組合梁

組合梁是鋼樑和混凝土板通過抗剪連接件連成整體而共同受力的橫向承重構件，能夠充分發揮鋼材抗拉、混凝土抗壓性能好的優點，具有承載力高、剛度大、抗震和動力性能好、構件截面尺寸小、施工方便等優點 。現有組合梁所採用的鋼樑形式有工字形、箱形、鋼桁架、蜂窩形鋼樑等。本文旨在探討波紋腹板H 型鋼在組合梁中的應用，與普通H 型鋼樑相比，波紋腹板H 型鋼具有強度高、用鋼量省、局部穩定承載力高的優點，可以進一步發揮組合梁的優勢。奧地利的維也納機場停車場採用過這種構件形式 聶建國提出過這種結構形式，在國內尚無應用。“波形鋼腹板組合結構箱梁橋”採用混凝土翼板與波紋腹板組成閉口箱型截面的組合梁，但兩者在設計原理存在一定的差異。波紋腹板H 型鋼腹板厚度一般較薄，但卻具有較高的平面外剛度和屈曲強度，腹板高厚比可以達到600，截面更為開展，所以非常適合作為橫向受力構件使用。

在波紋腹板H 型鋼樑的受彎性能研究方面，Elgaaly 進行了6 根波紋腹板H 型鋼樑受彎試驗和大量有限元分析，認為腹板對受彎承載力的貢獻較少 可以忽略。Johnson 研究了梁的整體彎曲性能及受壓翼緣局部屈曲。Jiho 給出了波紋腹板H 型鋼截面剪切中心和翹曲常數的求解方法，對所提出的彎扭屈曲承載力的計算方法進行了有限元驗證。郭彥林提出了波折腹板工形構件翼緣穩定性簡化模型。在鋼-混凝土組合梁抗彎承載力的計算理論方面，1912 年Andrews 首次提出基於彈性理論的換算截面法，即把混凝土或鋼的截面換算成鋼或混凝土的面積，然後根據初等彎曲理論進行截面設計和計算。1951 年，N．M．Newmark 提出了組合梁交界面縱向剪力的微分方程，第一個考慮了鋼樑與混凝土板交界面上相對滑移對組合梁承載能力和變形的影響。

1959 ～1965 年，Thurlimann 通過一系列的試驗研究，認為對於一般鋼-混凝土組合梁，當其承受極限彎矩時，組合截面的中和軸通常在混凝土板內。在組合梁極限承載力的計算中，可以認為鋼樑全截面均已達到抗拉屈服強度。歐洲鋼結構協會(ECCS)的組合結構規程及我國重新修訂的《鋼結構設計規範》中，均採用了這種簡化塑性理論 。

由於波紋腹板的特殊形式導致其不能承受彎曲正應力，使得波紋腹板H 型鋼組合梁抗彎承載力計算方法必然與普通組合梁不同。所以，本文將通過波紋腹板H 型鋼組合梁試驗研究，結合有限元分析，討論波紋腹板H 型鋼組合梁的抗彎承載力計算方法。

1．1 試件設計與製作

為了解波紋腹板H 型鋼組合梁抗彎性能，共設計製作了4 根試件，試件主要的參數差異為梁的跨度、剪跨比等，同時考察有無荷載加勁肋對強度的影響。

1．2 試驗裝置和測量內容

試驗採用兩點對稱加載，全部試件均為簡支，一側採用鉸支座，另一側採用滾動支座，採用兩個500kN 千斤頂通過反力架施加單調靜載，千斤頂下佈置小型鋼樑作為分配梁，避免混凝土翼板局部受壓破壞，加載值由與計算機相連的傳感器測量，兩個千斤頂通過一個液壓伺服儀控制同步加載，測點佈置主要考慮測量剪跨段鋼腹板的剪切應變，純彎段截面的混凝土和鋼翼緣的彎曲正應變。在梁的跨中下方設置位移計測撓度，構件左右兩端分別設置位移計測量水平位移，並有一個相對位移計測量混凝土板和鋼樑之間的滑移。

1．3 有限元數值模擬試驗

為了對波紋腹板H 型鋼組合梁的抗彎試驗進行驗證，研究採用有限元軟件ANSYS 作為輔助工具，並藉助有限元方法提取更多試驗結果數據，得到更多有益的結論。數值模型中，混凝土翼板採用Solid65 單元，材料本構 關 系 按 照 材 性 試 驗 結 果 確 定; 鋼 梁 採 用 SHELL181 單元，材料採用切線模量為0．01E 的雙摺線模型。

波紋腹板H 型鋼組合梁受彎試驗的基本過程如下: 當初期荷載較小，材料處於線彈性階段，構件的荷載撓度曲線接近於直線。隨着荷載的增大，鋼樑下翼緣開始屈服，中和軸上移，當混凝土板底部的拉應力超過混凝土的抗拉強度，板底出現裂縫。此時荷載撓度曲線出現轉折，呈曲線發展態勢。隨後，梁的變形迅速增加，板底橫向裂縫開始增大，混凝土板中裂縫寬度繼續加大，並向上發展，中和軸進一步上移，荷載撓度曲線呈現水平發展趨勢，進入塑性工作階段。當荷載達到破壞荷載的90% 以上時，混凝土板的受彎裂縫開展比較密集，間距較小。接近破壞荷載時，鋼樑的屈服區已經達到鋼樑的上翼緣。由於彎曲變形過大，試件混凝土翼板沿梁長產生縱向裂縫。加載至最後混凝土板受壓區完全達到混凝土的抗壓強度，翼板頂部混凝土被壓碎。

如混凝土翼板上部的受壓破碎，以及翼板下部的受拉開裂。同時，試件在整個試驗過程，鋼樑除了產生較大的彎曲變形外，未有其他明顯破壞特徵。試件表現出極好的塑性變形性能，延性係數均能達到8．0(取鋼樑下翼緣開始屈服作為屈服彎矩，荷載下降到極值的 80% 作為極限狀態)。

此外，CB5 和CB6 在加載位置均未設置加勁肋，當基本試驗結果分別與CB3 和CB4 一致，説明在混凝板對荷載擴散作用下，纖薄的鋼樑腹板，具有較載好的局部承壓強度。參照這一結論，在有限元分析中，僅建立無加勁肋的模型。混凝土翼板和鋼樑的上下翼緣剪應力較小，腹板剪應力較大，且腹板上剪應力近似均勻分佈。梁截面以混凝土靠近下部位置為彈性中和軸，最大應變位於鋼樑下翼緣，最大壓應變位於混凝土板上邊緣，而鋼樑腹板大部分幾乎沒有彎曲正應變。

(1)波紋腹板H 型鋼組合梁極限抗彎承載力高於截面塑性彎矩。

(2)波紋腹板H 型鋼組合梁受彎過程中構件延性性能好。

(3)波紋腹板H 型鋼組合梁截面應力分佈基本符合平截面假定。

(4)波紋腹板H 型鋼組合梁截面剪應力主要分佈在鋼樑腹板上，其呈均勻分佈。

(5)鋼樑腹板局部承壓強度高，不需要設置加勁肋。

(6)採用截面塑性彎矩作為組合梁的設計彎矩。

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隨着結構工程的發展，單一材料組成的結構很難同時滿足受力性能、耐久性、經濟性、適用性和施工性能的綜合要求以減小鋼板厚度、減輕自重、節約材料和資金、減少資源消耗等關鍵 ．

外包鋼-混凝土組合梁是一種新型組合梁，具有承載力高、延性好、穩定性好、施工方便、綜合經試件均採用跨中兩點對稱靜力加載試驗，在12 00 kN 反力台架下進行．試驗開始前，通過 1 000 kN 壓力試驗機對所有加載儀器、設備進行了檢查和標定，確保試驗量測結果準確、有效．試驗加載過程中，通過佈置相應的力傳感器監控組合梁試件所需施加的各級荷載．

對高強U 形外包鋼-混凝土組合簡支梁( 以下簡稱組合梁) 進行了試驗研究和理論分析，探討由高強混凝土和高強度鋼材有效結合形成的外包鋼-混凝土組合梁的受力性能和破壞特徵，建立高強U 形外包鋼-混凝土組合梁正截面受彎承載力計算公式．

1．1 試驗概況

為了探究高強度鋼材(Q420 與Q460)和高強度混凝土(C60 與C80)有效結合形成的高強U 形外包鋼-混凝土組合梁的受力性能，根據組合作用基本理論設計製作了3 根試件．組合梁內部高強混凝土與外包鋼板之間均按照完全剪力連接設計，不考慮滑移效應對組合梁性能的影響．

1．2 加載過程與破壞特徵

試件GCB5:荷載F 施加到270 kN (F /F_u= 0．857，F_u為極限荷載)時，組合梁底部外包高強鋼板與內部高強混凝土交界面出現較細微的粘結滑移裂縫，此時組合梁跨中豎向位移已達24 mm．荷載增至280 kN(F /F_u= 0．889)時，組合梁跨中混凝土翼緣板與U 形外包鋼腹板交界面出現較細微的裂縫．繼續加載，試件跨中豎向位移不斷髮展，而裂縫張開不大．荷載增大到315 kN(F /F_u= 1．0)時，跨中翼緣板混凝土受壓剝離破壞，試件受彎變形發展迅速．試件GCB6:荷載增大到140 kN (F /F_u=0．419)時，試件發出較大的吱吱聲，表明化學粘結作用開始破壞．在組合梁兩端，外包鋼板與內部混凝土交界面出現細的粘結滑移裂縫; 繼續加載，組合梁撓度緩慢增大，無其他現象發生; 加載至280kN(F /F_u= 0．838)時，組合梁跨中純彎段混凝土翼緣板側立面出現較細的縱向裂縫．荷載增大到335kN(F /F_u= 1．0)時，組合梁跨中純彎段內部分混凝土翼緣板出現壓潰剝離破壞，此時組合梁跨中豎向位移達到40 mm．試件GCB7:加載初期，試件跨中豎向位移緩慢增大，各部位無裂縫出現．荷載增至140 kN(F /F_u= 0．394)時，組合梁內部高強混凝土與U 形外包鋼腹板界面出現較細的豎向裂縫．荷載施加至280kN(F /F_u= 0．789)時，組合梁右端底部外包鋼板與內部高強混凝土之間出現橫向微裂縫，試件跨中豎向位移發展到22 mm．當荷載達到300 kN(F /F_u= 0．845)時，組合梁左端底部外包鋼板與內部高強混凝土之間也出現細的橫向裂縫，並伴有翼緣板混凝土的開裂聲． 當加載到 355 kN ( F /Fu =1． 0) 時，翼緣板高強混凝土上表面開始明顯鼓起，直至混凝土壓碎剝離破壞．

試件 GCB5、GCB6 和 GCB7 均發生了典型的正截面彎曲受壓破壞，承載力極限狀態標誌為跨中最大彎矩區翼緣板高強混凝土壓潰剝離． U 形外包鋼組合梁混凝土強度從 C60 提高到 C80 時，混凝土受壓破壞更趨於劇烈的崩裂破壞． 3 根試件破壞時，U 形高強外包鋼底板已全部屈服，外包鋼板均未發生局部屈曲和相對掀起． 試驗過程中，高強外包鋼板與內部混凝土之間均未出現剪切滑移，這與試件按照完全剪力連接設計結果相符，也為下面計算受彎承載力時不考慮滑移效應的影響提供了試驗依據．

1．3 荷載-撓度曲線

荷載-跨中撓度曲線分為3 個主要階段．

(1)彈性階段

從試驗開始到U 形外包鋼底部鋼板屈服之前，外包鋼組合梁處於彈性階段，撓度和荷載呈線性關係變化，可見:在試件截面尺寸、外包鋼板厚度及強度等參數相同的情況下 ( 試件 GCB6 與GCB7)，若組合梁抗剪措施符合完全剪力連接設計，翼緣板高強混凝土強度(C60 與C80)對高強U 形外包鋼-混凝土組合梁彈性階段的剛度影響不大; 在試件截面尺寸、抗剪措施、外包鋼板厚度和混凝土強度等參數相同的情況下 ( 試件 GCB5 與GCB6 )，U 形外包鋼板強度(Q420 與Q460)對組合梁彈性階段的剛度影響較小．

(2)彈塑性階段

組合梁U 形外包鋼底板屈服後，試件進入彈塑性工作階段，截面剛度逐漸減小．並且，由於翼緣板高強混凝土不斷出現細微裂縫，使試件撓度的發展速率明顯快於荷載，組合梁截面內力發生重分佈，撓度與荷載呈顯著的非線性關係．荷載達極限值時，3 個試件跨中撓度均在40 mm 以上．

(3)破壞階段

當組合梁跨中截面達到極限彎矩後，翼緣板高強混凝土受壓破碎甚至剝落，組合梁受彎承載力下降迅速． 內部混凝土強度較接近的情況(C60 與C80)下，U 形外包鋼板屈服強度較低的組合梁試件，荷載-跨中撓度曲線包絡面積相對較小．

1．4 跨中沿截面高度縱向應變發展

高強U 形外包鋼-混凝土組合梁跨中截面縱向應變沿截面高度的分佈及發展情況．以試件GCB5 為例説明，其他試件的試驗結果類似．圖5 中，M_ut表示高強U 形外包鋼-混凝土組合梁跨中截面極限彎矩，M /M_ut表示組合梁跨中截面實測彎矩比．跨中彎矩達到M_ut時，外包鋼組合梁截面塑性發展較為充分，高強混凝土翼緣板部分與外包鋼板保持基本一致的彎曲曲率．實測的縱向應變沿組合梁截面高度基本呈線性關係分佈，符合平截面基本假定．

1． 5 試驗結果分析

構造2 個與試件GCB5、GCB6 和GCB7 同截面但不同材料的普通U 形外包鋼-混凝土組合梁試件PCB1(外包鋼Q235，混凝土C30)、PCB2 (外包鋼Q345，混凝土C30)．提出的計算方法，得試件PCB1 和PCB2 的受彎承載力分別為165．2 和191．1 kN·m，高強U 形外包鋼組合梁試件GCB5 和GCB7 的受彎承載力分別是試件PCB1的1．85 倍和2．08 倍，是試件PCB2 的1．60 倍和1．81 倍，表明高強鋼(Q420 和Q460)和高強混凝土(C60 和C80)有效結合形成的U 形外包鋼-混凝土組合梁具有較高的受彎承載力．試件GCB5、GCB6 和GCB7 的屈服彎矩與極限彎矩之比約為0．72，普通U 形外包鋼-混凝土組合梁的屈服荷載約為其極限荷載的0．61 倍 高強外包鋼組合梁承載力的安全儲備比普通外包鋼組合梁略低，但其承載力的安全儲備仍然較大．試件GCB5、GCB6 和GCB7 的位移延性係數分別為2．16、2．79 和2．34，3 根高強U 形外包鋼組合梁均具有良好的延性性能．上述分析表明，高強U 形外包鋼-混凝土組合梁的整體工作性能更優越．

假定

基於試驗結果，計算高強U 形外包鋼-混凝土組合梁正截面抗彎承載力時，假定:

( 1) 組合梁截面的應變符合平截面基本假定;

( 2) 忽略受拉區混凝土作用，極限狀態下混凝土壓應力呈矩形分佈;

( 3) 不考慮鋼筋混凝土翼緣板與 U 形外包鋼滑移和掀起的影響;

( 4) 外包鋼受拉及受壓承載力均取 0． 9fy( fy 為鋼材強度設計值) ，不考慮鋼板局部屈曲． ^[2]