方鋼管混凝土柱與U 形鋼組合梁分離式內(nèi)隔板節(jié)點抗震性能試驗研究

程睿,張繼東,胥興,劉吉春,彭舒

（重慶大學(xué) a.土木工程學(xué)院； b.山地城鎮(zhèn)建設(shè)與新技術(shù)教育部重點試驗室，重慶 400045）

鋼管混凝土柱有效結(jié)合了鋼材輕質(zhì)高強(qiáng)、延性好和混凝土抗壓性能好的特性，具有承載力高、抗震性能好和抗火性能優(yōu)越等優(yōu)點，目前在高層及超高層建筑、大跨結(jié)構(gòu)和橋梁結(jié)構(gòu)等工程領(lǐng)域得到大量應(yīng)用，受到了工程領(lǐng)域的普遍重視[1-2]。U 形鋼組合梁是近些年由H 型鋼-混凝土組合梁發(fā)展形成的新型組合梁，具有剛度大、綜合成本低和抗火性能好等優(yōu)點[3]。目前，學(xué)者們已對U 形鋼組合梁的受彎、受剪性能[4-6]和梁板抗剪連接方式[7]等方面做了系統(tǒng)性研究，形成了相對完善的理論成果，但對鋼管混凝土柱與U 形鋼組合梁連接節(jié)點的研究還較為滯后，導(dǎo)致其在工程實際中應(yīng)用較少。因此，有必要對U 形鋼組合梁與鋼管混凝土柱連接節(jié)點性能展開研究。

節(jié)點作為梁柱間的傳力樞紐，應(yīng)具有足夠的強(qiáng)度、剛度、延性和耗能性能?！毒匦武摴芑炷两Y(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（CECS 159∶2004）[8]推薦的節(jié)點形式有內(nèi)隔板式、隔板貫通式和外環(huán)板式。研究表明，構(gòu)造合理的內(nèi)隔板式[9-12]、外環(huán)板式[11-13]和隔板貫通式[12-14]節(jié)點均表現(xiàn)出較高的承載能力和良好的抗震性能。但外環(huán)板式節(jié)點的外環(huán)板尺寸大，用鋼量大，節(jié)點表面不平整，影響美觀和室內(nèi)布局；隔板貫通式節(jié)點需要將節(jié)點區(qū)域截斷后再焊接，焊接量大，凸出的隔板也可能會影響室內(nèi)的美觀；相較于隔板貫通式和外環(huán)板式節(jié)點，內(nèi)隔板式節(jié)點雖因節(jié)點表面平整而更易滿足建筑要求，但其加工方式較為復(fù)雜，目前，主要有兩種方式：1）采用熔嘴電渣焊[15]，此方式焊接工序復(fù)雜、價格昂貴，且要求鋼管壁厚不小于16 mm，對小截面鋼管柱不再適用；2）將節(jié)點域鋼管截斷，焊接好內(nèi)隔板后再將鋼管對焊，此方式切割量和焊接量大，當(dāng)柱截面較小時，內(nèi)隔板的施工困難，其焊縫質(zhì)量也難以保證。為了避免傳統(tǒng)節(jié)點形式可能存在的問題，針對鋼管柱截面寬度小于300 mm 或鋼管壁厚度小于16 mm 的小截面鋼管混凝土柱，采用分離式內(nèi)隔板節(jié)點可以實現(xiàn)節(jié)點形式的優(yōu)化，此類節(jié)點是一種構(gòu)造簡單、加工方便的節(jié)點連接形式，與傳統(tǒng)形式節(jié)點相比，它不僅能夠?qū)崿F(xiàn)在小截面柱中設(shè)置內(nèi)隔板，也能保證節(jié)點表面平整不影響美觀和布局，還大大降低了節(jié)點處內(nèi)隔板的焊接難度，能極大地提高生產(chǎn)效率和工業(yè)化生產(chǎn)程度。

筆者研究方鋼管混凝土柱與U 形鋼組合梁分離式內(nèi)隔板節(jié)點的抗震性能，研究參數(shù)包括內(nèi)隔板形式和梁柱交界面處有無加強(qiáng)連接，設(shè)計4 個試件進(jìn)行擬靜力試驗，分析節(jié)點的破壞模式、承載能力、強(qiáng)度與剛度退化、延性和耗能能力等指標(biāo)，對比分析不同內(nèi)隔板節(jié)點類型下的抗震性能差異以及梁與柱交界面連接的加強(qiáng)對試件抗震性能的影響，以期豐富節(jié)點類型，為鋼管混凝土柱與U 形鋼組合梁連接節(jié)點的選擇和設(shè)計提供參考。

1 試驗概況

1.1 節(jié)點構(gòu)造與試件設(shè)計

1.1.1 分離式內(nèi)隔板節(jié)點構(gòu)造及加工

傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點與分離式內(nèi)隔板節(jié)點構(gòu)造如圖1（a），將傳統(tǒng)內(nèi)隔板沿對稱軸斷開，得到構(gòu)造簡單、加工制作方便、適用范圍廣、焊接量小、裝配化程度高、表面平整的分離式內(nèi)隔板。根據(jù)隔板傳力的連續(xù)性，將隔板分為強(qiáng)軸、弱軸，強(qiáng)軸方向隔板傳力連續(xù)，弱軸方向隔板傳力不連續(xù)。為使強(qiáng)、弱軸方向受力性能相當(dāng)，在弱軸方向布置加勁板，通過加勁板與混凝土間的錨固作用提高弱軸方向的傳力性能。分離式內(nèi)隔板節(jié)點加工過程如圖1（b），即首先將分離式內(nèi)隔板焊接在由鋼板彎折形成的大槽鋼內(nèi)，然后將兩塊大槽鋼組焊成方鋼管，最后在預(yù)定位置焊接U 形鋼牛腿和負(fù)彎矩鋼筋連接套筒。

圖1 節(jié)點構(gòu)造及加工Fig.1 Construction and addition of joint

1.1.2 內(nèi)隔板式節(jié)點受拉屈服機(jī)制

內(nèi)隔板式節(jié)點在拉力作用下，屈服機(jī)制如圖2所示，由圖2 可知：傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點的承載力由內(nèi)隔板和鋼管柱壁兩部分組成[16-17]；從受力上看，分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸節(jié)點和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點傳力都是連續(xù)的，加勁板與混凝土之間的錨固作用對強(qiáng)軸方向影響很小，錨固作用力可忽略不計[18]，所以分離內(nèi)隔板強(qiáng)軸節(jié)點的屈服機(jī)制與傳統(tǒng)內(nèi)隔板基本相同，承載力由內(nèi)隔板和鋼管柱壁兩部分組成，但從構(gòu)造上看，強(qiáng)軸節(jié)點減少了受力方向上隔板與柱壁的連接長度，可能會造成柱壁附近區(qū)域應(yīng)力集中，影響受力性能；分離式內(nèi)隔板節(jié)點弱軸方向由于傳力不連續(xù)，可能會造成節(jié)點承載力和剛度的降低，但通過加勁板與混凝土間的錨固作用，提高了弱軸方向的受力性能，因此，分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點承載力由內(nèi)隔板、鋼管柱壁以及混凝土與加勁板之間的錨固作用3 部分組成[18]。由于分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸、弱軸節(jié)點與傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點的受拉屈服機(jī)制和傳力特點存在差異，有必要對分離式內(nèi)隔板節(jié)點的抗震性能展開研究。

圖2 節(jié)點受拉屈服機(jī)制Fig.2 Yield mechanism of joints under tensile force

按屈服線理論和虛功原理可得鋼管柱壁和內(nèi)隔板的承載力[16-18]。

1）鋼管柱壁屈服承載力Pyt

式中：td為內(nèi)隔板厚度；Ld為分離式內(nèi)隔板寬度；fyd為內(nèi)隔板屈服強(qiáng)度；Mx、My分別為鋼管柱壁單位長度在水平、豎向的屈服彎矩，按式（6）計算。

節(jié)點的受拉承載力應(yīng)大于梁下翼緣拉力Tb以滿足“強(qiáng)節(jié)點弱構(gòu)件”的設(shè)計要求。

1）對于傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點

2）對于分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸節(jié)點

3）對于分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點

式中：Pyc為加勁板錨固作用承載力。

1.1.3 加勁板作用機(jī)理

對于小截面鋼管柱，加勁板的尺寸會受到節(jié)點大小的限制，而加勁板尺寸將決定其作用機(jī)理，因此，合理設(shè)計加勁板尺寸對發(fā)揮其錨固作用至關(guān)重要。如圖3 所示，將加勁板視為懸臂結(jié)構(gòu)，并認(rèn)為混凝土與加勁板之間的相互作用力為均布面荷載q，在拉力作用下，加勁板及其附區(qū)域混凝土存在以下兩種失效模式：

圖3 加勁板失效模式Fig.3 Failure mode of reinforced plate

1）加勁板受彎屈服。如圖3（a），在拉力作用下，混凝土以均布面荷載q作用于加勁板上，加勁板在根部發(fā)生受彎屈服破壞。錨固作用承載力Pyc1由加勁板決定。

式中：fy為加勁板屈服強(qiáng)度；tr為加勁板厚度。

2）混凝土斜截面剪切破壞。當(dāng)加勁板自身不發(fā)生屈服破壞時，作用在加勁板與柱壁之間的混凝土按圖3（b）所示的模型沿著破壞面發(fā)生剪切破壞，混凝土的斜截面受剪承載力參照《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》（GB 50010—2010）[19]考慮，斜截面受剪承載力系數(shù)取為0.7。錨固作用承載力Pyc2由混凝土斜截面受剪承載力決定。

式中：αcv為斜截面上受剪承載力系數(shù)；ft為混凝土軸心抗拉強(qiáng)度。

因此，分離式內(nèi)隔板節(jié)點弱軸方向的加勁板錨固作用承載力Pyc為

此外，為發(fā)揮分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點加勁板的錨固作用，還需從加勁板的承載力和剛度兩方面驗證其尺寸，避免發(fā)生加勁板根部受剪破壞、錨固區(qū)域局部混凝土壓碎和加勁板端部位移超過限值的3種不利破壞模式。加勁板尺寸應(yīng)滿足

①加勁板根部不發(fā)生剪切破壞。

式中：fyv為加勁板抗剪強(qiáng)度。

②錨固區(qū)域混凝土不發(fā)生受壓破壞。

式中：fc為混凝土軸心抗壓強(qiáng)度。

在選定的參數(shù)條件下，采集11次激光未剝蝕時的載氣空白信號。以11次載氣空白信號值的3倍標(biāo)準(zhǔn)偏差與基體元素信號值的比值計算得到各待測元素對應(yīng)的檢出限，公式見式(2)，結(jié)果見表3。

③加勁板端部位移不超過限值δ

式中：E為鋼材的彈性模量；取最大撓度限值δ為長度的1/500。

1.1.4 試件設(shè)計

根據(jù)“強(qiáng)柱弱梁，節(jié)點更強(qiáng)”的設(shè)計原則，按式（1）～式（15）設(shè)計了表1 所示的4 個試件，即分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點試件WJ1、分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸節(jié)點試件SJ2、傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點試件CJ3 和在試件WJ1基礎(chǔ)上加強(qiáng)梁柱交界面連接的試件WJ4-S。各節(jié)點試件除節(jié)點區(qū)域外的構(gòu)造均相同，鋼管柱截面尺寸為300 mm×300 mm×6 mm；U 形鋼由兩塊不等邊槽鋼焊接而成，截面尺寸為150 mm×250 mm×4 mm，上翼緣開口尺寸為60 mm，U 形鋼內(nèi)澆筑混凝土，樓板混凝土厚度為100 mm，有效寬度為1 000 mm。為保證U 形鋼與樓板協(xié)同受力、達(dá)到完全抗剪連接設(shè)計要求[7]，在U 形鋼上翼緣布置長為120 mm 的槽鋼，間距為200 mm；樓板內(nèi)布置了8@100 的橫向鋼筋和縱向鋼筋，U 形鋼頂部布置了316 鋼筋，通過可焊接、帶螺紋的套筒與柱壁相連；各試件鋼管柱內(nèi)布置有上下兩層內(nèi)隔板，上層內(nèi)隔板與柱壁焊接的套筒平齊，下層內(nèi)隔板與U 形鋼下翼緣平齊；分離式內(nèi)隔板厚度為6 mm，加勁板的尺寸為150 mm×80 mm×6 mm，傳統(tǒng)內(nèi)隔板厚度為6 mm，為保證內(nèi)隔板承載力和混凝土澆筑質(zhì)量，取分離式內(nèi)隔板的澆筑孔洞寬度為120 mm、傳統(tǒng)內(nèi)隔板直徑為120 mm；試件WJ4-S 的H 形件焊接于節(jié)點區(qū)域的鋼管柱壁，并通過U 形鋼內(nèi)混凝土的錨固作用，達(dá)到加強(qiáng)鋼管柱壁與U 形鋼內(nèi)混凝土交界面處連接性能的效果。其余詳細(xì)構(gòu)造見圖4。按上述尺寸進(jìn)行設(shè)計，試件的強(qiáng)柱弱梁系數(shù)為1.65，試件理論破壞模式為梁端破壞。

表1 試件設(shè)計參數(shù)Table.1 Parameters of specimens

1.2 材料力學(xué)性能

試驗所用鋼材為Q235B 碳素鋼和HRB400 鋼筋。按照《金屬材料室溫拉伸試驗方法》[20]，每種材料準(zhǔn)備3 個試樣進(jìn)行材性試驗，求得各材性平均值，結(jié)果見表2；所用混凝土為C35 商品細(xì)石混凝土，按照《混凝土物理力學(xué)性能試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》[21]取3 個試塊測得混凝土立方體抗壓強(qiáng)度fcu=37.7 MPa，軸心抗壓強(qiáng)度fc=25.2 MPa，彈性模量Ec=3.20×104MPa。

表2 鋼材材性表Table.2 The properties of steel material

1.3 試驗加載及量測

試驗裝置如圖5。軸力自平衡裝置保證了試驗過程中軸力始終與柱平行，消除了二階效應(yīng)的影響。梁端采用二力桿模擬梁端邊界條件，即允許水平位移和轉(zhuǎn)角，限制梁的豎向位移和扭轉(zhuǎn)。選取鉸支座作為試件的邊界支撐，以便于模型受力分析。試驗通過柱頂端水平作動器加載，模擬試件在地震作用下的往復(fù)受力情況。

圖5 實驗裝置Fig.5 Test setup

在柱頂施加軸力和水平力。軸力通過配有3 200 kN 豎向作動器的軸力自平衡體系分4 級加載到預(yù)定值N0，軸壓比為0.2，并在試驗過程中保持恒定。水平力通過與柱頂相連的500 kN 水平作動器施加，加載由位移控制，對應(yīng)的層間位移角δ分別為1/750 (3.1 mm)、1/500 (4.7 mm)、1/250 (9.3 mm)、1/150 (15.5 mm)、1/100 (23.3 mm)、1/75 (31.1 mm)、1/50 (46.6 mm)、1/33 (70.6 mm)、1/25 (93.2 mm)、1/20 (116.5 mm)、1/15 (155.3 mm)，每級位移循環(huán)加載2 次，并規(guī)定水平作動器向右加載時為正向加載。當(dāng)荷載小于峰值荷載的85%時認(rèn)為試件失效，停止試驗。

2 試驗現(xiàn)象

梁柱交界面無連接加強(qiáng)的3 個試件WJ1、SJ2 和CJ3 有相似的試驗現(xiàn)象，僅選取WJ1 的加載現(xiàn)象加以描述。試驗加載初期，試件無明顯現(xiàn)象；當(dāng)層間位移角δ=+1/150（+15.5 mm）時，左側(cè)板頂靠近柱翼緣處出現(xiàn)兩條裂縫，當(dāng)δ=-1/150（-15.5 mm）時，右側(cè)板頂靠近柱翼緣處出現(xiàn)一條裂縫；當(dāng)δ=+1/100（+23.3 mm）時，左側(cè)板頂出現(xiàn)2 條貫通裂縫，右側(cè)板底開始出現(xiàn)裂縫；當(dāng)δ=-1/100（-23.3 mm）時，右側(cè)板頂出現(xiàn)2 條貫通裂縫，左側(cè)板底開始出現(xiàn)裂縫；隨著循環(huán)位移的逐級增加，混凝土樓板頂面裂縫逐漸增多，并不斷形成貫通的橫向裂縫，且不斷由板頂向板底面發(fā)展（圖6（a））；當(dāng)δ=+1/75（+31.1 mm）時，鋼管柱與板交界處出現(xiàn)輕微脫離（圖6（b）），右側(cè)梁端腹板與下翼緣交接冷彎區(qū)靠近梁柱連接焊縫處出現(xiàn)輕微裂痕；當(dāng)δ=+1/50（+46.6 mm）時，右側(cè)梁端腹板與下翼緣冷彎區(qū)由裂痕發(fā)展為裂縫（圖6（c）），左側(cè)梁下翼緣距柱約50 mm 處受壓鼓曲，且在第2 圈加載時鼓曲更為嚴(yán)重（圖6（d）），試件在δ=1/50（46.6 mm）的位移循環(huán)下推力和拉力到達(dá)峰值；當(dāng)δ=+1/33（+70.6 mm）時，右側(cè)梁下翼緣在梁與柱焊縫熱影響區(qū)母材完全開裂（圖6（e）），當(dāng)δ=-1/33（-70.6 mm）時，左側(cè)節(jié)點區(qū)域柱翼緣在梁腹板的作用下發(fā)生了變形（圖6（f）），但未造成節(jié)點破壞；當(dāng)δ=-1/25（-93.2 mm）時，左側(cè)板頂混凝土出現(xiàn)輕微壓潰；當(dāng)達(dá)到δ=1/20（116.5 mm）的位移循環(huán)時，兩側(cè)板頂混凝土均被不同程度地壓潰（圖6（g）），推力、拉力均小于峰值荷載的85%，試驗結(jié)束。

對于試件WJ4-S，在層間位移角δ=1/75（31.1 mm）之前，與前3 個試件現(xiàn)象類似，板面逐漸出現(xiàn)裂縫、不斷形成貫通的橫向裂縫，并不斷由板頂向板底面發(fā)展。當(dāng)δ=+1/50（+46.6 mm）時，右側(cè)梁端腹板與下翼緣冷彎區(qū)出現(xiàn)裂縫，當(dāng)δ=-1/50（-46.6 mm）時，左側(cè)梁端腹板與下翼緣冷彎區(qū)出現(xiàn)裂縫；當(dāng)δ=+1/33（+70.6 mm）時，右側(cè)梁底部裂縫發(fā)展，左側(cè)梁下翼緣距柱50 mm 處鼓曲，當(dāng)δ=-1/33（-70.6 mm）時，左側(cè)梁底部裂縫發(fā)展，梁下翼緣也出現(xiàn)了2 處鼓曲（圖6（h）），距柱端距離分別為50、200 mm（200 mm 處為H 形件末端），試件在δ=1/33（70.6 mm）的位移循環(huán)下推力和拉力到達(dá)峰值；當(dāng)δ=+1/25（+93.2 mm）時，右側(cè)板出現(xiàn)輕微壓潰，右側(cè)梁下翼緣裂縫第2 次加載時完全斷裂；當(dāng)達(dá)到δ=1/20（116.5 mm）的位移循環(huán)時，兩側(cè)板頂混凝土均被不同程度地壓潰，推力、拉力均小于峰值荷載的85%，試驗結(jié)束。

試驗結(jié)束后，觀察試件WJ1 節(jié)點核心區(qū)，發(fā)現(xiàn)節(jié)點區(qū)域鋼管柱壁沒有出現(xiàn)顯著變形（圖6（i）），且管內(nèi)核心區(qū)混凝土只出現(xiàn)了極少量的裂縫（圖6（j）），說明試件沒有在節(jié)點核心區(qū)發(fā)生剪切破壞。

試件WJ4-S 由于H 形件加強(qiáng)了梁柱交界面的連接，梁腹板向上開裂程度更小，因此并沒有出現(xiàn)柱翼緣被梁腹板拉出的現(xiàn)象。隨著水平位移的加載，4 個試件出現(xiàn)的主要試驗現(xiàn)象有：板面逐漸出現(xiàn)裂縫并延伸、鋼管柱與板交界處輕微脫離、梁柱連接焊縫附近的U 形鋼冷彎區(qū)出現(xiàn)輕微裂痕并發(fā)展開裂、梁柱連接附近梁下翼緣受壓鼓曲、梁下翼緣完全開裂、柱翼緣受拉變形、板面壓潰。根據(jù)試驗現(xiàn)象判斷，4 個試件的主要破壞模式為梁端受彎破壞。

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 滯回曲線與骨架曲線

柱頂水平荷載P-柱頂水平位移Δc滯回曲線如圖7，4 個試件的滯回曲線均呈反S 形,有明顯的呢縮現(xiàn)象。各曲線捏縮主要是由梁下翼緣開裂造成，捏縮程度取決于梁下翼緣與柱翼緣之間的開裂夾角θ（圖6（f）），夾角越大，捏縮越明顯。由于WJ4-S試件在柱壁焊接了H 形件，有效減小了開裂夾角，所以捏縮程度較其余3 個試件更輕微。此外，樓板與鋼管柱之間脫離產(chǎn)生了間隙、混凝土樓板與鋼筋之間及U 形鋼與內(nèi)部混凝土之間產(chǎn)生了滑移等也可能是造成滯回曲線捏縮的原因。各試件在層間位移比δ=1/75（31.1 mm）循環(huán)之前，滯回曲線變化近似呈直線，滯回環(huán)面積很小，且同級循環(huán)位移下的兩次加載曲線基本重合；當(dāng)達(dá)到δ=1/75（46.6 mm）循環(huán)后，滯回曲線因梁下翼緣逐漸開裂而開始出現(xiàn)捏縮，滯回環(huán)面積逐漸增大。

圖7 試驗曲線Fig.7 Curves of specimens

取各試件荷載-位移滯回曲線的每級第1 次位移循環(huán)時對應(yīng)的峰值點連成包絡(luò)線，得到圖7（e）所示的骨架曲線。各試件在層間位移比δ=1/75（31.07 mm）之前，曲線近似呈直線，試件處于彈性階段，且4 條曲線幾乎重合。在δ=1/50（46.6 mm）時，因U 形鋼組合梁下翼緣處開始由裂痕逐漸發(fā)展開裂，節(jié)點剛度開始下降，試件進(jìn)入彈塑性階段。引起梁下翼緣開裂的原因有：U 形鋼由兩塊冷彎槽鋼組焊而成，冷彎區(qū)可焊性降低；U 形鋼下翼緣與柱翼緣通過全熔透焊縫連接，形成了焊縫熱影響區(qū)；在正彎矩作用下，樓板的組合作用使中和軸上移，增大了鋼梁下翼緣的應(yīng)變。

按全截面塑性計算U 形鋼組合梁抗彎承載力[7]，利用靜態(tài)平衡受力分析可求得柱頂最大水平推力的理論值Pmax,p。

式中：M+bp和Mbp為U 形鋼組合梁在正彎矩和負(fù)彎矩作用下的塑性受彎承載力理論值；Bc、L和Hc分別為柱寬、一側(cè)梁凈跨度和柱計算高度，其值分別為300、1 350、2 330 mm。

由表3 可知，由于試件均發(fā)生梁端受彎破壞，WJ1、SJ2 和CJ3 具有相近的承載能力，內(nèi)隔板形式的變化對承載力影響較小。此外，3 個試件的試驗值Pmax,t略小于理論值Pmax,p，其比值平均值約為0.94，這是由于U 形鋼組合梁下翼緣開裂過早，梁端在正彎矩作用下未達(dá)到全截面塑性。WJ4-S 的正、負(fù)向承載力試驗值Pmax,t的平均值為191.5 kN，相較于WJ1 提高約15%，試驗值Pmax,t約為理論值Pmax,p的1.09 倍，這是因為H 形件可有效加強(qiáng)交界面處的連接，減小梁與柱交界處的相對轉(zhuǎn)動夾角，延緩梁下翼緣開裂并使梁端塑性發(fā)展更充分，因此H形件對梁柱交界面的連接加強(qiáng)作用可以有效提高試件的承載能力。

表3 柱頂試驗數(shù)據(jù)Table 3 Test data of the column

3.2 梁端剪力

為研究U 形鋼組合梁的正彎矩和負(fù)彎矩承載力，測得梁端剪力R-柱頂水平位移Δc曲線如圖8。由表4 和圖8 可知，所有試件在梁端負(fù)彎矩作用下的試驗值均大于理論值其中，Rmax,p=Mbp/L，Mbp為梁端全截面塑性彎矩，L為一側(cè)梁凈跨度），且比值相近，約為理論值的1.25 倍，說明改變內(nèi)隔板形式和增加H 形件對梁端負(fù)彎矩的承載能力影響很小，梁端負(fù)彎矩承載力較高，鋼管柱壁與鋼筋通過套筒連接的方式可靠；試件WJ1、SJ2 和CJ3 在梁端正彎矩作用下，試驗值大于彈性極限值，梁端U 形鋼下翼緣已受拉屈服，但由于梁下翼緣裂縫的出現(xiàn)，梁端截面塑性未發(fā)展充分，試驗值未達(dá)到塑性極限值，3 個試件的試驗值較低，僅為塑性極限理論值的0.8 倍，正彎矩承載力較差；相比之下，試驗中后期傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點的梁端正彎矩下降速率更緩慢。對于有H 形件連接加強(qiáng)的試件WJ4-S，梁端正彎矩作用下試驗值為145 kN，約為塑性極限理論值的1.07 倍，明顯優(yōu)于WJ1,說明H 形件的連接加強(qiáng)作用可以有效提高梁端正彎矩承載力。

表4 梁端試驗數(shù)據(jù)Table 4 Test data of the beam

圖8 R-Δc滯回曲線Fig.8 R-Δc curves of specimens

3.3 延性與耗能

根據(jù)骨架曲線，按等能量法確定屈服點，按最大荷載Pmax,t的85%在下降段中確定極限點。各試件的位移延性系數(shù)μ、節(jié)點彈性層間位移角θy和彈塑性層間位移角θu分別由式（17）計算。

式中：Δy、Δu為屈服位移和極限位移；Hc為柱高。

表3 中各試件位移延性系數(shù)μ介于2.3～3.1，而鋼筋混凝土梁柱節(jié)點的μ值一般要求大于2，表明4 個試件的延性良好；《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》（GB 50011—2010）[22]規(guī)定多、高層鋼結(jié)構(gòu)的彈性層間位移角限值[θe]=1/250，彈塑性層間位移角限值[θp]=1/50，表3 中，4 個試件的彈性層間位移角θy為1/68～1/53，彈塑性層間位移角θu為1/28～1/19，均遠(yuǎn)高于規(guī)范限值，表明4 個試件均具備良好的彈塑性變形能力。

用等效黏滯阻尼系數(shù)ζeq和累積耗能E衡量試件的耗能能力。由表3 和圖9 可知，ζeq在峰值荷載前隨著Δc的增加而增加，在試件屈服后開始變?yōu)槠骄彶⒂邢陆第厔荩? 個試件在峰值荷載下的ζeq值分別為0.12、0.13、0.13 和0.16，均大于鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)節(jié)點的ζeq值0.1，表明在相同條件下節(jié)點的耗能能力優(yōu)于鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的節(jié)點。試件的累積耗能E在彈性階段占比很小，主要來源于試件進(jìn)入彈塑性階段后，SJ2 和CJ3 的累積耗能分別為79.7 和79.3 kN·m，耗能能力相近，而WJ1 的耗能累積耗能為72.9 kN·m，相較于SJ2 與CJ3 下降約9%，這是由于分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸節(jié)點和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點的屈服機(jī)制相同，而分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點在加勁板附近區(qū)域的混凝土?xí)蚣觿虐宓腻^固作用而開裂，導(dǎo)致節(jié)點在彈塑性階段的耗能能力減弱，造成了分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點試件的耗能能力低于強(qiáng)軸節(jié)點試件和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點試件；有H 形件連接加強(qiáng)的試件WJ4-S 的累積耗能為98.1 kN·m，相較于WJ1 提高約34%，說明H 形件的連接加強(qiáng)作用可有效提高試件的耗能能力。

圖9 耗能曲線Fig.9 Energy dissipation curves

3.4 強(qiáng)度退化與剛度退化

采用強(qiáng)度退化系數(shù)λj和環(huán)線剛度Kj分別衡量試件在往復(fù)荷載作用下的強(qiáng)度退化規(guī)律和剛度退化規(guī)律。根據(jù)試驗滯回曲線每一循環(huán)加載的峰值荷載和控制位移，由式（20）、式（21）計算。

式中：下標(biāo)j表示第j級位移循環(huán)，上標(biāo)1、2 表示同級位移循環(huán)下的第1、2 次加載。

強(qiáng)度退化曲線如圖10（a），可知在加載初期的彈性階段（31.1 mm 前），各試件的強(qiáng)度退化系數(shù)基本保持在0.95 以上，正、負(fù)向加載的強(qiáng)度退化現(xiàn)象不明顯；當(dāng)加載位移達(dá)到46.6 mm 后，各試件的強(qiáng)度退化系數(shù)因梁下翼緣出現(xiàn)裂縫而開始下降，且在梁下翼緣完全開裂時強(qiáng)度退化最為明顯；在整個試驗過程中，各試件的強(qiáng)度退化系數(shù)均大于0.75，說明各試件在試驗過程中強(qiáng)度退化并不嚴(yán)重。

圖10 退化曲線對比Fig.10 Comparison of degradation curves

剛度退化曲線如圖10（b），總體上看，由于各試件均為梁端破壞，各試件的剛度退化規(guī)律相似，在彈性階段退化較緩，內(nèi)隔板形式的變化或加強(qiáng)梁柱交界面連接對試件前期的剛度退化影響較小；在彈塑性階段，由于梁下翼緣母材開裂，造成剛度退化速度增大，剛度退化主要發(fā)生在此階段，當(dāng)δ超過4%（93.2 mm）時，環(huán)線剛度大約下降到初始剛度的20%；各試件在正向加載時的環(huán)線剛度略高于負(fù)向加載，這是由于在彈性階段時邊界條件不能達(dá)到理想化，而在彈塑性階段時負(fù)向加載時已經(jīng)積累了一定的混凝土塑性損傷和鋼材疲勞損傷。對比分析4個試件可知，初始剛度在彈性階段存在差異，原因是邊界條件不能達(dá)到理想化，柱底的鉸支座可能發(fā)生了微小滑移；試件進(jìn)入彈塑性階段后，可觀察到WJ1 和SJ2 的剛度退化曲線幾乎重合且低于CJ3，WJ4-S 的環(huán)線剛度總體上最大，這是因為在試驗中后期傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點的梁端正彎矩承載力下降速率較分離式內(nèi)隔板更緩慢、H 形件的連接加強(qiáng)作用直接提高了梁端正彎矩承載力。因此，分離式內(nèi)隔板在彈塑性階段的剛度退化速度相較于傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點有所增大，在梁柱交界面設(shè)置H 形件會減緩節(jié)點的剛度退化速度。

3.5 節(jié)點分類

美國鋼結(jié)構(gòu)建筑規(guī)范ANSI AISC 360-16[23]按剛度將節(jié)點分為剛性節(jié)點、半剛性節(jié)點和鉸接節(jié)點。根據(jù)M-Φ曲線的初始斜率K0與EsIb/L的比值K0/(EsIb/L)判斷節(jié)點類型，其中EsIb為U 形鋼的截面抗彎剛度、L為一側(cè)梁凈跨度，對于無支撐框架體系，當(dāng)比值大于等于20 時為剛性節(jié)點，當(dāng)比值介于2～20 之間時為半剛性節(jié)點，當(dāng)比值小于等于2 時為鉸接節(jié)點。曲線初始斜率K0通過梁全截面塑性彎矩Mbp和節(jié)點轉(zhuǎn)角Φ計算而得，其中，Φ由圖5（a）中傾角儀測得，K0=Mbp,2/3/Φ2/3、Mbp,2/3=2Mbp/3、Φ2/3為Mbp,2/3對應(yīng)轉(zhuǎn)角。由表4 和圖11 可知,從微觀上分析，分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸、弱軸節(jié)點與傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點的剛度相差不大；受正彎矩一側(cè)的節(jié)點平均剛度大于負(fù)彎矩一側(cè)的平均剛度，主要原因是正彎矩作用下混凝土樓板受壓，可以有效限制節(jié)點變形，而負(fù)彎矩作用下樓板混凝土開裂對節(jié)點剛度不利。從宏觀上看，4 個節(jié)點試件的初始斜率K0與EsIb/L的比值介于3.7～11.4 之間，表明在梁端正彎矩和梁端負(fù)彎矩作用下4 個試件節(jié)點均為半剛性節(jié)點。

圖11 M-Φ 曲線Fig.11 The M-Φ curves

歐洲鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范BS EN 1993-1-8: 2005[24]按強(qiáng)度將節(jié)點分為全強(qiáng)度節(jié)點、部分強(qiáng)度節(jié)點和鉸接節(jié)點。根據(jù)節(jié)點上的最大彎矩Mmax,t與梁全截面塑性彎矩Mbp的比值Mmax,t/Mbp判斷節(jié)點類型，其中Mmax,t=LRmax,t，當(dāng)比值大于等于1 時為全強(qiáng)度節(jié)點，當(dāng)比值介于0.25～1 之間時為部分強(qiáng)度節(jié)點，當(dāng)比值小于等于0.25 時為鉸接節(jié)點。由表4 和圖11 可知，WJ1、SJ2 和CJ3 試件節(jié)點在梁端負(fù)彎矩作用下，由于板內(nèi)鋼筋發(fā)生受拉屈服而未斷裂，梁端負(fù)彎矩曲線并未下降，且均超過，其比值為1.23～1.28，表明試件WJ1、SJ2 和CJ3 在梁端負(fù)彎矩作用下為全強(qiáng)度節(jié)點；在梁端正彎矩作用下，由于梁下翼緣受拉開裂，梁端截面塑性未發(fā)展充分，比值為0.77～0.83，表明試件WJ1、SJ2 和CJ3 在梁端正彎矩作用下為部分強(qiáng)度節(jié)點。WJ4-S 試件節(jié)點梁端正彎矩明顯高于其他3 個節(jié)點，比值為1.07，但梁端負(fù)彎矩相差不大，原因為H 形件的連接加強(qiáng)作用延緩了梁下翼緣的開裂，提高了正彎矩承載力，但在負(fù)彎矩作用下H 形件處于受壓區(qū)，對負(fù)彎矩承載力幾乎沒有影響，因此，WJ4-S 在梁端正、負(fù)彎矩作用下為全強(qiáng)度節(jié)點。

綜上所述，按強(qiáng)度和剛度將節(jié)點分類，分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸、弱軸節(jié)點和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點在梁端正彎矩作用下為半剛性和部分強(qiáng)度節(jié)點，在梁端負(fù)彎矩作用下為半剛性和全強(qiáng)度節(jié)點；梁柱交界面有H形件連接加強(qiáng)的試件，在梁端正、負(fù)彎矩下均為半剛性和全強(qiáng)度節(jié)點。

4 結(jié)論

1）在“強(qiáng)柱弱梁、節(jié)點更強(qiáng)”的設(shè)計原則下，方鋼管混凝土柱與U 形鋼組合梁分離式內(nèi)隔板節(jié)點試件和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點試件均發(fā)生梁端受彎破壞。在梁端正彎矩作用下的試驗現(xiàn)象包括梁柱連接焊縫熱影響區(qū)梁下翼緣開裂和板頂混凝土壓潰；在梁端負(fù)彎矩作用下的試驗現(xiàn)象包括板與柱脫離和梁下翼緣鼓曲。

2）加勁板的錨固作用承載力是分離式內(nèi)隔板節(jié)點弱軸方向承載力的重要組成部分。根據(jù)加勁板的承載力和剛度要求，初步給出了加勁板的設(shè)計參考建議。

3）分離式內(nèi)隔板節(jié)點試件和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)試件的滯回曲線均呈反S 形，有明顯的捏縮現(xiàn)象，且強(qiáng)度退化不嚴(yán)重、剛度退化規(guī)律相似；等效黏滯阻尼系數(shù)ζeq介于0.12～0.16，具備一定的耗能能力；位移延性系數(shù)μ介于2.3～3.1，彈性層間位移角介于1/68～1/53，彈塑性層間位移角介于1/28～1/19，具有良好的延性和彈塑性變形能力。

4）分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸節(jié)點試件與傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點試件有相近的承載能力與耗能能力；與分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸節(jié)點試件和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點試件相比，分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點試件的承載能力相近，但耗能能力有所降低，累積耗能下降約9%。

5）H 形件對梁柱交界面的連接加強(qiáng)作用可減緩剛度退化速度、顯著提高節(jié)點試件的承載能力和耗能能力，相較于梁柱交界面無連接加強(qiáng)的節(jié)點試件，承載力提高約15%，累積耗能提高約34%。在后續(xù)研究中應(yīng)加強(qiáng)梁柱交界面處的連接以提高試件的承載能力和耗能能力。