单边钢次梁与混凝土主梁插入式连接节点的试验研究

杨清发， 秦文科， 周剑波

(1.广东省电力设计研究院， 广东 广州 510663；2.武汉大学 建筑物检测与加固教育部工程研究中心， 湖北 武汉 430072；3.武汉大学 土建学院， 湖北 武汉 430072)

随着建筑结构载荷和跨度逐渐增大的设计要求，钢次梁与混凝土主梁的混合支撑系统得到大量的应用，其中钢次梁与主梁的节点连接成了设计的核心。传统的设计方法一般是在框架梁侧设置挑耳的单边节点连接(图1)，该节点连接形式施工较为繁琐，且结构受力不理想。钢次梁简支于砼梁挑耳上，支座处为简支，实际楼板为整体浇筑，在砼主梁处不可能为纯简支，仍能承受部分负弯矩。这样便将梁端负弯矩产生的拉应力转由板承担，导致板产生拉伸裂缝，不满足设计要求。本文在传统挑耳式节点连接的基础上，提出了一种改进的新型节点构造(图2)，将钢次梁直接伸入锚于砼主梁，伸入长度不少于梁宽的1/3，为确保使钢次梁节点处砼能浇灌密实，避免钢梁上翼缘与腹板间的交接处出现空隙，将钢梁伸入砼梁段上翼缘板切掉，另补焊两根一定宽度的钢板条。端支座处钢板条弯入砼梁，钢板条担负钢次梁上翼缘拉力作用。为确保钢次梁抗剪强度，在靠近砼梁侧处钢梁腹板两侧焊上加劲肋。为了明确该节点连接方式的受力性能，在试验室进行了模型试验。

图1 传统挑耳式单边节点连接

图2 钢梁插入主梁的单边节点连接

1 节点模型设计

以某工业厂房的钢次梁插入主梁的节点为背景，考虑1∶2的缩尺比例，主梁单侧布置4根钢次梁(图3)，混凝土框架主梁的载面尺寸为b×h=250 mm×600 mm，跨度为4500 mm，混凝土强度等级为C40，混凝土保护层厚度为35 mm；钢次梁选为HN300×150-6.5×9(mm)，跨度为4500 mm，钢材为Q235B钢。钢次梁翼缘上混凝土板厚取为60 mm。

钢次梁长度大、分布根数多，做全尺度模型试验极为不便。为了试验方便有效，试验模型中对钢次梁进行了一定简化，即钢次梁长度仅取插入端至其反弯点的距离。对于两端固结的梁，其反弯点距端部0.1～0.15倍的跨长。从节点构造来看，钢次梁与混凝土主梁的节点为半刚性连接，钢次梁反弯点相比于刚性节点而言，应向梁端部靠近；据此，本试验中钢次梁对应的反弯点与混凝土主梁截面中心的距离取为0.05倍的钢次梁跨长，即225 mm。考虑到钢次梁翼缘上焊接钢板形式不一样，导致节点刚度不一致，相应反弯点也各异，因此，在试验时，当钢次梁翼缘上焊接板刚度相对较弱时，加载点向次梁支座靠拢50～100 mm。

进行混凝土主梁的配筋设计时，宜根据次梁先于主梁破坏的设计原则，求出钢次梁上集中荷载的设计值；依据钢次梁对主梁的荷载传递，同时考虑主梁的截面承载能力限制，依据相关设计规范完成主梁的配筋计算[1]。

依据以上设计思路，本试验模型的构造如图3所示。梁两端为扩大头，梁顶4Φ18，通长布置，梁底4Φ18；钢次梁插入主梁深度为90 mm，混凝土板钢筋为4Φ10，抗剪键为4Φ18。钢材及混凝土的力学性能指标实测值见表1。

表1 材料力学性能指标实测值

图3 主梁与钢次梁结构布置

考虑到钢次梁上翼缘的焊接板对节点承载力性能影响很大，选取2种不同的焊接板形式，即翼缘中部分别焊接50 mm、90 mm宽的1块焊接板，焊板厚度t=8 mm，试验共选取2组模型，不同节点对应构件编号分别记为RC-1、RC-2。试验时，对所有钢次梁同时加载，仅对1#、2#钢次梁进行观测。

2 试验加载装置及量测布置

试验加载过程按照GB 50152-92《混凝土结构试验方法标准》[2]的有关规定进行，加载时在主梁两端扩大头顶面以大量程的千斤顶施加压力以约束主梁端部，对次梁外伸端同步向下加载，试验加载装置见图4。

图4 试验加载装置

钢次梁插入主梁的节点核心区是试验研究的重点。如图5示意，在钢次梁腹板沿不同截面高度处、上翼缘焊接板上布置应变片，钢次梁端部与混凝土底部布置位移计[3～7]。

图5 测点的布置示意

3 试验结果及分析

3.1 重要部位的荷载应变曲线

通过试验发现，钢次梁翼缘在不同焊板连接形式下，节点承载力不一样，节点破坏形式也不一样，宜分别进行考虑。试验发现，在结构达到破坏时，以下部位应变较大：主梁纵向钢筋应变、节点核心区翼缘应变、靠近梁端的箍筋应变、节点核心区钢梁腹板中部横向应变，本试验重点对这些部位进行观测和分析，其荷载应变曲线如图6所示。

(a) RC-1

(b) RC-2图6 荷载应变曲线

试验过程显示，节点受力过程可分为三个阶段，即第I阶段(未裂阶段)，第II阶段(开裂阶段)和第III阶段(破坏阶段)。

(1)第一阶段：加载初期，由于节点区剪力、弯矩、扭矩较小，节点核心区钢次梁应变均很小，节点处于弹性工作阶段。

(2)第二阶段：当荷载达到开裂荷载时，在节点核心区主梁与次梁上翼缘混凝土板的交接面处出现第一条水平裂缝，随着荷载的增加，此裂缝宽度逐渐增加；当继续增加时，主梁端部和跨中均出现细而短的斜向裂缝；随着荷载不断增加，次梁上翼缘混凝土板与主梁的交接面处裂缝宽度加速增加，板内钢筋及翼缘焊接板应力逐渐增加；对于RC-1构件，当荷载达到21 t时，翼缘焊接板达到屈服；此时次梁上翼缘混凝土板的交接面处裂缝宽度达到2.5 mm，主梁端部箍筋屈服，主梁端部扭剪裂缝相继增加和扩展。对于RC-2构件，当荷载达到21 t时，主梁端部箍筋屈服，主梁端部扭剪裂缝明显，节点核心区钢次梁及翼缘焊接板均处理弹性状态，远未屈服，此时次梁上翼缘混凝土板与主梁的交接面处裂缝宽度达到1 mm。

(3)第三阶段：对于RC-1构件，当荷载达到25 t时，钢次梁翼缘板产生较大的塑性变形，混凝土板趋于拉裂脱落，翼缘趋于破坏，此时主裂缝的宽度达3～4 mm，主梁箍筋也接近屈服。混凝土板典型张拉裂缝如图7所示。对于RC-2构件，随着加载进行，箍筋应力逐渐增加，梁端部剪扭裂纹明显扩大和加宽；当加载达到25 t时，裂缝宽度达2.5 mm，剪扭裂缝已多处贯穿主梁顶面，加载结束，主梁端部剪扭裂缝见图8，但此时节点核心区钢次梁及翼缘焊接板均处于弹性状态。对比RC-1、RC-2两种节点连接的破坏形式，前者始于节点核心区翼缘焊板的屈服，属于次要构件的塑性破坏，后者破坏始于主梁的剪扭破坏，属于塑性变形小的主要构件破坏，从安全角度出发，后者不满足结构结构设计的要求；从试验结果来看，除上翼缘焊接板外，钢次梁节点核心区其他部位应变相对较小，同时靠近主梁跨中的节点先于靠近梁端的节点发生钢次梁上翼缘焊接板条的破坏；在钢次梁插入主梁节点连接设计时，应综合考虑钢次梁、主梁及节点的综合承载能力，即在保证主梁抗剪扭承载力的同时进行钢次梁翼缘焊接板的设计[8，9]。

图7 钢次梁与主梁连接处横向裂缝

图8 主梁端部剪扭裂缝

3.2 次梁端部的荷载位移曲线

试验获取了位移计①的端部位移，RC-1和RC-2构件端部的荷载位移曲线见图9。对于RC-1构件，当荷载较小时，节点区为弹性变形，曲线段线性上升，当荷载达到开裂荷载时，钢次梁上翼缘与顶面混凝土板接触面出现开裂，节点刚度降低，对应曲线段斜率降低，随着荷载增加，裂缝宽度加速增加，节点刚度加速降低，曲线段斜率逐渐变小；当荷载接近21 t时，对应RC-1构件，钢次梁上翼缘焊接钢板屈服，对应RC-2构件，主梁箍筋屈服，当荷载增加至25 t时，节点趋于破坏，曲线段斜率降低并趋于平坦。

(a) RC-1

(b) RC-2图9 RC-1、RC-2构件次梁梁端荷载位移曲线

对比两种节点连接的荷载位移曲线，RC-1构件破坏始于翼缘的屈服，塑性变形较大，导致次梁的梁端位移相对较大；从加载结束时曲线段斜率来看，节点仍具备一定的刚度。从试验现象也可以看到，加载结束时，钢次梁插入主梁的节点核心区混凝土依然完好，未出现明显扩展的表面裂缝，即节点核心区还存在一定的抗剪能力，但节点附近梁腹板出现纵横交错的弯剪裂纹，使得节点抗剪能力有限。

4 单边钢次梁插入混凝土主梁的节点简化分析模型

对比RC-1、RC-2两种节点的破坏模式，前者始于节点核心区翼缘焊板的屈服，属于次要构件的塑性破坏，属于较为合理的节点形式，设计时上翼缘焊接板与翼缘板的横向面积比控制在0.35～0.5的范围内。

对于单边钢次梁上翼缘焊接钢板连接节点形式(图10)，当钢梁自由端受到向下作用的竖向荷载时，节点核心区平衡内力有混凝土板内钢筋拉力F1、钢次梁上翼缘焊接板拉力F2、钢次梁腹板与混凝土之间粘结力F4、混凝土局部受压支点反力F3及钢次梁上翼缘焊接板侧压力F5，钢次梁下翼缘和腹部下部与混凝土之间纵向挤压力F6，钢次梁下翼缘与混凝土之间的纵向粘结力、摩擦力F7，L4为钢次梁插入混凝土主梁的长度，L5为腹部下部与混凝土之间纵向挤压力的分布高度；由于钢梁自身刚度较大，钢梁对节点区域产生撬杠作用，导致混凝土板内钢筋、钢次梁上翼缘焊板的拉应力及钢次梁上翼缘焊接板侧压力迅速集中，钢次梁腹板与混凝土之间的粘结力也抵抗了小部分梁端荷载。

图10 节点核心区之内的主要荷载分布

假定主梁截面满足钢次梁集中荷载作用下的抗扭要求，从力的平衡来看，当两边钢次梁梁端荷载一致时，F1、F2通过两侧钢次梁自平衡，此时F4分配的力非常小；当两边钢次梁梁端荷载不一致时，由F4、F5抵抗两侧F1、F2产生的不平衡力；梁端荷载F0与支点反力F3相平衡。

由F3的支点力矩平衡有：

F0×L0+1/2×F6×L5=F1×L1+F2×L2+1/2×F4×L2

(1)

设混凝土板内钢筋面积为As1，钢次梁翼缘面积为As2，两者抗拉强度分别为fy、fy′，假定F1和F2按钢次梁受力范围内抗拉刚度比例分配，则有：

F1/F2=As1/As2

(2)

以钢次梁上翼缘焊接板水平与垂直交界处水平方向的平衡有：

F1+F2+F6=F4+F5+F7

(3)

假定节点屈服破坏时，上翼缘焊接板侧面受压混凝土达到抗压强度fc，则有F5=b1×L3×fc，F6=(t1×b2+t2×L5)×fc，F7=b2×L4×ft，式中b1为翼缘焊板的侧面宽度，b2为钢次梁下翼缘宽度，t1为钢次梁下翼缘的厚度，t2为钢次梁腹板的厚度，L3为钢次梁焊接板条在混凝土中的垂直锚固深度，ft为钢次梁表面与混凝土间粘结强度，fc为混凝土的抗压强度，则由(3)式可求出腹部下部与混凝土之间纵向挤压力的临界分布高度L5。以RC-1构件为对象，可求得L5接近为0，即腹部下部与混凝土之间纵向挤压区域较小。

设腹板与混凝土间粘结面积为As0，当荷载增加到钢次梁上翼缘焊板与混凝土板内钢筋屈服应力时，假定腹板与混凝土间粘结应力也达到粘结强度设计值，则由(1)、(2)式有：

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

(4)

依据以上思路，以RC-1构件为对象，可求得F0为18.11 t，以RC-2构件为对象，可求得F0为23.6 t，与试验结果21 t较为接近，故该方法可作为钢次梁插入主梁节点设计的参考。因RC-1构件节点为延性节点设计，结果偏小，需要说明的是，由式(1)中，L0对应为钢次梁反弯点离支撑反力点的距离；L0大小与钢次梁上翼缘焊接板的刚度有关，当焊板较多时，节点刚度变大，则反弯点向次梁跨中延伸，即L0变大，根据(1)式，对应的节点承载力F0变小，节点设计时应考虑L0的影响。

另外，为了保证节点破坏时不至于出现侧面混凝土的压碎破坏，应满足F1+F2+F6≤F4+F5+F7，由于F4、F6和F7所占比重均很小，可以忽略不计，在节点设计时满足F1+F2≤F5即可。以节点焊接形式一为例，可求得L3≥122.5 mm。同时，钢次梁焊接板条在混凝土中锚固深度应参考《混凝土结构设计规范》(GB 50010-2002)第9.3条确定。

另外，考虑到钢次梁底部交界处的混凝土压应力较大，建议在钢梁下部增加小端板来纵向受压。实际上，节点的弯矩承载力取决于次梁支座上部的节点核心区混凝土板内钢筋、钢次梁上翼缘焊接板的含钢量。在具体的工程设计中，设计人员可以进行人为的控制和调整。

5 结 论

(1)钢次梁与主梁节点连接形式的施工较为方便，钢次梁插入主梁的连接节点为半刚性连接节点，节点具备的抗弯能力有限，此种节点连接形式下，钢次梁上翼缘焊接板首先发生弯曲屈服，钢次梁上翼缘混凝土板与主梁交接面出现宽而深的裂缝，随着荷载增加，裂缝逐渐扩大，钢梁翼缘混凝土板接近拉裂脱落，无法满足使用要求，节点趋于破坏。

(2)加载结束时，钢次梁插入主梁的节点核心区混凝土依然完好，未出现明显扩展的表面裂缝，即节点核心区还存在一定的抗剪能力，但主梁端部箍筋已屈服，端部混凝土腹板出现明显的弯扭裂缝，使得节点抗剪能力有限。

(3)通过试验分析，当上翼缘焊接板与翼缘板的横向面积比宜控制在0.35～0.5的范围内时，节点的破坏始于节点核心区翼缘焊板的屈服，属于次要构件的塑性破坏，满足安全设计的要求，属于比较合理的节点设计形式。

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