單邊鋼次梁與混凝土主梁插入式連接節點的試驗研究

楊清發， 秦文科， 周劍波

(1.廣東省電力設計研究院， 廣東 廣州 510663；2.武漢大學 建筑物檢測與加固教育部工程研究中心， 湖北 武漢 430072；3.武漢大學 土建學院， 湖北 武漢 430072)

隨著建筑結構載荷和跨度逐漸增大的設計要求，鋼次梁與混凝土主梁的混合支撐系統得到大量的應用，其中鋼次梁與主梁的節點連接成了設計的核心。傳統的設計方法一般是在框架梁側設置挑耳的單邊節點連接(圖1)，該節點連接形式施工較為繁瑣，且結構受力不理想。鋼次梁簡支于砼梁挑耳上，支座處為簡支，實際樓板為整體澆筑，在砼主梁處不可能為純簡支，仍能承受部分負彎矩。這樣便將梁端負彎矩產生的拉應力轉由板承擔，導致板產生拉伸裂縫，不滿足設計要求。本文在傳統挑耳式節點連接的基礎上，提出了一種改進的新型節點構造(圖2)，將鋼次梁直接伸入錨于砼主梁，伸入長度不少于梁寬的1/3，為確保使鋼次梁節點處砼能澆灌密實，避免鋼梁上翼緣與腹板間的交接處出現空隙，將鋼梁伸入砼梁段上翼緣板切掉，另補焊兩根一定寬度的鋼板條。端支座處鋼板條彎入砼梁，鋼板條擔負鋼次梁上翼緣拉力作用。為確保鋼次梁抗剪強度，在靠近砼梁側處鋼梁腹板兩側焊上加勁肋。為了明確該節點連接方式的受力性能，在試驗室進行了模型試驗。

圖1 傳統挑耳式單邊節點連接

圖2 鋼梁插入主梁的單邊節點連接

1 節點模型設計

以某工業廠房的鋼次梁插入主梁的節點為背景，考慮1∶2的縮尺比例，主梁單側布置4根鋼次梁(圖3)，混凝土框架主梁的載面尺寸為b×h=250 mm×600 mm，跨度為4500 mm，混凝土強度等級為C40，混凝土保護層厚度為35 mm；鋼次梁選為HN300×150-6.5×9(mm)，跨度為4500 mm，鋼材為Q235B鋼。鋼次梁翼緣上混凝土板厚取為60 mm。

鋼次梁長度大、分布根數多，做全尺度模型試驗極為不便。為了試驗方便有效，試驗模型中對鋼次梁進行了一定簡化，即鋼次梁長度僅取插入端至其反彎點的距離。對于兩端固結的梁，其反彎點距端部0.1～0.15倍的跨長。從節點構造來看，鋼次梁與混凝土主梁的節點為半剛性連接，鋼次梁反彎點相比于剛性節點而言，應向梁端部靠近；據此，本試驗中鋼次梁對應的反彎點與混凝土主梁截面中心的距離取為0.05倍的鋼次梁跨長，即225 mm。考慮到鋼次梁翼緣上焊接鋼板形式不一樣，導致節點剛度不一致，相應反彎點也各異，因此，在試驗時，當鋼次梁翼緣上焊接板剛度相對較弱時，加載點向次梁支座靠攏50～100 mm。

進行混凝土主梁的配筋設計時，宜根據次梁先于主梁破壞的設計原則，求出鋼次梁上集中荷載的設計值；依據鋼次梁對主梁的荷載傳遞，同時考慮主梁的截面承載能力限制，依據相關設計規范完成主梁的配筋計算[1]。

依據以上設計思路，本試驗模型的構造如圖3所示。梁兩端為擴大頭，梁頂4Φ18，通長布置，梁底4Φ18；鋼次梁插入主梁深度為90 mm，混凝土板鋼筋為4Φ10，抗剪鍵為4Φ18。鋼材及混凝土的力學性能指標實測值見表1。

表1 材料力學性能指標實測值

圖3 主梁與鋼次梁結構布置

考慮到鋼次梁上翼緣的焊接板對節點承載力性能影響很大，選取2種不同的焊接板形式，即翼緣中部分別焊接50 mm、90 mm寬的1塊焊接板，焊板厚度t=8 mm，試驗共選取2組模型，不同節點對應構件編號分別記為RC-1、RC-2。試驗時，對所有鋼次梁同時加載，僅對1#、2#鋼次梁進行觀測。

2 試驗加載裝置及量測布置

試驗加載過程按照GB 50152-92《混凝土結構試驗方法標準》[2]的有關規定進行，加載時在主梁兩端擴大頭頂面以大量程的千斤頂施加壓力以約束主梁端部，對次梁外伸端同步向下加載，試驗加載裝置見圖4。

圖4 試驗加載裝置

鋼次梁插入主梁的節點核心區是試驗研究的重點。如圖5示意，在鋼次梁腹板沿不同截面高度處、上翼緣焊接板上布置應變片，鋼次梁端部與混凝土底部布置位移計[3～7]。

圖5 測點的布置示意

3 試驗結果及分析

3.1 重要部位的荷載應變曲線

通過試驗發現，鋼次梁翼緣在不同焊板連接形式下，節點承載力不一樣，節點破壞形式也不一樣，宜分別進行考慮。試驗發現，在結構達到破壞時，以下部位應變較大：主梁縱向鋼筋應變、節點核心區翼緣應變、靠近梁端的箍筋應變、節點核心區鋼梁腹板中部橫向應變，本試驗重點對這些部位進行觀測和分析，其荷載應變曲線如圖6所示。

(a) RC-1

(b) RC-2圖6 荷載應變曲線

試驗過程顯示，節點受力過程可分為三個階段，即第I階段(未裂階段)，第II階段(開裂階段)和第III階段(破壞階段)。

(1)第一階段：加載初期，由于節點區剪力、彎矩、扭矩較小，節點核心區鋼次梁應變均很小，節點處于彈性工作階段。

(2)第二階段：當荷載達到開裂荷載時，在節點核心區主梁與次梁上翼緣混凝土板的交接面處出現第一條水平裂縫，隨著荷載的增加，此裂縫寬度逐漸增加；當繼續增加時，主梁端部和跨中均出現細而短的斜向裂縫；隨著荷載不斷增加，次梁上翼緣混凝土板與主梁的交接面處裂縫寬度加速增加，板內鋼筋及翼緣焊接板應力逐漸增加；對于RC-1構件，當荷載達到21 t時，翼緣焊接板達到屈服；此時次梁上翼緣混凝土板的交接面處裂縫寬度達到2.5 mm，主梁端部箍筋屈服，主梁端部扭剪裂縫相繼增加和擴展。對于RC-2構件，當荷載達到21 t時，主梁端部箍筋屈服，主梁端部扭剪裂縫明顯，節點核心區鋼次梁及翼緣焊接板均處理彈性狀態，遠未屈服，此時次梁上翼緣混凝土板與主梁的交接面處裂縫寬度達到1 mm。

(3)第三階段：對于RC-1構件，當荷載達到25 t時，鋼次梁翼緣板產生較大的塑性變形，混凝土板趨于拉裂脫落，翼緣趨于破壞，此時主裂縫的寬度達3～4 mm，主梁箍筋也接近屈服。混凝土板典型張拉裂縫如圖7所示。對于RC-2構件，隨著加載進行，箍筋應力逐漸增加，梁端部剪扭裂紋明顯擴大和加寬；當加載達到25 t時，裂縫寬度達2.5 mm，剪扭裂縫已多處貫穿主梁頂面，加載結束，主梁端部剪扭裂縫見圖8，但此時節點核心區鋼次梁及翼緣焊接板均處于彈性狀態。對比RC-1、RC-2兩種節點連接的破壞形式，前者始于節點核心區翼緣焊板的屈服，屬于次要構件的塑性破壞，后者破壞始于主梁的剪扭破壞，屬于塑性變形小的主要構件破壞，從安全角度出發，后者不滿足結構結構設計的要求；從試驗結果來看，除上翼緣焊接板外，鋼次梁節點核心區其他部位應變相對較小，同時靠近主梁跨中的節點先于靠近梁端的節點發生鋼次梁上翼緣焊接板條的破壞；在鋼次梁插入主梁節點連接設計時，應綜合考慮鋼次梁、主梁及節點的綜合承載能力，即在保證主梁抗剪扭承載力的同時進行鋼次梁翼緣焊接板的設計[8，9]。

圖7 鋼次梁與主梁連接處橫向裂縫

圖8 主梁端部剪扭裂縫

3.2 次梁端部的荷載位移曲線

試驗獲取了位移計①的端部位移，RC-1和RC-2構件端部的荷載位移曲線見圖9。對于RC-1構件，當荷載較小時，節點區為彈性變形，曲線段線性上升，當荷載達到開裂荷載時，鋼次梁上翼緣與頂面混凝土板接觸面出現開裂，節點剛度降低，對應曲線段斜率降低，隨著荷載增加，裂縫寬度加速增加，節點剛度加速降低，曲線段斜率逐漸變小；當荷載接近21 t時，對應RC-1構件，鋼次梁上翼緣焊接鋼板屈服，對應RC-2構件，主梁箍筋屈服，當荷載增加至25 t時，節點趨于破壞，曲線段斜率降低并趨于平坦。

(a) RC-1

(b) RC-2圖9 RC-1、RC-2構件次梁梁端荷載位移曲線

對比兩種節點連接的荷載位移曲線，RC-1構件破壞始于翼緣的屈服，塑性變形較大，導致次梁的梁端位移相對較大；從加載結束時曲線段斜率來看，節點仍具備一定的剛度。從試驗現象也可以看到，加載結束時，鋼次梁插入主梁的節點核心區混凝土依然完好，未出現明顯擴展的表面裂縫，即節點核心區還存在一定的抗剪能力，但節點附近梁腹板出現縱橫交錯的彎剪裂紋，使得節點抗剪能力有限。

4 單邊鋼次梁插入混凝土主梁的節點簡化分析模型

對比RC-1、RC-2兩種節點的破壞模式，前者始于節點核心區翼緣焊板的屈服，屬于次要構件的塑性破壞，屬于較為合理的節點形式，設計時上翼緣焊接板與翼緣板的橫向面積比控制在0.35～0.5的范圍內。

對于單邊鋼次梁上翼緣焊接鋼板連接節點形式(圖10)，當鋼梁自由端受到向下作用的豎向荷載時，節點核心區平衡內力有混凝土板內鋼筋拉力F1、鋼次梁上翼緣焊接板拉力F2、鋼次梁腹板與混凝土之間粘結力F4、混凝土局部受壓支點反力F3及鋼次梁上翼緣焊接板側壓力F5，鋼次梁下翼緣和腹部下部與混凝土之間縱向擠壓力F6，鋼次梁下翼緣與混凝土之間的縱向粘結力、摩擦力F7，L4為鋼次梁插入混凝土主梁的長度，L5為腹部下部與混凝土之間縱向擠壓力的分布高度；由于鋼梁自身剛度較大，鋼梁對節點區域產生撬杠作用，導致混凝土板內鋼筋、鋼次梁上翼緣焊板的拉應力及鋼次梁上翼緣焊接板側壓力迅速集中，鋼次梁腹板與混凝土之間的粘結力也抵抗了小部分梁端荷載。

圖10 節點核心區之內的主要荷載分布

假定主梁截面滿足鋼次梁集中荷載作用下的抗扭要求，從力的平衡來看，當兩邊鋼次梁梁端荷載一致時，F1、F2通過兩側鋼次梁自平衡，此時F4分配的力非常小；當兩邊鋼次梁梁端荷載不一致時，由F4、F5抵抗兩側F1、F2產生的不平衡力；梁端荷載F0與支點反力F3相平衡。

由F3的支點力矩平衡有：

F0×L0+1/2×F6×L5=F1×L1+F2×L2+1/2×F4×L2

(1)

設混凝土板內鋼筋面積為As1，鋼次梁翼緣面積為As2，兩者抗拉強度分別為fy、fy′，假定F1和F2按鋼次梁受力范圍內抗拉剛度比例分配，則有：

F1/F2=As1/As2

(2)

以鋼次梁上翼緣焊接板水平與垂直交界處水平方向的平衡有：

F1+F2+F6=F4+F5+F7

(3)

假定節點屈服破壞時，上翼緣焊接板側面受壓混凝土達到抗壓強度fc，則有F5=b1×L3×fc，F6=(t1×b2+t2×L5)×fc，F7=b2×L4×ft，式中b1為翼緣焊板的側面寬度，b2為鋼次梁下翼緣寬度，t1為鋼次梁下翼緣的厚度，t2為鋼次梁腹板的厚度，L3為鋼次梁焊接板條在混凝土中的垂直錨固深度，ft為鋼次梁表面與混凝土間粘結強度，fc為混凝土的抗壓強度，則由(3)式可求出腹部下部與混凝土之間縱向擠壓力的臨界分布高度L5。以RC-1構件為對象，可求得L5接近為0，即腹部下部與混凝土之間縱向擠壓區域較小。

設腹板與混凝土間粘結面積為As0，當荷載增加到鋼次梁上翼緣焊板與混凝土板內鋼筋屈服應力時，假定腹板與混凝土間粘結應力也達到粘結強度設計值，則由(1)、(2)式有：

F0×L0+1/2×F6×L5=fy×As1×L1+fy′×As2×L2+1/2×As0×ft×L2

(4)

依據以上思路，以RC-1構件為對象，可求得F0為18.11 t，以RC-2構件為對象，可求得F0為23.6 t，與試驗結果21 t較為接近，故該方法可作為鋼次梁插入主梁節點設計的參考。因RC-1構件節點為延性節點設計，結果偏小，需要說明的是，由式(1)中，L0對應為鋼次梁反彎點離支撐反力點的距離；L0大小與鋼次梁上翼緣焊接板的剛度有關，當焊板較多時，節點剛度變大，則反彎點向次梁跨中延伸，即L0變大，根據(1)式，對應的節點承載力F0變小，節點設計時應考慮L0的影響。

另外，為了保證節點破壞時不至于出現側面混凝土的壓碎破壞，應滿足F1+F2+F6≤F4+F5+F7，由于F4、F6和F7所占比重均很小，可以忽略不計，在節點設計時滿足F1+F2≤F5即可。以節點焊接形式一為例，可求得L3≥122.5 mm。同時，鋼次梁焊接板條在混凝土中錨固深度應參考《混凝土結構設計規范》(GB 50010-2002)第9.3條確定。

另外，考慮到鋼次梁底部交界處的混凝土壓應力較大，建議在鋼梁下部增加小端板來縱向受壓。實際上，節點的彎矩承載力取決于次梁支座上部的節點核心區混凝土板內鋼筋、鋼次梁上翼緣焊接板的含鋼量。在具體的工程設計中，設計人員可以進行人為的控制和調整。

5 結 論

(1)鋼次梁與主梁節點連接形式的施工較為方便，鋼次梁插入主梁的連接節點為半剛性連接節點，節點具備的抗彎能力有限，此種節點連接形式下，鋼次梁上翼緣焊接板首先發生彎曲屈服，鋼次梁上翼緣混凝土板與主梁交接面出現寬而深的裂縫，隨著荷載增加，裂縫逐漸擴大，鋼梁翼緣混凝土板接近拉裂脫落，無法滿足使用要求，節點趨于破壞。

(2)加載結束時，鋼次梁插入主梁的節點核心區混凝土依然完好，未出現明顯擴展的表面裂縫，即節點核心區還存在一定的抗剪能力，但主梁端部箍筋已屈服，端部混凝土腹板出現明顯的彎扭裂縫，使得節點抗剪能力有限。

(3)通過試驗分析，當上翼緣焊接板與翼緣板的橫向面積比宜控制在0.35～0.5的范圍內時，節點的破壞始于節點核心區翼緣焊板的屈服，屬于次要構件的塑性破壞，滿足安全設計的要求，屬于比較合理的節點設計形式。

[1] GB 50010-2002,混凝土結構設計規范[S].

[2] GB 50152-92,混凝土結構試驗方法標準[S].

[3] 馬宏偉,姜維山,于慶榮,等.連接鋼筋傳力的組合梁連續復合螺旋箍混凝土柱節點的研究[J].東南大學學報,2002,32(5):741-745.

[4] 陳 林.鋼-混凝土組合梁與鋼筋混凝土柱節點設計方的試驗研究[D].南京:東南大學,2003.

[5] 陸鐵堅,肖林紅.剪力連接度對組合梁- 鋼筋混凝土柱點抗震性能的影響[J].工業建筑,2007,37(12): 67-70.

[6] 毛煒烽,肖 巖,李 賢，等.螺栓連接鋼-混凝土組合T型節點抗震性能的試驗研究[J].建筑結構,2006,36(9)：97-99.

[7] 戴紹斌,傅 冬,朱 健,FBG傳感器在節點試驗中的應用研究[J].華中科技大學學報(城市科學版)，2010,27(2):7-14.

[8] 王靜峰，韓林海，郭水平.半剛性鋼管混凝土框架端板節點試驗研究及數值模擬[J].建筑結構學報,2009,(s2):219-224.

[9] 李 靜,楊發云,區達光.高強混凝土新型梁柱節點構造的抗震性能試驗研究[J].鄭州大學學報(工學版),2005,26(4):9-14.

[10] 王靜峰.鋼管混凝土柱-鋼梁單邊螺栓平端板連接節點的力學性能[D].北京:清華大學, 2007.