李 煒， 陳以一

(1 同濟大學建筑設計研究院(集團)有限公司， 上海 200092； 2 同濟大學土木工程學院， 上海 200092； 3 上海杉達學院， 上海 201209)

0 引言

部分包覆鋼-混凝土組合構件(Partially-Encased Composite Steel and Concrete Members，簡稱PEC構件)由H形截面的主鋼件及翼緣和腹板間填筑的混凝土組成。該截面最早由歐洲學者提出，主鋼件一般采用型鋼，混凝土主要用于提高主鋼件的耐火能力，且截面設置了箍筋、抗剪鍵和縱筋(圖1(a))。隨著研究的深入，混凝土的加入還提高了截面的抗屈曲能力、承載力及剛度[1]。1996年，加拿大Canam公司提出一種改進形式的截面，將普通型鋼替換為焊接薄壁H型鋼，并在H型鋼翼緣間設置連桿(Link)來改善翼緣的屈曲性能(圖1(b))[2]。此截面經(jīng)改進后，構造更為簡單，且提高了主鋼件翼緣板抗屈曲性能。

圖1 部分包覆組合構件截面形式

早期連桿為一根直桿的鋼筋，其兩端與上下翼緣焊接。由于焊縫朝向腹板一側施焊困難，導致焊縫質量不能保證設計承載力的要求，在試驗過程中發(fā)現(xiàn)連桿與翼緣斷開，進而導致上下翼緣失去面外的拉結約束[3]。同時，混凝土在彎剪作用下會產(chǎn)生斜裂縫?；谝陨显?，對連桿的形式進行了改進，提出了C型與X型連桿[4]。

R Kindmann和R Bergmann[1]在1993年對12根部分包覆組合梁進行了試驗研究，考察了部分組合梁的抗彎性能、抗剪性能及鋼-混凝土滑移效應，同時提出了相關承載能力計算公式。結果表明：如僅考慮混凝土對鋼梁翼緣屈曲的有利作用而不考慮其對承載能力的貢獻，得到的計算結果偏于保守；考慮混凝土對承載力的貢獻后，承載能力能高出22%～29%。

IM Assi和SM Abed等[5]在2002年對12根部分包覆組合梁進行了試驗研究。將腹板兩側的混凝土替換為輕骨料混凝土，并將試驗結果與填筑了普通混凝土的組合梁及純鋼梁進行了對比。結果表明：部分組合截面相比于純鋼截面，其剛度與承載力都有提高，混凝土對截面極限承載力有重要的貢獻；采用輕骨料混凝土的構件自重較輕，承載力沒有明顯的變化。

Tremblay等[6]在2000年對11根大寬厚比帶連桿的部分包覆組合柱進行了軸壓試驗研究。結果表明：組合柱的破壞模式為鋼截面翼緣屈曲伴隨著混凝土的壓潰，連桿對組合柱的性能有較大影響，連桿間距增大時，組合柱延性降低，承載力在達到極值后下降迅速。

為了保證連桿與翼緣的焊接質量，高志軍[7]對連桿的連接形式進行了改進。改進后的截面在翼緣板上開孔，連桿穿孔后在翼緣內(nèi)外兩側焊接。試驗表明這種連接形式是有效的，但加工較為復雜。

迄今為止，對部分組合結構的研究更多集中于柱，對梁的試驗較少，構造參數(shù)對性能影響的研究還不充分。本文從翼緣寬厚比、混凝土類型及連桿的形式入手，研究不同參數(shù)的部分包覆組合梁在純彎及剪彎受力狀態(tài)下的單調(diào)受力性能。分析試件的承載能力，將其與理論值對比，并分析影響試件延性的相關因素。

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

本文總結10根梁試件的試驗結果。試件的總長度有兩種規(guī)格，分別為1.81，1.06m，除去兩側端板各30mm及加勁段各125mm，試驗段長度分別為1.5，0.75m(圖2)。

圖2 鋼梁幾何尺寸

試件采用了不同形式的連桿，分別為C型連桿及X型連桿。C型連桿即連桿彎折成槽形，通過兩端的平直段與上下翼緣焊接；X型連桿則布置在上下翼緣間，呈45°布置并設置一定的平直段與翼緣焊接，連桿全長不間斷。C型連桿間距與翼緣寬度之比為0.64，1.2及1.28，X型連桿間距與翼緣寬度之比為1.4。所有試件截面均在四角配置了直徑為10的縱筋，縱筋兩端90°彎折后焊于兩側端板上。試件幾何尺寸及截面詳細構造見圖3與表1。

試件幾何參數(shù) 表1

圖3 試件構造

混凝土澆筑時利用主鋼件作為澆筑模板，待腹板一側混凝土凝結后再澆筑另一側混凝土。主鋼件鋼材采用Q345B，鋼筋采用HRB335，混凝土采用C30商品混凝土及輕骨料混凝土LC20，材料實測力學性能指標詳見表2與表3。

材料力學性能試驗結果 表2

混凝土立方體抗壓強度試驗結果 表3

1.2 試驗裝置及加載制度

加載力學簡圖及試驗裝置圖分別見圖4、圖5。該加載裝置主要由鋼柱、鋼梁及液壓伺服加載系統(tǒng)構成。兩端作動器上下運動，拉動鋼梁繞著鋼柱頂端的銷軸旋轉。鋼柱2的耳板上開設橢圓形孔，使鋼梁2能沿水平方向適當移動。當面向裝置時，定義試件表面為南面，背面為北面，右側為東側，左側為西側。圖4、圖5的中間水平尺寸為試驗段長度(表1)加上兩端加勁部分長度(圖2)。

圖4 加載力學簡圖

圖5 試驗裝置圖

試件采用兩種不同的加載方式，即對稱加載與反對稱加載。對稱加載時，兩作動器同時施加拉力(向下)，并保持力大小相等，試件處于純彎受力狀態(tài)。反對稱加載時，兩作動器一拉一壓(一下一上)，并保持力大小相等，試件處于剪彎受力狀態(tài)，反彎點位于試件段跨中。

試驗前需要計算理論屈服荷載及對應的位移，作動器在屈服荷載前采用力控制模式，到達屈服荷載后作動器改為位移控制模式并繼續(xù)加載至試件破壞[9]。本試驗裝置下，試件試驗段端部彎矩M與作動器荷載F之間的關系為如下：

對稱加載時：

M=1.015F

(1)

反對稱加載、試驗段長為1.5m時：

M=0.583F

(2)

反對稱加載、試驗段長為0.75m時：

M=0.409F

(3)

1.3 測試內(nèi)容

本試驗通過測量試件位移來反算試件轉角。試件位移計的布置如圖6(a)所示。試件應變片的布置圖如圖6(b)所示，其中B代表主鋼件上下翼緣處的應變片，S代表連桿及鋼筋上的應變片，連桿的應變片布置在截面高度中心處。括號內(nèi)代表試件背面相應位置的測點編號。

圖6 測點布置圖

2 試驗結果與分析

2.1 試驗現(xiàn)象與破壞模式

CS-5C-D試件彎矩達到32.5kN·m時，試件西側北面觀察到了混凝土豎向裂縫，緊接著試件兩端及南面陸續(xù)觀察到了裂縫，裂縫不斷密集；彎矩達到78.2kN·m后，裂縫逐漸變長，且寬度變寬；彎矩達到108.6kN·m時，應變片數(shù)值顯示受拉翼緣達到屈服；彎矩達到134kN·m時，受壓翼緣屈服；彎矩達到139kN·m時，初步判斷試件已經(jīng)屈服。在該級荷載之前，未發(fā)現(xiàn)混凝土有壓潰跡象，主鋼件的翼緣也未屈曲，混凝土裂縫以豎向裂縫為主。

將作動器改為位移控制模式繼續(xù)加載。CS-5C-D試件彎矩達到165.5kN·m時，試件西側北面的受壓翼緣屈曲，緊接著東側北面、西側南面處受壓翼緣陸續(xù)屈曲；彎矩達到171.5kN·m時，屈曲翼緣附近的混凝土開始壓潰剝落。隨著試驗加載，試件變形增大，混凝土裂縫不斷發(fā)展，混凝土壓潰也越嚴重。彎矩達到180.6kN·m時，大塊混凝土剝落，隨后試件彎矩達到峰值(181.7kN·m)并開始下降；彎矩下降至156.3kN·m時，大面積混凝土已經(jīng)剝落，翼緣鼓曲明顯。由于混凝土整體性破壞，主鋼件抗扭性能降低，試驗后期觀測到主鋼件平面外的扭轉。試驗結束后，CS-5C-D試件情況如圖7所示。

圖7 CS-5C-D試件加載結束時的狀況

圖8為CS-5C-D試件的彎矩-轉角曲線，橫坐標為試驗段兩端轉角的平均值，縱坐標為試驗段兩端彎矩的平均值。轉角、彎矩均以正向加載時產(chǎn)生的轉角、彎矩為正。試驗后期，混凝土的損傷會引起試件剛度分布不均，位移控制模式下作動器的荷載會出現(xiàn)偏差。兩作動器荷載偏離平均值5%時，認為試件無法達到預期的受力條件，相關曲線用虛線表示。圖中兩條水平線代表按邊緣屈服準則計算得到的理論屈服承載力My及按全截面塑性準則計算得到的理論極限承載力Mu。理論承載力的計算方法將在第2.2節(jié)敘述。

圖8 CS-5C-D試件彎矩-轉角曲線圖

CQ-C-D-tf10試件彎矩達到58.9kN·m時，試件西側南面觀察到了混凝土豎向裂縫，緊接著試件中部及北面陸續(xù)觀察到了裂縫，裂縫不斷密集；彎矩達到81.2kN·m后，裂縫逐漸變長，且寬度變寬；彎矩達到144.1kN·m時，應變片數(shù)值顯示受拉翼緣達到屈服；彎矩達到160.4kN·m時，受壓翼緣屈服；彎矩達到180.7kN·m時，初步判斷試件已經(jīng)屈服。在該級荷載之前，未發(fā)現(xiàn)混凝土有壓潰跡象，主鋼件的翼緣也未屈曲，混凝土裂縫以豎向裂縫為主。

將作動器改為位移控制模式繼續(xù)加載。CQ-C-D-tf10試件彎矩達到189.8kN時，試件北面的混凝土有壓潰跡象，緊接著多處出現(xiàn)壓潰跡象，但受壓翼緣并未屈曲；彎矩達到235.5kN·m時，混凝土開始剝落；直至彎矩達到250.7kN·m，西側北面的受壓翼緣屈曲，同時，組合梁發(fā)生了整體性的扭轉。隨著加載繼續(xù)，東側北面、西側南面及北面跨中的受壓翼緣均發(fā)生了屈曲，此階段受壓翼緣鼓曲幅度均小于翼緣寬厚比為17.21εk的試件。彎矩達到264.9kN·m后開始下降，此后跨中翼緣屈曲加劇且混凝土大面積剝落。試驗結束后，CQ-C-D-tf10試件情況如圖9所示，圖10為CQ-C-D-tf10試件彎矩-轉角曲線。

圖9 CQ-C-D-tf10試件加載結束時的狀況

圖10 CQ-C-D-tf10試件彎矩-轉角曲線圖

CQ-X-F試件彎矩達到32.6kN·m時，試件西側北面觀察到了混凝土斜向裂縫，隨著彎矩加載直至121.8kN·m，裂縫逐漸出現(xiàn)在試件兩端。試件東側的斜裂縫朝向均相同且與西側斜裂縫的朝向相反。相比于純彎試件較為密集的裂縫，彎剪試件的混凝土裂縫較為稀疏。彎矩達到128.3kN·m后，應變片數(shù)值顯示受拉翼緣達到屈服。彎矩達到154.5kN·m時，受壓翼緣屈服。彎矩達到157.4kN·m時，初步判斷試件已經(jīng)屈服。在該級荷載之前，未發(fā)現(xiàn)混凝土有壓潰跡象，主鋼件的翼緣也未屈曲，混凝土裂縫以斜向裂縫為主。

將作動器改為位移控制模式繼續(xù)加載。CQ-X-F試件彎矩達到186.6kN·m時，試件西側北面的受壓翼緣屈曲，緊接著東側受壓翼緣陸續(xù)屈曲。相比于純彎試件的受壓翼緣在梁長范圍均會發(fā)生屈曲，彎剪試件的受壓翼緣僅在試件兩端屈曲。翼緣屈曲的同時伴隨著相鄰處混凝土的壓潰。彎矩達到191.2kN·m時，受拉翼緣在邊緣處拉裂，彎矩也達到了峰值。隨著加載繼續(xù)，受拉翼緣裂縫逐漸開展至腹板附近，試驗終止。試驗結束后，CQ-X-F試件情況如圖11所示，圖12為CQ-X-F試件彎矩-轉角曲線。

圖11 CQ-X-F試件加載結束時的狀況

圖12 CQ-X-F試件彎矩-轉角曲線圖

DS-C-F試件彎矩達到45kN·m時，試件西側北面觀察到了混凝土斜向裂縫，隨著彎矩加載直至102.3kN·m，裂縫逐漸出現(xiàn)在試件兩端。試件東側的斜裂縫朝向均相同且與西側斜裂縫的朝向相反。彎矩達到115kN·m后，應變片數(shù)值顯示受拉翼緣達到屈服。彎矩達到136.6kN·m時，受壓翼緣屈服。彎矩達到147.2kN·m時，初步判斷試件已經(jīng)屈服。在該級荷載之前，未發(fā)現(xiàn)混凝土有壓潰跡象，主鋼件的翼緣也未屈曲，混凝土裂縫以斜向裂縫為主。

將作動器改為位移控制模式繼續(xù)加載。DS-C-F試件彎矩達到157kN·m時，斜裂縫迅速發(fā)展并上下貫通，受壓區(qū)混凝土壓潰，混凝土表面也凸出主鋼件寬度以外；彎矩達到172.2kN·m時，西側北面受壓翼緣屈曲，緊接著東側受壓翼緣陸續(xù)屈曲，翼緣屈曲的同時伴隨著相鄰處混凝土的壓潰；彎矩在179.1kN·m時達到峰值并開始下降，混凝土表面凸出主鋼件寬度非常明顯。兩端作動器荷載逐漸下降直至試驗結束。試驗結束后，DS-C-F試件情況如圖13所示，圖14為DS-C-F試件的彎矩-轉角曲線。

圖13 DS-C-F試件加載結束時的狀況

圖14 DS-C-F試件彎矩-轉角曲線圖

CS-C-D，CS-X-D與CQ-5-D試件的試驗現(xiàn)象及彎矩-轉角曲線與CS-5C-D試件類似，CS-X-F與CS-C-F試件的試驗現(xiàn)象及彎矩-轉角曲線與CQ-X-F試件類似，DS-X-F試件的試驗現(xiàn)象及彎矩-轉角曲線與DS-C-F試件類似。

綜合各試件的試驗現(xiàn)象及彎矩-轉角曲線可知：純彎試件受彎時，受拉區(qū)混凝土開裂，中性軸上移，受拉翼緣較受壓翼緣更早屈服；當受壓翼緣屈服時，試件所受彎矩已達到My；當試件所受彎矩達到Mu時，翼緣未鼓曲，混凝土也未壓潰，可見混凝土提高了翼緣的屈曲承載力。對于翼緣寬厚比為17.21εk的試件，翼緣鼓曲早于混凝土壓潰發(fā)生，伴隨著翼緣鼓曲越加明顯，混凝土壓潰也更嚴重；翼緣寬厚比為10.30εk的試件，混凝土壓潰早于翼緣鼓曲發(fā)生，混凝土嚴重壓潰后才觀察到翼緣鼓曲；當混凝土大面積剝落時，彎矩-轉角曲線往往開始進入下降段。

對比不同剪跨比的剪彎試件，剪跨比為3的試件，其破壞模式仍以彎曲破壞為主，體現(xiàn)為試驗段端截面混凝土的壓潰與受壓翼緣的屈曲；剪跨比為1.5的試件，其破壞模式則以彎剪破壞為主，混凝土斜裂縫貫穿截面。區(qū)別于純彎試件的正截面裂縫，剪彎試件的裂縫以混凝土斜向裂縫為主。

2.2 試件承載能力

采用邊緣屈服準則計算理論屈服承載力My時，假定混凝土與主鋼件共同工作，全截面的應變分布遵守平截面假定?？紤]開裂對中性軸的影響，不考慮受拉區(qū)混凝土的貢獻，考慮縱筋與受壓區(qū)混凝土對承載能力的貢獻。鋼材抗拉、抗壓強度采用材性試驗得到的屈服應力，混凝土抗壓強度采用立方體抗壓強度試驗得到的抗壓強度乘以0.67轉換成的軸心抗壓強度。邊緣屈服準則截面應力見圖15。

圖15 邊緣屈服準則截面應力圖

采用全截面塑性準則計算理論屈服承載力Mu時，假定鋼材與鋼筋均達到各自的抗壓、抗拉屈服強度，混凝土亦達到了自身的抗壓強度，不計受拉區(qū)混凝土的貢獻。全截面塑性準則截面應力如圖16所示。

圖16 全截面塑性準則截面應力圖

試件實測屈服彎矩My,t可根據(jù)R.Park法(圖17)從試驗曲線中得到；試件實測極限彎矩Mu,t為試驗實測達到的彎矩-轉角曲線上的極限值，取試件兩端彎矩的平均值，所得結果見表4。

圖17 R.Park法確定屈服位移

試件承載能力理論值與試驗值比較 表4

2.3 試件延性

采用延性系數(shù)來反映試件的塑性變形能力，其被定義為：

(4)

式中θu和θy分別代表屈服轉角與極限轉角，可參考R.Park法(圖17)確定。由試驗曲線確定峰值荷載Mmax，作水平線M=0.6Mmax交曲線于C點，連接并延長OC交水平線M=Mmax于點A。過點A做垂線交曲線于點B，B點即為等效屈服點。做水平線M=0.85Mmax交曲線于點D，D點對應的轉角即為極限轉角，對應的彎矩此處稱為破壞彎矩。試件延性計算結果見表5。

試件延性 表5

由表5可知，部分包覆組合梁試件延性系數(shù)在9.84～21.32間，均具有較好的延性。配置了C型連桿或X型連桿的試件，延性系數(shù)沒有顯著區(qū)別。對比配置了不同混凝土的試件，LC20混凝土的試件延性略低于C30混凝土的試件(如CQ-5C-D試件延性略低于CS-5C-D，CQ-X-F試件延性略低于CS-X-F)，但從極限轉角和延性系數(shù)兩個指標看，都能支持構件發(fā)展足夠的塑性變形，說明使用LC20混凝土以減輕構件自重不會影響結構安全所需的構件性能。剪跨比為3的剪彎試件，延性系數(shù)與純彎試件接近，在10.79～13.71間；剪跨比為1.5的剪彎試件，延性系數(shù)在16.57～21.32間，其好于剪跨比為3的剪彎試件，說明混凝土剪彎破壞后，主鋼件對延性開展發(fā)揮了重要作用。試驗還比較了不同的翼緣寬厚比參數(shù)，寬厚比較小的試件延性比寬厚比較大的試件好。相關對比結果見表6～8。

不同連桿形式試件的延性 表6

不同混凝土類型試件的延性 表7

不同翼緣寬厚比純彎試件的延性 表8

2.4 正則化彎矩-轉角曲線

對所有試件數(shù)據(jù)結果進行處理，曲線縱坐標為試件彎矩值除以邊緣屈服準則下的抗彎承載力理論值；橫坐標為試件轉角值除以屈服轉角理論值，曲線如圖18所示。

圖18 正則化彎矩-轉角曲線圖

由圖18可知，所有試件的彎矩在小于屈服彎矩時表現(xiàn)基本一致，彎矩-轉角曲線呈線性發(fā)展；采用LC20混凝土的試件(CQ-X-F與CQ-5C-D)相比于采用C30混凝土的試件，彎矩-轉角曲線較早進入下降段；翼緣寬厚比為10.30εk的試件相比于翼緣寬厚比為17.21εk的試件，彎矩-轉角曲線較晚進入下降段。配置了不同連桿形式的試件，在其余參數(shù)相同的情況下，由于混凝土損傷的隨機性，彎矩-轉角曲線有所區(qū)別，但基本類似。

3 結論

(1)混凝土的引入不僅能提高翼緣板的屈曲承載力，還能提高構件的承載能力。在本試驗翼緣寬厚比的范圍內(nèi)(表1)，翼緣在達到理論極限承載力Mu前沒有發(fā)生屈曲?；炷羾乐貏兟浜?，試件承載力下降。

(2)試件屈服荷載與按邊緣屈服準則計算得到的理論屈服承載力My的比值在1.01～1.4間，與計算值較為吻合；試件極限荷載與按全截面塑性準則計算得到的理論極限承載力Mu的比值在1.15～1.36間。

(3)本試驗中連桿間距與翼緣寬度的比值為0.64，1.28及1.4，相同受力條件下的試件延性基本處于同一水平；采用LC20混凝土的試件延性雖然比采用C30混凝土的試件延性低，但仍有較高延性；翼緣寬厚比較小的試件延性比寬厚比較大的試件好。本試驗中部分包覆鋼-混凝土組合梁延性系數(shù)為9.84～21.32，具有良好的變形性能。