袁西貴

(成都職業(yè)技術學院城建學院， 成都 610218)

0 引 言

鋼-混凝土組合梁能夠充分利用材料的受力特性，具有抗震性能好、剛度大、施工方便、造價低等優(yōu)點，因此在歐美、日本等國已經(jīng)得到了廣泛的應用[1-2]。目前在我國也備受工程界的關注，多用于一些承受反復荷載作用的結構中。如：橋梁工程、廠房吊車梁、碼頭面板等。

近年來，國內(nèi)外不少研究人員對組合梁疲勞相關性能做了大量研究，但主要限于有限元數(shù)值模擬。浙江大學項貽強、何百達等對組合梁在疲勞荷載下剩余承載力的關鍵影響因素進行了有限元的參數(shù)分析。其分析結果表明：組合梁各構件強度以不同速率發(fā)生退化，其中栓釘最快，鋼梁次之，混凝土板最慢，且加載前期組合梁承載力退化程度由鋼梁主導，后期由栓釘連接件主導[3]。但其部分結論缺乏足夠的試驗驗證。比如文獻[1]中用于疲勞試驗的6根組合梁中有5根，即使在疲勞破壞發(fā)生后進行殘余靜力試驗后，栓釘也完好無損，其承載力退化很不明顯，尤其是完全剪力連接組合梁，直至殘余靜力試驗結束，組合梁兩端都未觀察到交界面有可見的相對滑移。事實上，在保證焊接質(zhì)量的情況下，常規(guī)截面尺寸的組合梁疲勞破壞形態(tài)由組合梁的應力幅指標決定，它綜合反映了截面設計中栓釘和不同疲勞細節(jié)的鋼梁的應力幅值之間的比值關系[4]。

在試驗方面，國內(nèi)外主要從剪力連接件及整梁兩方面開展研究，主要集中在鋼梁和混凝土板之間的剪力連接件上。Hanswille等通過大量推出試驗研究發(fā)現(xiàn)，栓釘大約在10%～20%的疲勞壽命時就出現(xiàn)了早期裂紋，這是導致其疲勞后靜力強度降低的主要原因[5]；汪炳基于27組栓釘剩余強度推出試驗數(shù)據(jù)，建立了栓釘連接件疲勞后剩余承載力退化模型[6]。但這不能完全代替整梁的疲勞性能。

截至目前，在組合梁整梁的疲勞特性方面的試驗研究極少，更未見常規(guī)疊合板組合梁整梁疲勞性能的試驗研究。已有的試驗研究成果也僅局限于現(xiàn)澆板組合梁，并且部分文獻因為研究人員缺乏實際工程經(jīng)驗而在有限元數(shù)據(jù)模擬或“縮尺”試驗過程中，采用了不在常規(guī)比例范圍內(nèi)的試件尺寸，存在較為明顯的缺陷。

疊合板組合梁整梁疲勞性能的試驗研究極少的原因，主要是疊合板組合梁的疲勞試驗試件少、加工較復雜、試驗成本高、強度大、時間長、對試驗設備要求高、試驗過程極不穩(wěn)定、成果離散性大。因此，很少有科研院校和科研機構愿意進行疊合板組合梁整梁的疲勞性能試驗研究?，F(xiàn)有的疊合板組合梁疲勞方面整梁設計只能間接借用其靜力試驗結論或者直接借用為數(shù)也不多的現(xiàn)澆板組合梁的疲勞試驗成果。

隨著西部大開發(fā)的推進，作為抗震救援的生命線工程的道路橋梁等基礎設施建設項目大量上馬。在交通不便，現(xiàn)場不具備就地取材以及需使用大量的施工設備、施工機具及電力等條件的西部山區(qū)以及丘陵地區(qū)，采用既不影響交通、現(xiàn)場不需要模板及支撐體系，施工質(zhì)量更加有保障，同時又更利于構件標準化、工廠化、工業(yè)化，也更加節(jié)能、更為環(huán)保的半裝配式的疊合板組合梁結構顯得尤為重要。為此，本文對不同剪力連接程度的疊合板組合梁疲勞性能進行了試驗研究，對其中發(fā)生相同疲勞破壞形態(tài)的組合梁進行了數(shù)據(jù)擬合，建立了相應的S-N曲線，以期對制定和完善我國相關設計規(guī)程、規(guī)范和工程應用提供一些參考。

1 試件設計

1.1 組件設計

本次疊合板組合梁試驗模型構造如圖1所示。試驗梁的支承跨度取4 500 mm。為量測梁端鋼梁和混凝土翼緣間相對滑移，鋼梁兩端各伸出支承點100 mm，鋼梁實際長度為4 700 mm。

圖1 疊合板組合梁試驗模型構造示意Fig.1 The schematic diagram of test beam

1.1.1 鋼梁截面尺寸

組合梁中鋼梁采用焊接H型鋼截面，經(jīng)優(yōu)化的設計截面尺寸見圖2。鋼梁腹板厚度為6 mm(實測5.8 mm)，高220 mm；上翼緣寬度為90 mm，下翼緣寬為200 mm，翼緣厚均取10 mm(下翼緣實測9.9 mm)。

圖2 鋼梁截面及加勁肋 mmFig.2 Cross section and stiffening rib of test beam mm

1.1.2 混凝土翼緣板

預制板厚35 mm，上下邊緣寬分別取700 mm、740 mm，板底留10 mm縫寬；現(xiàn)澆板厚為45 mm，整個疊合板板厚為80 mm。梁每側各6塊預制板，每塊板下部內(nèi)配10φ6縱向受力筋、6φ6橫向分布筋，間距均為75 mm。預制板在鋼梁上支承長20 mm，板跨方向長425 mm，梁翼緣總寬900 mm，其中鋼梁跨度方向預制板間槽口下部凈寬50 mm。預制板截面參數(shù)詳見圖3。

a—預制板剖面； b—結合鋼筋； c—預制板配筋構造。圖3 預制板截面及配筋詳圖Fig.3 Detail drawings of section and reinforcement of the prefabricated slabs

預制混凝土板端設“胡子筋”，預制板內(nèi)設結合鋼筋穿過交界面，結合筋構造詳見圖3b、c。為抵抗栓釘在混凝土中產(chǎn)生的縱向劈裂破壞，組合梁須配置適量橫向筋?？衫媒M合梁第二階段受力所需現(xiàn)澆板支座負鋼筋和預制板“胡子筋”共同兼作橫向筋。與橫向筋正交放置的分布筋也按φ6@75選取。無論預制板還是現(xiàn)澆板混凝土強度均取C40。疊合板組合梁截面配筋詳見圖4。

圖4 疊合板組合梁配筋詳圖 mmFig.4 Detail drawings of reinforcement of the composite beam with laminated slabs of the test beam mm

1.1.3 栓釘?shù)脑O計

剪力連接件采用不考慮剪力變化而將其均勻布置的塑性設計方法設計[7]，經(jīng)計算單個栓釘抗剪承載力Vu為63 347 N。按照完全剪力連接組合梁設計時，半個剪跨區(qū)段所需栓釘總個數(shù)nf=V1/Vu=20.053個。

1.2 組合梁模型設計

1.2.1 栓釘?shù)脑O計

完全剪力連接情況下，取一個剪彎區(qū)段栓釘數(shù)為21個(實際剪力連接程度γ為1.047)，栓釘沿鋼梁上翼緣均勻?qū)ΨQ單列布置。為防止組合梁受力過程中發(fā)生掀起等次生破壞，在純彎區(qū)段也對稱布置了4個栓釘。本文中的8根發(fā)生栓釘剪壞的疊合板組合梁均為不完全剪力連接組合梁[4,8]，有著極其相似的疲勞破壞特征。以試驗梁FSCB-6為例，其剪力連接程度為γ=0.798，栓釘布置詳見圖5所示(每個剪彎區(qū)段均勻布置16個栓釘)。

圖5 梁FSCB-6栓釘布置 mmFig.5 Arrangements of studs in beam FSCB-6 mm

1.2.2 組合梁FSCB-6抗力計算

取鋼板彈性模量Es=2.06 GPa，鋼板與混凝土彈性模量Ec之比αE見表1。不計混凝土徐變，不計混凝土抗拉強度，基于平截面假定并分不考慮滑移效應和考慮滑移效應兩種情況計算得到的組合梁FSCB-6抗力如表2所示。

表1 梁FSCB-6的混凝土翼板換算寬度b1取值Table 1 The converted width of concrete flange slabsof the FSCB-6

組合梁等效鋼截面如圖6所示。其中：b2=90 mm、b3=5.8 mm、b4=200 mm、h1=80 mm、h2=10 mm、h3=220 mm、h4=9.9 mm。組合梁混凝土翼板換算寬度b1計算結果見表2。

表2 梁FSCB-6抗力計算結果Table 2 Calculation results of resistance of FSCB-6

圖6 組合梁等效彈性鋼截面Fig.6 Equivalent elastic steel section of the test beam

fc為混凝土軸心抗壓強度換算值。

1.3 材料性能

鋼筋采用HPB300；栓釘型號為φ16×65圓柱頭栓釘，所用材料為16Mn鋼經(jīng)冷拔、鍛造而成，栓釘極限抗拉強度fsu=450 MPa;梁FSCB-6所用混凝土材性試驗結果見表3。

表3 梁FSCB-6混凝土材性試驗結果Table 3 Experiment on the mechanical properties of concrete in FSCB-6 MPa

鋼梁為上下翼緣不對稱的焊接Q235 H型鋼梁；根據(jù)GB/T 2975—2018《鋼及鋼產(chǎn)品力學性能試驗取樣位置及試樣制備》[9]的相關規(guī)定對鋼梁用鋼板進行了材性試驗，可得翼緣屈服強度ff、腹板屈服強度fw及極限強度f分別為286，350，450 MPa。

fcu為混凝土立方體抗壓強度實測值。

2 試驗裝置和加載方案

2.1 加力點的確定

試件為簡支鋼-混凝土疊合板組合梁，采用跨中兩點對稱加載。試驗加載方案見圖7。

圖7 組合梁加載方案 mmFig.7 The loading scheme of the test beams mm

2.2 加載設備

2 000 kN萬能試驗機兩臺，分別用于材性試驗。組合梁疲勞試驗加載在1 000 kN加載架下進行，由一臺500 kN的液壓脈動疲勞試驗機所控制的油壓千斤頂通過分配梁加載。最大動、靜負荷均為500 kN，荷載大小通過測力傳感器測量，荷載由分配梁傳遞至組合梁上表面的兩個墊梁上。加載裝置如圖8所示。

圖8 試驗加載裝置示意Fig.8 The schematic diagram of the test loading device

2.3 加載方式及測試裝置

本次疲勞試驗中，采用固定最小應力水平和最大應力水平的等幅正弦波加載，加載頻率為4 Hz。疲勞試驗分3步進行。首先以荷載下限預加載來觀察儀表及加載系統(tǒng)是否正常，再卸載至零，然后按梁荷載上限的20%為荷載增量分5級做靜載試驗，每級加載后采集一次數(shù)據(jù)。在經(jīng)過荷載下限時增加1級。卸載也分5級進行，在經(jīng)過疲勞荷載下限時也應增加1級。試驗數(shù)據(jù)由計算機自動采集，通過監(jiān)視器對試驗梁的荷載-撓度及鋼梁下翼緣的荷載-應變等曲線進行監(jiān)測。疲勞加載方式如圖9所示。

圖9 疲勞加載程序 (FLOP)Fig.9 Fatigue loading procedure

數(shù)據(jù)采集設備包括：用于量測動、靜荷載值的測力傳感器，用于量測界面滑移、跨中位移等數(shù)據(jù)的位移傳感器；應變儀及配套的數(shù)據(jù)采集設備和相應軟件。

2.4 測試內(nèi)容及測點布置

量測設備通道共16個。其中測力系統(tǒng)及量測跨中撓度的通道各1個，跨中截面鋼梁及混凝土上分別布置了4、5個應變測點；在梁半跨內(nèi)布置5個量測混凝土與鋼梁交界面相對滑移的測點。

圖10給出了試驗梁的測點及儀表布置詳圖。圖中Ci表示在翼緣板上粘貼的電阻應變片，Si表示在鋼梁上粘貼的電阻應變片(i表示離鋼梁下翼緣距離，mm)；Di表示量測混凝土翼緣板與鋼梁間相對滑移以及量測組合梁跨中位移的動態(tài)位移傳感器。

圖10 測點布置 mmFig.10 Anrrangements of measuring points mm

為量測組合梁跨中截面的應變分布及其變化，在混凝土翼緣板上、下表面及側面布置了5個電阻應變片，鋼梁的翼緣下緣及腹板布置了4個電阻應變片。此外，為量測相對滑移，在混凝土翼板與鋼梁交界面處布置位移傳感器；為量測其跨中撓度，試驗梁的跨中裝有大量程位移計(量程為200 mm)。

3 栓釘剪壞的組合梁的試驗現(xiàn)象及原因分析

項目團隊進行的組合梁試驗中共有8根組合梁發(fā)生了栓釘剪壞的疲勞破壞，試驗現(xiàn)象和原因大同小異。這里仍以FSCB-6為例，介紹組合梁發(fā)生栓釘剪壞過程中的主要現(xiàn)象及原因。

3.1 試驗主要參數(shù)

本次試驗中，試驗梁FSCB-6的設計荷載上限Pmax=150 kN(約0.77Py，0.59Pu)，設計荷載下限Pmin=60 kN(約0.31Py，0.24Pu)，相應荷載幅值為90 kN(約0.46Py，0.35Pu)。

3.2 主要試驗現(xiàn)象及分析

試驗首先給試件預加靜力荷載，靜力荷載從0加至150 kN。緊接著開始疲勞試驗，當荷載加載至1萬次、2萬次、5萬次、10萬次、20萬次、50萬次、80萬次、100萬次、130萬次時分別采集一次數(shù)據(jù)。從加載開始直到臨近120萬次，鋼梁和混凝土上各測點動應變、跨中動位移幅值等都很穩(wěn)定。既沒有觀察到鋼梁和混凝土交界面上明顯的相對滑移以及混凝土壓酥或縱向劈裂等現(xiàn)象，也未發(fā)現(xiàn)其他異常。加載至122萬次時，交界面上自然黏結開始破壞并隨反復荷載不斷作用而加劇，交界面處的相對滑移較為明顯，到126萬次時，自然黏結差不多全部破壞。至131萬次時聽到一聲沉悶聲響，不久出現(xiàn)輕微的摩擦聲，部分栓釘被剪斷；后來摩擦聲響越來越大，不斷有其他栓釘被剪壞。到134萬次時，壓區(qū)混凝土板上緣平均應變快速增加；鋼梁內(nèi)中和軸不斷下移，上翼緣壓應變逐漸增大，鋼梁和混凝土翼板之間組合作用明顯減弱。加載變得越來越困難，最大荷載及荷載幅值開始下降，需不斷地施加平均力和振動力才能保證設計荷載及荷載幅值，且很快就無法施加設計荷載了，組合梁北端(帶輥輪支座端)剪跨段相對滑移非常明顯，混凝土板和鋼梁因掀起而逐漸分離開來，疲勞破壞已經(jīng)發(fā)生。至此，組合梁經(jīng)歷了136萬次荷載循環(huán)。之后卸載，卸載后的組合梁如圖11所示。

圖11 疲勞試驗后的組合梁FSCB-6Fig.11 The composite beam FSCB-6 after fatigue test

發(fā)生疲勞破壞后隨即卸載并停機觀察，可以看出：梁南端(固定鉸支座端)滑移很小，南端剪跨段中間滑移較明顯但仍然不大，各栓釘完好無損；北端剪跨段不僅滑移很大，而且其中栓釘都已剪壞，其上方混凝土板與鋼梁已脫離。混凝土板下緣雖然處于受拉區(qū)，但未見裂縫，且混凝土板上表面直至最后也無壓碎現(xiàn)象，疊合板組合梁變得不對稱。在離固定端(北端)最近的加力點附近梁的撓度最大，這是因為北端鋼梁與混凝土板基本沒有了組合作用，截面抗彎剛度及抗彎模量減小，因而全梁最大撓度向北轉移。此外，由于組合作用減弱，疲勞破壞后卸載結束時，梁的殘余變形很大。

疲勞試驗結束后，緊接著對組合梁進行殘余靜力承載力試驗，其荷載-跨中位移曲線見圖12。

圖12 梁FSCB-6殘余荷載-跨中位移曲線Fig.12 Relations between the residual force and displacement in the middle of span of FSCB-6

殘余靜力試驗結果表明，該種破壞形態(tài)下，組合梁仍能表現(xiàn)出很好的延性，其殘余承載力較高(本試件為165 kN)，但相比剪力連接程度更好的組合梁有較大降低，究其原因：一是因為梁FSCB-6的剪力連接程度低一些，梁本身的極限承載力會有所降低，更主要的原因是因為殘余靜力荷載取決于栓釘被剪斷的北端剪跨段。而北端剪跨段由于鋼梁和混凝土基本沒有了組合作用，截面剛度變小，承載力降低。

殘余靜力試驗后的組合梁如圖13所示。可以觀察到：組合梁北端剪跨段內(nèi)鋼梁上翼緣以及腹板上受壓區(qū)有明顯的壓屈現(xiàn)象(圖13a)，混凝土預制板交接槽口以及北端加力點下混凝土均被拉裂開來(圖13b)。這是因為隨著北端栓釘?shù)募魤?，混凝土板和鋼梁之間組合作用明顯減弱，截面剛度小。因而很大程度上鋼梁和混凝土板分別受力，鋼梁和混凝土板的負擔有所加重，組合梁內(nèi)逐漸形成兩條完全獨立的中和軸。相比栓釘被剪壞前，鋼梁內(nèi)中和軸不斷下移，逐漸接近鋼梁截面形心軸。由于FSCB-6為下寬上窄的不對稱焊接H型鋼梁，因此鋼梁自身中和軸更接近其下翼緣受拉邊，鋼梁壓區(qū)應變和應力的增長較之受拉區(qū)邊緣應變增長更快，使得鋼梁壓區(qū)局部屈曲失穩(wěn)較之鋼梁下翼緣屈服首先發(fā)生。而混凝土翼緣板內(nèi)中和軸則快速上移，板底拉應力快速增加，因此混凝土預制板交接槽口以及北端加力點下混凝土均被拉裂開來。

a—鋼梁上翼緣屈曲失穩(wěn)； b—混凝土翼板板底拉裂。圖13 殘余靜力承載力試驗后的組合梁FSCB-6Fig.13 Composite beam FSCB-6 after residual bearing capacity test

3.3 試驗數(shù)據(jù)后處理結果

圖14為疲勞試驗加載至1萬次、10萬次及100萬次時組合梁FSCB-6在截面上不同高度處測點的荷載-應變曲線；圖15則分別為加載至1萬次、10萬次及100萬次時組合梁FSCB-6不同荷載作用下截面的應變分布曲線?？梢姴煌鼤r期組合梁的疲勞試驗均表現(xiàn)出了很好的線彈性性質(zhì)；同時，相當一段時期組合梁全截面只有一個中性軸，應變分布的平截面假定僅在臨近疲勞破壞時不成立。

a—1萬次； b—10萬次； c—100萬次。圖14 梁FSCB-6在截面不同位置處荷載-應變曲線Fig.14 Force and strain along cross section

a—1萬次； b—10萬次； c—100萬次。圖15 梁FSCB-6在不同荷載作用下截面應變分布曲線Fig.15 Strain along cross section of FSCB-6 under different loads

4 栓釘剪壞的組合梁的S-N曲線

當發(fā)生栓釘剪壞的疲勞破壞時，栓釘較鋼梁先達到其疲勞壽命。此時無需驗算鋼梁的疲勞壽命，只需根據(jù)栓釘?shù)腟-N曲線進行驗算即可。為此，結合本次疲勞試驗以及研究團隊在前期同等試驗條件下得到的總共8根發(fā)生栓釘剪壞的疲勞試驗數(shù)據(jù)[8](表4)，采用國內(nèi)外公認的雙對數(shù)坐標函數(shù)對試驗散點進行數(shù)據(jù)擬合，得到與栓釘剪壞的疲勞破壞形態(tài)對應的組合梁的S-N曲線(圖16)。其擬合方程為：

表4 栓釘剪壞的組合梁破壞特征Table 4 Failure characteristics of composite beams with shear failnre of studs

lgN+7.7lg Δτ=21.96

(1)

為便于比較，這里將ECCS規(guī)范中有關栓釘?shù)膌g Δτ-lgN關系曲線一并表示于圖16中。它是目前世界各地規(guī)范、規(guī)程中運用最多、效果最好的一種計算模型。其關系式為：

lgN+8lg Δτ=22.12

(2)

從圖16可見，本文的擬合曲線與ECCS規(guī)范計算模型曲線斜率較為接近，但本文數(shù)據(jù)散點不全位于ECCS規(guī)范之上，這說明我國鋼材的疲勞性能還不是很好，不宜直接將ECCS規(guī)范應用于我國的實際工程中[10]?？紤]到ECCS規(guī)范所依據(jù)的試驗數(shù)據(jù)較多，可信度較高，而本文中試驗散點有限，故作者建議：在進行組合梁設計時，采用下式作為栓釘?shù)膌g Δτ-lgN關系表達式，即：

lgN+8lg Δτ=21.74

(3)

本次擬合直線； … ECCS規(guī)范； — 本文建議取值。圖16 栓釘剪壞時組合梁試驗散點及l(fā)gΔτ-lgN曲線Fig.16 Test scstter points and lgΔτ-lgN curves of thecomposite beam with shear failure of studs

按式(3)可求得對應于疲勞壽命為200萬次時栓釘?shù)钠趶姸热≈禐棣う?85 MPa。該值略低于歐洲規(guī)范4中栓釘疲勞強度的相應取值(95 MPa)，與ECCS-TC6附錄B提供的栓釘抗剪疲勞強度Δτ=80 MPa比較接近[8]。

式(3)是在保持ECCS規(guī)范中直線的斜率不變，將其作一定平移后得到的。平移時考慮了以下幾個條件：

1)確保安全，具有一定的安全儲備。推薦表達式應保證圖中數(shù)據(jù)散點全部位于建議表達式之上；

2)為確保安全，對應于疲勞壽命為200萬次時栓釘?shù)钠趶姸容^本文擬合直線(式(1))減少不宜低于10%(實際減少21.3%)；

3)為不過于保守，對應于疲勞壽命為200萬次時栓釘?shù)钠趶姸容^ECCS規(guī)范減少不宜高于10%(實際減少10.5%)。

給出的這些約束條件，確定了一個較低的栓釘疲勞強度取值(Δτ=85 MPa)。主要是基于以下幾點：

1)本次試驗數(shù)據(jù)較少，且實際工程中的組合梁幾何形狀和受力與試件有較大差別，同時實際工程中的活載與試驗中的集中荷載也有所不同；

2)我國規(guī)范在組合梁疲勞性能方面，尤其是栓釘?shù)钠谛阅芊矫鎸嶋H經(jīng)驗較少；

3)國內(nèi)所作的相關研究工作不多，對組合梁中栓釘連接件疲勞設計可靠性還不清楚；

4)所有疲勞壽命計算式都是根據(jù)試驗結果得到的，且組合梁的應用尚處于其青壯年時期，還缺少疲勞破壞的實踐證明；

5)試驗中，豎向加載必然在混凝土翼緣板及鋼梁的交界面上引起較大的摩擦力，有利于栓釘抗剪，間接提高了栓釘?shù)目辜舫休d力；鋼梁和混凝土翼緣板交界面的黏結能夠抵抗一部分剪力，至少在疲勞加載初期存在這種情況，這相當于延長了栓釘?shù)钠趬勖蛘呤窃谙嗤钠趬勖那疤嵯?，提高了栓釘?shù)钠趶姸?；而后期該界面存在著很大的摩擦力，這同樣有利于栓釘抗剪；

6)按照我國目前計算應力幅值的方法有其局限性，所得到的是平均彈性應力幅。顯然這樣的結果還不能真實地反映實際結構中栓釘?shù)氖芰?，當然實際結構相對于推出試驗更為有利；

7)由于栓釘?shù)钠趬勖推趶姸鹊碾x散性很大，疲勞破壞延性較差，工程中一般不希望栓釘首先發(fā)生疲勞破壞；另外，栓釘疲勞破壞后，組合梁的拆換、維修加固較為困難。

鑒于這些原因，本文作者給出的建議取值表達式(3)略顯保守。隨著大數(shù)據(jù)的建立，公式中的參數(shù)可得到進一步的修正。但是參照一些較為成熟的、運用范圍較廣的規(guī)范中對于栓釘以及鋼梁的疲勞強度、疲勞壽命的取值規(guī)定，不難預見，修正的余地不大。

5 結束語

1)栓釘剪壞的疊合板組合梁與同期現(xiàn)澆板組合梁相比，它們在疲勞試驗過程中表現(xiàn)出來的疲勞性能以及疲勞壽命和疲勞強度幾乎沒有差別。疲勞破壞發(fā)生后，這類梁的翼緣板及鋼梁均未破壞，因此栓釘剪壞后組合梁的殘余變形較小?；炷涟逑戮夒m然處于受拉區(qū)，但未見裂縫。

2)按照栓釘以及不同構造細節(jié)的鋼梁進行分類，經(jīng)疲勞試驗，并采用雙對數(shù)函數(shù)進行數(shù)據(jù)擬合所得的S-N曲線，無論從概念上還是邏輯上都是科學合理的。要想得到基于不同鋼梁的構造細節(jié)所得的S-N曲線，尚需進一步開展相關研究工作。本文推薦的S-N曲線可直接用于工程中的疊合板組合梁或現(xiàn)澆板組合梁疲勞強度或者疲勞壽命驗算時參考。由于試驗數(shù)據(jù)有限，相關參數(shù)尚有修改的可能，本文相關研究方法和思路以及試驗數(shù)據(jù)和結論可供后續(xù)研究參考。隨著試驗大數(shù)據(jù)的建立，可考慮基于可靠度指標確定該種破壞形態(tài)的S-N曲線。

需要說明的是，栓釘剪壞的破壞形態(tài)發(fā)生時脆性較為明顯，疊合板組合梁變成了“混凝土板梁+鋼梁”的形式，但它們依然有較高的承載力和延性。

3)殘余靜力承載力試驗表明：栓釘剪壞的疊合板組合梁在殘余靜力承載力試驗中仍能表現(xiàn)出很好的延性，其殘余承載力較高，遠高于純鋼梁承載力。組合梁的殘余靜力荷載可偏安全地取為近似按照不考慮組合作用時純鋼梁和翼緣板單獨受力時承載力之和。