方鋼管混凝土柱與U形鋼組合梁分離式內隔板節點抗震性能試驗研究

程睿 張繼東 胥興 劉吉春 彭舒

摘要：為研究方鋼管混凝土柱與U形鋼組合梁分離式內隔板節點的抗震性能，對4個節點試件進行低周反復加載試驗，試驗參數為內隔板形式和梁柱交界面處有無加強連接。分析各試件的破壞模式、滯回性能、延性、耗能等指標，并給出加勁板的設計建議。結果表明：4個節點試件的破壞模式均為梁端受彎破壞，滯回曲線呈反S形、有明顯的捏縮現象；試件的位移延性系數μ為2.3～3.1，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，等效黏滯阻尼系數ζeq為0.12～0.16，變形能力較好，并具備一定耗能能力；改變內隔板形式對試件的承載能力影響較小，但相較于傳統內隔板節點試件，分離式內隔板弱軸節點試件的耗能能力有所降低；加強梁柱交界面處的連接可減緩剛度退化速度、顯著提高節點的承載能力和耗能能力。

關鍵詞：鋼管混凝土柱；U形鋼組合梁；分離式內隔板節點；低周往復試驗；抗震性能

中圖分類號：TU398???? 文獻標志碼：A???? 文章編號：2096-6717（2023）06-0047-12

Experimental study on seismic behavior of concrete-filled square steel tubular column to U-shaped steel-concrete composite beam joints with separated internal diaphragm

CHENG Ruia，b， ZHANG Jidonga， XU Xinga， LIU Jichuna， PENG Shua

（a. School of Civil Engineering； b.Key Laboratory of New Technology for Construction of Cities in Mountain Area， Ministry of Education， Chongqing University， Chongqing 400045， P. R. China）

Abstract： To study the seismic behavior of concrete-filled square steel tubular column to U-shaped steel-concrete composite beam joints with separated internal diaphragm， four joint specimens were tested under cyclic loading. The test parameters are the diaphragm type and the connection forms at the beam-column interface. The hysteric behavior， ductility， energy dissipation and deformation were analyzed and suggestions the designing the reinforced plate were provided. Test results indicate that the beam bending failure occurred in all specimens， and the hysteric curves show an inverted S-shape， with an obvious pinch effect. The displacement ductility coefficient ratio is between 2.3-3.1， the elastic limit of inter-story drift rotation is between 1/68-1/53， the elastic-plastic limit of inter-story drift rotation is between 1/28-1/19， and the equivalent viscous damping coefficient is between 0.12-0.16， indicating that the specimens show good deformation and energy dissipation capacities. Changing the type of diaphragm has little effect on the load-carrying capacity of the specimen， but compared with the traditional internal diaphragm joints， the energy dissipation capacity of the weak axial internal diaphragm joints is decreased. Strengthening the beam-column connection can alleviate the stiffness degradation and effectively improve the bearing capacity and energy dissipation capacity of the joints.

Keywords： concrete-filled steel tubular column； U-shaped steel and concrete composite beam； separated internal diaphragm joint； cyclic loading test； seismic performance

鋼管混凝土柱有效結合了鋼材輕質高強、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越等優點，目前在高層及超高層建筑、大跨結構和橋梁結構等工程領域得到大量應用，受到了工程領域的普遍重視[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點[3]。目前，學者們已對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形鋼組合梁連接節點的研究還較為滯后，導致其在工程實際中應用較少。因此，有必要對U形鋼組合梁與鋼管混凝土柱連接節點性能展開研究。

節點作為梁柱間的傳力樞紐，應具有足夠的強度、剛度、延性和耗能性能。《矩形鋼管混凝土結構技術規程》（CECS 159∶2004）[8]推薦的節點形式有內隔板式、隔板貫通式和外環板式。研究表明，構造合理的內隔板式[9-12]、外環板式[11-13]和隔板貫通式[12-14]節點均表現出較高的承載能力和良好的抗震性能。但外環板式節點的外環板尺寸大，用鋼量大，節點表面不平整，影響美觀和室內布局；隔板貫通式節點需要將節點區域截斷后再焊接，焊接量大，凸出的隔板也可能會影響室內的美觀；相較于隔板貫通式和外環板式節點，內隔板式節點雖因節點表面平整而更易滿足建筑要求，但其加工方式較為復雜，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）將節點域鋼管截斷，焊接好內隔板后再將鋼管對焊，此方式切割量和焊接量大，當柱截面較小時，內隔板的施工困難，其焊縫質量也難以保證。為了避免傳統節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，采用分離式內隔板節點可以實現節點形式的優化，此類節點是一種構造簡單、加工方便的節點連接形式，與傳統形式節點相比，它不僅能夠實現在小截面柱中設置內隔板，也能保證節點表面平整不影響美觀和布局，還大大降低了節點處內隔板的焊接難度，能極大地提高生產效率和工業化生產程度。

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

1 試驗概況

1.1 節點構造與試件設計

1.1.1 分離式內隔板節點構造及加工

傳統內隔板節點與分離式內隔板節點構造如圖1（a），將傳統內隔板沿對稱軸斷開，得到構造簡單、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隔板。根據隔板傳力的連續性，將隔板分為強軸、弱軸，強軸方向隔板傳力連續，弱軸方向隔板傳力不連續。為使強、弱軸方向受力性能相當，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。分離式內隔板節點加工過程如圖1（b），即首先將分離式內隔板焊接在由鋼板彎折形成的大槽鋼內，然后將兩塊大槽鋼組焊成方鋼管，最后在預定位置焊接U形鋼牛腿和負彎矩鋼筋連接套筒。

1.1.2 內隔板式節點受拉屈服機制

內隔板式節點在拉力作用下，屈服機制如圖2所示，由圖2可知：傳統內隔板節點的承載力由內隔板和鋼管柱壁兩部分組成[16-17]；從受力上看，分離式內隔板強軸節點和傳統內隔板節點傳力都是連續的，加勁板與混凝土之間的錨固作用對強軸方向影響很小，錨固作用力可忽略不計[18]，所以分離內隔板強軸節點的屈服機制與傳統內隔板基本相同，承載力由內隔板和鋼管柱壁兩部分組成，但從構造上看，強軸節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域應力集中，影響受力性能；分離式內隔板節點弱軸方向由于傳力不連續，可能會造成節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，分離式內隔板弱軸節點承載力由內隔板、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]。由于分離式內隔板強軸、弱軸節點與傳統內隔板節點的受拉屈服機制和傳力特點存在差異，有必要對分離式內隔板節點的抗震性能展開研究。

按屈服線理論和虛功原理可得鋼管柱壁和內隔板的承載力[16-18]。

1）鋼管柱壁屈服承載力Pyt

2）內隔板屈服承載力Pyd

式中：td為內隔板厚度；Ld為分離式內隔板寬度；fyd為內隔板屈服強度；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。

Mx = My = t 2c fyc /4 （6）

節點的受拉承載力應大于梁下翼緣拉力Tb以滿足“強節點弱構件”的設計要求。

1）對于傳統內隔板節點

Py1 = Pyt1 + Pyd1 > Tb （7）

2）對于分離式內隔板強軸節點

Py2 = Pyt2 + Pyd2 > Tb （8）

3）對于分離式內隔板弱軸節點

Py3 = Pyt3 + Pyd3 + Pyc > Tb （9）

式中：Pyc為加勁板錨固作用承載力。

1.1.3 加勁板作用機理

對于小截面鋼管柱，加勁板的尺寸會受到節點大小的限制，而加勁板尺寸將決定其作用機理，因此，合理設計加勁板尺寸對發揮其錨固作用至關重要。如圖3所示，將加勁板視為懸臂結構，并認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，加勁板及其附區域混凝土存在以下兩種失效模式：

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為加勁板屈服強度；tr為加勁板厚度。

2）混凝土斜截面剪切破壞。當加勁板自身不發生屈服破壞時，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生剪切破壞，混凝土的斜截面受剪承載力參照《混凝土結構設計規范》（GB 50010—2010）[19]考慮，斜截面受剪承載力系數取為0.7。錨固作用承載力Pyc2由混凝土斜截面受剪承載力決定。

Pyc2 = 2αcv ft Ld （br + hr - td ） （11）

式中：αcv為斜截面上受剪承載力系數；ft為混凝土軸心抗拉強度。

因此，分離式內隔板節點弱軸方向的加勁板錨固作用承載力Pyc為

Pyc = min （Pyc1，Pyc2 ） （12）

此外，為發揮分離式內隔板弱軸節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，避免發生加勁板根部受剪破壞、錨固區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。加勁板尺寸應滿足

①加勁板根部不發生剪切破壞。

式中：fyv為加勁板抗剪強度。

②錨固區域混凝土不發生受壓破壞。

Pyc < br （hr - td ） fc （14）

式中：fc為混凝土軸心抗壓強度。

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 試件設計

1.2 材料力學性能

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]，每種材料準備3個試樣進行材性試驗，求得各材性平均值，結果見表2；所用混凝土為C35商品細石混凝土，按照《混凝土物理力學性能試驗方法標準》[21]取3個試塊測得混凝土立方體抗壓強度fcu=37.7 MPa，軸心抗壓強度fc=25.2 MPa，彈性模量Ec=3.20×104 MPa。

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角，限制梁的豎向位移和扭轉。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受力情況。

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），每級位移循環加載2次，并規定水平作動器向右加載時為正向加載。當荷載小于峰值荷載的85%時認為試件失效，停止試驗。

試驗測量裝置及其布置如圖5（a），測量內容包括柱頂水平力和水平位移、梁左與梁右的梁端剪力和水平位移、節點核心區對角線變化量和梁與柱的傾角。并規定正向加載時，對應的力和位移為正值。

2 試驗現象

梁柱交界面無連接加強的3個試件WJ1、SJ2和CJ3有相似的試驗現象，僅選取WJ1的加載現象加以描述。試驗加載初期，試件無明顯現象；當層間位移角δ=+1/150（+15.5 mm）時，左側板頂靠近柱翼緣處出現兩條裂縫，當δ=-1/150（-15.5 mm）時，右側板頂靠近柱翼緣處出現一條裂縫；當δ=+1/100（+23.3 mm）時，左側板頂出現2條貫通裂縫，右側板底開始出現裂縫；當δ=-1/100（-23.3 mm）時，右側板頂出現2條貫通裂縫，左側板底開始出現裂縫；隨著循環位移的逐級增加，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展（圖6（a））；當δ=+1/75（+31.1 mm）時，鋼管柱與板交界處出現輕微脫離（圖6（b）），右側梁端腹板與下翼緣交接冷彎區靠近梁柱連接焊縫處出現輕微裂痕；當δ=+1/50（+46.6 mm）時，右側梁端腹板與下翼緣冷彎區由裂痕發展為裂縫（圖6（c）），左側梁下翼緣距柱約50 mm處受壓鼓曲，且在第2圈加載時鼓曲更為嚴重（圖6（d）），試件在δ=1/50（46.6 mm）的位移循環下推力和拉力到達峰值；當δ=+1/33（+70.6 mm）時，右側梁下翼緣在梁與柱焊縫熱影響區母材完全開裂（圖6（e）），當δ=-1/33（-70.6 mm）時，左側節點區域柱翼緣在梁腹板的作用下發生了變形（圖6（f）），但未造成節點破壞；當δ=-1/25（-93.2 mm）時，左側板頂混凝土出現輕微壓潰；當達到δ=1/20（116.5 mm）的位移循環時，兩側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個試件現象類似，板面逐漸出現裂縫、不斷形成貫通的橫向裂縫，并不斷由板頂向板底面發展。當δ=+1/50（+46.6 mm）時，右側梁端腹板與下翼緣冷彎區出現裂縫，當δ=-1/50（-46.6 mm）時，左側梁端腹板與下翼緣冷彎區出現裂縫；當δ=+1/33（+70.6 mm）時，右側梁底部裂縫發展，左側梁下翼緣距柱50 mm處鼓曲，當δ=-1/33（-70.6 mm）時，左側梁底部裂縫發展，梁下翼緣也出現了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）的位移循環下推力和拉力到達峰值；當δ=+1/25（+93.2 mm）時，右側板出現輕微壓潰，右側梁下翼緣裂縫第2次加載時完全斷裂；當達到δ=1/20（116.5 mm）的位移循環時，兩側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%，試驗結束。

試驗結束后，觀察試件WJ1節點核心區，發現節點區域鋼管柱壁沒有出現顯著變形（圖6（i）），且管內核心區混凝土只出現了極少量的裂縫（圖6（j）），說明試件沒有在節點核心區發生剪切破壞。

試件WJ4-S由于H形件加強了梁柱交界面的連接，梁腹板向上開裂程度更小，因此并沒有出現柱翼緣被梁腹板拉出的現象。隨著水平位移的加載，4個試件出現的主要試驗現象有：板面逐漸出現裂縫并延伸、鋼管柱與板交界處輕微脫離、梁柱連接焊縫附近的U形鋼冷彎區出現輕微裂痕并發展開裂、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。根據試驗現象判斷，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生了間隙、混凝土樓板與鋼筋之間及U形鋼與內部混凝土之間產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）循環之前，滯回曲線變化近似呈直線，滯回環面積很小，且同級循環位移下的兩次加載曲線基本重合；當達到δ=1/75（46.6 mm）循環后，滯回曲線因梁下翼緣逐漸開裂而開始出現捏縮，滯回環面積逐漸增大。

取各試件荷載-位移滯回曲線的每級第1次位移循環時對應的峰值點連成包絡線，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展開裂，節點剛度開始下降，試件進入彈塑性階段。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；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M -bp 為U 形鋼組合梁在正彎矩和負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，由于試件均發生梁端受彎破壞，WJ1、SJ2和CJ3具有相近的承載能力，內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到全截面塑性。WJ4-S的正、負向承載力試驗值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形件可有效加強交界面處的連接，減小梁與柱交界處的相對轉動夾角，延緩梁下翼緣開裂并使梁端塑性發展更充分，因此H形件對梁柱交界面的連接加強作用可以有效提高試件的承載能力。

3.2 梁端剪力

為研究U 形鋼組合梁的正彎矩和負彎矩承載力，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，所有試件在梁端負彎矩作用下的試驗值R-max ，t 均大于理論值R-max ，p （其中，Rmax，p=Mbp/L，Mbp為梁端全截面塑性彎矩，L 為一側梁凈跨度），且比值相近，約為理論值的1. 25 倍，說明改變內隔板形式和增加H 形件對梁端負彎矩的承載能力影響很小，梁端負彎矩承載力較高，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R+max，t 大于彈性極限值R+y，p，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，梁端截面塑性未發展充分，試驗值R+m ax，t 未達到塑性極限值R+max，p，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，試驗中后期傳統內隔板節點的梁端正彎矩下降速率更緩慢。對于有H 形件連接加強的試件WJ4-S，梁端正彎矩作用下試驗值R+m ax，t為145 kN，約為塑性極限理論值的1. 07 倍，明顯優于WJ1，說明H 形件的連接加強作用可以有效提高梁端正彎矩承載力。

3.3 延性與耗能

根據骨架曲線，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μ、節點彈性層間位移角θy和彈塑性層間位移角θu分別由式（17）計算。

μ = Δ u /Δ y （17）

θy = Δ y /Hc （18）

θu = Δ u /Hc （19）

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μ介于2.3～3.1，而鋼筋混凝土梁柱節點的μ值一般要求大于2，表明4個試件的延性良好；《建筑抗震設計規范》（GB 50011—2010）[22]規定多、高層鋼結構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，均遠高于規范限值，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為平緩并有下降趨勢，4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構節點的ζeq值0.1，表明在相同條件下節點的耗能能力優于鋼筋混凝土結構的節點。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%，這是由于分離式內隔板強軸節點和傳統內隔板節點的屈服機制相同，而分離式內隔板弱軸節點在加勁板附近區域的混凝土會因加勁板的錨固作用而開裂，導致節點在彈塑性階段的耗能能力減弱，造成了分離式內隔板弱軸節點試件的耗能能力低于強軸節點試件和傳統內隔板節點試件；有H形件連接加強的試件WJ4-S的累積耗能為98.1 kN·m，相較于WJ1提高約34%，說明H形件的連接加強作用可有效提高試件的耗能能力。

3.4 強度退化與剛度退化

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

λj = P 2j /P 1j （20）

Kj = （P 1j + P 2j ） / （Δ1cj + Δ2cj ） （21）

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

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

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律相似，在彈性階段退化較緩，內隔板形式的變化或加強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，剛度退化主要發生在此階段，當δ超過4%（93.2 mm）時，環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線剛度略高于負向加載，這是由于在彈性階段時邊界條件不能達到理想化，而在彈塑性階段時負向加載時已經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到理想化，柱底的鉸支座可能發生了微小滑移；試件進入彈塑性階段后，可觀察到WJ1和SJ2的剛度退化曲線幾乎重合且低于CJ3，WJ4-S的環線剛度總體上最大，這是因為在試驗中后期傳統內隔板節點的梁端正彎矩承載力下降速率較分離式內隔板更緩慢、H形件的連接加強作用直接提高了梁端正彎矩承載力。因此，分離式內隔板在彈塑性階段的剛度退化速度相較于傳統內隔板節點有所增大，在梁柱交界面設置H形件會減緩節點的剛度退化速度。

3.5 節點分類

美國鋼結構建筑規范ANSI AISC 360-16[23]按剛度將節點分為剛性節點、半剛性節點和鉸接節點。根據M-Φ曲線的初始斜率K0與EsIb/L的比值K0/（EsIb/L）判斷節點類型，其中EsIb為U形鋼的截面抗彎剛度、L為一側梁凈跨度，對于無支撐框架體系，當比值大于等于20時為剛性節點，當比值介于2～20之間時為半剛性節點，當比值小于等于2時為鉸接節點。曲線初始斜率K0通過梁全截面塑性彎矩Mbp和節點轉角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對應轉角。由表4和圖11可知，從微觀上分析，分離式內隔板強軸、弱軸節點與傳統內隔板節點的剛度相差不大；受正彎矩一側的節點平均剛度大于負彎矩一側的平均剛度，主要原因是正彎矩作用下混凝土樓板受壓，可以有效限制節點變形，而負彎矩作用下樓板混凝土開裂對節點剛度不利。從宏觀上看，4個節點試件的初始斜率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彎矩作用下4個試件節點均為半剛性節點。

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

綜上所述，按強度和剛度將節點分類，分離式內隔板強軸、弱軸節點和傳統內隔板節點在梁端正彎矩作用下為半剛性和部分強度節點，在梁端負彎矩作用下為半剛性和全強度節點；梁柱交界面有H形件連接加強的試件，在梁端正、負彎矩下均為半剛性和全強度節點。

4 結論

1）在“強柱弱梁、節點更強”的設計原則下，方鋼管混凝土柱與U形鋼組合梁分離式內隔板節點試件和傳統內隔板節點試件均發生梁端受彎破壞。在梁端正彎矩作用下的試驗現象包括梁柱連接焊縫熱影響區梁下翼緣開裂和板頂混凝土壓潰；在梁端負彎矩作用下的試驗現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隔板節點弱軸方向承載力的重要組成部分。根據加勁板的承載力和剛度要求，初步給出了加勁板的設計參考建議。

3）分離式內隔板節點試件和傳統內隔板節試件的滯回曲線均呈反S形，有明顯的捏縮現象，且強度退化不嚴重、剛度退化規律相似；等效黏滯阻尼系數ζeq介于0.12～0.16，具備一定的耗能能力；位移延性系數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）分離式內隔板強軸節點試件與傳統內隔板節點試件有相近的承載能力與耗能能力；與分離式內隔板強軸節點試件和傳統內隔板節點試件相比，分離式內隔板弱軸節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作用可減緩剛度退化速度、顯著提高節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的節點試件，承載力提高約15%，累積耗能提高約34%。在后續研究中應加強梁柱交界面處的連接以提高試件的承載能力和耗能能力。

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