Experimental Study on Shear Resistance of Abnormal Internal Joints in Partially-Encased Concrete Column-Steel Beam Frame
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摘要:
由于民用建筑外观及工业建筑生产工艺要求，部分包覆钢-混凝土结构因错位、变梁变柱等会形成异型内节点. 为研究该类异型内节点的抗剪性能，以柱两侧梁错位高度、单侧梁截面高度增大等为变量参数，按1∶2缩尺比例设计制作了1个常规内节点和3个异型内节点模型试件，并完成低周往复荷载试验，分析了内节点的破坏形态、滞回耗能、承载能力、延性性能等指标. 试验研究结果表明：各试件滞回曲线均呈现对称饱满的梭形；等效黏滞阻尼系数在0.598～0.618，位移延性系数在3.28～4.96，表现出良好的耗能性能及变形性能；因错位、变梁形成的异型内节点与常规内节点相比，承载力分别提升约6.1%、14.0%、15.0%；位移延性系数提升了约−26.6%、11.0%、−14.1%，延性性能规律不明显，耗能能力、强度和刚度退化变化不大；对于左右梁截面尺寸相同且完全错开（即错位高度大于梁高）的Ⅰ类异型内节点，可按T形边节点进行设计；基于节点域传力机理，建立了Ⅱ类异型内节点抗剪计算模型，并提出了抗剪承载力计算公式，试验结果与理论计算结果吻合较好.
Abstract:Due to the requirements for the appearance of civil buildings and the production process of industrial buildings, abnormal internal joints may be formed in the partially-encased steel-concrete composite structures due to misalignment and change of beams and columns. In order to investigate the shear resistance of this type of abnormal internal joints, low circumferential reciprocal load tests were conducted on one conventional internal joint and three profiled internal joints with 1∶2 scale-down model specimens. The damage morphology, hysteretic energy dissipation, load bearing capacity, and ductility properties of the internal joints were analyzed using the height of the beam dislocation on both sides of the column and the height of the single side beam section as variable parameters. The experimental results show that the hysteresis curves of all specimens present a symmetrical and full shuttle shape. The equivalent viscous damping coefficient is between 0.598 and 0.618 and the displacement ductility coefficient is between 3.28 and 4.96, showing good performance in energy dissipation and deformation. Compared to the conventional internal joint, the load bearing capacity of the three profiled internal joints formed due to misalignment and variable beams is increased by 6.1%, 14.0% and 15.0%, respectively, and their displacement ductility factor is increased by approximately −26.6%, 11.0% and −14.1%, respectively, with insignificant ductility performance patterns and little change in energy dissipation capacity, strength and stiffness degradation. For class Ⅰ heterogeneous internal joints with the same cross-sectional dimensions of the left and right beams but completely staggered (i.e., the dislocation height greater than the beam height), they can be designed according to T-shaped edge joints. Based on the joint domain force transfer mechanism, a shear calculation model for class Ⅱ heterogeneous internal joints was established, a formula for calculating the shear bearing capacity was proposed, and the test results agreed well with the theoretical calculation results.
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框架结构体系中梁柱节点受力复杂，极易受损破坏并可能引起结构整体发生连续性坍塌，开展节点抗震性能方面的研究意义重大. 部分包覆混凝土（PEC）组合件作为一种新型组合构件，与全包覆型钢混凝土构件（SRC）相比，承载力、刚度相当，但在预制装配化方面的优势更为明显.
现阶段，国内外学者关于PEC组合件的研究主要集中于轴心受压、偏心受压、单向压弯、常规内节点方面. 文献[1-2]完成了PEC柱轴压试验，试验表明，构件破坏由翼缘局部屈曲及混凝土压碎引起，连杆间距对轴向承载力影响较大，提出了考虑翼缘局部屈曲和混凝土强度的修正公式. 武志勇[3]、胡鳅文[4]分别对PEC短柱强轴和弱轴进行了偏心受压试验，试件的破坏均为受压区混凝土压碎，连杆和翼缘局部屈曲，含钢率对极限承载力影响较大，提出了PEC柱偏心承载力计算公式. 文献[5-6]对八角形PEC柱进行了轴压试验及有限元模拟分析，与CSA S16-14[7]和EN 1994-1-1[8]规程中的极限承载力计算结果进行了对比，发现规程计算结果较为保守，修正了轴压承载力计算公式. 方有珍等[9-10]对单H型钢截面PEC柱分别进行了绕强轴和绕弱轴方向上的单向压弯性能研究，研究结果表明：绕弱轴压弯性能稍差于绕强轴压弯；PEC柱弱轴方向后期承载力受混凝土强度改变的影响不大，而其延性受连杆间距的影响明显. 文献[11-15]分别对PEC柱-型钢梁边节点、常规内节点和组合框架进行了试验研究，结果表明，无论是边节点、常规节点还是组合框架的破坏模式均表现为梁端屈曲破坏，节点域混凝土能实现良好的斜压带传力功效，试件的初始刚度、承载力较高，具有较好的延性性能及耗能能力. 鉴于PEC组合件取得的丰富研究成果，该类组合构件在国内外一些单、多层规则建筑中已开始被应用.
近些年来，使用者对建筑物在建筑学方面提出了诸多要求，主要体现在为实现民用建筑体型及工业建筑生产工艺要求，因此，体型复杂的建筑结构应运而生. 因梁柱节点核心区域截面尺寸改变、梁标高不一而形成异型内节点，此类节点力学特性明显不同于常规内节点. 目前，国内外关于PEC柱-型钢梁组合构件异型内节点抗震性能方面的讨论较为缺乏，相关理论及设计方法还处于空白，极大限制了PEC组合构件的推广使用. 本文以柱两侧梁错位高度、单侧梁截面高度增大等为变量，完成了4个PEC柱-型钢梁框架内节点模型试件的低周往复荷载试验，并对Ⅱ类PEC异形内节点核心区受剪展开理论研究，以期为我国编制相关技术标准提供试验数据支撑及理论依据.
1. 试验概况
1.1 试件设计
按1∶2缩尺比例设计制作试验试件，编号分别为PECJD 1、PECJD 2、PECJD 3、PECJD 4. PEC柱梁均为牌号Q235B的热轧H型钢，连接系杆采用ϕ8@50（加密）/100（非加密）布置，连接方式为全熔透焊缝焊接，型钢梁与端板采用半自动气体保护焊，而后采用10.9级M20高强螺栓将端板与柱翼缘栓接，试验钢构件完成拼装后，将其平放，分两次浇筑H型钢腹板两侧混凝土，待一侧混凝土终凝后，将试件翻转，浇筑另一侧. 试件设计与制作如图1所示，基本参数见表1. 浇筑过程中按浇筑批次预留3个立方体抗压强度标准试块，实测立方体抗压强度平均值为39.7 N/mm2. 按不同厚度对型钢板件分别取3组同规格试样，并完成材性试验，材性试验结果如表2.
表 1 试件基本参数Table 1. Parameters of specimens试件编号 柱截面尺寸/mm 梁截面尺寸/mm 错位高度/mm 左右梁截面
高度差/mm左右梁线
刚度nt 非加载侧 加载侧 PECJD 1 200/200/8.0/12 HN 200/100/5.5/8 HN 200/100/5.5/8 0 0 i1=i2 0.35 PECJD 2 200/200/8.0/12 HN 200/100/5.5/8 HN 200/100/5.5/8 400 0 i1=i2 0.35 PECJD 3 200/200/8.0/12 HN 200/100/5.5/8 HM 244/175/7.0/11 0 44 2.7i1=i2 0.35 PECJD 4 200/200/8.0/12 HN 200/100/5.5/8 HM 248/124/5.0/8 0 48 i1=i2 0.35 注：HN为窄翼缘H型钢，HM为中翼缘H型钢；错位高度定义为柱两侧梁翼缘中心线之间的距离；nt为试验轴压比；i1（i2）为左（右）梁线刚度；第2～4列的数据分别为型钢截面高度、翼缘宽度、腹板厚度、翼缘厚度. 1.2 加载装置、制度及测点布置
1.2.1 加载装置
试件PECJD 1～PECJD 4试验加载装置如图2. 加载装置中在两侧梁端分别设置了轮辐式拉压力传感器，采集试验不同阶段梁端拉压反力，进而展开节点域输入剪力的计算.
1.2.2 加载制度
试验第一步借助竖向作动器在柱顶加载恒定竖向力；第二步运用水平作动器施加水平力模拟地震作用，初期采用以级差为10 kN的荷载控制逐级加载至屈服，每级往复1次；而后采用以级差为0.25Δy（Δy为屈服位移）的位移控制逐级加载，每级往复3次；直至实际荷载不大于峰值荷载的85%时，试验结束.
1.2.3 测点布置
为获取试件PECJD 1～PECJD 4在低周往复荷载作用下的基础信息，如为监测柱在水平荷载中的变形情况，于柱顶部位放置位移计1、2；为测量梁柱的转动变形，于钢梁与柱交叉部位布置百分表1、2. 为获得加载过程中各部位的应变情况，于节点区梁和柱的腹板、翼缘等部位设置若干应变片. 测试仪表布置情况如图3.
表 2 试件材性实测指标Table 2. Measured values of material properties of specimens类型 t(ϕ)/mm fy/MPa fu/MPa E/GPa εy/ × 10−3 A/% 钢板 5.0 305 463 204 1.496 39.0 5.5 307 448 196 1.568 36.0 7.0 297 423 180 1.650 30.0 8.0 320 420 210 1.525 28.5 12.0 319 437 220 1.451 26.0 18.0 301 457 191 1.576 27.5 钢筋 8.0 335 522 210 1.594 30.0 注： t、ϕ、fy、fu、E、εy、A分别为钢板厚度、钢筋直径、钢材屈服强度、抗拉强度、弹性模量、屈服应变和断后伸长率. 2. 试验现象分析
2.1 试验过程及破坏特征
试验结果表明，试件PECJD 1、PECJD 2为梁端屈曲破坏，节点区域混凝土完好；试件PECJD 3为节点区域剪切破坏；试件PECJD 4为梁端屈曲，同时节点区混凝土存在严重交叉裂缝，少数系杆断裂等节点破坏的前期特征；试件PECJD 1～PECJD 4最终破坏形态见图4.
各试件试验现象描述如下：
1） 由于试件PECJD 1、PECJD 2在试验不同阶段呈现出类似的破坏特征，以试件PECJD 2为例进行描述：试件在竖向荷载及水平荷载控制加载阶段未出现明显的破坏现象，当位移控制加载至1.75Δy，节点域混凝土表面出现交错裂隙，裂隙宽度较小；至2.25Δy，观察到梁翼缘微曲，混凝土与PEC柱翼缘交界处出现竖向裂缝；至4.25Δy，梁翼缘出现明显鼓曲；至5.0Δy，梁翼缘、腹板屈曲程度加剧，节点区混凝土表面裂缝无明显变化，此时，实时荷载低于峰值荷载的85%，试验停止.
2） 试件PECJD 3加载至1.0Δy，节点区混凝土表面出现斜裂缝，至1.5Δy，形成了约0.03 mm宽的交错裂缝，PEC柱翼缘与混凝土交界处出现竖向裂缝；至3.75Δy，混凝土层开始脱落；加载至4.75Δy，混凝土成小块状剥落，一根拉结连杆断裂；至5.0Δy，混凝土大块脱落，左侧小梁翼缘微曲，实时荷载低于峰值荷载的85%，试验停止.
3） 试件PECJD 4位移控制加载至3.0Δy时，核心区长对角线方向同时出现两条斜45° 交叉裂缝，至3.25Δy时听见连杆断裂的响声，至4.75Δy时在核心区域的短对角线方向出现一条约7 cm长的斜裂缝，至5.25Δy时小梁翼缘出现屈曲，至5.25Δy时听见另一横向连杆断裂声，原有交叉裂缝加剧，至6.75Δy时小梁下翼缘屈曲严重，柱翼缘边的混凝土剥落，加载停止，试验结束.
2.2 各试件破坏形态对比分析
1） 对比试件PECJD 1、PECJD 2的最终破坏现象发现，因错位形成的异型内节点对构件整体破坏形态影响不大，均表现为梁端的弯曲破坏，节点域完好.
2） 由试件PECJD 1、PECJD 3的最终破坏现象可知，因改变单侧梁截面尺寸而形成的异型内节点，破坏形态由梁弯曲破坏转而发生节点区剪切破坏.
3） 对比试件PECJD 3、PECJD 4破坏现象发现，因改变单侧梁的截面尺寸而形成的异型内节点，当柱两侧大小梁线刚度相等时，破坏形态由核心区剪切破坏发展为以梁端的弯曲破坏为主及节点核心区轻微剪切破坏为辅的复合破坏形态.
综上分析可知：当柱两侧梁截面尺寸相同，因错位而形成的异型内节点与常规内节点的最终破坏形态相似，均为梁端弯曲破坏；而因柱两侧梁截面尺寸不一而形成的异型内节点，试件最终均呈现节点区剪切破坏的特征.
3. 试验结果及分析
3.1 试件荷载-位移曲线及骨架曲线
图5为试件PECJD 1～PECJD 4柱顶部荷载-位移滞回曲线；图6为试件PECJD 1～PECJD 4柱顶部荷载-位移骨架曲线.
对比分析可知：
1） 试件PECJD1～PECJD4柱顶部荷载-位移滞回曲线均为对称饱满梭形，表明试件在地震荷载作用下有较好的耗散能量性能.
2） 试件在同一级位移控制的正反双向循环加载过程中，承载力逐次减小，表明随荷载的循环，试件产生塑性损伤积累.
3） 由图6（a）、（b）可知，梁错位及改变柱一侧梁截面尺寸形成的异型内节点较常规内节点相比，初始刚度和承载力小幅提升.
4） 对图6（c）、（d）分析得到，改变一侧梁截面尺寸大小并保证两端梁线刚度相等时，异型内节点较常规内节点相比，初始刚度和承载力小幅提升；因一侧梁截面发生改变形成的异型内节点，两侧梁线刚度的差异对其初始刚度、承载力影响不大.
3.2 承载力及位移延性系数
试件PECJD1～PECJD4在试验过程中各特征点试验结果见表3所列. 表中：Pcr为节点域混凝土表面开裂时的荷载；Py为节点域钢构件屈服时对应的荷载；Pm为试件试验过程中的最大水平荷载；Pu为峰值荷载下降至85%时所对应荷载.
表 3 试件在各特征点试验结果Table 3. Experimental results of specimens at various feature points试件编号 加载方向 开裂荷载Pcr/kN 开裂位移Δcr/mm 屈服荷载Py/kN Δy/mm 峰值荷载Pm/kN 峰值位移Δm/mm 破坏荷载Pu/kN 破坏位移Δu/mm 位移延性系数均值 PECJD 1 正向 101.01 9.82 122.20 15.20 151.80 57.32 129.03 75.39 4.47 反向 −98.99 −11.42 −121.20 −17.64 −144.00 −58.83 −122.40 −70.12 PECJD 2 正向 91.10 6.98 142.60 18.99 160.60 53.99 136.51 59.48 3.28 反向 −105.60 −7.01 −138.90 −17.62 −153.20 −54.51 −130.22 −60.27 PECJD 3 正向 129.10 10.79 149.20 16.65 165.80 56.42 140.93 86.96 4.96 反向 −113.40 −9.19 −148.80 −19.71 −172.20 −41.35 −146.37 −92.75 PECJD 4 正向 110.30 8.75 144.00 18.50 173.20 55.54 147.22 75.74 3.84 反向 −103.10 −7.10 −142.50 −17.94 −167.10 −62.42 −142.04 −64.42 1） 与全包覆型钢混凝土（SRC）异型内节点位移延性系数2.62～3.95相比[16]，部分包覆混凝土（PEC）异型内节点的延性性能（3.28～4.96）得到一定提升.
2） 比较试件PECJD 1与试件PECJD 2各特征点试验结果：梁错位异型内节点，开裂荷载变化不大，屈服和峰值荷载提升约15.7%和6.1%，位移延性系数降低约26.6%，表明因错位形成的异型内节点较常规内节点相比，变形性能会显著下降.
3） 对试件PECJD 1与试件PECJD 3各特征点试验结果分析可知：因两侧梁变截面尺寸形成的异型内节点较常规内节点，开裂、屈服和峰值荷载分别提升约21.0%、22.0%、14.0%；位移延性系数提升约11.0%.
4） 对试件PECJD 1与试件PECJD 4各特征点试验结果分析发现：当柱一侧梁截面尺寸大小改变且两端梁线刚度相等时，较常规内节点相比，开裂、屈服荷载变化不大，峰值荷载提升约15.0%，变形性能降低约14.1%.
3.3 等效黏滞阻尼系数
试件PECJD 1～PECJD 4可用等效黏滞阻尼系数he来反映其耗能能力[17]，计算结果见表4，由表4可知：相较等效黏滞阻尼系数仅为0.100的普通钢筋混凝土而言，该类异型内节点在0.598～0.618，耗能能力优势明显. 因错位、变梁截面的异型内节点较常规内节点而言，耗能能力变化不大.
表 4 等效黏滞性阻尼系数Table 4. Equivalent viscous damping coefficients of specimens试件编号 屈服荷载时 峰值荷载时 破坏荷载时 PECJD 1 0.261 0.481 0.610 PECJD 2 0.153 0.534 0.618 PECJD 3 0.248 0.469 0.600 PECJD 4 0.179 0.436 0.598 3.4 强度退化
试件PECJD 1～PECJD 4推拉向强度退化曲线见图7. 图中，Δ为位移控制时各级加载位移量. 对图7分析可知，随试验的进行，推拉向的强度均存在退化现象，说明节点产生了塑性损伤，每个试件强度退化值均不小于0.90，退化幅度不大，拥有地震作用下稳固的承载能力.
3.5 刚度退化
图8绘制了推拉向的刚度退化曲线. 由图分析可知：随试验进行，加载位移的增加，每个试件刚度均存在退化现象，前期退化速率较快，后期逐渐平缓，退化规律基本一致；表明因错层、变梁等形成的异型内节点与一般内节点相比，刚度退化规律无明显变化.
3.6 关键部位应变对比
为了对比分析试件PECJD 1～PECJD 4组成部件在加载过程中应力-应变发展情况，各试件关键部位应变发展情况如图9所示，结合试验过程对图9分析可知：
1） 试件PECJD 1、PECJD 2各部件在加载初期应变发展规律大致相同，节点域混凝土先出现剪切斜裂缝，后期梁上下翼缘应变快速发展，与试件破坏形态相符. 另外，由于柱两侧梁错位形成的异型内节点核心区混凝土及柱腹板应变在试验后期较常规内节点相比发展较慢，表明梁传入节点核心区的附加剪力减小，节点抗剪性能得到一定改善.
2） 试件PECJD 3节点域混凝土先出现剪切斜裂缝破坏，因为大、小梁存在高差，增加了对节点核心区的剪力输入，试件达到屈服荷载时腹板也已屈服，试验后期节点核心区混凝土及柱腹板应力发展加快，与试验破坏结果吻合较好.
3） 试件PECJD 4在改变一侧梁截面尺寸大小并保证两端梁线刚度相等时，较试件PECJD 1、PECJD 2相比，在加载初期的规律大致相同，节点域混凝土先出现剪切斜裂缝破坏，加载后期梁上下翼缘应变发展加快，同时柱腹板及核心区混凝土应变也得到了一定发展，与其最终破坏模式相符.
3.7 错位及变梁截面影响因素分析
因梁柱截面变化、位置的不同可形成多类型节点，为便于区分，定义当柱两侧梁截面相同，由于梁错位（错位高度大于梁高）形成的异型内节点为Ⅰ类异型内节点，该类异型内节点可按T形边节点进行设计和计算. 定义当柱两侧梁截面尺寸不同而形成的异型内节点为Ⅱ类异型内节点.
基于试件PECJD 1、PECJD 2的试验结果分析可知，其核心区型钢柱腹板及混凝土应变发展较慢，最终破坏形态为梁端屈曲破坏，节点破坏形态与T形边节点相似，与文献[16]关于全包覆型钢混凝土的研究成果相同，为Ⅰ类异型内节点，此时该类异型内节点可按T形边节点进行设计和计算.
根据试件PECJD 3、PECJD 4的试验结果分析得知，当两侧梁线刚度不等时，核心区柱腹板及混凝土应变发展速度加快，最终呈现出典型的剪切破坏特征；当两侧梁线刚度相等时，破坏现象表现为以梁端屈曲为主，节点区轻微剪切破坏为辅的特征，为Ⅱ类异型内节点.
4. Ⅱ类异型内节点核心区受剪分析
4.1 节点核心区受力性能分析
试件PECJD 3 （PECJD 4）的受力情况如图10. 图中：N为节点中柱上、下端压力；
M3t（M4t） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点上部柱端弯矩；M3d（M4d） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点下部柱端弯矩；V3t（V4t） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点上部柱端剪力；V3d（V4d） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点下部柱端剪力；T3r（T4r） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点右侧梁端上翼缘拉力或压力；C3r（C4r） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点右侧梁端下翼缘压力或拉力；V3r（V4r） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点右侧梁端剪力；M3r（M4r） 为试件PECJD3 （PECJD 4）节点右侧梁端弯矩；T3b（T4b） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点左侧梁端下翼缘拉力或压力；C3b（C4b） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点左侧梁端下翼缘压力或拉力；V3b（V4b） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点左侧梁端剪力；M3b（M4b） 为试件PECJD 3 （PECJD 4）节点左侧梁端弯矩.以试件PECJD 3为例，由力平衡，节点核心区C-C截面受到总剪力为
V3=C3b+T3r−V3t， (1) 式中：
C3b=M3b/h3bw ；T3r=M3r/h3rw ，h3bw 、h3rw 分别为柱两侧钢梁上、下翼缘到中心线距离.则有
V3=M3bh3bw+M3rh3rw−V3t. (2) 由节点弯矩平衡
M3t+M3d=M3b+M3r 和式（1），求得V3=M3bh3bw+M3rh3rw−M3b+M3rH−ˉhb， (3) 式中：
H 为柱反弯点间距离；ˉhb 为大、小梁的高度平均值.同理，由力及弯矩平衡条件推导出试件PECJD 4节点域C-C截面受到的总剪力为
V4=M4bh4bw+M4rh4rw−M4b+M4rH−ˉhb. (4) 4.2 节点核心区受剪承载力计算
节点抗剪承载能力主要由柱腹板、连杆及核心区混凝土3部分组成，即
Vj1=Vc+Vw+Vs， (5) 式中：Vj1为核心区承载力；
Vc 为核心区混凝土承担剪力；Vw 为柱腹板承担剪力；Vs 为连杆承担的剪力.试件PECJD 3及试件PECJD 4因端板、两侧梁和连杆的有效约束，实现核心区混凝土的斜压带传力机理. 节点域剪力通过对角混凝土受压传递，发挥混凝土的抗压能力，抗剪性能得以一定提升. 节点域的传力机理如图11. 图中，ai、bi分别为核心区混凝土在梁方向的受压区高度、宽度.
4.2.1 柱腹板部分
参照文献[18]，节点达到极限承载力，柱腹板屈服，该阶段柱腹板承担剪力为
Vw=fy√3twhw, (6) 式中：
tw 为柱腹板的厚度；hw 为柱腹板的高度.4.2.2 核心区混凝土斜压带部分
参照文献[18]，并考虑本试验中柱两侧左右梁截面高度差一半范围内形成混凝土有效斜压带的影响，此时，
ai 及bi 分别按式（7）、（8）计算.ai=0.25(hb+Δh/2), (7) bi=(0.25+0.85nt)hc, (8) 式中：
hb 为梁的截面高度（当柱两侧梁截面高度不同时，取较小值）；Δh 为左、右梁截面高度差；hc 为柱截面高度.此时，可得到核心区混凝土的斜压带高度为
Ds=√a2i+b2icos(π2−θ1−θ2), (9) θ1=arctanaibi, (10) θ2=arctanhb−aihc−bi. (11) 混凝土强度采用有效抗压强度，计算时需考虑：1） 参考文献[18]，压力不均匀系数
ψ=0.75 ；2） 节点混凝土开裂后，混凝土主压应力强度降低系数β=0.6 [19]；3） 型钢及连接系杆对混凝土强度的提高系数kc=1.9 [20]. 此时，混凝土强度有效抗压强度为fc,inst=ψβkcfc=0.75×0.6×1.9×fc=0.86fc, (12) 式中：fc为混凝土轴心抗压强度设计值.
核心区混凝土斜压带抗剪承载能力为
Vc=0.86fcDsbinst, (13) 式中：
binst=bf−tw 为核心区混凝土宽度，bf 为型钢翼缘宽度.4.2.3 连杆部分
考虑到端板的设置，使得节点域范围内的连杆受力比较均匀，此时，节点域连接系杆承担的剪力为
Vs=Asvjfyv， (14) 式中：
Asvj 为取1/2端板高度范围内连杆的面积之和；fyv 为连接系杆屈服强度.由式（5）、（6）、（13）、（14）可得
Vj1=fy√3twhw+0.86fcDsbinst+Asvjfy. (15) 4.3 试验验证
由于PEC柱-型钢梁框架异型内节点研究目前尚处于起步阶段，可供对比的试验结果仍处于空白. 为验证本文提出的Ⅱ类异型内节点抗剪计算式的正确性及适用性，在试件PECJD 3、PECJD 4试验结果的基础上，本文选取文献[21]的两个全包覆型钢混凝土异型内节点试验数据完成了补充验证.
试件PECJD 3、PECJD 4通过梁端安装的轮辐式拉压传感器获得柱两侧梁在试验全过程的反力值
R1 及R2 ，反力与相应力臂相乘得梁端弯矩，再根据式（3）、（4）计算得节点核心区剪力，据式（15）计算得节点受剪承载力，具体结果如表5. 表中：1） 试件PECJD 3及试件PECJD 4的Vj为根据试验结果由式（3）、（4）计算得到的节点剪力，Vj1为式（15）计算所得节点抗剪承载力； 2） 试件SRCIJ-7和试件SRCIJ-8的Vj为文献[21]给出的试验结果.表 5 节点核心区剪力和受剪承载力Table 5. Shear and shear bearing capacity in core area of joints由表5可知：Ⅱ类异型内节点的抗剪承载力理论计算结果与试验结果较为吻合，试件PECJD 4因未发生完全的剪切破坏，试验值较计算值偏小. 总体而言，本文考虑左右梁截面高度差影响抗剪承载力计算式可有效预测Ⅱ类异型内节点的抗剪承载力，并且对全包覆型钢混凝土异型内节点抗剪承载力的计算具备很好的准确性和适用性.
5. 结 论
1） 试件PECJD 1～PECJD 4柱顶部荷载-位移滞回曲线均呈现对称饱满的梭形，具备良好的耗能性能及变形性能.
2） 因梁错位及改变柱一侧梁截面尺寸形成的异型内节点较常规内节点相比，初始刚度及承载能力一定程度提高. 而一侧梁截面发生改变形成的异型内节点，两侧梁线刚度的差异对其初始刚度、承载力影响不大.
3） 错位、变梁形成的异型内节点与常规内节点相比，延性性能规律不明显，耗能能力、强度和刚度退化变化不大.
4） 对于左右梁截面尺寸相同且完全错开（错位高度大于梁高）的Ⅰ类异型内节点，可按T形边节点进行设计.
5） 基于试验结果进行了理论分析，给出了考虑左右梁截面高度差影响的部分包覆混凝土柱-型钢梁框架Ⅱ类异型内节点抗剪承载力计算式，试验结果与理论计算结果吻合较好.
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表 1 试件基本参数
Table 1. Parameters of specimens
试件编号 柱截面尺寸/mm 梁截面尺寸/mm 错位高度/mm 左右梁截面
高度差/mm左右梁线
刚度nt 非加载侧 加载侧 PECJD 1 200/200/8.0/12 HN 200/100/5.5/8 HN 200/100/5.5/8 0 0 i1=i2 0.35 PECJD 2 200/200/8.0/12 HN 200/100/5.5/8 HN 200/100/5.5/8 400 0 i1=i2 0.35 PECJD 3 200/200/8.0/12 HN 200/100/5.5/8 HM 244/175/7.0/11 0 44 2.7i1=i2 0.35 PECJD 4 200/200/8.0/12 HN 200/100/5.5/8 HM 248/124/5.0/8 0 48 i1=i2 0.35 注：HN为窄翼缘H型钢，HM为中翼缘H型钢；错位高度定义为柱两侧梁翼缘中心线之间的距离；nt为试验轴压比；i1（i2）为左（右）梁线刚度；第2～4列的数据分别为型钢截面高度、翼缘宽度、腹板厚度、翼缘厚度. 
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表 2 试件材性实测指标
Table 2. Measured values of material properties of specimens
类型 t(ϕ)/mm fy/MPa fu/MPa E/GPa εy/ × 10−3 A/% 钢板 5.0 305 463 204 1.496 39.0 5.5 307 448 196 1.568 36.0 7.0 297 423 180 1.650 30.0 8.0 320 420 210 1.525 28.5 12.0 319 437 220 1.451 26.0 18.0 301 457 191 1.576 27.5 钢筋 8.0 335 522 210 1.594 30.0 注： t、ϕ、fy、fu、E、εy、A分别为钢板厚度、钢筋直径、钢材屈服强度、抗拉强度、弹性模量、屈服应变和断后伸长率.
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表 3 试件在各特征点试验结果
Table 3. Experimental results of specimens at various feature points
试件编号 加载方向 开裂荷载Pcr/kN 开裂位移Δcr/mm 屈服荷载Py/kN Δy/mm 峰值荷载Pm/kN 峰值位移Δm/mm 破坏荷载Pu/kN 破坏位移Δu/mm 位移延性系数均值 PECJD 1 正向 101.01 9.82 122.20 15.20 151.80 57.32 129.03 75.39 4.47 反向 −98.99 −11.42 −121.20 −17.64 −144.00 −58.83 −122.40 −70.12 PECJD 2 正向 91.10 6.98 142.60 18.99 160.60 53.99 136.51 59.48 3.28 反向 −105.60 −7.01 −138.90 −17.62 −153.20 −54.51 −130.22 −60.27 PECJD 3 正向 129.10 10.79 149.20 16.65 165.80 56.42 140.93 86.96 4.96 反向 −113.40 −9.19 −148.80 −19.71 −172.20 −41.35 −146.37 −92.75 PECJD 4 正向 110.30 8.75 144.00 18.50 173.20 55.54 147.22 75.74 3.84 反向 −103.10 −7.10 −142.50 −17.94 −167.10 −62.42 −142.04 −64.42
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表 4 等效黏滞性阻尼系数
Table 4. Equivalent viscous damping coefficients of specimens
试件编号 屈服荷载时 峰值荷载时 破坏荷载时 PECJD 1 0.261 0.481 0.610 PECJD 2 0.153 0.534 0.618 PECJD 3 0.248 0.469 0.600 PECJD 4 0.179 0.436 0.598
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