方鋼管混凝土柱與U形鋼組合梁分離式內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)抗震性能試驗(yàn)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(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)的抗震性能，對(duì)4個(gè)節(jié)點(diǎn)試件進(jìn)行低周反復(fù)加載試驗(yàn)，試驗(yàn)參數(shù)為內(nèi)隔板形式和梁柱交界面處有無(wú)加強(qiáng)連接。分析各試件的破壞模式、滯回性能、延性、耗能等指標(biāo)，并給出加勁板的設(shè)計(jì)建議。結(jié)果表明：4個(gè)節(jié)點(diǎn)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(xiàn)象；試件的位移延性系數(shù)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(shù)ζeq為0.12～0.16，變形能力較好，并具備一定耗能能力；改變內(nèi)隔板形式對(duì)試件的承載能力影響較小，但相較于傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)試件，分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點(diǎn)試件的耗能能力有所降低；加強(qiáng)梁柱交界面處的連接可減緩剛度退化速度、顯著提高節(jié)點(diǎn)的承載能力和耗能能力。

關(guān)鍵詞：鋼管混凝土柱；U形鋼組合梁；分離式內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)；低周往復(fù)試驗(yàn)；抗震性能

中圖分類號(hào)：TU398???? 文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A???? 文章編號(hào)：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(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(diǎn)，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(diǎn)[3]。目前，學(xué)者們已對(duì)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(duì)完善的理論成果，但對(duì)鋼管混凝土柱與U形鋼組合梁連接節(jié)點(diǎn)的研究還較為滯后，導(dǎo)致其在工程實(shí)際中應(yīng)用較少。因此，有必要對(duì)U形鋼組合梁與鋼管混凝土柱連接節(jié)點(diǎn)性能展開(kāi)研究。

節(jié)點(diǎn)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(diǎn)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(diǎn)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(diǎn)的外環(huán)板尺寸大，用鋼量大，節(jié)點(diǎn)表面不平整，影響美觀和室內(nèi)布局；隔板貫通式節(jié)點(diǎn)需要將節(jié)點(diǎn)區(qū)域截?cái)嗪笤俸附?，焊接量大，凸出的隔板也可能?huì)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(diǎn)，內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)雖因節(jié)點(diǎn)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(jià)格昂貴，且要求鋼管壁厚不小于16 mm，對(duì)小截面鋼管柱不再適用；2）將節(jié)點(diǎn)域鋼管截?cái)?，焊接好?nèi)隔板后再將鋼管對(duì)焊，此方式切割量和焊接量大，當(dāng)柱截面較小時(shí)，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(diǎn)形式可能存在的問(wèn)題，針對(duì)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(diǎn)可以實(shí)現(xiàn)節(jié)點(diǎn)形式的優(yōu)化，此類節(jié)點(diǎn)是一種構(gòu)造簡(jiǎn)單、加工方便的節(jié)點(diǎn)連接形式，與傳統(tǒng)形式節(jié)點(diǎn)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(diǎn)表面平整不影響美觀和布局，還大大降低了節(jié)點(diǎn)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(diǎn)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(wú)加強(qiáng)連接，設(shè)計(jì)4個(gè)試件進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，分析節(jié)點(diǎn)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(duì)比分析不同內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)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(duì)試件抗震性能的影響，以期豐富節(jié)點(diǎn)類型，為鋼管混凝土柱與U形鋼組合梁連接節(jié)點(diǎn)的選擇和設(shè)計(jì)提供參考。

1 試驗(yàn)概況

1.1 節(jié)點(diǎn)構(gòu)造與試件設(shè)計(jì)

1.1.1 分離式內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)構(gòu)造及加工

傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)與分離式內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)構(gòu)造如圖1（a），將傳統(tǒng)內(nèi)隔板沿對(duì)稱軸斷開(kāi)，得到構(gòu)造簡(jiǎn)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(guò)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(diǎn)加工過(guò)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。

1.1.2 內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)受拉屈服機(jī)制

內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)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(diǎn)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(diǎn)和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)傳力都是連續(xù)的，加勁板與混凝土之間的錨固作用對(duì)強(qiáng)軸方向影響很小，錨固作用力可忽略不計(jì)[18]，所以分離內(nèi)隔板強(qiáng)軸節(jié)點(diǎn)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(diǎn)減少了受力方向上隔板與柱壁的連接長(zhǎng)度，可能會(huì)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(diǎn)弱軸方向由于傳力不連續(xù)，可能會(huì)造成節(jié)點(diǎn)承載力和剛度的降低，但通過(guò)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(diǎn)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(diǎn)與傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)的受拉屈服機(jī)制和傳力特點(diǎn)存在差異，有必要對(duì)分離式內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)的抗震性能展開(kāi)研究。

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

2）內(nèi)隔板屈服承載力Pyd

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(zhǎng)度在水平、豎向的屈服彎矩，按式（6）計(jì)算。

Mx = My = t 2c fyc /4 （6）

節(jié)點(diǎn)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(diǎn)弱構(gòu)件”的設(shè)計(jì)要求。

1）對(duì)于傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)

Py1 = Pyt1 + Pyd1 > Tb （7）

2）對(duì)于分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸節(jié)點(diǎn)

Py2 = Pyt2 + Pyd2 > Tb （8）

3）對(duì)于分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點(diǎn)

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(jī)理

對(duì)于小截面鋼管柱，加勁板的尺寸會(huì)受到節(jié)點(diǎn)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(jì)加勁板尺寸對(duì)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：

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(shí)，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(jì)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。

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

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(diǎn)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(fā)揮分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點(diǎn)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(yàn)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(guò)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。

Pyc < br （hr - td ） fc （14）

式中：fc為混凝土軸心抗壓強(qiáng)度。

③加勁板端部位移不超過(guò)限值δ

式中：E為鋼材的彈性模量；取最大撓度限值δ為長(zhǎng)度的1/500。

1.1.4 試件設(shè)計(jì)

1.2 材料力學(xué)性能

試驗(yàn)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(yàn)方法》[20]，每種材料準(zhǔn)備3個(gè)試樣進(jìn)行材性試驗(yàn)，求得各材性平均值，結(jié)果見(jiàn)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(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》[21]取3個(gè)試塊測(cè)得混凝土立方體抗壓強(qiáng)度f(wàn)cu=37.7 MPa，軸心抗壓強(qiáng)度f(wàn)c=25.2 MPa，彈性模量Ec=3.20×104 MPa。

1.3 試驗(yàn)加載及量測(cè)

試驗(yàn)裝置如圖5。軸力自平衡裝置保證了試驗(yàn)過(guò)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(yàn)通過(guò)柱頂端水平作動(dòng)器加載，模擬試件在地震作用下的往復(fù)受力情況。

在柱頂施加軸力和水平力。軸力通過(guò)配有3 200 kN豎向作動(dòng)器的軸力自平衡體系分4級(jí)加載到預(yù)定值N0，軸壓比為0.2，并在試驗(yàn)過(guò)程中保持恒定。水平力通過(guò)與柱頂相連的500 kN水平作動(dòng)器施加，加載由位移控制，對(duì)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(jí)位移循環(huán)加載2次，并規(guī)定水平作動(dòng)器向右加載時(shí)為正向加載。當(dāng)荷載小于峰值荷載的85%時(shí)認(rèn)為試件失效，停止試驗(yàn)。

試驗(yàn)測(cè)量裝置及其布置如圖5（a），測(cè)量?jī)?nèi)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(jié)點(diǎn)核心區(qū)對(duì)角線變化量和梁與柱的傾角。并規(guī)定正向加載時(shí)，對(duì)應(yīng)的力和位移為正值。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

梁柱交界面無(wú)連接加強(qiáng)的3個(gè)試件WJ1、SJ2和CJ3有相似的試驗(yàn)現(xiàn)象，僅選取WJ1的加載現(xiàn)象加以描述。試驗(yàn)加載初期，試件無(wú)明顯現(xiàn)象；當(dāng)層間位移角δ=+1/150（+15.5 mm）時(shí)，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(shí)，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(shí)，左側(cè)板頂出現(xiàn)2條貫通裂縫，右側(cè)板底開(kāi)始出現(xiàn)裂縫；當(dāng)δ=-1/100（-23.3 mm）時(shí)，右側(cè)板頂出現(xiàn)2條貫通裂縫，左側(cè)板底開(kāi)始出現(xiàn)裂縫；隨著循環(huán)位移的逐級(jí)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(shí)，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(shí)，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(shí)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(shí)，右側(cè)梁下翼緣在梁與柱焊縫熱影響區(qū)母材完全開(kāi)裂（圖6（e）），當(dāng)δ=-1/33（-70.6 mm）時(shí)，左側(cè)節(jié)點(diǎn)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(diǎn)破壞；當(dāng)δ=-1/25（-93.2 mm）時(shí)，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(shí)，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(yàn)結(jié)束。

對(duì)于試件WJ4-S，在層間位移角δ=1/75（31.1 mm）之前，與前3個(gè)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(shí)，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(shí)，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(shí)，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(shí)，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(shí)，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(shí)完全斷裂；當(dāng)達(dá)到δ=1/20（116.5 mm）的位移循環(huán)時(shí)，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(yàn)結(jié)束。

試驗(yàn)結(jié)束后，觀察試件WJ1節(jié)點(diǎn)核心區(qū)，發(fā)現(xiàn)節(jié)點(diǎn)區(qū)域鋼管柱壁沒(méi)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(shuō)明試件沒(méi)有在節(jié)點(diǎn)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(kāi)裂程度更小，因此并沒(méi)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(gè)試件出現(xiàn)的主要試驗(yàn)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(kāi)裂、梁柱連接附近梁下翼緣受壓鼓曲、梁下翼緣完全開(kāi)裂、柱翼緣受拉變形、板面壓潰。根據(jù)試驗(yàn)現(xiàn)象判斷，4個(gè)試件的主要破壞模式為梁端受彎破壞。

3 試驗(yàn)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(gè)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(kāi)裂造成，捏縮程度取決于梁下翼緣與柱翼緣之間的開(kāi)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(kāi)裂夾角，所以捏縮程度較其余3個(gè)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(jí)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(kāi)裂而開(kāi)始出現(xiàn)捏縮，滯回環(huán)面積逐漸增大。

取各試件荷載-位移滯回曲線的每級(jí)第1次位移循環(huán)時(shí)對(duì)應(yīng)的峰值點(diǎn)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(shí)，因U形鋼組合梁下翼緣處開(kāi)始由裂痕逐漸發(fā)展開(kāi)裂，節(jié)點(diǎn)剛度開(kāi)始下降，試件進(jìn)入彈塑性階段。引起梁下翼緣開(kāi)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(guò)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(jì)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M -bp 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(jì)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(duì)承載力影響較小。此外，3個(gè)試件的試驗(yàn)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(kāi)裂過(guò)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(yàn)值Pmax，t的平均值為191.5 kN，相較于WJ1提高約15%，試驗(yàn)值Pmax，t約為理論值Pmax，p的1.09倍，這是因?yàn)镠形件可有效加強(qiáng)交界面處的連接，減小梁與柱交界處的相對(duì)轉(zhuǎn)動(dòng)夾角，延緩梁下翼緣開(kāi)裂并使梁端塑性發(fā)展更充分，因此H形件對(duì)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。

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(cè)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(yàn)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(cè)梁凈跨度），且比值相近，約為理論值的1. 25 倍，說(shuō)明改變內(nèi)隔板形式和增加H 形件對(duì)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(guò)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(yàn)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(xiàn)，梁端截面塑性未發(fā)展充分，試驗(yàn)值R+m ax，t 未達(dá)到塑性極限值R+max，p，3 個(gè)試件的試驗(yàn)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(yàn)中后期傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)的梁端正彎矩下降速率更緩慢。對(duì)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(yàn)值R+m ax，t為145 kN，約為塑性極限理論值的1. 07 倍，明顯優(yōu)于WJ1，說(shuō)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。

3.3 延性與耗能

根據(jù)骨架曲線，按等能量法確定屈服點(diǎn)，按最大荷載Pmax，t的85%在下降段中確定極限點(diǎn)。各試件的位移延性系數(shù)μ、節(jié)點(diǎn)彈性層間位移角θy和彈塑性層間位移角θu分別由式（17）計(jì)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(shù)μ介于2.3～3.1，而鋼筋混凝土梁柱節(jié)點(diǎn)的μ值一般要求大于2，表明4個(gè)試件的延性良好；《建筑抗震設(shè)計(jì)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(gè)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(gè)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(kāi)始變?yōu)槠骄彶⒂邢陆第厔?shì)，4個(gè)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(diǎn)的ζeq值0.1，表明在相同條件下節(jié)點(diǎn)的耗能能力優(yōu)于鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的節(jié)點(diǎn)。試件的累積耗能E在彈性階段占比很小，主要來(lái)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(diǎn)和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)的屈服機(jī)制相同，而分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點(diǎn)在加勁板附近區(qū)域的混凝土?xí)蚣觿虐宓腻^固作用而開(kāi)裂，導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)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(diǎn)試件的耗能能力低于強(qiáng)軸節(jié)點(diǎn)試件和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)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(shuō)明H形件的連接加強(qiáng)作用可有效提高試件的耗能能力。

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(yàn)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(jì)算。

λj = P 2j /P 1j （20）

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

式中：下標(biāo)j表示第j級(jí)位移循環(huán)，上標(biāo)1、2表示同級(jí)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(kāi)始下降，且在梁下翼緣完全開(kāi)裂時(shí)強(qiáng)度退化最為明顯；在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中，各試件的強(qiáng)度退化系數(shù)均大于0.75，說(shuō)明各試件在試驗(yàn)過(guò)程中強(qiáng)度退化并不嚴(yán)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(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(duì)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(kāi)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(guò)4%（93.2 mm）時(shí)，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(shí)的環(huán)線剛度略高于負(fù)向加載，這是由于在彈性階段時(shí)邊界條件不能達(dá)到理想化，而在彈塑性階段時(shí)負(fù)向加載時(shí)已經(jīng)積累了一定的混凝土塑性損傷和鋼材疲勞損傷。對(duì)比分析4個(gè)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?yàn)樵谠囼?yàn)中后期傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)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(diǎn)有所增大，在梁柱交界面設(shè)置H形件會(huì)減緩節(jié)點(diǎn)的剛度退化速度。

3.5 節(jié)點(diǎn)分類

美國(guó)鋼結(jié)構(gòu)建筑規(guī)范ANSI AISC 360-16[23]按剛度將節(jié)點(diǎn)分為剛性節(jié)點(diǎn)、半剛性節(jié)點(diǎn)和鉸接節(jié)點(diǎn)。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(diǎn)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(duì)于無(wú)支撐框架體系，當(dāng)比值大于等于20時(shí)為剛性節(jié)點(diǎn)，當(dāng)比值介于2～20之間時(shí)為半剛性節(jié)點(diǎn)，當(dāng)比值小于等于2時(shí)為鉸接節(jié)點(diǎn)。曲線初始斜率K0通過(guò)梁全截面塑性彎矩Mbp和節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)角Φ計(jì)算而得，其中，Φ由圖5（a）中傾角儀測(cè)得，K0=Mbp，2/3/Φ2/3、Mbp，2/3=2Mbp/3、Φ2/3為Mbp，2/3對(duì)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(diǎn)與傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)的剛度相差不大；受正彎矩一側(cè)的節(jié)點(diǎn)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(diǎn)變形，而負(fù)彎矩作用下樓板混凝土開(kāi)裂對(duì)節(jié)點(diǎn)剛度不利。從宏觀上看，4個(gè)節(jié)點(diǎn)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(gè)試件節(jié)點(diǎn)均為半剛性節(jié)點(diǎn)。

歐洲鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范BS EN 1993-1-8： 2005[24]按強(qiáng)度將節(jié)點(diǎn)分為全強(qiáng)度節(jié)點(diǎn)、部分強(qiáng)度節(jié)點(diǎn)和鉸接節(jié)點(diǎn)。根據(jù)節(jié)點(diǎn)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(diǎn)類型，其中Mmax，t=LRmax，t，當(dāng)比值大于等于1時(shí)為全強(qiáng)度節(jié)點(diǎn)，當(dāng)比值介于0.25～1之間時(shí)為部分強(qiáng)度節(jié)點(diǎn)，當(dāng)比值小于等于0.25時(shí)為鉸接節(jié)點(diǎn)。由表4和圖11可知，WJ1、SJ2和CJ3試件節(jié)點(diǎn)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M均超過(guò)M，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(diǎn)；在梁端正彎矩作用下，由于梁下翼緣受拉開(kāi)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(diǎn)。WJ4-S試件節(jié)點(diǎn)梁端正彎矩明顯高于其他3個(gè)節(jié)點(diǎn)，比值為1.07，但梁端負(fù)彎矩相差不大，原因?yàn)镠形件的連接加強(qiáng)作用延緩了梁下翼緣的開(kāi)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(duì)負(fù)彎矩承載力幾乎沒(méi)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(diǎn)。

綜上所述，按強(qiáng)度和剛度將節(jié)點(diǎn)分類，分離式內(nèi)隔板強(qiáng)軸、弱軸節(jié)點(diǎn)和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)在梁端正彎矩作用下為半剛性和部分強(qiáng)度節(jié)點(diǎn)，在梁端負(fù)彎矩作用下為半剛性和全強(qiáng)度節(jié)點(diǎn)；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(diǎn)。

4 結(jié)論

1）在“強(qiáng)柱弱梁、節(jié)點(diǎn)更強(qiáng)”的設(shè)計(jì)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(diǎn)試件和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)試件均發(fā)生梁端受彎破壞。在梁端正彎矩作用下的試驗(yàn)現(xiàn)象包括梁柱連接焊縫熱影響區(qū)梁下翼緣開(kāi)裂和板頂混凝土壓潰；在梁端負(fù)彎矩作用下的試驗(yàn)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(diǎn)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(jì)參考建議。

3）分離式內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)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(diǎn)試件與傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)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(diǎn)試件和傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)試件相比，分離式內(nèi)隔板弱軸節(jié)點(diǎn)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(duì)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(diǎn)試件的承載能力和耗能能力，相較于梁柱交界面無(wú)連接加強(qiáng)的節(jié)點(diǎn)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。

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