趙必大 龔大程 李瑞鋒 俞晨達(dá) 章雪峰 周海敬

(1.浙江工業(yè)大學(xué)土木工程學(xué)院, 杭州 310023; 2.浙江精工綠筑住宅科技有限公司, 浙江紹興 312030; 3.浙江工業(yè)大學(xué)工程設(shè)計(jì)集團(tuán)有限公司, 杭州 310014)

部分包覆鋼-混凝土組合梁(PEC梁)通常是指在H形或工字形開口截面鋼(在PEC梁中也稱主鋼件)的翼緣和腹板之間填充混凝土、并且鋼和混凝土共同工作承擔(dān)外荷載作用的組合梁。這種組合梁最早由歐洲學(xué)者提出,當(dāng)時(shí)主鋼件采用寬厚比相對(duì)較小的軋制工字鋼或H型鋼(填充的混凝土能有效抑制鋼腹板屈曲和鋼翼緣向內(nèi)屈曲、但無法抑制鋼翼緣向外屈曲),且截面設(shè)置了栓釘、縱筋、箍筋(放置在鋼腹板兩側(cè))。到了20世紀(jì)后期,加拿大人提出用板件寬厚比(或高厚比)更大的焊接H型鋼作為主鋼件,并去掉箍筋以簡(jiǎn)化構(gòu)造,但沿著主鋼件的翼緣邊緣按一定的間距設(shè)置連桿(兩端焊接于兩個(gè)鋼翼緣的鋼筋或扁鋼)用來抑制鋼翼緣向外屈曲,提高翼緣抗屈曲性能以充分發(fā)揮鋼材強(qiáng)度優(yōu)勢(shì)(節(jié)省用鋼)。連桿和鋼翼緣起到約束混凝土的作用,以增強(qiáng)鋼和混凝土的組合效果;填充的混凝土則提高了梁的剛度,改善了防火和防腐性能。對(duì)比普通型鋼-混凝土組合梁或鋼筋混凝土梁,鋼翼緣位于截面最外邊緣的構(gòu)造特點(diǎn)使得PEC梁更能充分發(fā)揮鋼材高強(qiáng)度優(yōu)勢(shì)。在施工方面,PEC梁在澆筑混凝土?xí)r幾乎無需模板(主鋼件側(cè)翻后兩翼緣兼做模板),是一種非常適合裝配式建筑的結(jié)構(gòu)構(gòu)件。

國外較早開展PEC梁的研究。1993年,Kind-mann等對(duì)12根PEC梁進(jìn)行了試驗(yàn)研究[1],結(jié)果表明,不考慮混凝土作用明顯低估了組合梁的承載力。在國內(nèi),近年來隨著裝配式建筑的興起,適合裝配式建筑的PEC梁得到較多關(guān)注。李煒等對(duì)PEC梁的靜力性能進(jìn)行了深入的研究[2-3],并提出了新型的C形和X形連桿,結(jié)果表明,PEC梁抗彎承載力試驗(yàn)實(shí)測(cè)值Mut與全截面塑性理論計(jì)算值Mpt較為接近(Mut/Mpt多為1.1～1.3);新型連桿有效地解決了早期連桿(一根兩端與鋼翼緣焊接的直桿鋼筋)與翼緣之間拉結(jié)不牢的缺陷(試驗(yàn)中常發(fā)生連桿與翼緣斷開),從而有效地提高了鋼翼緣的抗屈曲性能,且新型連桿對(duì)混凝土的約束作用更強(qiáng)。肖錦等對(duì)主鋼件頂部帶有混凝土翼板的PEC梁進(jìn)行了試驗(yàn)研究[4],研究表明:主鋼件翼緣不對(duì)稱(受壓翼緣寬度小于受拉翼緣)的T形截面PEC梁的抗彎承載力僅略低于主鋼件翼緣對(duì)稱的T形截面PEC梁(低了約1%),但前者的鋼翼緣與混凝土翼板之間的滑移比后者的大,T形截面PEC梁的腹部混凝土和型鋼之間的相對(duì)滑移小可忽略。胡夏閩團(tuán)隊(duì)對(duì)PEC梁的受彎和受剪性能進(jìn)了試驗(yàn)研究[5-7],結(jié)果表明:主鋼件腹部的縱向剪力主要靠混凝土間的黏結(jié)力和摩檫力承擔(dān),即使在極限狀態(tài)承載下主鋼件和混凝土之間相對(duì)滑移都很小,滑移效應(yīng)對(duì)PEC梁受彎承載力的影響可以忽略。近幾年來,為了節(jié)省用鋼以及方便施工,國內(nèi)外提出了主鋼件腹部開孔的PEC梁并對(duì)其性能進(jìn)行了研究。[8-10]然而,目前對(duì)PEC梁的研究主要圍繞靜力性能開展,對(duì)PEC梁抗震性能研究較少。李煒等對(duì)PEC梁進(jìn)行往復(fù)純彎矩和往復(fù)彎剪作用下的試驗(yàn)研究[11],結(jié)果表明:PEC梁的滯回曲線較飽滿、延性較好,但每個(gè)加載模式僅一根梁且采用復(fù)雜的X形連桿。

框架結(jié)構(gòu)在地震作用下,PEC框架梁往往受往復(fù)彎矩和剪力共同作用,因此,設(shè)計(jì)了2個(gè)截面高度不同、采用C形連桿的PEC梁試件,對(duì)其彎剪力滯回性能進(jìn)行試驗(yàn)研究。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

試驗(yàn)共設(shè)計(jì)了2根截面高度不同的PEC梁試件,如圖1所示。

圖1 試件示意 mmFig.1 The schematic diagram of specimen

考慮到加載裝置的大小,試件總長度為1 490 mm,分為居中為1 200 mm長的試驗(yàn)段(組合梁段)、兩端各長為145 mm的連接段(用于連接加載裝置的純鋼加勁段)。試件幾何參數(shù)如表1所示,表中第一列的字母和數(shù)字分別表示梁及其截面高度,如B-300表示截面高度為300 mm的PEC梁;第二、三列分別表示梁截面的高度h、寬度b,第四、五列分別表示主鋼件的腹板壁厚tw、翼緣壁厚tf,第六、七列分別表示連桿的直徑d和間距s。設(shè)計(jì)試件時(shí),主鋼件為Q355鋼板焊接而成的H形截面鋼,翼緣板、腹板的厚度分別為 6,5 mm。如此,主鋼件的外伸翼緣寬厚比約為17εk(εk=(235/fy)0.5,fy為鋼板屈服強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值),約為T/CECS 719—2020《部分包覆鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》[12]中規(guī)定的2類截面(達(dá)到主鋼件全截面塑性彎矩)限值14εk和3類截面(主鋼件僅截面邊緣屈服)限值20εk的中間值,用來考察外伸翼緣寬厚比超過2類截面限值情況下主鋼件截面是否有足夠的塑性發(fā)展。試件采用施工更簡(jiǎn)單的C形連桿(對(duì)比X形連桿),由直徑為6 mm的鋼筋彎折形成,兩端彎折段與翼緣鋼板采用角焊縫滿焊連接。連桿的間距參考文獻(xiàn)[2]取為250 mm,并在腹板兩側(cè)對(duì)稱設(shè)置。此外,在截面中部設(shè)置2根直徑10 mm的腰筋,起到約束混凝土裂縫的作用?；炷翝仓霸嚰恼掌鐖D2所示。

表1 試件幾何參數(shù)Table 1 Geometric parameters of specimens mm

圖2 混凝土澆筑前的試件Fig.2 A typical specimens before casting concrete

混凝土澆筑時(shí)主鋼件腹板平行于地面放置,先澆筑腹板一側(cè)混凝土,待初凝后翻轉(zhuǎn)澆筑另一側(cè)混凝土。試驗(yàn)前進(jìn)行了材性試驗(yàn),鋼材拉伸試驗(yàn)結(jié)果見表2?；炷羷t制作2組共計(jì)6個(gè)邊長100 mm的非標(biāo)準(zhǔn)立方體抗壓試塊,進(jìn)行混凝土抗壓試驗(yàn)并按GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》[13]的方法換算為150 mm邊長立方體標(biāo)準(zhǔn)試塊的抗壓強(qiáng)度fcu,結(jié)果見表3,表中的C1、C2分別為先、后澆筑一側(cè)的混凝土試塊。

表2 鋼材的力學(xué)性能試驗(yàn)結(jié)果Table 2 Measured mechanical properties of steels

表3 混凝土立方體抗壓強(qiáng)度Table 3 Compressive strength of concrete test cubes MPa

1.2 加載裝置

參考文獻(xiàn)[11]并結(jié)合實(shí)驗(yàn)室既有的平面加載框架系統(tǒng),設(shè)計(jì)能模擬框架梁在地震作用下受往復(fù)彎剪作用的加載裝置,如圖3所示。加載裝置由實(shí)驗(yàn)室已有的平面加載框架系統(tǒng)(包含平面加載框架、兩個(gè)作動(dòng)器和液壓伺服系統(tǒng)),以及新設(shè)計(jì)的加載鋼梁、底座(鋼柱)、耳板等組成。南北兩側(cè)兩個(gè)作動(dòng)器通過高強(qiáng)螺栓固定于平面加載框架的上部反力梁,作動(dòng)器底部通過4根錨栓與加載鋼梁(箱型截面)的一端相連,加載鋼梁的另一端通過高強(qiáng)螺栓和端板與試件連接,加載鋼梁插入底座頂部的兩個(gè)耳板后再用銷軸與底座連接(加載鋼梁可繞銷軸轉(zhuǎn)動(dòng))。如此,試件及其兩端的加載鋼梁形成一個(gè)整體、但抗彎剛度EI變化的兩端伸臂梁,兩個(gè)底座則視為伸臂梁的支座。為了更好地模擬伸臂梁受力條件,南側(cè)底座頂部的耳板開設(shè)橢圓形孔洞,可使加載鋼梁能沿水平方向適當(dāng)移動(dòng)。

1.3 加載方案

試驗(yàn)采用兩側(cè)作動(dòng)器始終保持相反方向往復(fù)加載(即一個(gè)作動(dòng)器往下推的同時(shí)另一個(gè)作動(dòng)器往上拉),以模擬框架梁在水平地震作用下的往復(fù)彎剪作用,并定義南端作動(dòng)器向下、北端作動(dòng)器向上為正向加載。以負(fù)向加載為例,試件的彎矩和剪力如圖4所示。采用加載端的荷載-位移混合控制加載方式,具體如下:試驗(yàn)前先對(duì)試件進(jìn)行有限元模擬分析,得到鋼翼緣屈服時(shí)的荷載并認(rèn)為其為屈服荷載Py;試驗(yàn)時(shí)前三級(jí)采用荷載控制加載,每一級(jí)循環(huán)2次且幅值分別為0.3Py、0.6Py、Py,并記錄Py時(shí)加載端位移讀數(shù)δy;而后改由位移控制加載,每級(jí)峰值荷載為1.5δy、2δy、2.5δy…逐漸增加,每級(jí)循環(huán)2次,一直加載至試件斷裂破壞或承載力過了峰值下降超過15%。

a—彎矩圖;b—剪力圖。圖4 負(fù)向加載下試件的彎矩圖和剪力Fig.4 Bending moment and shear of the specimen under negative loading

1.4 測(cè)量方案

位移和應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置如圖5所示,在PEC梁試件兩端主鋼件的上下翼緣布置了三向應(yīng)變片T1～T4,在試件北端靠近鋼翼緣的混凝土表面布置了應(yīng)變片C1～C4,此外還在加載鋼梁彎矩最大處布置了應(yīng)變片以監(jiān)測(cè)加載鋼梁的受力情況。關(guān)于位移測(cè)點(diǎn),除了在兩加載端布置位移計(jì)D1和D2外,還在試件兩端分別布置4個(gè)豎向位移計(jì)D3～D6和8個(gè)水平位移計(jì)D7～D14,用來獲取整根試件剛體轉(zhuǎn)動(dòng)相對(duì)于地面的轉(zhuǎn)角θr、以及試件南北兩端截面的轉(zhuǎn)角θs和θn,計(jì)算式如式(1):

a—位移計(jì)布置;b—應(yīng)變片布置。圖5 位移計(jì)和應(yīng)變片布置Fig.5 Arrangements of displacement meters and strain gauges

(1a)

(1b)

(1c)

式中:δ3～δ14為位移計(jì)D3～D14測(cè)得的位移;l3為組合梁段長度;h為截面高度。

2 試驗(yàn)結(jié)果分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象和破壞模式

關(guān)于試件B-300,第2級(jí)循環(huán)加載過程中(±0.6Py加載級(jí)),混凝土表面觀察到裂縫。荷載增加,混凝土表面裂縫不斷增加和擴(kuò)散。加載至±2δy加載級(jí)第1次循環(huán)的負(fù)向峰值時(shí)(作動(dòng)器荷載約413 kN),觀察到主鋼件兩端翼緣局部屈曲。加載至±2.5δy加載級(jí)第1次循環(huán)過程中,作動(dòng)器達(dá)到整個(gè)試驗(yàn)過程的最大荷載451.9 kN,此時(shí)主鋼件兩側(cè)鋼翼緣的局部屈曲已經(jīng)非常明顯,試件北端角部混凝土被壓潰剝落。此后,每一次循環(huán)的峰值荷載比上一次循環(huán)都略有降低。加載至±3.5δy加載級(jí)第1次循環(huán)的負(fù)向峰值時(shí),組合梁試件南端的鋼翼緣開始出現(xiàn)細(xì)微裂紋,但隨即靠近組合梁南端的連接段(用于連接加載裝置的純鋼加勁段)的鋼翼緣發(fā)生斷裂且裂紋快速擴(kuò)散,為了安全而終止試驗(yàn)。試驗(yàn)結(jié)束時(shí),鋼翼緣已發(fā)生明顯屈曲且附近的混凝土被壓潰脫落,混凝土出現(xiàn)多條裂縫寬度較大的裂紋。將鋼翼緣嚴(yán)重屈曲附近的混凝土剔鑿,發(fā)現(xiàn)試件的北端腹板出現(xiàn)屈曲而南端腹板被拉裂,連桿雖發(fā)生較大彎曲變形但并未脫離鋼翼緣,最終破壞如圖6所示。

a—整體狀態(tài);b—局部。圖6 試件B-300破壞模式Fig.6 Failure modes of specimen B-300

關(guān)于試件B-200,第1級(jí)循環(huán)加載過程中(±0.3Py加載級(jí)),混凝土表面觀察到裂縫。隨著荷載的增加,裂紋不斷地增加和擴(kuò)散。加載至±2.5δy加載級(jí)第1次循環(huán)的負(fù)向峰值時(shí)(作動(dòng)器荷載約為158.3 kN),主鋼件兩端鋼翼緣觀察到局部屈曲。在±3δy加載級(jí)第2次循環(huán)過程中,作動(dòng)器達(dá)到整個(gè)試驗(yàn)過程中的最大荷載271.9 kN,主鋼件兩端的鋼翼緣屈曲明顯,組合梁南端角部的混凝土開始剝落。之后每一次循環(huán)的作動(dòng)器峰值荷載逐級(jí)降低,混凝土剝落越來越嚴(yán)重?！?δy加載級(jí)第1次循環(huán)的負(fù)向峰值時(shí)(約259.7 kN),組合梁角部的混凝土壓潰,混凝土與組合梁試件兩端的加勁鋼板脫離。在±4.5δy第1次循環(huán)加載過程中,組合梁試件靠近北端的鋼翼緣拉斷,試驗(yàn)終止。將鋼翼緣嚴(yán)重屈曲和斷裂附近的混凝土剔鑿,發(fā)現(xiàn)翼緣斷裂處腹板也被拉裂,連桿沒脫離鋼翼緣,但原本焊接在試件端部加勁鋼板上的腰筋從鋼板處脫離(試件整體變形較大的原因),最終破壞如圖7所示。

a—整體;b—局部。圖7 試件B-200破壞模式Fig.7 Failure modes of specimen B-200

2.2 彎矩-轉(zhuǎn)角曲線

根據(jù)式(1)得到試件兩端轉(zhuǎn)角(θs和θn)的平均值θ,再根據(jù)加載端作動(dòng)器荷載P和加載鋼梁長度l1及試件組合梁段長度l3等得到兩端彎矩Ms和Mn(圖4)并得到平均值M,得到彎矩-轉(zhuǎn)角(M-θ)滯回,如圖8所示。需要說明的是,試驗(yàn)后期混凝土出現(xiàn)較大損傷、且兩端損失程度不同,導(dǎo)致兩端作動(dòng)器的荷載不同,當(dāng)兩端荷載差異超過10%時(shí),認(rèn)為不能滿足試驗(yàn)預(yù)期的受力條件,用虛線表示?？芍?PEC梁的滯回曲線比較飽滿(呈梭形),滯回特征類似鋼構(gòu)件;在屈服或屈曲嚴(yán)重的加載后期,每級(jí)加載下2次循環(huán)的曲線存在一定偏差。

a—試件B-300;b—試件B-200。圖8 試件的彎矩-轉(zhuǎn)角滯回曲線Fig.8 Moment-rotation hysteretic curves of specimens

圖9給出2個(gè)試件的骨架曲線?？芍?荷載較小的彈性受力階段,試件B-300和B-200的骨架曲線基本呈直線,屈服后曲線逐漸呈現(xiàn)出非線性特征。試件B-300的極限承載力明顯大于試件B-200,但B-300到達(dá)極限承載力時(shí)的梁端轉(zhuǎn)角更小。需要說明的是,試件B-300負(fù)向曲線明顯短于正向曲線,是因?yàn)樵谥麂摷撘砭?靠近南端)剛出現(xiàn)細(xì)微裂紋時(shí)鄰近的連接段(用于連接加載裝置的純鋼加勁段)的下翼緣在加載過程中突然斷裂且裂紋快速擴(kuò)展,為了安全而終止試驗(yàn)。

B-300; B-200。圖9 試件的彎矩-轉(zhuǎn)角骨架曲線Fig.9 Comparisons of moment-rotation skeleton curves

2.3 承載力分析

表4給出了組合梁試件的抗彎承載力實(shí)測(cè)值Mut(包括正向Mut+和負(fù)向Mut-),以及試驗(yàn)中受到的最大剪力Vm。為了便于對(duì)比,表中列出T/CECS 719—2020計(jì)算所得的組合梁抗彎承載力Mcecs(按全塑性方法計(jì)算且不考慮彎矩和剪力相互作用的不利影響)和抗剪承載力Vcecs;列出歐洲標(biāo)準(zhǔn)EC 4[14]的驗(yàn)算結(jié)果,即將剪力Vm分解成Vm-a(主鋼件承擔(dān))和Vm-cs(腹部鋼筋混凝土承擔(dān))兩部分后進(jìn)行驗(yàn)算:Vm-a≤Vau、Vm-cs≤Vcsu(Vau為主鋼件的抗剪承載力同Vcecs、Vcsu為腹部混凝土的抗剪承載力按GB 50010—2010的受剪構(gòu)件計(jì)算)。此外,表4還列出鋼和混凝土簡(jiǎn)單疊加后的抗剪承載力Vacsu。上述相關(guān)的抗剪承載力和剪力的計(jì)算式如式(2):

表4 試件承載力試驗(yàn)值和理論值比較Table 4 Comparisons of bearing capacities between tests and theoretical results

(2a)

Vcsu=αcvftkhw(b-tw)

(2b)

Vacsu=Vau+Vcsu

(2c)

Vm-a=VmMau/(Mau+Mrcu)

(2d)

Vm-cs=VmMrcu/(Mau+Mrcu)

(2e)

式中:hw和tw為主鋼件腹板的高度和厚度;b為主鋼件翼緣寬度;fyw為鋼腹板的抗拉強(qiáng)度;ftk為混凝土軸心抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值(參考GB 50010—2010計(jì)算);αcv為斜截面混凝土受剪承載力系數(shù),取0.7;Mau為主鋼件全截面塑性受彎承載力(鋼材屈服強(qiáng)度取表2的實(shí)測(cè)值);Mrcu為按GB 50010—2010計(jì)算所得腹部鋼筋混凝土正截面抗彎承載力,考慮到僅配置腰筋而無縱筋(靠近翼緣處的縱向鋼筋),計(jì)算Mrcu時(shí)近似為截面的寬b-tw、高h(yuǎn)w/2且配2根10 mm鋼筋(腰筋視為縱筋)的混凝土截面。

由表4可知:彎剪共同作用下PEC梁試件B-300和B-200(剪跨比λ為2和3)的抗彎承載力實(shí)際值Mut(取正負(fù)向平均值)大于T/CECS 719—2020計(jì)算值Mcecs(Mut/Mcecs依次為1.23和1.29)。對(duì)比之下,文獻(xiàn)[3,11]中6個(gè)彎剪加載試件(5個(gè)單調(diào)加載和1個(gè)往復(fù)加載)的Mut/Mcecs為1.18～1.36,6個(gè)純彎矩加載試件(5個(gè)單調(diào)加載和1個(gè)往復(fù)加載)的Mut/Mcecs為1.07～1.2。說明T/CECS 719—2020給出的全截面塑性法估算PEC梁的抗彎承載力是安全的,即使PEC梁的鋼翼緣外伸寬厚比b0/tf達(dá)到約17εk且連桿間距與主鋼件翼緣寬度之比Sa/b達(dá)到1.4,突破T/CECS 719—2020關(guān)于全截面塑性法的應(yīng)用限制:b0/tf限值14εk(二類截面)或b0/tf可以放寬但Sa/b<0.5。

由表4亦可知,試驗(yàn)中組合梁的最大剪力Vm大于PEC梁的抗剪承載力理論計(jì)算值Vcecs(Vm/Vcecs=1.14、1.05),按EC 4分配法(主鋼件和混凝土分擔(dān)剪力)所得主鋼件分擔(dān)的最大剪力Vm-a大于或接近主鋼件抗剪承載力理論值Vau(Vm-a/Vau=1.08、0.99)。因?yàn)?個(gè)試件以彎曲破壞為主(近端部截面混凝土壓潰且鋼翼緣屈曲),而圖4彎剪加載模式下組合梁段(試件試驗(yàn)段)長度l3越小,其端部截面達(dá)到相同彎矩M時(shí)所需的作動(dòng)器荷載P越大,端部截面受到的剪力V(V=2Pl1/(2l2+l3))也越大。根據(jù)2個(gè)試件B-300和B-200以彎曲破壞為主的特征,說明2個(gè)試件的實(shí)際抗剪承載力比Vm更大,也說明T/CECS 719—2020和EC 4低估了試件抗剪承載力。

為了進(jìn)一步分析PEC梁的抗剪承載力,對(duì)文獻(xiàn)[3,11]中6個(gè)彎剪加載PEC梁試件(加載模式同圖4)的抗剪承載力進(jìn)行了分析,結(jié)果列于表5。其中,試件編號(hào)中(第一列)第一個(gè)字母C、D分別表示組合梁段長度較長、較短(剪跨比λ分別為3、1.5),編號(hào)中帶字母Q、Z分別表示采用輕質(zhì)混凝土試件、往復(fù)加載(滯回試驗(yàn))試件,表中前4個(gè)試件(λ=3)的破壞模式以彎曲破壞[3]為主,表中后2個(gè)試件(λ=1.5)為彎剪破壞模式[3]。由表5可知:彎剪破壞為主的試件在試驗(yàn)過程中受到的最大剪力Vm不僅明顯大于Vcecs而且大于Vacsu(Vm/Vacsu=1.38、1.41),按分配法[14]所得主鋼件分擔(dān)的最大剪力Vm-a也明顯大于主鋼件抗剪承載力理論值Vau(Vm-a/Vau=1.53、1.56)。由表5亦可知,即使以彎曲破壞為主的前4個(gè)試件,試件的Vm亦接近抗剪承載力理論值Vcecs。綜合表4和表5,說明PEC梁的實(shí)際抗剪承載力要大于T/CECS 719—2020和EC 4的理論計(jì)算值,也說明混凝土對(duì)鋼腹板的約束、以及鋼翼緣和連桿對(duì)混凝土的約束使得PEC梁具有良好的抗剪承載特性。

表5 文獻(xiàn)[3]和[11]試件的受剪承載力分析Table 5 Analysis on shear capacities of specimens in reference [3] and [11]

2.4 延性和耗能評(píng)估

表6對(duì)試件的延性和變形能力進(jìn)行了評(píng)估。表中:θy為屈服轉(zhuǎn)角(正θy+、負(fù)θy-),θu為極限轉(zhuǎn)角(正θu+、負(fù)θu-),μ=θu/θy為試件的延性系數(shù)(正μ+、負(fù)μ-)。θu取骨架曲線中峰值彎矩對(duì)應(yīng)的轉(zhuǎn)角(即曲線極值點(diǎn)的橫坐標(biāo)),θy則參考文獻(xiàn)[11]列出的Park法確定:找到骨架曲線上彎矩為0.6Mmax的點(diǎn)并將其與原點(diǎn)連線,延長該連線使之與過峰值彎矩的水平線相交于A點(diǎn),A點(diǎn)的橫坐標(biāo)(轉(zhuǎn)角)為θy。由表6可知:2個(gè)試件的延性系數(shù)為4～6.8,延性較好。

表6 延性分析Table 6 Ductility analysis of specimens

構(gòu)件的耗能可采用耗能系數(shù)(即循環(huán)往復(fù)周期內(nèi)構(gòu)件耗散的能量與彈性勢(shì)能的比值)來評(píng)估,其表達(dá)式為E=S/(0.5Mm+θm++0.5Mm-θm-)。其中,S為彎矩-轉(zhuǎn)角滯回環(huán)包圍的面積(即耗能),θm+、θm-分別為滯回環(huán)中正向、負(fù)向最大轉(zhuǎn)角(廣義變形),Mm+、Mm-為滯回環(huán)中與Δ+、Δ-對(duì)應(yīng)的彎矩(廣義力)。得到2個(gè)試件的耗能系數(shù)隨著循環(huán)次數(shù)的變化,如圖10所示?？芍?在屈服前的6次循環(huán)的耗能系數(shù)E很小,屈服后E隨著循環(huán)次數(shù)增加而呈增大趨勢(shì),在1.5δy加載級(jí)之后B-300的耗能系數(shù)總體上大于B-200的。試驗(yàn)結(jié)束時(shí)2個(gè)試件B-300、B-200的耗能系數(shù)分別為約2.9、2.8,2個(gè)試件在屈服后的耗能系數(shù)平均值依次為2.3、2.2,說明2個(gè)PEC梁試件都表現(xiàn)出良好的耗能能力、截面高度對(duì)于PEC梁的耗能性能影響小。

—B-300; —B-200。圖10 試件的耗能系數(shù)Fig.10 Energy dissipation coefficients of specimens

2.5 剛度退化分析

在循環(huán)加載過程中,隨著主鋼件的屈服以及混凝土的損傷,PEC梁的抗彎剛度(定義為端部產(chǎn)生單位轉(zhuǎn)角時(shí)所需的彎矩)將會(huì)下降(退化)。按JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》[15]可用割線剛度表示每個(gè)循環(huán)下的PEC梁剛度,如Ki= (|+Mi|+|-Mi|)/(|+θi|+|-θi|)為第i次循環(huán)時(shí)試件剛度。其中,+Mi、-Mi分別為第i次循環(huán)的正、負(fù)峰值彎矩,+θi、-θi分別為+Mi、-Mi所對(duì)應(yīng)的轉(zhuǎn)角。以第1次循環(huán)時(shí)的割線剛度作為試件的初始剛度K1,以剛度之比Ki/K1作為參數(shù)來分析試件的剛度退化,見圖11(縱坐標(biāo)為Ki/K1、橫坐標(biāo)為對(duì)應(yīng)的試件端部轉(zhuǎn)角)。

B-300;B-200。圖11 試件的剛度退化Fig.11 Stiffness degradation of specimens

可知:兩個(gè)試件的剛度隨端部轉(zhuǎn)角的增大而減小,且剛度退化速度呈先快后慢的特點(diǎn)。因?yàn)殡S著轉(zhuǎn)角的逐漸增大,先是混凝土裂紋不斷增加、鋼翼緣屈服,試件剛度退化明顯;接近承載力峰值荷載時(shí)(轉(zhuǎn)角相對(duì)較大),混凝土已損傷嚴(yán)重,主鋼件塑性化程度高,此后試件的剛度雖不斷退化,但退化速度較平緩。

3 結(jié)束語

通過對(duì)2根部分包覆鋼-混凝土組合梁(PEC梁)彎-剪滯回性能的試驗(yàn),并結(jié)合前人彎-剪試驗(yàn)結(jié)果,研究PEC梁的滯回性能,結(jié)論如下:

1)在低周往復(fù)彎剪作用下,2個(gè)PEC梁試件的最終破壞模式為靠近端部的主鋼件鋼翼緣彈塑性局部屈曲后斷裂、鋼腹板斷裂,并伴隨著附近的混凝土壓潰。

2)PEC梁實(shí)測(cè)抗彎承載力大于按全截面塑性方法計(jì)算所得抗彎承載力理論值,混凝土和連桿有效地抑制了鋼翼緣和鋼腹板的屈曲,使得鋼材強(qiáng)度得到充分利用,并且試驗(yàn)結(jié)果表明全截面塑性法的適用范圍比T/CECS 79—2020規(guī)定的更廣:用全截面塑性法來計(jì)算鋼翼緣外伸寬厚比達(dá)17εk的PEC梁的承載力也是安全的,即使連桿間距Sa較大(達(dá)1.4倍鋼翼緣寬度b)。

3)彎剪加載條件下,彎剪破壞模式的PEC梁試件(剪跨比λ=1.5)所受的最大剪力明顯高于按T/CECS 79—2020和EC 4計(jì)算所得抗剪承載力理論值,彎曲破壞為主的PEC梁試件(剪跨比λ=2、3)所受的最大剪力接近或大于按T/CECS 79—2020計(jì)算所得抗剪承載力理論值,表明當(dāng)前技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)低估了PEC梁抗剪承載力。

4)2個(gè)PEC梁試件的彎矩-轉(zhuǎn)角滯回曲線飽滿、延性系數(shù)為4～6.8、屈服后平均耗能系數(shù)為2.2以上,表現(xiàn)出良好的抗震性能。