單軸對稱鋼梁截面組合節點的抗震性能試驗研究

徐瑩璐，蘇耀烜，尚永芳，郝際平?，鄭宏

（1.西安建筑科技大學土木工程學院，陜西西安 710055；2.結構工程與抗震教育部重點實驗室（西安建筑科技大學），陜西西安 710055；3.長安大學建筑工程學院，陜西西安 710061）

在1994 年美國北嶺地震及1995 年日本阪神地震中，成百上千幢鋼結構房屋發生破壞.雖然鋼框架基本滿足了“大震不倒”的要求，但梁柱連接焊縫發生了大量脆性破壞［1］，導致其并未獲得理想的延性性能.為避免鋼框架梁柱節點的脆性破壞，提高其抗震性能，各國學者提出了各種改進措施：①對梁柱連接處焊縫通過孔的形式進行改進［2-3］，以緩解局部應力集中；②將梁端截面作適當改進，迫使塑性鉸出現在遠離梁柱連接的鋼梁截面上，主要處理方式為梁端加強［4-6］或削弱［7-9］.相對純鋼節點而言，帶混凝土樓板的梁柱節點（以下簡稱為“組合節點”）的試驗研究起步晚，研究少，而實際工程中鋼框架梁柱節點通常是帶有樓板工作的，目前廣泛應用的組合節點存在延性差和梁下翼緣焊縫易于破壞的不足.

石永久等［10］對組合節點的循環荷載試驗研究表明，混凝土樓板使得梁柱節點受力時呈現明顯的不對稱性，下翼緣焊縫處應力集中加劇.聶建國等［11-12］對方鋼管混凝土柱與鋼-混凝土組合梁連接節點及組合鋼框架的擬靜力試驗結果表明，試件的破壞均發生在焊縫或焊縫附近，樓板的組合效應可提高結構的強度和剛度，但會增大鋼梁下翼緣應變需求.牟犇等［13］對采用Q390 鋼材的外環板式梁柱節點的擬靜力試驗結果表明，樓板的存在使得節點區域外環板可能出現斷裂.何益斌等［14］對采用高強螺栓T 形鋼連接的中空夾層鋼管混凝土柱-鋼混凝土梁組合節點的擬靜力試驗結果表明，樓板的存在對鋼梁下翼緣連接件提出了更高的要求.

Lee等［15］的試驗研究表明，當采用梁翼緣弧形削弱（Reduced Beam Section，RBS）并在混凝土板與鋼柱之間留有25 mm 間隙時，組合節點表現出與純鋼節點相似的優越的抗震性能.楊娜等［16］對梁腹板開圓孔型組合節點進行了擬靜力試驗研究及有限元分析，結果表明：梁腹板開圓孔型純鋼節點及組合節點的破壞模式相近，均在腹板開孔處形成塑性鉸.Li等［17］的試驗研究中，RBS 型組合節點試件的破壞均出現在混凝土板和RBS 區域，試件表現出良好的抗震性能.而Chen 等［18］和Zhang 等［19］對RBS 型梁柱組合節點試件的試驗研究中，梁下翼緣焊縫均出現脆斷現象，組合梁截面的不對稱會增大梁下翼緣焊縫處的應變需求.盧林楓等［20］提出了一種H形梁-工形柱弱軸箱形節點域連接節點形式，并對純鋼節點及對應的組合節點進行了擬靜力試驗研究，結果表明，混凝土樓板會明顯增大鋼梁下翼緣焊縫處的應變，導致梁下翼緣焊縫或焊縫附近母材較早出現開裂.

對于單軸對稱鋼梁截面也有學者展開了相關研究.陳紹蕃［21］提出了簡化的單軸對稱工形截面無支撐簡支梁的穩定承載力，并與試驗資料進行了對比驗證.Mohri等［22］采用線性和非線性模型對單軸對稱薄壁梁進行了屈曲承載力分析和推導.Kang 等［23］采用試驗和數值方法對Q460GJ 鋼制作的單軸對稱工字鋼的整體穩定性進行了研究.牟在根等［24］提出了方鋼管柱-單軸對稱鋼梁半剛性連接的彎矩-轉角曲線計算方法.

從以上研究可以看出鋼框架梁柱節點的研究中不可忽略混凝土樓板的組合作用，單軸對稱鋼梁截面的研究主要集中在穩定承載力上.由于混凝土樓板引起組合梁截面中和軸上移，故增大了梁下翼緣焊縫處的應力水平，為了減小該不利影響，本文提出了圖1 所示采用單軸對稱鋼梁截面的組合節點形式，其中鋼梁截面采用上窄下寬且僅梁下翼緣RBS削弱的單軸對稱鋼梁截面，或僅梁下翼緣擴翼板加強的單軸對稱鋼梁截面形式.僅對梁下翼緣進行加強或削弱處理的主要原因是在前期組合節點的試驗研究［20］中發現混凝土樓板的存在使得梁上翼緣無法發展屈曲變形，且梁柱連接處梁翼緣適當加寬有利于減緩組合梁截面中和軸上移的程度，從而減小梁下翼緣焊縫處的應力集中.

圖1 單軸對稱鋼梁截面組合節點形式Fig.1 Composite connections with single axisymmetric steel beam section

本文通過擬靜力試驗研究探討單軸對稱鋼梁截面對鋼框架梁柱組合節點的適用性，揭示單軸對稱鋼梁截面組合節點在循環荷載作用下的滯回性能、延性性能、耗能性能、剛度退化、破壞模式等.

1 試驗概況

1.1 試件設計

本文試驗在西安建筑科技大學結構工程與抗震實驗室完成，共對3個1∶2的帶混凝土樓板的平面十字梁柱節點試件進行擬靜力試驗研究，分別考慮標準型鋼梁截面，上窄下寬且僅梁下翼緣削弱的單軸對稱鋼梁截面，及僅梁下翼緣擴翼型單軸對稱鋼梁截面，試件編號見表1.鋼梁、柱截面分別為HN200×100×5.5×8 和HW250×250×9×14，均采用Q235B 級鋼材，鋼柱上、下鉸接點中心距離為2 310 mm，梁長1 500 mm，梁柱連接處至梁端約束中心距離為1 350 mm.試件詳圖見圖2，梁柱連接采用栓焊混合連接形式，節點域柱腹板貼焊8 mm厚的補強板.梁腹板與柱翼緣采用4 個10.9 級M16 高強度螺栓摩擦型連接.組合梁設計采用無壓型鋼板的完全抗剪連接組合梁，樓板采用C30混凝土，厚度為60 mm，長度為3 250 mm，寬度為1 000 mm.混凝土樓板與鋼梁之間采用直徑為13 mm、高度為45 mm 的圓柱頭栓釘沿鋼梁上翼緣雙排布置，間距為125 mm.采用直徑為8 mm、間距為200 mm的HRB400鋼筋進行雙層配筋.

表1 試件編號Tab.1 Specimen number

圖2 試件詳圖（單位：mm）Fig.2 Details of specimens（unit：mm）

1.2 試驗方案

試驗加載裝置見圖3，采用柱頂水平循環加載方案，并利用柱頂千斤頂施加恒定軸向荷載，柱底為鉸支座.梁端采用可以在水平方向轉動的剛性鏈桿約束，并布置力傳感器，在鋼梁兩側布置防止側向失穩或扭轉的側向支撐.

圖3 加載裝置（單位：mm）Fig.3 Loading device（unit：mm）

試驗的加載分為兩個階段：首先通過柱頂千斤頂施加軸壓比約為0.3的豎向荷載，然后通過MTS作動器施加柱頂低周反復水平荷載，參考《建筑抗震試驗規程》（JGJ/T 101—2015）［25］采用力-位移混合控制加載，試件屈服前采用荷載控制加載，以5 kN 為級數增加，每級循環一次.屈服后以0.5Δy（屈服位移）為級差控制加載，每級循環三次.加載至承載力下降到峰值荷載的85%后，再進行一次循環后停止加載.

1.3 測點布置及測量內容

試驗中量測的內容包括加載點的荷載、位移、關鍵部位的應變分布、混凝土板與鋼梁間的相對滑移、柱子的轉角及節點域的剪切變形等.用于測量的儀器主要有位移計、百分表、應變片（花）.加載點的位移通過鋼柱上部布置的外位移計加以量測，混凝土板與鋼梁間的相對滑移通過布置在鋼梁兩端的磁石位移計獲得，鋼梁關鍵位置應變片布置如圖4 所示.各儀器測得的數據通過數據采集儀輸送到電腦中并可以實時顯示.

圖4 鋼梁關鍵位置應變片布置（單位：mm）Fig.4 Strain gage arrangement at key positions of the steel beam（unit：mm）

在混凝土樓板的上表面及側面刷了一層白色的石灰漿，并劃分100 mm×100 mm 網格，以在試驗過程中方便觀察裂縫的發展，每級位移下出現的裂縫用馬克筆在混凝土板上標明，并標明對應的位移及循環圈數，實時地進行拍照記錄.

1.4 材性試驗

根據《鋼及鋼產品力學性能試驗取樣位置及試樣制備》（GB/T 2975—2018）［26］和《金屬材料拉伸試驗 第1 部分：室溫試驗方法》（GB/T 228.1—2010）［27］的要求對不同厚度的鋼材進行材料性能測試，得到柱翼緣、柱腹板、梁翼緣、梁腹板及橫向加勁肋的材料性能見表2，所有結果均取三組試樣的平均值.

表2 材性試驗結果Tab.2 Material property test results

根據《混凝土物理力學性能試驗方法標準》（GB/T 50081—2019）［28］的規定，留有與組合節點試件相同的150 mm×150 mm×150 mm 立方體混凝土試塊進行強度試驗，所得試塊的單軸抗壓強度平均值為35.8 MPa，彈性模量平均值為3×104MPa.

2 擬靜力試驗破壞過程

2.1 試件S1

試件S1 是標準型組合節點試件，加載至荷載為±30 kN時，混凝土樓板表面出現細小橫向裂縫，此后的加載循環過程中，混凝土樓板的裂縫不斷增加并擴展；加載至-55 kN 時，試件加載點的荷載-位移骨架曲線斜率出現下降，表明試件進入屈服，屈服位移約為20 mm，改為位移控制加載，每級位移增量為10 mm，各循環三周.在柱頂水平位移ΔH為±30 mm的循環中，梁下翼緣鋼材表面銹皮脫落；在ΔH為-60 mm循環的第二周，東梁下翼緣出現輕微屈曲；在ΔH為+70 mm 循環的第二周，西梁下翼緣出現輕微屈曲；在ΔH為+70 mm 循環的第三周，東梁下翼緣焊縫出現細小裂縫；在ΔH為-80 mm 循環的第三周，東梁下翼緣屈曲明顯［圖5（a）］；在ΔH為+100 mm 循環的第二周，東梁下翼緣焊縫通過孔處母材開裂［圖5（b）］；在ΔH為-100 mm 循環的第三周，西梁下翼緣焊縫邊緣出現裂紋［圖5（c）］；在ΔH為-110 mm循環的第一周，西梁下翼緣焊縫逐漸開裂.ΔH為110 mm 的三周循環加載完成，結束加載.加載結束后鑿開混凝土板發現，東、西梁上翼緣焊縫保持完好，且梁上翼緣上方栓釘均無剪斷現象［圖5（d）］，混凝土樓板表面裂縫發展見圖5（e）.

圖5 試件S1破壞過程Fig.5 Destruction process of specimen S1

2.2 試件S2

試件S2 是采用上窄下寬且僅梁下翼緣RBS 削弱的單軸對稱鋼梁截面的組合節點試件.加載至-45 kN 時，鋼柱邊緣的混凝土樓板表面出現細小裂縫，此后的加載循環過程中，混凝土樓板的裂縫不斷增加并擴展；加載至-55 kN 時，試件進入屈服，屈服位移約為20 mm，改為位移控制加載，每級位移增量為10 mm，各循環三周.在ΔH為-60 mm 循環的第二周，試件發出“嘭”的響聲，負向承載力出現突然降低，西梁下翼緣焊縫出現脆性斷裂［圖6（a）］，西梁削弱處無明顯現象，觀察焊縫破壞形態，發現焊縫處梁翼緣斷口較為平齊，初步判斷該焊縫破壞主要是由于存在坡口切割不標準及焊縫未熔透的質量問題；在ΔH為-70 mm 循環的第一周，試件發生巨大響聲，西梁腹板螺栓出現明顯滑移；在ΔH為+70 mm 循環的第二周，東梁下翼緣削弱處RBS邊緣出現細微裂縫，可能是由于RBS加工不夠光滑；在ΔH為+70 mm 循環的第三周，東梁下翼緣焊縫一端開裂長度達50 mm，寬度約為1 mm［圖6（b）］；在ΔH為+80 mm 循環的第一周，東梁下翼緣RBS 處開裂長度達20 mm［圖6（c）］；在ΔH為+80 mm 循環的第二周，試件發出“咚”的巨大響聲，東梁下翼緣RBS處裂縫發展至梁腹板；在ΔH為-80 mm 循環的第三周，東梁RBS處梁腹板出現鼓曲，東梁上翼緣焊縫端部出現開裂，且東、西梁腹板螺栓出現明顯滑移.此時，正、負向承載力已明顯降低，繼續加載至ΔH為90 mm 循環一周，結束加載.加載結束后鑿開混凝土板發現東梁上翼緣焊縫開裂［圖6（d）］，西梁上翼緣焊縫保持完好，且梁上翼緣上方栓釘均完好，無剪斷.混凝土樓板表面裂縫發展見圖6（e）.

圖6 試件S2破壞過程Fig.6 Destruction process of specimen S2

2.3 試件S3

試件S3 是僅梁下翼緣擴翼型組合節點試件，加載至-30 kN時，混凝土板面出現細小橫向裂紋，此后的加載循環過程中，混凝土樓板的裂縫不斷增加并擴展；加載至-55 kN 時，試件進入屈服，屈服位移約為20 mm，改為位移控制加載，每級位移增量為10 mm，各循環三周.在ΔH為40 mm 的循環過程中，東、西梁擴翼板附近鋼材表面銹皮脫落；在ΔH為+80 mm 循環的第一周，東梁下翼緣擴翼板末端梁翼緣一側出現細小裂紋；在ΔH為-80 mm 循環的第一周，西梁下翼緣在擴翼板末端處出現裂紋［圖7（a）］；在ΔH為±80 mm 循環的第二周，東、西梁下翼緣擴翼板末端梁翼緣的另一側也出現裂紋；在ΔH為-90 mm 循環的第二周，東梁下翼緣擴翼板末端出現屈曲；在ΔH為+100 mm 循環的第二周，西梁下翼緣擴翼板末端略微屈曲；在ΔH為-100 mm 循環的第二周，東梁下翼緣與腹板發生明顯屈曲［圖7（b）］，西梁下翼緣擴翼板末端完全開裂；在ΔH為+100 mm 循環的第三周，伴隨著“咚”的一聲巨響，東梁下翼緣在擴翼板末端處完全開裂［圖7（c）］，承載力急速下降，西梁擴翼板末端及其腹板屈曲明顯［圖7（d）］；在ΔH為-100 mm 循環的第三周，伴隨著“嘭”的一聲巨響，西梁下翼緣在擴翼板末端處完全斷開并延伸至梁腹板［圖7（e）］；加載至ΔH=110 mm 循環一周，結束加載.加載結束后鑿開混凝土板發現梁上翼緣焊縫及栓釘均保持完好［圖7（f）］，混凝土板裂縫發展見圖7（g）.

圖7 試件S3破壞過程Fig.7 Destruction process of specimen S3

2.4 破壞特性

3個組合節點試件破壞特征總結如下：1）在加載的初始階段，混凝土樓板的裂縫首先在樓板與柱翼緣交界處出現并延伸至通長，隨后在樓板表面與底面逐漸出現不同程度的橫、縱向及斜裂縫；2）3 個組合節點試件的屈服位移均約為20 mm，表明不同的節點形式對其彈性階段受力行為影響不大.隨著加載位移的增大，鋼梁、柱逐漸進入彈塑性階段，表現為梁、柱表面的銹皮脫落；3）由于削弱型組合節點試件梁翼緣對接焊縫未熔透及剖口切割不標準，故其較早地出現脆性破壞，導致其承載力突然降低，而另兩個試件先出現梁下翼緣的屈曲，繼而是梁翼緣母材的開裂；僅梁下翼緣擴翼型組合節點試件可以實現預期的破壞形式，梁上塑性鉸外移至擴翼板末端的鋼梁截面，在反復屈曲的過程中擴翼板末端的梁下翼緣截面逐漸開裂并向腹板延伸，說明單軸鋼梁截面形式的組合節點構造形式是可行的；4）在梁下翼緣對接焊縫或梁下翼緣母材拉裂甚至拉斷失效后，腹板螺栓出現滑移，但仍能較好地起作用，所有試件均未出現螺栓的破壞；5）梁上翼緣均未觀察到屈曲現象，說明混凝土樓板會限制梁上翼緣的屈曲變形；6）試驗結束后，鑿開混凝土樓板發現所有組合節點試件梁上翼緣上方布置的栓釘均保持完好，無剪斷現象.僅梁下翼緣焊縫較早出現脆性破壞的試件S2 其梁上翼緣焊縫出現開裂現象，另兩個試件梁上翼緣焊縫未見裂紋及破壞，說明混凝土樓板對于梁上翼緣焊縫具有一定的保護作用.

3 試驗結果及其分析

3.1 荷載-位移曲線

圖8 為各試件加載點的荷載-位移滯回曲線及骨架曲線，骨架曲線取為滯回曲線各級加載第一次循環的峰值點所連成的包絡線.從圖8（a）～（c）可以看出，各試件的荷載-位移曲線基本對稱，主要是因為試驗對象為中柱節點，且采用柱頂水平循環加載，無論是正向還是負向加載，兩側組合梁分別處于正、負彎矩作用，故滯回曲線正、負向基本一致，加載后期正、負向承載力不一致是由于東、西梁下翼緣的破壞形式略有差異；試件S1 和S3 滯回曲線飽滿，說明其具有良好的耗能性能；由于試件S2 的梁下翼緣焊縫較早地發生了脆性破壞，導致其承載力驟降，延性及耗能能力較差；在整個加載過程中，滯回曲線均有很小一段水平滑移段，這主要是由于梁端豎向剛性鏈桿采用銷軸連接，銷軸連接的微小間隙被反復拉開和壓實所致；在梁下翼緣焊縫破壞或梁下翼緣母材開裂之前，試件滯回曲線呈現飽滿的梭形，出現開裂破壞之后，承載力顯著降低，滯回曲線出現明顯的捏縮現象，呈現反S形.從圖8（d）可以看出，3個試件初始階段的斜率基本重合，說明節點形式對組合節點的初始剛度的影響較小；試件S2 由于梁下翼緣焊縫的脆性破壞，其承載力下降較早，試件S1 和S3 的骨架曲線基本一致.

圖8 荷載-位移曲線對比Fig.8 Load-displacement curves comparison

3.2 延性分析

延性系數μ=Δu/Δy，其中Δu為破壞位移，Δy為屈服位移，采用工程力學所法［29］確定各試件的屈服位移Δy，如圖9 表示，即由原點O作P-Δ曲線初始階段的切線交于過最大荷載點A作的水平線于點B，其所對應的位移即為Δy，Δu為Pmax下降至85%Pmax時所對應的位移.延性系數計算結果見表3，可以看出，3 個試件的屈服位移相當，正、負向差別較小.但破壞位移相差顯著，試件S2 由于梁下翼緣對接焊縫較早地發生脆性破壞，導致其承載力驟降，破壞位移較小，從而導致該試件的延性較差，正、負向延性系數均小于3.0.而試件S1 和S3 的正、負向的延性系數均大于3.0，表明其具有較好的延性，更進一步說明無論采用何種構造形式，嚴格保證梁下翼緣對接焊縫質量是鋼框架梁柱組合節點發揮其延性性能的關鍵前提.

表3 延性系數Tab.3 Ductility coefficient

圖9 屈服位移及破壞位移確定方法Fig.9 Determination method of yield displacement and failure displacement

3.3 梁翼緣應變分析

圖10 為各試件梁下翼緣焊縫寬度方向上的應變發展對比，以西梁為例進行說明，并以不同的圖例進行試件區分.可以看出，無論加載位移（mm）為正還是負，試件S1 梁下翼緣焊縫處的應變均顯著高于試件S2和S3的，說明單軸對稱鋼梁截面組合節點形式對緩解組合節點梁下翼緣焊縫處的應變集中程度是有利的.各試件沿梁下翼緣焊縫寬度方向上的應變分布規律不明顯，個別數據點有突變現象，可能是焊縫附近梁下翼緣輕微屈曲所致.試驗中試件S1 的梁下翼緣焊縫并未較早地出現開裂現象，而試件S2的梁下翼緣焊縫由于對接焊縫質量問題而較早地出現了脆性破壞，表明保證梁翼緣對接焊縫質量是避免鋼框架梁柱節點脆性破壞的首要保證.

圖10 梁下翼緣焊縫寬度方向上的應變發展Fig.10 Strain development in the weld width direction of beam bottom flange

圖11 為各試件梁下翼緣寬度中心沿梁長度方向上的應變發展對比，仍以西梁為例進行說明.可以看出，試件S1 沿梁下翼緣長度方向上的應變基本表現為靠近梁翼緣焊縫處較大，遠離焊縫處逐漸減小的趨勢，而試件S2和S3由于采用了僅梁下翼緣削弱或加強的單軸對稱鋼梁截面，在梁下翼緣受拉時（加載位移為負），削弱處或擴翼板的末端梁截面上出現明顯的應變集中，表明單軸對稱鋼梁截面形式是有助于實現梁上塑性鉸外移的.

圖11 梁下翼緣長度方向上應變發展Fig.11 Strain development in the length direction of beam bottom flange

3.4 梁腹板應變分析

圖12 為各試件梁腹板高度方向上的應變發展對比，仍以西梁為例進行說明，圖中應變為0 時對應的曲線縱坐標值即為組合梁截面的中和軸位置.可以看出，在負彎矩作用下（柱頂加載位移為正，mm），3 個試件組合梁截面的中和軸基本位于鋼梁截面高度中心附近；而在正彎矩作用下（柱頂加載位移為負，mm），3 個試件組合梁截面的中和軸均靠近鋼梁上翼緣，梁腹板沿高度方向上的應變基本表現為受拉，表明組合節點中混凝土樓板受壓時對于受力有較大貢獻，樓板造成的不對稱會使得組合梁截面中和軸顯著上移，從而加劇梁下翼緣焊縫處的應變集中，導致梁下翼緣焊縫更易于發生脆性破壞.相對而言，試件S2可以略微減小中和軸上移的程度.

圖12 梁腹板高度方向上的應變發展Fig.12 Strain development in beam web height direction

3.5 剛度退化分析

各試件的剛度退化曲線對比見圖13，均采用割線剛度來衡量［25］.由于試件S2 較早地出現了梁下翼緣焊縫的脆性破壞，僅加載至90 mm，而試件S1和S3加載至110 mm，故試件S2 的數據點少于試件S1 和S3 的.可以看出，在加載前期，各試件剛度退化緩慢，伴隨著試件S2 梁下翼緣焊縫的脆性破壞（加載至70 mm 時），試件S2 的剛度出現明顯降低，而試件S1 和S3 的剛度退化較為平穩，表明其具有穩定的承載性能和耗能能力.

圖13 剛度退化曲線Fig.13 Stiffness degradation

3.6 耗能對比分析

試件的能量耗散能力采用加載點的荷載-位移曲線所包圍的面積來衡量，能量耗散系數按照《建筑抗震試驗規程》（JGJ/T 101—2015）［25］進行計算.各試件能量耗散系數曲線見圖14，可以看出，3 個試件的能量耗散系數基本都隨著位移的增大而增大，說明隨著滯回環的飽滿程度加大，試件的耗能能力逐漸增加.在整個加載過程中，試件S2 的能量耗散系數明顯低于試件S1和S3的，表明僅梁下翼緣削弱型組合節點構造需要改進，以提高組合節點的耗能性能，且梁下翼緣焊縫的脆性破壞會顯著降低組合節點的耗能能力.在加載前期，試件S1 和S3 的耗能能力相當，在加載后期，試件S3 的能量耗散系數高于試件S1 的，主要是因為試件S3 在循環荷載作用下實現了梁上塑性鉸外移至擴翼板末端，繼而導致擴翼板末端鋼梁截面的反復屈曲以致拉裂，從而具有更優越的耗能性能.

圖14 能量耗散系數曲線Fig.14 Energy dissipation curve coefficient curve

3.7 樓板與鋼梁的相對滑移

圖15 為樓板與鋼梁的相對滑移曲線，由布置在鋼梁兩端的磁石位移計讀數平均所得.可以看出，混凝土樓板與鋼梁的相對滑移很小，不足0.4 mm，而組合節點試件樓板的總長度為3 250 mm，樓板的滑移量不超過1/8 125，故樓板與鋼梁的相對滑移可以忽略不計.這主要是由于各組合節點試件均采用完全抗剪連接，試驗結束后，鑿開混凝土發現所有栓釘均保持完好，并無剪斷［圖5（d）、圖6（d）、圖7（f）］.故在后續有限元分析中可不考慮混凝土樓板與鋼梁的相對滑移，從而簡化建模.

圖15 混凝土樓板與鋼梁的相對滑移Fig.15 Relative slippage between concrete slab and steel beam

4 結論

本文對3 個1∶2 的帶混凝土樓板的鋼框架梁柱組合節點試件進行了擬靜力試驗研究，對試件的破壞過程及受力性能進行了總結和對比，得到的主要結論如下：

1）由于削弱型組合節點試件梁翼緣對接焊縫未熔透，故其較早地出現脆性破壞，導致其承載力突然降低，而另兩個試件先出現梁下翼緣的屈曲，繼而是梁翼緣母材的開裂，加載點的荷載-位移滯回曲線飽滿，具有良好的耗能性能，表明實際工程中應切實保證梁翼緣對接焊縫的質量.

2）僅梁下翼緣擴翼型組合節點試件可以實現預期的破壞形式，梁上塑性鉸外移至擴翼板末端的鋼梁截面，在反復屈曲的過程中擴翼板末端的梁下翼緣截面逐漸開裂并向腹板延伸，其正、負向延性系數均大于3.0，在加載過程中剛度退化平穩，表明單軸對稱鋼梁截面的組合節點構造形式是可行的，可供工程應用選擇.

3）混凝土樓板造成的不對稱會使得組合梁截面中和軸顯著上移，從而梁下翼緣焊縫處更易于發生脆性破壞，而混凝土樓板的存在會限制梁上翼緣的塑性變形.

4）在整個加載過程中，標準型試件焊縫處的應變均顯著高于單軸對稱鋼梁截面組合節點試件的，且標準型試件沿梁下翼緣長度方向上的應變基本表現為向遠離焊縫處逐漸減小的趨勢，而單軸對稱鋼梁截面組合節點試件在削弱處或擴翼板末端的梁截面上出現明顯的應變集中，說明單軸對稱鋼梁截面組合節點形式有助于實現梁上塑性鉸外移，減小組合節點梁下翼緣焊縫處的應變集中程度.

5）本文試驗研究組合節點數量有限，且采取僅梁下翼緣削弱型的組合節點由于焊縫缺陷而未能反映出真實的力學性能，需要對單軸對稱鋼梁截面組合節點進行更多的試驗研究及理論分析以獲得最優參數取值，從而使梁柱組合節點獲得穩定的抗震性能.