低周反复荷载下钢梁-混凝土墙节点受力性能试验

覃银辉1 ， 刘文吉2 ， 蒋 华3 ， 刘付华4

(1 中南林业科技大学土木建筑与力学学院，长沙 410004;2 中山市建筑设计院有限公司，

中山 528400; 3 中山市房屋安全鉴定所，中山 528403;4 中机国际工程设计研究院，长沙 410004)

［摘要］ 结合实际情况，对 3 个钢梁-混凝土刚接节点试件进行了低周反复荷载试验，3 个节点的破坏形态、滞回曲

线特性、刚度变化等一系列受力性能表明，试件的延性及耗能能力均满足抗震设计要求，螺栓规格的提高能显著提

高节点的承载力及抗震性能，连接板厚度的增加也能提高节点的承载力及抗震性能，但效果不是很明显。

［关键词］ 钢梁-混凝土墙; 节点; 受力性能; 抗震性能

 引言

近年来，钢-混凝土组合结构在高层建筑中得到 了较为广泛的应用，但目前相关的研究主要集中在 该结构体系在地震作用下结构层 间 相 对 位 移 的 控 制、罕遇地震作用下结构破坏形态等方面，对该结构 的抗震薄弱位 置 如 钢-混 凝 土 墙 连 接 节 点 的 研 究 则 不够全面。钢梁-混凝土墙节点连接分铰接和刚接 两种，一般情况下是铰接。铰接连接可以在钢筋混 凝土墙中设置预埋件，采用高强度螺栓，将钢梁的腹 板与焊在预埋件上的竖向钢板相连接，当墙较厚时， 也可将钢梁支承在墙窝里。当钢梁与混凝土墙需要 刚接时，可在钢筋混凝土墙中的相应部位设置钢暗 柱，并将钢梁与墙内型钢暗柱形成刚性连接。钢梁 与型钢混凝土墙内型钢暗柱的连接，宜采用刚性连 接。目前相关文献的研究大部分集中在研究梁墙铰 接节点的受力性能上，而对刚接节点的研究尚未见 报道。为了全面研 究 钢-混凝土组合结构体系的抗 震薄弱位置( 如钢框架梁与钢筋混凝土核心筒节点 的构造措施) ，以及改善抗震防线等问题，有必要对 刚接节 点 进 行 试 验 研 究，为 今 后 的 设 计 施 工 提 供 指导。

1 试件设计

试验共制作 3 个试件，试件编号分别为 GJ-1 ～ GJ-3，3 个试件除了连接板尺寸和高强螺栓规格各 有不同外，其余参数均相同，见图 1 和表 1。按照规 范［1］要求对试件进行设计，并依据试验条件和借鉴 其他类似试 验［2-5］，在 理 论 计 算 的 基 础 上 确 定 构 件 截面。梁翼缘与封口板采用对接焊缝连接，焊条采 用 E43 系 列，焊 缝 质 量 控 制 等 级 为Ⅱ级，梁 腹 板 通 过高强度螺栓与连接板连接。型钢梁与型钢柱的材 料和尺寸误差均符合验收标准，悬臂 梁 长 1. 7m，剪 力墙厚 330mm，高 2. 0m，宽 1. 15m;混凝土中的分布 钢筋按构造配筋，采用 8@ 150。 试件所用 钢 材 为 Q235 钢，混 凝 土 强 度 等 级 为 C30，型钢梁与连接板采用 10. 9 级摩擦型高强螺栓 连接，高强度螺栓的施工采用扭矩法紧固，10. 9 级 M20 高强螺栓的 施 工 预 紧 力 为 155kN，对 应 的 施 工 扭矩取 370N·m( 扭矩系数取 0. 15) ;10. 9 级 M16 高 强螺栓的施工预紧 力 为 110kN，对 应 的 施 工 扭 矩 取 370N·m( 扭矩系数取 0. 15) ，紧固前先对扭矩扳手图 1 试件总图

构件一览表 表 1

名称 规格 材质 长度 /mm 数量

型钢柱 HM200 × 150 × 6 × 9 Q235 1 600 3

内埋牛腿 HN250 × 125 × 6 × 9 Q235 120 3

封口板 290 × 165 × 18 Q235 — 3

连接板

GJ-1:200 × 125 × 12

GJ-2:200 × 125 × 12

GJ-3:200 × 125 × 16

Q235

Q235

Q235

———

111

型钢梁 HN250 × 125 × 6 × 9 Q235 1 700 3

柱加劲肋 176 × 72 × 9 Q235 6

高强螺栓

GJ-1:10. 9 级 M16 — — 3

GJ-2:10. 9 级 M20 — — 3

GJ-3:10. 9 级 M16 — — 3

进行校正。从而得到不同连接板尺寸和不同螺栓规 格在反复荷载作用下的受力特征。 试件所用材料的材性均通过材性试验确定，其 中钢材材性试样加工图如图 2 所示，钢材材性试验 尺寸见表 2，钢材材性结果见表 3。试件所用混凝土 强度等级为 C30，在试验过程中，制作了 3 组( 每组 3 个) 尺寸为 150mm 的立方体试块，标准养护 28d， 测得第 1 组( 对应 GJ-1) 抗压强度为 37. 12MPa，第 2 组( 对应 GJ-2) 为 34. 24MPa，第 3 组 ( 对应 GJ-3) 为 36. 70MPa。为了测定高强度螺栓连接抗滑移系数， 按文［6］，［7 ］的 要 求 和 方 法 ，制 作3 套 完 全 相 同 的 钢材材性试样尺寸 表 2

试件名称 a /mm b /mm L0 /mm L /mm r /mm 总长度 /mm

S1 6 25 75 90 25 290

S2 12 25 100 115 25 315

S3 16 25 115 130 25 330

钢材材性试验结果 表 3

类别 厚度 /mm 屈服点 /N /mm2 抗拉强度 /N /mm2 弹性模量 Es /N /mm2 伸长率 /%

连接板 12 310. 9 441. 8 2. 145 × 105 29. 3

16 328. 7 442. 2 2. 215 × 105 27. 9

梁腹板 6 312. 5 408. 7 2. 122 × 105 27. 8

抗滑移系数试验结果 表 4

试件 编号 螺栓 规格 摩擦面 处理 板厚 t1 /mm 板厚 t2 /mm 板宽 b /mm

抗滑移 系数

S1 M16 喷砂处理 6 12 60 0. 414

S2 M20 喷砂处理 6 12 75 0. 406

S3 M16 喷砂处理 6 12 80 0. 413

试件，编号为 S1，S2，S3，3 个试件为具有双摩擦面的 两栓拼接拉 力 试 件，见 图 3。所 得 的 抗 滑 移 系 数 结 果见表 4。

2 试验方法

采用低周反复加载的试验方法，加载装置如图

4 所示，加载制度示意见图 5。在节点屈服前采用荷 载控制，初始加载为 5kN，每级荷载 增 量 为 5kN，每 级循环 1 周，节点屈服后用梁的加载处水平位移控 制，位移步长为屈服位移，并以该位移值的倍数为级 差进行控制加载，每级循环 2 周，直到试件破坏。

图 4 试验加载装置 图 5 加载制度示意

图 2 钢材材性试验试样加工图

图 3 高强螺栓连接试验试件

试验中主要进行应变的采集和位移值的记录， 测点布置如下:1) 节点域附近的钢筋上，编号为 1 ～ 6;2) 节点域附近的钢柱加劲肋和钢柱翼缘上，编号 为 7 ～ 14;3) 牛腿上，编号为 15 ～ 24;4) 同时为研究 封口板的变形情况，在封口板上也布置了应变片测 点，编号为 31 ～ 34，钢梁上布置的应变片编号为 35 ～ 45，连接板上的应变片编号为 46 ～ 54。具体位置 如图 6 所示。图 6 测点布置及应变片编号

3 试验结果分析

3. 1 破坏过程

试件 GJ-1 在荷载低于 35kN 时 处 于 弹 性 状 态， 当加载 到 45kN 时，钢梁下端翼缘的应变达到屈服 值，梁 翼 缘 下 端 发 生 局 部 屈 曲; 当 荷 载 加 至 50kN 时，梁一侧下翼缘与封口板对接焊缝局部被拉裂，另 一侧的翼缘与封口板对接焊缝的端部也出现了局部 拉裂。在随后的循环过程中，裂缝很快扩展，随之贯 穿整条焊缝。 荷载施加到 ± 9mm 循环开始有巨响，随后每次 施加荷载总伴随巨响，随着循环次数的增加，变形也

逐渐增加，承载力逐渐降低。试验结束后，发现梁下 翼缘与封口板之间的焊缝被拉断( 图 7) ，梁翼缘下 端发生屈曲，螺栓滑移时由于螺栓的材质较硬，螺栓 孔处的挤压变形比较明显，试验后滑移处的螺栓孔 成了椭圆形，节点附近的混凝土墙无明显变化。 试件 GJ-2 在荷载低于 44kN 时 处 于 弹 性 阶 段; 当加载到 54kN 时，梁下端翼缘发生局部屈曲;当加 载至 60kN 时，梁一侧下翼缘与封口板焊缝被拉断; 随着循环的继续，裂缝迅速扩展至通缝，另一侧对接 焊缝端部也出现了局部拉断。在 ± 28mm 时，出 现 巨响，构件变形随之加大，承载力逐渐降低。试验后 检查构件发现梁下翼缘与封口板之间的焊缝被拉断

( 图 8) ，梁下翼缘发生屈曲，螺栓滑移处的螺栓孔变 成了椭圆形。 试件 GJ-3 在荷载低于 35kN 时 处 于 弹 性 阶 段; 当荷载 大 致 为 45kN 时，钢 梁 下 端 翼 缘 开 始 出 现 局 部屈曲;当加载到约 51kN 时，一侧焊缝边缘( 焊趾) 被拉裂;随后裂缝贯穿整条焊缝，且宽度和长度不断 增大。随着荷载的增加，另一侧焊缝的端部也出现 了局部拉裂的情况。在 ± 12mm 循环开始有一声巨 响，螺栓发生初步滑移;之后每次加载都有 2 ～ 3 声 巨响。试验以梁柱连接处的焊缝开裂破坏结束 ( 图 9) ，每次加载时螺栓滑移响声也一直延续到试验结 束。螺栓滑移痕迹如图 10 所示。

通过上述破 坏 形 态 的 分 析 可 知，3 个 试 件 都 没 有表现出足够的延性，属于脆性破坏。破坏时钢梁 下端翼缘发生屈服，而腹板没有屈服，这说明在试件 破坏前，荷载主要由焊缝和钢梁翼缘承担，钢梁腹板 和连接板并没有充分发挥其材料强度，节点构件间 的协同工作性能不佳。节点附近的混凝土均无破坏 现象，说明 节 点 域 承 载 能 力 尚 有 很 大 的 潜 力 储 备。 同时也是由于试验中混凝土墙厚度过大造成的，试 验中剪力墙成为型钢梁的固定端。 图 7 试件 GJ-1 焊缝破坏情况 图 8 试件 GJ-2 焊缝破坏情况

3. 2 荷载-位移滞回曲线 试验 用 X-Y 函数仪记录了加载点处的梁 端 荷 载-位移( P-Δ) 滞 回 曲 线，见 图 11。从 图 中 可 以 看 到:试件 GJ-2 的滞 回 曲 线 比 其 他 试 件 的 饱 满，承 载 力较高，且后期承载力较为稳定，弹塑性位移大，延

图 9 试件 GJ-3 焊缝破坏情况

图 10 试件螺栓滑移痕迹 性较好，抗 震 性 能 较 好;对 于 试 件 GJ-1，GJ-3 而 言， 在循环后期当其达到最大荷载后，滞回曲线出现明 显的捏拢，承载力降低。由滞回曲线还可看出，试件 屈服前，其滞回曲线基本呈直线，随着荷载增大，位 移增大的速度稍大于荷载增大的速度，滞回曲线出 现稍微的弯曲，滞回环的面积略有增大，试件的刚度 有所降低但不明显，呈现出部分的非弹性性质;在达 到屈服荷载后，曲线发生较明显的弯曲。

3. 3 骨架曲线

由滞回曲线可得到骨架曲线，由骨架曲线可得 出各试件的屈服荷载、屈服位移、极限荷载、极限位 移等。骨架曲线为滞回曲线各加载级第一循环的峰 点所连成的包络线，在任意时刻的运动中，峰点不能 越出骨架曲线，只能在到达骨架曲线后沿骨架曲线 运动。各节点试件的骨架曲线如图 12 所示。

3. 4 刚度退化曲线

根据文［8］的 规 定，结构的刚度可采用同一荷

载下(屈服后为同一位移下) 的 第 一 循 环 滞 回 环 顶

点割线刚度来表示:

Ki =

| Pi | +| － Pi |

| Δi | +| － Δi |

(1)

式中:Pi

为第 i 次循环峰值荷载值;Δi

为第 i 次循环

峰值位移值。

图 13(a) ～ ( c) 绘制出了各构件的刚度曲线，从 图中可以看出，各试件的刚度曲线在刚开始时近似为 一条水平直线，此时结构的受力性能没有受到削弱， 刚度基本保持不变;当结构的梁端位移超过某一数值 后，刚度曲线开始出现下降趋势，直至结构因变形过 大而发生极限破坏。3 个试件中，GJ-2 刚度曲线的下 降速度比 GJ-1 和 GJ-3 刚度曲线的下降速度要缓和， 这说明螺栓直径的增大能提高结构的安全性能。

3. 5 试件的延性及耗能能力

3. 5. 1 节点试件的延性

延性通常采用延性系数来表示:

μ = δu / δy

(2)

图 11 各试件的滞回曲线 图 12 各试件的骨架曲线 式中:δu 为构件的极限变形;δy 为构件的屈服变形。 根据 δu 和 δy 的 不 同 意 义，又 可 将 延 性 系 数 分 为曲率延性系数、转角延性系数和位移延性系数，文 中采用位移延性系数。由上述公式计算所得的试件 GJ-1，GJ-2 和 GJ-3 的 位 移 延 性 系 数 依 次 为 2. 01， 3. 11，2. 07。对混凝土结构一般要求位移延性系数 ≥2，本次试 验 的 三 个 节 点 的 位 移 延 性 系 数 均 大 于 2，满足抗震设 计 要 求。且 试 件 GJ-2 的 延 性 系 数 大 于 GJ-1，GJ-3 的，而试件 GJ-1 和 GJ-3 的延性系数相 近，这说明螺栓规格对延性影响较大，而连接板厚度

对其影响较小。

3. 5. 2 节点试件的耗能能力 图 13( d) 为一典型的滞回环，其中 S( CBA + CDA) 为 滞回环的面积，代表结构一个受力循环所消耗能量的相对值;S( EOB + FOD) 则为与本结构相同的线弹性体 系所消耗能量的相对值。 在现代工程抗震中，耗能能力的大小通常用等效 粘滞阻尼系数 he 和能量耗 散 系 数 E 来 评 价［9］。he 越大，节点试件的耗能能力也越大。he 按下式计算:

he = 1 2π·S( CBA + CDA) S( EOB + FOD)

(3) 我国《建 筑 抗 震 试 验 方 法 规 程》( JGJ101—96 ) 对混凝土结构、钢结构、砌体结构、组合结构的构件 及节点抗震基本性能试验和低周反复荷载作用下的 抗震性能试验，规定按下式的能量耗散系数 E 来衡 量试件的能量耗散能力:

E = S( CBA + CDA) / S( EOB + FOD) (4) 图 13 各试件的刚度曲线及耗能示意图 由式(3) ，(4) 计算所得各试件的等效粘滞阻尼 系数 he 和能耗系数 E 如表 5 所示。从表中可以看出，所有试件的等效粘滞阻尼系数 he 均大于 0. 25， 而普通混凝土结构节点的等效粘滞 阻 尼 系 数 he 为 0. 1 左右，由此可见钢梁-混凝土墙刚接节点的耗能 能力要远大于普通混凝土结构。 从表中还可知，试件 GJ-3 的耗能系数比 GJ-1 的 要大一些，因此可以认为，连接板厚度对试件的耗能 性能有一定影响，但影响不是很明显，因为当连接板 厚度增加 33% 时，he 的增加不到 2% ;另外，试件 GJ-2 的耗能系数大于 GJ-1 的，这表明增大螺栓直径能提 高试件的耗能性能。试件的耗能系数 表 5

试件 等效粘滞阻尼系数 he 耗能系数 E

GJ-1 0. 251 1. 58

GJ-2 0. 314 1. 97

GJ-3 0. 256 1. 61

4 结论

通过对钢梁-混 凝 土 墙 刚 接 节 点 在 低 周 反 复 荷 载作用下的试验现象和数据的分析，研究了其抗震 性能，总结了 各 节 点 试 件 的 承 载 力，得 出 了 以 下 结 论:1)3 个试件的延性及耗能能力均满足抗震设计 要求;2) 螺栓规格的提高能显著提高节点的承载力 及抗震性能，连接板厚度的增加也能提高节点的承 载力及抗震性能，但效果不是很明显。 文中研究的 钢 梁-混凝土墙节点的连接方式与 纯钢结构节点有相似之处，试验中也发现其具有钢 结构节点的破坏特征，为更好地改善其抗震性能，可 以借鉴钢结构节点的研究成果，改进钢梁-混凝土墙 节点连接构造形式。 在抗震设计中，为保证大震阶段梁端形成塑性 铰，现有方法是:1) 加强梁端形式( 如加筋、加盖板、 加腋) ;2) 梁端狗骨形连接，在离连接处一定距离位 置削弱梁的上下翼缘，相对增强梁端的形式。其中， 梁端狗骨形连接更为简便易行，在大震时人为地引 导塑性铰发生在梁端削弱处，避开焊缝连接处避免 其受力过大而破坏，以提高节点的延性，同时对节点 的强度、刚度降低幅度不大。已有试验研究表明，对 于钢结构节点梁端狗骨形连接，当梁翼缘削弱 40% ～ 50% 时，节点刚度仅降低 4% ～ 7%。鉴于以上原 因，建议文中研究的钢梁-混凝土墙刚接节点也可采

用削弱梁端的狗骨形连接形式。