比，試件QL5墻體上出現了兩條主裂縫，且裂縫明顯分為兩種形態(tài)，靠近加載點處裂縫一條近似豎向、1條斜向較陡，裂縫穿過灰縫與磚塊；靠近支座處，兩條裂縫斜向較緩，沿著灰縫呈階梯型破壞。

圖8 試件QL4砌體破壞

圖9 試件QL5砌體裂縫

2.2 破壞形態(tài)分析

綜合5個試件的受力過程，其破壞形態(tài)有一定的共同點。試件的破壞都起源于加載點與支座連線處的砌體部分，托梁部分的鋼板出現不同程度的空鼓甚至明顯的局部屈曲；隨著荷載的增加，墻體裂縫不斷發(fā)展，最后裂縫貫通，寬度過大，試件無法繼續(xù)承載而達到承載能力極限狀態(tài)。同時，由于不同墻梁試件中的主要影響參數不同，導致試件破壞也存在較為明顯的區(qū)別。

試件QL1上部墻體的高跨比hw／l0＝0.25，從破壞形態(tài)來看，為剪切破壞中的斜拉破壞，傾角小于45度。墻體中部的主拉應力大于砌體沿齒縫截面的抗拉強度而產生斜裂縫，裂縫沿灰縫呈階梯型，上端指向加載點，下端向支座處延伸，當主裂縫基本貫通整個墻高時試件達到破壞。除此之外，僅試件QL1中托梁的鋼板出現明顯可見的局部屈曲，其具體位置見圖10，并且兩側呈對稱狀。

圖10 試件QL1鋼板屈曲位置

試件QL2上部墻體的高跨比hw／l0＝0.40，從破壞形態(tài)來看，為剪切破壞中的斜壓破壞，傾角一般為55～60度。墻體中部的主壓應力大于砌體的斜壓強度而產生裂縫，與試件QL1相比，斜裂縫位置比較陡。隨著荷載的增加，裂縫既穿過灰縫，亦穿過磚塊，砌體沿斜裂縫被壓碎剝落而破壞（圖11）。

圖11 墻體壓碎剝落破壞

試件QL3上部墻體的高跨比hw／l0＝0.55，從破壞形態(tài)來看，為剪切破壞中的劈裂破壞。墻體斜裂縫的形式更陡，裂縫出現的位置也有所不同。裂縫先出現在靠近支座上方，然后向加載點發(fā)展，形成下粗上細的裂縫形式，而其他試件裂縫都出現在墻體中部，往兩端延伸，裂縫中間粗兩頭細，且試件QL3的開裂荷載與極限荷載非常接近。試件QL3之所以出現這樣的破壞形態(tài)，主要原因在于其上部墻體高度相對最大即1 100mm，按傾角55～60度，則上部墻體斜裂縫延伸的最小高度為928mm（小于1 100mm）。因此，使得破壞的裂縫位置出現在靠近支座的上方。

試件QL4上部墻體的高跨比hw／l0＝0.40，墻體破壞形式與試件QL2相似，在此不贅述。

試件QL5上部墻體的高跨比hw／l0＝0.40，從破壞形態(tài)來看，墻體出現了兩條主裂縫，且主裂縫的形態(tài)為靠近支座處斜拉破壞；靠近加載點處的斜壓裂縫，并伴有近似垂直的豎向局部受壓裂縫，屬于混合破壞形態(tài)，并且上部磚塊壓碎剝落嚴重（圖12）。這是由于試件QL4中的托梁截面最高，使其剛度最大，在豎向荷載作用下托梁的撓度變形相對較小，造成上部墻體的拱效應減弱；豎向荷載不是主要向支座集聚，而是相對比較均勻地向托梁上傳遞，墻體與托梁的組合作用受到了削弱。當局部受壓豎向裂縫形成后，未開裂墻體的高跨比降低，在支座附近容易形成類似于試件QL1的斜拉裂縫。

圖12 試件QL5墻體破壞

2.3 承載力及主要影響因素

對于鋼板 磚砌體組合構件，由于在破壞的過程中可能存在鋼板發(fā)生空鼓甚至明顯局部屈曲這一特征。因此，鋼板 磚砌體組合構件的極限荷載以及鋼板發(fā)生空鼓和臨界局部屈曲時刻對應的荷載都尤為重要。其中，鋼板臨界局部屈曲時的荷載更是指導加固設計的重要指標之一，畢竟，在組合構件的正常使用極限狀態(tài)下，不希望鋼板出現局部屈曲的現象。然而，鋼板在發(fā)生臨界局部屈曲后，鋼板屈曲后的強度仍然能使得組合構件的承載能力繼續(xù)上升，從而使鋼板在發(fā)生臨界屈曲時對應的狀態(tài)很難準確地給出［13］。根據本課題組已有的試驗結果［14］，在鋼板局部出現空鼓之后，其對應位置才會逐步進入或者接近臨界屈曲狀態(tài)（當采用灌注型結構膠時）。因此，研究鋼板發(fā)生空鼓時對應的荷載也非常有意義，但前提必須是內部采用黏結材料填充密實。本文給出試件QL1～QL5中鋼板出現空鼓時的荷載，以及極限荷載值見表2，在此不討論墻體的開裂荷載。

從表2中可以看出，相對試件QL1，試件QL2、QL4和QL5的極限荷載均得到較大幅度提高，其中試件QL2是由于上部墻體增高，使得組合托換梁與上部墻體的組合作用更為有效；試件QL4除了同試件QL2一樣的上部墻體外，其托梁的側板厚度和底板厚度均增加，使得托梁的剛度和承載能力均得到提高；試件QL5是由于托梁的高度增加，也使得其剛度和承載能力有所提高。但是值得注意的是，試件QL3上部的墻體相對最高，但是其極限荷載反而降低，原因是上部墻體發(fā)生了位于支座上方的劈裂裂縫。因此，對于鋼板－磚砌體組合墻梁構件，適當地增加上部墻體高度，有利于托梁與上部墻體之間拱效應的組合作用增強，但是在集中荷載作用下的過高墻體，會發(fā)生墻體的劈裂破壞。

表2 試驗荷載值及比較分析

另外，針對空鼓荷載值，試件QL2～QL5相對試件QL1都有較大幅度的提高。并且，在同等組合托梁情況下（QL2與QL3），上部墻體高度越大提高幅度越大；試件QL4提高幅度達到77%，一方面由于上部墻體高度變大組合作用提高，另外側板的厚度由6mm變?yōu)?0mm，使得同樣邊界約束條件下的鋼板發(fā)生單向局部屈曲的幾何條件發(fā)生了明顯的改變，提高了其臨界屈曲應力。此外，試件QL5的空鼓荷載相對QL1也提高了46%，主要原因在于托梁高度的提高，鋼板受壓區(qū)應力水平降低。

在此需要強調的是，試件QL4相對試件QL2，鋼板的橫截面面積提高了58%，其空鼓荷載與極限荷載分別提高幅度為53%與7%?？梢?，合理的提高鋼板的厚度可以有效地提高空鼓荷載，否則效果并不理想［5］。但是，極限荷載提高非常有限，原因在于本文中的組合墻梁極限狀態(tài)由上部砌體的破壞控制。

根據上分析，可以很直觀地得到影響鋼板 磚砌體組合墻梁承載力的主要因素涉及到上部墻體的高跨比、托梁的高跨比和鋼板的厚度。

2.4 荷載 撓度曲線

圖13為各個試件的荷載與其跨中的撓度曲線。根據荷載－撓度曲線，在受力的全過程中，跨中撓度和荷載的關系基本上分為兩個階段（試件QL3除外），第一階段撓度與荷載基本成線性關系，撓度發(fā)展較為緩慢；然后，曲線有一個比較明顯的拐點，進入第二階段，曲線仍然近似于線性，但隨著荷載的增加撓度發(fā)展加快。對于試件QL2、QL4及QL5，拐點對應的荷載等級約為極限荷載的60%～75%；試件QL1的拐點對應的荷載等級約為極限荷載的40%；而試件QL3的拐點與極限荷載非常接近。撓度曲線兩個階段的形成主要由于當荷載不是很大時，墻體與托梁共同作用，墻梁整體剛度較大，因此撓度發(fā)展緩慢；而加載到后期，即到拐點對應的荷載時，墻體開裂破壞，逐漸退出工作，墻梁的整體性下降，剛度減小，因此撓度發(fā)展加快，直至試件破壞。5個試件中，對應于極限狀態(tài)下撓度最大值為試件QL1的11.22mm；當墻體高度增大時，最大的撓度值即試件QL2的6.44mm。對應于上部墻體開裂或者鋼板出現空鼓甚至明顯局部屈曲時的撓度值就更小。按混凝土規(guī)范要求，正常使用極限狀態(tài)下構件撓度的限值為1／200跨度，即為10mm。因此，組合墻梁的剛度完全能夠滿足正常使用要求。

圖13 荷載 撓度曲線

2.5 側板上緣壓應變發(fā)展

圖14 給出了試件QL1～QL5中組合托梁跨中區(qū)域側板上緣平均壓應變隨荷載的變化趨勢，可見在加載初期，側板上緣平均應變隨著荷載的增大基本呈線性的增長。但是到了加載后期，各試件側板應變出現了拐點，這是由于鋼板出現不同程度的空鼓甚至明顯可見屈曲（如試件QL1），應變發(fā)生突變。突變之后，應變發(fā)展明顯加快。對于試件QL1，上部墻體高度最小，組合作用相對不明顯，荷載從開始主要由托梁承擔，因此應變整體發(fā)展較為快速；其余試件應變發(fā)展相對較為緩慢，一方面主要由于上部墻體與托梁之間組合作用更為明顯，托梁作為拉桿抵消一部分壓應變；另外由于試件QL4的側板厚度較大，以及試件QL5托梁剛度增高的原因。此外，試件QL2相對QL1平均壓應變發(fā)展更為充分，主要由于上部墻體增高組合作用加強，截面受壓區(qū)高度降低，導致鋼板的臨界屈曲應力相對提高［12］。

圖14 側板上緣壓平均應變 荷載曲線

2.6 截面應變分布和中和軸位置變化

在各試件的中間區(qū)域避開螺栓沿鋼板截面高度布置了測點，圖15給出了鋼板應變沿截面高度的分布。從中可以發(fā)現，試件QL1的底部鋼板進入了屈服狀態(tài)，試件QL2接近屈服狀態(tài)，其余構件底部鋼板均未屈服。此外，除了試件QL3測試結果有點異常外，其余試件的鋼板應變分布沿截面高度符合平截面假定。

比較試件QL1、QL2和QL3（托梁相同）的中和軸位置，可以看出隨著墻梁上部墻體高度的增加，托梁中和軸位置逐漸上移。主要原因在于上述試件中拱效應的組合作用加強，作為拉桿的組合托梁軸力依次增大。這一結果進一步驗證了增加墻體高度，有利于增加墻梁的整體作用。

圖15 鋼板應變沿截面高度的分布

3 墻梁分析與建議

為了更好地理解鋼板－磚砌體組合托梁與上部墻體之間拱效應的組合作用。將本文試驗得到的結果與文獻［14］中試件L2的試驗結果進行比較，見表2。試件L2與試件QL1中的組合托梁的幾何尺寸相似，鋼板的實測厚度為5.6mm，鋼板的屈服強度為308.7MPa。

考慮到試件QL1相對試件L2在鋼材屈服強度、以及底板寬度（考慮砂漿層的厚度）上的優(yōu)勢，可以認為試件QL1中托梁與上部墻體拱效應的組合作用基本沒有發(fā)揮。因此試件QL1中整個托梁還是一個受彎為主的普通鋼板－磚砌體組合梁，梁底及側板靠近底板處鋼板已受拉進入屈服階段；受壓區(qū)鋼板出現明顯局部屈曲。因此，在上部墻體的高跨比hw／l0≤0.25時，拱效應的組合作用可以忽略。

與試件L2相比，試件QL2、QL4的墻體高度增加，對應的空鼓荷載與極限荷載均提高較大，上部墻體的拱效應形成，托梁與墻體的組合作用開始顯現。因此托梁截面的中和軸位置向上移動，側板上部受壓范圍的高度減小，側板雖然出現空鼓，但未見較為明顯的局部屈曲。即在上部墻體的高跨比hw／l0＝0.4時，拱效應的組合作用明顯。

試件QL3從圖15（c）中可以看出，托梁的鋼板應變很小，相應的應力水平較低；并且鋼板未出現空鼓現象。此外，試件QL3的“假定空鼓荷載”相對試件L2提高幅度不低于48%。這就說明在試件QL3中，拱效應的組合作用也很明顯，但是其上部砌體破壞控制的極限荷載反而比試件L2還略低。該結果表明集中荷載作用下的鋼板－磚砌體組合墻梁中的上部墻體高度應有所限制，防止發(fā)生劈裂破壞。按照斜壓剪切破壞中的最小傾角55度，假設集中力到墻體邊緣的距離為L1，則上部墻體的高度H應滿足式（1）。

因此，在集中荷載作用下的鋼板－磚砌體組合墻梁中，為了使得上部墻體的拱效應充分發(fā)揮，上部墻體的高跨比應滿足公式（2）。否則，在墻體端部應增加有效構造措施防止劈裂破壞的發(fā)生。

另外，在試件QL5中，上部砌體出現了局部受壓豎向裂縫破壞，這一現象與組合托梁的高跨比密切相關。在現行的《砌體結構設計規(guī)范》中，限制墻梁中托梁（鋼筋混凝土構件）的高跨比不小于1／10，并且認為較大的托梁剛度對承載力、改善上部墻體的抗剪性能和托梁支座上部砌體局部受壓性能是有利的；同時，也指出過大的托梁高跨比會使豎向荷載向跨中分布，而不向支座集聚，不利于組合作用充分發(fā)揮。雖然試件QL5相對試件L2的空鼓荷載與極限荷載均有很大幅度的提高，但其上部墻體的破壞形態(tài)已表明此時托梁的高跨比已經過高。

根據鋼梁與砌體之間的組合作用研究成果［10］，當上部墻體的高跨比超過0.6時，上部墻體拱支座的應力狀態(tài)以及鋼梁的應力狀態(tài)已不受其影響。但是，鋼梁的剛度與上述應力狀態(tài)密切相關，并給出了鋼梁抗彎剛度相對上部墻體平面內剛度系數K的取值，見式（3）。

其中：Em為砌體的彈性模量，MPa，取值為1 000fm、且不大于20 000MPa；fm為砌體的抗壓強度，MPa；t為上部砌體的厚度，mm；E為鋼材的彈性模量，MPa；I為鋼梁的慣性矩，mm4。當K值越大，說明鋼梁相對越弱；反之，則鋼梁相對越強。

將公式（3）帶入本文的試驗數據，且在托梁部分考慮鋼板所包裹的砌體對抗彎剛度的貢獻，可以得到試件QL1～QL5的系數K分別為108、108、108、100和79。由此可見，為了使得上部墻體與組合托梁之間更好的共同工作，在滿足公式（2）的前提下，托梁抗彎剛度相對上部墻體平面內剛度系數K應至少大于79。

4 結 論

對5根鋼板 磚砌體組合墻梁進行了試驗研究與分析，對鋼板 磚砌體組合墻梁在集中荷載作用下的受力性能有了初步的認識?；谠囼炑芯颗c分析的結果，可以得出以下幾點結論。

1）鋼板 磚砌體組合墻梁的破壞始于加載點和支座連線部分的砌體；在加載的過程中，托梁中的鋼板出現不同程度的空鼓、甚至明顯可見的局部屈曲；組合墻梁的極限狀態(tài)由上部砌體的破壞控制。

2）鋼板 磚砌體組合墻梁中的上部墻體破壞形態(tài)可以分為以下幾種：斜拉破壞、斜壓破壞、劈裂破壞和混合破壞（含有斜壓、斜拉與局部受壓破壞）。具體的破壞形式與上部墻體的高跨比、托梁的高跨比密切相關。

3）鋼板 磚砌體組合墻梁的承載能力主要影響因素涉及上部墻體的高跨比、托梁的高跨比和鋼板的厚度；組合托梁中的鋼板沿截面高度的應變分布符合平截面假定。

4）鋼板 磚砌體組合墻梁中上部墻體與托梁之間的組合作用隨著上部墻體的高度合理增加而加強，其空鼓荷載與極限荷載都得到相應的提高；但是當上部墻體高跨比過大時，其空鼓荷載仍有較大幅度提高，但極限荷載會因過早地發(fā)生上部墻體的劈裂破壞而降低。此外，當上部墻體的高跨比hw／l0≤0.25時，組合作用不明顯；并建議上部墻體合理的高跨比應滿足公式（2），否則必須采取有效措施防止劈裂破壞。

5）鋼板 磚砌體組合墻梁在受力全過程中，跨中的撓度和荷載關系基本上分為2個階段：第1階段撓度與荷載基本成線性關系，撓度發(fā)展較為緩慢；第2階段為墻體開裂破壞，墻梁的整體性下降，剛度減小，撓度發(fā)展加快。另外，鋼板－磚砌體組合墻梁的剛度完全滿足其正常使用的要求。

6）當鋼板 磚砌體組合墻梁中的托梁抗彎剛度過大時，不利于組合作用的充分發(fā)揮，建議鋼板 磚砌體組合墻梁在滿足公式（2）的前提下，托梁抗彎剛度相對上部墻體平面內剛度系數應至少大于79。

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