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,张继东,胥兴,刘吉春,彭舒

（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）

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、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。

图1 节点构造及加工Fig.1 Construction and addition of joint

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]；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。

图2 节点受拉屈服机制Fig.2 Yield mechanism of joints under tensile force

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Pyt

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。

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

2）对于分离式内隔板强轴节点

3）对于分离式内隔板弱轴节点

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：

图3 加劲板失效模式Fig.3 Failure mode of reinforced plate

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由加劲板决定。

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 50010—2010）[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。

式中：αcv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作用承载力Pyc为

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

①加劲板根部不发生剪切破坏。

式中：fyv为加劲板抗剪强度。

②锚固区域混凝土不发生受压破坏。

式中：fc为混凝土轴心抗压强度。

在选定的参数条件下，采集11次激光未剥蚀时的载气空白信号。以11次载气空白信号值的3倍标准偏差与基体元素信号值的比值计算得到各待测元素对应的检出限，公式见式(2)，结果见表3。

③加劲板端部位移不超过限值δ

式中：E为钢材的弹性模量；取最大挠度限值δ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 mm×300 mm×6 mm；U 形钢由两块不等边槽钢焊接而成，截面尺寸为150 mm×250 mm×4 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100 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8@100 的横向钢筋和纵向钢筋，U 形钢顶部布置了316 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 mm×80 mm×6 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。

表1 试件设计参数Table.1 Parameters of specimens

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=3.20×104MPa。

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

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。

图5 实验装置Fig.5 Test setup

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δ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。

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δ=+1/150（+15.5 mm）时，左侧板顶靠近柱翼缘处出现两条裂缝，当δ=-1/150（-15.5 mm）时，右侧板顶靠近柱翼缘处出现一条裂缝；当δ=+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δ=-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δ=+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δ=+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δ=1/50（46.6 mm）的位移循环下推力和拉力到达峰值；当δ=+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δ=-1/33（-70.6 mm）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δ=-1/25（-93.2 mm）时，左侧板顶混凝土出现轻微压溃；当达到δ=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δ=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δ=+1/50（+46.6 mm）时，右侧梁端腹板与下翼缘冷弯区出现裂缝，当δ=-1/50（-46.6 mm）时，左侧梁端腹板与下翼缘冷弯区出现裂缝；当δ=+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δ=-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δ=1/33（70.6 mm）的位移循环下推力和拉力到达峰值；当δ=+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δ=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Δc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θ（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δ=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δ=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。

图7 试验曲线Fig.7 Curves of specimens

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δ=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δ=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。

式中：M+bp和Mbp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，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。

表3 柱顶试验数据Table 3 Test data of the column

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Δc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均大于理论值其中，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，钢管柱壁与钢筋通过套筒连接的方式可靠；试件WJ1、SJ2 和CJ3 在梁端正弯矩作用下，试验值大于弹性极限值，梁端U 形钢下翼缘已受拉屈服，但由于梁下翼缘裂缝的出现，梁端截面塑性未发展充分，试验值未达到塑性极限值，3 个试件的试验值较低，仅为塑性极限理论值的0.8 倍，正弯矩承载力较差；相比之下，试验中后期传统内隔板节点的梁端正弯矩下降速率更缓慢。对于有H 形件连接加强的试件WJ4-S，梁端正弯矩作用下试验值为145 kN，约为塑性极限理论值的1.07 倍，明显优于WJ1,说明H 形件的连接加强作用可以有效提高梁端正弯矩承载力。

表4 梁端试验数据Table 4 Test data of the beam

图8 R-Δc滞回曲线Fig.8 R-Δc curves of specimens

3.3 延性与耗能

根据骨架曲线，按等能量法确定屈服点，按最大荷载Pmax,t的85%在下降段中确定极限点。各试件的位移延性系数μ、节点弹性层间位移角θy和弹塑性层间位移角θu分别由式（17）计算。

式中：Δy、Δu为屈服位移和极限位移；Hc为柱高。

表3 中各试件位移延性系数μ介于2.3～3.1，而钢筋混凝土梁柱节点的μ值一般要求大于2，表明4 个试件的延性良好；《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）[22]规定多、高层钢结构的弹性层间位移角限值[θe]=1/250，弹塑性层间位移角限值[θp]=1/50，表3 中，4 个试件的弹性层间位移角θy为1/68～1/53，弹塑性层间位移角θu为1/28～1/19，均远高于规范限值，表明4 个试件均具备良好的弹塑性变形能力。

用等效黏滞阻尼系数ζeq和累积耗能E衡量试件的耗能能力。由表3 和图9 可知，ζeq在峰值荷载前随着Δc的增加而增加，在试件屈服后开始变为平缓并有下降趋势，4 个试件在峰值荷载下的ζeq值分别为0.12、0.13、0.13 和0.16，均大于钢筋混凝土结构节点的ζeq值0.1，表明在相同条件下节点的耗能能力优于钢筋混凝土结构的节点。试件的累积耗能E在弹性阶段占比很小，主要来源于试件进入弹塑性阶段后，SJ2 和CJ3 的累积耗能分别为79.7 和79.3 kN·m，耗能能力相近，而WJ1 的耗能累积耗能为72.9 kN·m，相较于SJ2 与CJ3 下降约9%，这是由于分离式内隔板强轴节点和传统内隔板节点的屈服机制相同，而分离式内隔板弱轴节点在加劲板附近区域的混凝土会因加劲板的锚固作用而开裂，导致节点在弹塑性阶段的耗能能力减弱，造成了分离式内隔板弱轴节点试件的耗能能力低于强轴节点试件和传统内隔板节点试件；有H 形件连接加强的试件WJ4-S 的累积耗能为98.1 kN·m，相较于WJ1 提高约34%，说明H 形件的连接加强作用可有效提高试件的耗能能力。

图9 耗能曲线Fig.9 Energy dissipation curves

3.4 强度退化与刚度退化

采用强度退化系数λj和环线刚度Kj分别衡量试件在往复荷载作用下的强度退化规律和刚度退化规律。根据试验滞回曲线每一循环加载的峰值荷载和控制位移，由式（20）、式（21）计算。

式中：下标j表示第j级位移循环，上标1、2 表示同级位移循环下的第1、2 次加载。

强度退化曲线如图10（a），可知在加载初期的弹性阶段（31.1 mm 前），各试件的强度退化系数基本保持在0.95 以上，正、负向加载的强度退化现象不明显；当加载位移达到46.6 mm 后，各试件的强度退化系数因梁下翼缘出现裂缝而开始下降，且在梁下翼缘完全开裂时强度退化最为明显；在整个试验过程中，各试件的强度退化系数均大于0.75，说明各试件在试验过程中强度退化并不严重。

图10 退化曲线对比Fig.10 Comparison of degradation curves

刚度退化曲线如图10（b），总体上看，由于各试件均为梁端破坏，各试件的刚度退化规律相似，在弹性阶段退化较缓，内隔板形式的变化或加强梁柱交界面连接对试件前期的刚度退化影响较小；在弹塑性阶段，由于梁下翼缘母材开裂，造成刚度退化速度增大，刚度退化主要发生在此阶段，当δ超过4%（93.2 mm）时，环线刚度大约下降到初始刚度的20%；各试件在正向加载时的环线刚度略高于负向加载，这是由于在弹性阶段时边界条件不能达到理想化，而在弹塑性阶段时负向加载时已经积累了一定的混凝土塑性损伤和钢材疲劳损伤。对比分析4个试件可知，初始刚度在弹性阶段存在差异，原因是边界条件不能达到理想化，柱底的铰支座可能发生了微小滑移；试件进入弹塑性阶段后，可观察到WJ1 和SJ2 的刚度退化曲线几乎重合且低于CJ3，WJ4-S 的环线刚度总体上最大，这是因为在试验中后期传统内隔板节点的梁端正弯矩承载力下降速率较分离式内隔板更缓慢、H 形件的连接加强作用直接提高了梁端正弯矩承载力。因此，分离式内隔板在弹塑性阶段的刚度退化速度相较于传统内隔板节点有所增大，在梁柱交界面设置H 形件会减缓节点的刚度退化速度。

3.5 节点分类

美国钢结构建筑规范ANSI AISC 360-16[23]按刚度将节点分为刚性节点、半刚性节点和铰接节点。根据M-Φ曲线的初始斜率K0与EsIb/L的比值K0/(EsIb/L)判断节点类型，其中EsIb为U 形钢的截面抗弯刚度、L为一侧梁净跨度，对于无支撑框架体系，当比值大于等于20 时为刚性节点，当比值介于2～20 之间时为半刚性节点，当比值小于等于2 时为铰接节点。曲线初始斜率K0通过梁全截面塑性弯矩Mbp和节点转角Φ计算而得，其中，Φ由图5（a）中倾角仪测得，K0=Mbp,2/3/Φ2/3、Mbp,2/3=2Mbp/3、Φ2/3为Mbp,2/3对应转角。由表4 和图11 可知,从微观上分析，分离式内隔板强轴、弱轴节点与传统内隔板节点的刚度相差不大；受正弯矩一侧的节点平均刚度大于负弯矩一侧的平均刚度，主要原因是正弯矩作用下混凝土楼板受压，可以有效限制节点变形，而负弯矩作用下楼板混凝土开裂对节点刚度不利。从宏观上看，4 个节点试件的初始斜率K0与EsIb/L的比值介于3.7～11.4 之间，表明在梁端正弯矩和梁端负弯矩作用下4 个试件节点均为半刚性节点。

图11 M-Φ 曲线Fig.11 The M-Φ curves

欧洲钢结构设计规范BS EN 1993-1-8: 2005[24]按强度将节点分为全强度节点、部分强度节点和铰接节点。根据节点上的最大弯矩Mmax,t与梁全截面塑性弯矩Mbp的比值Mmax,t/Mbp判断节点类型，其中Mmax,t=LRmax,t，当比值大于等于1 时为全强度节点，当比值介于0.25～1 之间时为部分强度节点，当比值小于等于0.25 时为铰接节点。由表4 和图11 可知，WJ1、SJ2 和CJ3 试件节点在梁端负弯矩作用下，由于板内钢筋发生受拉屈服而未断裂，梁端负弯矩曲线并未下降，且均超过，其比值为1.23～1.28，表明试件WJ1、SJ2 和CJ3 在梁端负弯矩作用下为全强度节点；在梁端正弯矩作用下，由于梁下翼缘受拉开裂，梁端截面塑性未发展充分，比值为0.77～0.83，表明试件WJ1、SJ2 和CJ3 在梁端正弯矩作用下为部分强度节点。WJ4-S 试件节点梁端正弯矩明显高于其他3 个节点，比值为1.07，但梁端负弯矩相差不大，原因为H 形件的连接加强作用延缓了梁下翼缘的开裂，提高了正弯矩承载力，但在负弯矩作用下H 形件处于受压区，对负弯矩承载力几乎没有影响，因此，WJ4-S 在梁端正、负弯矩作用下为全强度节点。

综上所述，按强度和刚度将节点分类，分离式内隔板强轴、弱轴节点和传统内隔板节点在梁端正弯矩作用下为半刚性和部分强度节点，在梁端负弯矩作用下为半刚性和全强度节点；梁柱交界面有H形件连接加强的试件，在梁端正、负弯矩下均为半刚性和全强度节点。

4 结论

1）在“强柱弱梁、节点更强”的设计原则下，方钢管混凝土柱与U 形钢组合梁分离式内隔板节点试件和传统内隔板节点试件均发生梁端受弯破坏。在梁端正弯矩作用下的试验现象包括梁柱连接焊缝热影响区梁下翼缘开裂和板顶混凝土压溃；在梁端负弯矩作用下的试验现象包括板与柱脱离和梁下翼缘鼓曲。

2）加劲板的锚固作用承载力是分离式内隔板节点弱轴方向承载力的重要组成部分。根据加劲板的承载力和刚度要求，初步给出了加劲板的设计参考建议。

3）分离式内隔板节点试件和传统内隔板节试件的滞回曲线均呈反S 形，有明显的捏缩现象，且强度退化不严重、刚度退化规律相似；等效黏滞阻尼系数ζeq介于0.12～0.16，具备一定的耗能能力；位移延性系数μ介于2.3～3.1，弹性层间位移角介于1/68～1/53，弹塑性层间位移角介于1/28～1/19，具有良好的延性和弹塑性变形能力。

4）分离式内隔板强轴节点试件与传统内隔板节点试件有相近的承载能力与耗能能力；与分离式内隔板强轴节点试件和传统内隔板节点试件相比，分离式内隔板弱轴节点试件的承载能力相近，但耗能能力有所降低，累积耗能下降约9%。

5）H 形件对梁柱交界面的连接加强作用可减缓刚度退化速度、显著提高节点试件的承载能力和耗能能力，相较于梁柱交界面无连接加强的节点试件，承载力提高约15%，累积耗能提高约34%。在后续研究中应加强梁柱交界面处的连接以提高试件的承载能力和耗能能力。