1、第 45 卷第 6 期2023 年 12 月Vol.45 No.6Dec.2023土 木 与 环 境 工 程 学 报（中 英 文）Journal of Civil and Environmental Engineering方钢管混凝土柱与 U形钢组合梁分离式内隔板节点抗震性能试验研究程睿a,b,张继东a,胥兴a,刘吉春a,彭舒a（重庆大学 a.土木工程学院；b.山地城镇建设与新技术教育部重点试验室，重庆 400045）摘要：为研究方钢管混凝土柱与 U 形钢组合梁分离式内隔板节点的抗震性能，对 4个节点试件进行低周反复加载试验，试验参数为内隔板形式和梁柱交界面处有无加强连接。分析各试件的破坏模式
2、、滞回性能、延性、耗能等指标，并给出加劲板的设计建议。结果表明：4个节点试件的破坏模式均为梁端受弯破坏，滞回曲线呈反 S 形、有明显的捏缩现象；试件的位移延性系数 为 2.33.1，弹性层间位移角 y为 1/681/53，弹塑性层间位移角 u为 1/281/19，等效黏滞阻尼系数 eq为0.120.16，变形能力较好，并具备一定耗能能力；改变内隔板形式对试件的承载能力影响较小，但相较于传统内隔板节点试件，分离式内隔板弱轴节点试件的耗能能力有所降低；加强梁柱交界面处的连接可减缓刚度退化速度、显著提高节点的承载能力和耗能能力。关键词：钢管混凝土柱；U形钢组合梁；分离式内隔板节点；低周往复试验；抗震
3、性能中图分类号：TU398 文献标志码：A 文章编号：2096-6717（2023）06-0047-12Experimental study on seismic behavior of concrete-filled square steel tubular column to U-shaped steel-concrete composite beam joints with separated internal diaphragmCHENG Ruia,b，ZHANG Jidonga，XU Xinga，LIU Jichuna，PENG Shua(a.School of Civil Engi
4、neering；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 sep
5、arated 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 reinforc
6、ed 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 betwee
7、n 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 DOI：10.11835/j.issn.2096-6717.2023.030收稿日期：20221117基金项目：国家重点研发计划（201
8、6YFC0701506）作者简介：程睿（1977-），男，副教授，博士，主要从事钢结构和组合结构研究，E-mail：。Received:20221117Foundation items:National Key R&D Program(No.2016YFC0701506)Author brief:CHENG Rui(1977-),associate professor,PhD,main research interests:steel structure and composite structurere,E-mail:.开放科学（资源服务）标识码OSID:第 45 卷土 木 与 环 境 工
9、程 学 报（中 英 文）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 con
10、nection 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 performan
11、ce钢管混凝土柱有效结合了钢材轻质高强、延性好和混凝土抗压性能好的特性，具有承载力高、抗震性能好和抗火性能优越等优点，目前在高层及超高层建筑、大跨结构和桥梁结构等工程领域得到大量应用，受到了工程领域的普遍重视1-2。U 形钢组合梁是近些年由 H 型钢-混凝土组合梁发展形成的新型组合梁，具有刚度大、综合成本低和抗火性能好等优点3。目前，学者们已对 U 形钢组合梁的受弯、受剪性能4-6和梁板抗剪连接方式7等方面做了系统性研究，形成了相对完善的理论成果，但对钢管混凝土柱与 U 形钢组合梁连接节点的研究还较为滞后，导致其在工程实际中应用较少。因此，有必要对 U 形钢组合梁与钢管混凝土柱连接节点性能展开
12、研究。节点作为梁柱间的传力枢纽，应具有足够的强度、刚度、延性和耗能性能。矩形钢管混凝土结构技术规程（CECS 159 2004）8推荐的节点形式有内隔板式、隔板贯通式和外环板式。研究表明，构造合理的内隔板式9-12、外环板式11-13和隔板贯通式12-14节点均表现出较高的承载能力和良好的抗震性能。但外环板式节点的外环板尺寸大，用钢量大，节点表面不平整，影响美观和室内布局；隔板贯通式节点需要将节点区域截断后再焊接，焊接量大，凸出的隔板也可能会影响室内的美观；相较于隔板贯通式和外环板式节点，内隔板式节点虽因节点表面平整而更易满足建筑要求，但其加工方式较为复杂，目前，主要有两种方式：1）采用熔嘴电
13、渣焊15，此方式焊接工序复杂、价格昂贵，且要求钢管壁厚不小于 16 mm，对小截面钢管柱不再适用；2）将节点域钢管截断，焊接好内隔板后再将钢管对焊，此方式切割量和焊接量大，当柱截面较小时，内隔板的施工困难，其焊缝质量也难以保证。为了避免传统节点形式可能存在的问题，针对钢管柱截面宽度小于 300 mm 或钢管壁厚度小于 16 mm 的小截面钢管混凝土柱，采用分离式内隔板节点可以实现节点形式的优化，此类节点是一种构造简单、加工方便的节点连接形式，与传统形式节点相比，它不仅能够实现在小截面柱中设置内隔板，也能保证节点表面平整不影响美观和布局，还大大降低了节点处内隔板的焊接难度，能极大地提高生产效率和
14、工业化生产程度。笔者研究方钢管混凝土柱与 U 形钢组合梁分离式内隔板节点的抗震性能，研究参数包括内隔板形式和梁柱交界面处有无加强连接，设计 4 个试件进行拟静力试验，分析节点的破坏模式、承载能力、强度与刚度退化、延性和耗能能力等指标，对比分析不同内隔板节点类型下的抗震性能差异以及梁与柱交界面连接的加强对试件抗震性能的影响，以期丰富节点类型，为钢管混凝土柱与 U 形钢组合梁连接节点的选择和设计提供参考。1试验概况1.1节点构造与试件设计1.1.1分离式内隔板节点构造及加工传统内隔板节点与分离式内隔板节点构造如图 1（a），将传统内隔板沿对称轴断开，得到构造简单、加工制作方便、适用范围广、焊接量小
15、、装配化程度高、表面平整的分离式内隔板。根据隔板传力的连续性，将隔板分为强轴、弱轴，强轴方向隔板传力连续，弱轴方向隔板传力不连续。为使强、弱轴方向受力性能相当，在弱轴方向布置加劲板，通过加劲板与混凝土间的锚固作用提高弱轴方向的传力性能。分离式内隔板节点加工过程如图 1（b），即首先将分离式内隔板焊接在由钢板弯折形成的大槽钢内，然后将两块大槽钢组焊成方钢管，最后在预 定 位 置 焊 接 U 形 钢 牛 腿 和 负 弯 矩 钢 筋 连 接套筒。1.1.2内隔板式节点受拉屈服机制内隔板式节点在拉力作用下，屈服机制如图 2所示，由图 2可知：传统内隔板节点的承载力由内隔板和钢管柱壁两部分组成16-17
16、；从受力上看，分离式内隔板强轴节点和传统内隔板节点传力都是连续的，加劲板与混凝土之间的锚固作用对强轴方向影响很小，锚固作用力可忽略不计18，所以分离内隔板强轴节点的屈服机制与传统内隔板基本相同，承载力由内隔板和钢管柱壁两部分组成，但从构造上看，强轴节点减少了受力方向上隔板与柱壁的连接长度，可能会造成柱壁附近区域应力集中，影响受力性能；分离式内隔板节点弱轴方向由于传力不连续，可能会造成节点承载力和刚度的降低，但通过加劲板与混凝土间的锚固作用，提高了弱轴方向的受力性能，因此，分离式内隔板弱轴节点承载力由内隔板、钢管柱壁以及混凝土与加劲板之间的锚固作用 3 部分组成18。由于分离式内隔板强轴、弱轴节
17、点与传统内隔板节点的受拉屈服机制和传力特点存在差异，有必要对分离式内隔板节点的抗震性能展开研究。按屈服线理论和虚功原理可得钢管柱壁和内隔板的承载力16-18。1）钢管柱壁屈服承载力 PytPyt1=Pyt2=4X(2Y+td)My+4Y(2X+Bf)Mx （1）Pyt3=4X(2Y+hr)My+4Y(2X+Bf)Mx（2）2）内隔板屈服承载力 PydPyd1=Pyd2=2 fydtd(0.5l1+l2)（3）Pyd3=fydtd(LdX-d2/4)/l1（4）X=(Bc-Bf)/2Y=BcXMx2My（5）式中：td为内隔板厚度；Ld为分离式内隔板宽度；fyd为内隔板屈服强度；Mx、My分别为
18、钢管柱壁单位长度在水平、竖向的屈服弯矩，按式（6）计算。Mx=My=t2cfyc/4（6）节点的受拉承载力应大于梁下翼缘拉力 Tb以满足“强节点弱构件”的设计要求。1）对于传统内隔板节点Py1=Pyt1+Pyd1 Tb（7）2）对于分离式内隔板强轴节点Py2=Pyt2+Pyd2 Tb（8）3）对于分离式内隔板弱轴节点Py3=Pyt3+Pyd3+Pyc Tb（9）式中：Pyc为加劲板锚固作用承载力。1.1.3加劲板作用机理对于小截面钢管柱，加劲板的尺寸会受到节点大小的限制，而加劲板尺寸将决定其作用机理，因此，合理设计加劲板尺寸对发挥其锚固作用至关重要。如图 3所示，将加劲板视为悬臂结构，并认为混
19、凝土与加劲板之间的相互作用力为均布面荷载 q，在拉力作用下，加劲板及其附区域混凝土存在以下两种失效模式：1）加劲板受弯屈服。如图 3（a），在拉力作用下，混凝土以均布面荷载 q作用于加劲板上，加劲板在根部发生受弯屈服破坏。锚固作用承载力 Pyc1由注：Pyt、Pyd分别为柱壁和内隔板屈服承载力；Bc为柱宽度；Bf为梁翼缘宽度；l1、l2为内隔板屈服线长度；br、hr分别为加劲板宽度、高度；X、Y为钢管柱壁屈服线范围。图 2节点受拉屈服机制Fig.2Yield mechanism of joints under tensile force图 1节点构造及加工Fig.1Construction a
20、nd addition of joint48第 6 期程睿，等：方钢管混凝土柱与 U形钢组合梁分离式内隔板节点抗震性能试验研究力性能；分离式内隔板节点弱轴方向由于传力不连续，可能会造成节点承载力和刚度的降低，但通过加劲板与混凝土间的锚固作用，提高了弱轴方向的受力性能，因此，分离式内隔板弱轴节点承载力由内隔板、钢管柱壁以及混凝土与加劲板之间的锚固作用 3 部分组成18。由于分离式内隔板强轴、弱轴节点与传统内隔板节点的受拉屈服机制和传力特点存在差异，有必要对分离式内隔板节点的抗震性能展开研究。按屈服线理论和虚功原理可得钢管柱壁和内隔板的承载力16-18。1）钢管柱壁屈服承载力 PytPyt1=Py
21、t2=4X(2Y+td)My+4Y(2X+Bf)Mx （1）Pyt3=4X(2Y+hr)My+4Y(2X+Bf)Mx（2）2）内隔板屈服承载力 PydPyd1=Pyd2=2 fydtd(0.5l1+l2)（3）Pyd3=fydtd(LdX-d2/4)/l1（4）X=(Bc-Bf)/2Y=BcXMx2My（5）式中：td为内隔板厚度；Ld为分离式内隔板宽度；fyd为内隔板屈服强度；Mx、My分别为钢管柱壁单位长度在水平、竖向的屈服弯矩，按式（6）计算。Mx=My=t2cfyc/4（6）节点的受拉承载力应大于梁下翼缘拉力 Tb以满足“强节点弱构件”的设计要求。1）对于传统内隔板节点Py1=Pyt1
22、+Pyd1 Tb（7）2）对于分离式内隔板强轴节点Py2=Pyt2+Pyd2 Tb（8）3）对于分离式内隔板弱轴节点Py3=Pyt3+Pyd3+Pyc Tb（9）式中：Pyc为加劲板锚固作用承载力。1.1.3加劲板作用机理对于小截面钢管柱，加劲板的尺寸会受到节点大小的限制，而加劲板尺寸将决定其作用机理，因此，合理设计加劲板尺寸对发挥其锚固作用至关重要。如图 3所示，将加劲板视为悬臂结构，并认为混凝土与加劲板之间的相互作用力为均布面荷载 q，在拉力作用下，加劲板及其附区域混凝土存在以下两种失效模式：1）加劲板受弯屈服。如图 3（a），在拉力作用下，混凝土以均布面荷载 q作用于加劲板上，加劲板在根
23、部发生受弯屈服破坏。锚固作用承载力 Pyc1由（a）传统内隔板节点（b）分离式内隔板强轴节点（c）分离式内隔板弱轴节点注：Pyt、Pyd分别为柱壁和内隔板屈服承载力；Bc为柱宽度；Bf为梁翼缘宽度；l1、l2为内隔板屈服线长度；br、hr分别为加劲板宽度、高度；X、Y为钢管柱壁屈服线范围。图 2节点受拉屈服机制Fig.2Yield mechanism of joints under tensile force（a）内隔板式节点及构造（b）分离式内隔板节点加工过程图 1节点构造及加工Fig.1Construction and addition of joint49第 45 卷土 木 与 环 境
24、工 程 学 报（中 英 文）加劲板决定。Pyc1=fyt2r48br()hr-td（10）式中：fy为加劲板屈服强度；tr为加劲板厚度。2）混凝土斜截面剪切破坏。当加劲板自身不发生屈服破坏时，作用在加劲板与柱壁之间的混凝土按图 3（b）所示的模型沿着破坏面发生剪切破坏，混凝土的斜截面受剪承载力参照 混凝土结构设计规范（GB 500102010）19考虑，斜截面受剪承载力系数取为 0.7。锚固作用承载力 Pyc2由混凝土斜截面受剪承载力决定。Pyc2=2cvftLd(br+hr-td)（11）式中：cv为斜截面上受剪承载力系数；ft为混凝土轴心抗拉强度。因此，分离式内隔板节点弱轴方向的加劲板锚固
25、作用承载力 Pyc为Pyc=min(Pyc1,Pyc2)（12）此外，为发挥分离式内隔板弱轴节点加劲板的锚固作用，还需从加劲板的承载力和刚度两方面验证其尺寸，避免发生加劲板根部受剪破坏、锚固区域局部混凝土压碎和加劲板端部位移超过限值的 3种不利破坏模式。加劲板尺寸应满足加劲板根部不发生剪切破坏。()Pyc/2()brt2r/8()brt3r/12 br=3Pyc4brtr fyv（13）式中：fyv为加劲板抗剪强度。锚固区域混凝土不发生受压破坏。Pyc br(hr-td)fc（14）式中：fc为混凝土轴心抗压强度。加劲板端部位移不超过限值 Pyc()hr-td38brE()brt3r/12()
26、hr-td/2500（15）式中：E 为钢材的弹性模量；取最大挠度限值 为长度的 1/500。1.1.4试件设计根据“强柱弱梁，节点更强”的设计原则，按式（1）式（15）设计了表 1 所示的 4 个试件，即分离式内隔板弱轴节点试件 WJ1、分离式内隔板强轴节点试件 SJ2、传统内隔板节点试件 CJ3 和在试件 WJ1基础上加强梁柱交界面连接的试件 WJ4-S。各节点试件除节点区域外的构造均相同，钢管柱截面尺寸为 300 mm300 mm6 mm；U 形钢由两块不等边槽钢焊接而成，截面尺寸为150 mm250 mm4 mm，上翼缘开口尺寸为 60 mm，U 形钢内浇筑混凝土，楼板混凝土厚度为 1
27、00 mm，有效宽度为 1 000 mm。为保证 U 形钢与楼板协同受力、达到完全抗剪连接设计要求7，在 U 形钢上翼缘布置长为 120 mm 的槽钢，间距为 200 mm；楼板内布置了 8100 的横向钢筋和纵向钢筋，U 形钢顶部布置了 3 16 钢筋，通过可焊接、带螺纹的套筒与柱壁相连；各试件钢管柱内布置有上下两层内隔板，上层内隔板与柱壁焊接的套筒平齐，下层内隔板与 U 形钢下翼缘平齐；分离式内隔板厚度为 6 mm，加劲板的尺寸为 150 mm80 mm6 mm，传统内隔板厚度为 6 mm，为保证内隔板承载力和混凝土浇筑质量，取分离式内隔板的 浇 筑 孔 洞 宽 度 为 120 mm、传
28、统 内 隔 板 直径 为 120 mm；试件 WJ4-S 的 H 形件焊接于节点区域的钢管柱壁，并通过 U 形钢内混凝土的锚固作用，达到加强钢管柱壁与 U 形钢内混凝土交界面处连接性能的效果。其余详细构造见图 4。按上述尺寸进行设计，试件的强柱弱梁系数为 1.65，试件理论破坏模式为梁端破坏。（a）加劲板根部屈服（b）混凝土斜截面剪切破坏图 3加劲板失效模式Fig.3Failure mode of reinforced plate表 1试件设计参数Table.1Parameters of specimens试件编号WJ1SJ2CJ3WJ4-S内隔板形式分离式分离式传统分离式受力方向弱轴强轴弱轴
29、Pyt/kN77666677Pyd/kN153204216153Pyc/kN4848Py/kN278270282278Tb/kN174174174174Tr/kN258258258258注：Pyt为钢管柱壁屈服承载力；Pyd为内隔板屈服承载力；Pyc为加劲板锚固作用承载力；Py为节点屈服承载力；Tb为梁下翼缘对节点的拉力，Tb=fybAb，fyb和 Ab分别为下翼缘屈服强度和面积；Tr为梁顶负筋对节点的拉力，Tr=fyrAr，fyr和Ar分别为梁顶负筋屈服强度和面积。1.2材料力学性能试验所用钢材为 Q235B 碳素钢和 HRB400 钢筋。按照 金属材料室温拉伸试验方法20，每种材料准备 3
30、个试样进行材性试验，求得各材性平均值，结果见表 2；所用混凝土为 C35商品细石混凝土，按照 混凝土物理力学性能试验方法标准21取 3个试块测得混凝土立方体抗压强度 fcu=37.7 MPa，轴心抗 压 强 度 fc=25.2 MPa，弹 性 模 量 Ec=3.20104 MPa。1.3试验加载及量测试验装置如图 5。轴力自平衡装置保证了试验过程中轴力始终与柱平行，消除了二阶效应的影响。梁端采用二力杆模拟梁端边界条件，即允许水平位移和转角，限制梁的竖向位移和扭转。选取铰支座作为试件的边界支撑，以便于模型受力分析。试验通过柱顶端水平作动器加载，模拟试件在地震作用下的往复受力情况。在柱顶施加轴力和
31、水平力。轴力通过配有3 200 kN 竖向作动器的轴力自平衡体系分 4 级加载到预定值 N0，轴压比为 0.2，并在试验过程中保持恒定。水平力通过与柱顶相连的 500 kN 水平作动器施加，加载由位移控制，对应的层间位移角 分别为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)，每级位移循环加载 2 次，并规定水平作动器向右加载时为
32、正向加载。当荷载小于峰值荷载的 85%时认为试件失效，停止试验。试验测量装置及其布置如图 5（a），测量内容包括柱顶水平力和水平位移、梁左与梁右的梁端剪力和水平位移、节点核心区对角线变化量和梁与柱的倾 角。并 规 定 正 向 加 载 时，对 应 的 力 和 位 移 为正值。注：D为浇筑孔孔径或孔洞宽度；d为内隔板透气孔直径；t为钢材厚度；柱钢管及 U形钢弯角处外圆弧半径 R=2t。图 4试件构造Fig.4Joint details of specimens表 2钢材材性表Table.2The properties of steel material图 5实验装置Fig.5Test setup5
33、0第 6 期程睿，等：方钢管混凝土柱与 U形钢组合梁分离式内隔板节点抗震性能试验研究1.2材料力学性能试验所用钢材为 Q235B 碳素钢和 HRB400 钢筋。按照 金属材料室温拉伸试验方法20，每种材料准备 3个试样进行材性试验，求得各材性平均值，结果见表 2；所用混凝土为 C35商品细石混凝土，按照 混凝土物理力学性能试验方法标准21取 3个试块测得混凝土立方体抗压强度 fcu=37.7 MPa，轴心抗 压 强 度 fc=25.2 MPa，弹 性 模 量 Ec=3.20104 MPa。1.3试验加载及量测试验装置如图 5。轴力自平衡装置保证了试验过程中轴力始终与柱平行，消除了二阶效应的影响
34、。梁端采用二力杆模拟梁端边界条件，即允许水平位移和转角，限制梁的竖向位移和扭转。选取铰支座作为试件的边界支撑，以便于模型受力分析。试验通过柱顶端水平作动器加载，模拟试件在地震作用下的往复受力情况。在柱顶施加轴力和水平力。轴力通过配有3 200 kN 竖向作动器的轴力自平衡体系分 4 级加载到预定值 N0，轴压比为 0.2，并在试验过程中保持恒定。水平力通过与柱顶相连的 500 kN 水平作动器施加，加载由位移控制，对应的层间位移角 分别为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
35、.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)，每级位移循环加载 2 次，并规定水平作动器向右加载时为正向加载。当荷载小于峰值荷载的 85%时认为试件失效，停止试验。试验测量装置及其布置如图 5（a），测量内容包括柱顶水平力和水平位移、梁左与梁右的梁端剪力和水平位移、节点核心区对角线变化量和梁与柱的倾 角。并 规 定 正 向 加 载 时，对 应 的 力 和 位 移 为正值。（a）试件尺寸及构造（b）A-A剖面注：D为浇筑孔孔径或孔洞宽度；d为内隔板透气孔直径；t为钢材厚度；柱钢管及 U
36、形钢弯角处外圆弧半径 R=2t。图 4试件构造Fig.4Joint details of specimens表 2钢材材性表Table.2The properties of steel material材料类型4 mm 钢板6 mm 钢板8钢筋16钢筋厚度（直径）/mm4.005.838.0016.00屈服强度 fy/MPa290.00327.50470.00428.30极限强度 fu/MPa416.70457.50680.00625.00弹性模量 Es/105 MPa2.082.102.051.97（a）实验装置（b）试验加载现场图 5实验装置Fig.5Test setup51第 45 卷土
37、 木 与 环 境 工 程 学 报（中 英 文）2试验现象梁柱交界面无连接加强的 3个试件 WJ1、SJ2和CJ3 有相似的试验现象，仅选取 WJ1 的加载现象加以描述。试验加载初期，试件无明显现象；当层间位移角=+1/150（+15.5 mm）时，左侧板顶靠近柱 翼 缘 处 出 现 两 条 裂 缝，当=-1/150（-15.5 mm）时，右侧板顶靠近柱翼缘处出现一条裂缝；当=+1/100（+23.3 mm）时，左侧板顶出现 2 条贯通裂缝，右侧板底开始出现裂缝；当=-1/100（-23.3 mm）时，右侧板顶出现 2条贯通裂缝，左侧板底开始出现裂缝；随着循环位移的逐级增加，混凝土楼板顶面裂缝逐
38、渐增多，并不断形成贯通的横向裂缝，且不断由板顶向板底面发展（图 6（a）；当=+1/75（+31.1 mm）时，钢管柱与板交界处出现轻微脱离（图 6（b），右侧梁端腹板与下翼缘交接冷弯区靠近梁柱连接焊缝处出现轻微裂痕；当=+1/50（+46.6 mm）时，右侧梁端腹板与下翼缘冷弯区由裂痕发展为裂缝（图 6（c），左侧梁下翼缘距柱约 50 mm 处受压鼓曲，且在第 2 圈加载时鼓曲更为严重（图 6（d），试件在=1/50（46.6 mm）的位移循环下推力和拉力到达峰值；当=+1/33（+70.6 mm）时，右侧梁下翼缘在梁与柱焊缝热影响区母材完全开裂（图6（e），当=-1/33（-70.6 mm
39、）时，左侧节点区域柱翼缘在梁腹板的作用下发生了变形（图6（f），但未造成节点破坏；当=-1/25（-93.2 mm）时，左侧板顶混凝土出现轻微压溃；当达到=1/20（116.5 mm）的位移循环时，两侧板顶混凝土均被不同程度地压溃（图 6（g），推力、拉力均小于峰值荷载的 85%，试验结束。对 于 试 件 WJ4-S，在 层 间 位 移 角 =1/75（31.1 mm）之前，与前 3个试件现象类似，板面逐渐出现裂缝、不断形成贯通的横向裂缝，并不断由板顶向板底面发展。当=+1/50（+46.6 mm）时，右侧梁端腹板与下翼缘冷弯区出现裂缝，当=-1/50（-46.6 mm）时，左侧梁端腹板与下翼
40、缘冷弯区出现裂缝；当=+1/33（+70.6 mm）时，右侧梁底部裂缝发展，左侧梁下翼缘距柱 50 mm 处鼓曲，当=-1/33（-70.6 mm）时，左侧梁底部裂缝发展，梁下翼缘也出现了 2处鼓曲（图 6（h），距柱端距 离 分 别 为 50、200 mm（200 mm 处 为 H 形 件 末端），试件在=1/33（70.6 mm）的位移循环下推力和拉力到达峰值；当=+1/25（+93.2 mm）时，右侧板出现轻微压溃，右侧梁下翼缘裂缝第 2 次加载时完全断裂；当达到=1/20（116.5 mm）的位移循环时，两侧板顶混凝土均被不同程度地压溃，推力、拉力均小于峰值荷载的 85%，试验结束。试
41、验结束后，观察试件 WJ1 节点核心区，发现节点区域钢管柱壁没有出现显著变形（图 6（i），且管内核心区混凝土只出现了极少量的裂缝（图 6（j），说明试件没有在节点核心区发生剪切破坏。试件 WJ4-S 由于 H 形件加强了梁柱交界面的连接，梁腹板向上开裂程度更小，因此并没有出现柱翼缘被梁腹板拉出的现象。随着水平位移的加载，4个试件出现的主要试验现象有：板面逐渐出现裂缝并延伸、钢管柱与板交界处轻微脱离、梁柱连接焊缝附近的 U 形钢冷弯区出现轻微裂痕并发展开裂、梁柱连接附近梁下翼缘受压鼓曲、梁下翼缘完全开裂、柱翼缘受拉变形、板面压溃。根据试验现象判断，4 个试件的主要破坏模式为梁端受弯（a）板面裂
42、缝（c）梁底部裂缝发展（e）梁下翼缘母材开裂（g）板混凝土压溃（i）节点核心区变形图（b）板与柱轻微脱离（d）梁下翼缘鼓曲（f）柱翼缘受拉变形（h）梁下翼缘两处鼓曲（j）核心区混凝土裂缝图 6试件破坏形态Fig.6Failure mode of specimens破坏。3试验结果及分析3.1滞回曲线与骨架曲线柱顶水平荷载 P-柱顶水平位移 c滞回曲线如图 7，4 个试件的滞回曲线均呈反 S 形,有明显的呢缩现象。各曲线捏缩主要是由梁下翼缘开裂造成，捏缩程度取决于梁下翼缘与柱翼缘之间的开裂夹角 （图 6（f），夹角越大，捏缩越明显。由于 WJ4-S试件在柱壁焊接了 H 形件，有效减小了开裂夹角，
43、所以捏缩程度较其余 3 个试件更轻微。此外，楼板与钢管柱之间脱离产生了间隙、混凝土楼板与钢筋之间及 U 形钢与内部混凝土之间产生了滑移等也可能是造成滞回曲线捏缩的原因。各试件在层间位移比=1/75（31.1 mm）循环之前，滞回曲线变化近似呈直线，滞回环面积很小，且同级循环位移下的两次加载曲线基本重合；当达到=1/75（46.6 mm）循环后，滞回曲线因梁下翼缘逐渐开裂而开始出现捏缩，滞回环面积逐渐增大。取各试件荷载-位移滞回曲线的每级第 1 次位移循环时对应的峰值点连成包络线，得到图 7（e）所示 的 骨 架 曲 线。各 试 件 在 层 间 位 移 比=1/75（31.07 mm）之前，曲线
44、近似呈直线，试件处于弹性阶段，且 4条曲线几乎重合。在=1/50（46.6 mm）时，因 U 形钢组合梁下翼缘处开始由裂痕逐渐发展开裂，节点刚度开始下降，试件进入弹塑性阶段。引起梁下翼缘开裂的原因有：U 形钢由两块冷弯槽钢组焊而成，冷弯区可焊性降低；U 形钢下翼缘与柱翼缘通过全熔透焊缝连接，形成了焊缝热影响区；在正弯矩作用下，楼板的组合作用使中和轴上移，增大了钢梁下翼缘的应变。按 全 截 面 塑 性 计 算 U 形 钢 组 合 梁 抗 弯 承 载力7，利用静态平衡受力分析可求得柱顶最大水平推力的理论值 Pmax,p。Pmax,p=M+bp+M-bp2L(2L+BcHc)（16）式中：M+bp和
45、M-bp为 U 形钢组合梁在正弯矩和负弯矩作用下的塑性受弯承载力理论值；Bc、L和 Hc分别为柱宽、一侧梁净跨度和柱计算高度，其值分别为300、1 350、2 330 mm。由表 3 可知，由于试件均发生梁端受弯破坏，注：板面开始出现裂缝；板柱轻微脱离；梁下翼缘出现轻微裂痕；梁下翼缘受压鼓曲；梁下翼缘完全开裂；柱翼缘变形；板混凝土压溃。图 7试验曲线Fig.7Curves of specimens52第 6 期程睿，等：方钢管混凝土柱与 U形钢组合梁分离式内隔板节点抗震性能试验研究破坏。3试验结果及分析3.1滞回曲线与骨架曲线柱顶水平荷载 P-柱顶水平位移 c滞回曲线如图 7，4 个试件的滞回
46、曲线均呈反 S 形,有明显的呢缩现象。各曲线捏缩主要是由梁下翼缘开裂造成，捏缩程度取决于梁下翼缘与柱翼缘之间的开裂夹角 （图 6（f），夹角越大，捏缩越明显。由于 WJ4-S试件在柱壁焊接了 H 形件，有效减小了开裂夹角，所以捏缩程度较其余 3 个试件更轻微。此外，楼板与钢管柱之间脱离产生了间隙、混凝土楼板与钢筋之间及 U 形钢与内部混凝土之间产生了滑移等也可能是造成滞回曲线捏缩的原因。各试件在层间位移比=1/75（31.1 mm）循环之前，滞回曲线变化近似呈直线，滞回环面积很小，且同级循环位移下的两次加载曲线基本重合；当达到=1/75（46.6 mm）循环后，滞回曲线因梁下翼缘逐渐开裂而开始
47、出现捏缩，滞回环面积逐渐增大。取各试件荷载-位移滞回曲线的每级第 1 次位移循环时对应的峰值点连成包络线，得到图 7（e）所示 的 骨 架 曲 线。各 试 件 在 层 间 位 移 比=1/75（31.07 mm）之前，曲线近似呈直线，试件处于弹性阶段，且 4条曲线几乎重合。在=1/50（46.6 mm）时，因 U 形钢组合梁下翼缘处开始由裂痕逐渐发展开裂，节点刚度开始下降，试件进入弹塑性阶段。引起梁下翼缘开裂的原因有：U 形钢由两块冷弯槽钢组焊而成，冷弯区可焊性降低；U 形钢下翼缘与柱翼缘通过全熔透焊缝连接，形成了焊缝热影响区；在正弯矩作用下，楼板的组合作用使中和轴上移，增大了钢梁下翼缘的应变
48、。按 全 截 面 塑 性 计 算 U 形 钢 组 合 梁 抗 弯 承 载力7，利用静态平衡受力分析可求得柱顶最大水平推力的理论值 Pmax,p。Pmax,p=M+bp+M-bp2L(2L+BcHc)（16）式中：M+bp和M-bp为 U 形钢组合梁在正弯矩和负弯矩作用下的塑性受弯承载力理论值；Bc、L和 Hc分别为柱宽、一侧梁净跨度和柱计算高度，其值分别为300、1 350、2 330 mm。由表 3 可知，由于试件均发生梁端受弯破坏，（a）WJ1（d）WJ4-S（b）SJ2（e）骨架曲线（c）CJ3注：板面开始出现裂缝；板柱轻微脱离；梁下翼缘出现轻微裂痕；梁下翼缘受压鼓曲；梁下翼缘完全开裂；
49、柱翼缘变形；板混凝土压溃。图 7试验曲线Fig.7Curves of specimens53第 45 卷土 木 与 环 境 工 程 学 报（中 英 文）WJ1、SJ2 和 CJ3 具有相近的承载能力，内隔板形式的变化对承载力影响较小。此外，3 个试件的试验值 Pmax,t略 小 于 理 论 值 Pmax,p，其 比 值 平 均 值 约 为0.94，这是由于 U 形钢组合梁下翼缘开裂过早，梁端在正弯矩作用下未达到全截面塑性。WJ4-S 的正、负向承载力试验值 Pmax,t的平均值为 191.5 kN，相较于 WJ1 提高约 15%，试验值 Pmax,t约为理论值Pmax,p的 1.09倍，这是因
50、为 H形件可有效加强交界面处的连接，减小梁与柱交界处的相对转动夹角，延缓梁下翼缘开裂并使梁端塑性发展更充分，因此 H形件对梁柱交界面的连接加强作用可以有效提高试件的承载能力。3.2梁端剪力为研究 U 形钢组合梁的正弯矩和负弯矩承载力，测得梁端剪力 R-柱顶水平位移 c曲线如图 8。由表 4 和图 8 可知，所有试件在梁端负弯矩作用下的试验值 R-max,t均大于理论值 R-max,p（其中，Rmax,p=Mbp/L，Mbp为梁端全截面塑性弯矩，L为一侧梁净跨度），且比值相近，约为理论值的 1.25 倍，说明改变内隔板形式和增加 H 形件对梁端负弯矩的承载能力影响很小，梁端负弯矩承载力较高，钢管
