相比于传统的钢筋混凝土框架柱，钢管混凝土柱具有承载力高、延性好以及施工方便等优势^[1-2]. 钢管混凝土柱与钢框架梁的连接方式主要有外加强环式、内隔板式以及隔板贯通式等^[3-5]. 为了提高钢管混凝土柱与混凝土预制梁现场连接时的施工效率，将型钢梁部分嵌入全预制或半预制混凝土梁的两端，形成钢-预制混凝土混合梁（简称混合梁），通过型钢梁的伸出端实现与钢管混凝土柱的现场高效连接. 国内外学者对不同类型的钢-预制混凝土混合梁的受力性能进行了相关研究，并取得了阶段性研究成果. Kim等^[6]通过对混合梁抗剪性能的研究发现，由于型钢与混凝土之间的刚度差异，在竖向荷载作用下钢与混凝土连接节点区域会出现大量剪切斜裂缝以及劈裂裂缝，造成混凝土梁端的脆性破坏. Yang等^[7-8]通过静力试验研究混合梁在两端简支条件下的受弯性能. 试验结果表明，预应力的施加对梁的抗弯承载力及延性均有较大提高. 为了进一步提高钢与混凝土连接节点的刚度与承载力，在型钢埋入端焊接L形角钢，通过拟静力试验研究梁在循环荷载作用下的受弯性能. 在试验过程中，钢与混凝土连接节点处未出现剪切斜裂缝，节点可以视为刚性节点. 郭小农等^[9]通过静力试验研究12根端部预埋槽钢的混合梁在两端固定条件下的受弯性能，研究槽钢预埋深度对试件破坏形态及承载力的影响. 试验结果表明，随着槽钢预埋深度的增加，试件的承载力和延性均有所提高. 张锡治等^[10]通过拟静力试验及有限元模拟对型钢埋入端焊接栓钉与连接板的混合梁进行受力性能研究. 研究结果表明，梁端型钢在整个加载过程中保持完好，钢与混凝土连接节点能可靠传递两者间应力. 目前研究多集中于独立的钢管混凝土柱以及钢-预制混凝土混合梁构件，而对于梁柱连接节点抗震性能的研究则鲜见报道. 因此，本研究提出钢管混凝土柱与混合梁的连接节点形式，并对其抗震性能进行试验研究.

对于装配式大跨度组合框架结构，常采用半预制叠合梁以减轻梁预制构件的自重. H型钢梁与半预制混凝土梁的连接采用如图1所示的连接形式. H型钢梁的上下翼缘均设置抗剪栓钉，防止型钢与混凝土间发生剪切滑移. 梁顶设置普通受力钢筋，与型钢上翼缘焊接连接，其应力直接传递至钢梁翼缘. 梁底设置钢绞线，采用先张法对预制梁施加预应力以提高其刚度. 在预制混凝土养护完成后，伸出型钢的钢绞线端部做90°弯折以增加其锚固性能. 在使用阶段钢绞线将作为梁底主要受力钢筋. H型钢下翼缘焊接锚固钢筋以传递混凝土梁端弯矩产生的拉力. 预制混凝土梁内设置箍筋，通过箍筋将剪力传递至型钢梁.

该混合梁与钢管混凝土柱的连接如图2所示. 在预制构件的制作过程中，H型钢梁通过隔板连接于钢管柱形成悬臂梁. 在现场安装时，混合梁中H型钢的伸出端与H型钢悬臂梁之间采用栓焊混合连接. 随后，现场浇筑钢管内部、预制梁顶以及连接区的混凝土，形成框架结构. H型钢抗剪栓钉的设置避免了型钢与混凝土间的剪切滑移，使施工后的框架梁可以视为由型钢混凝土组合（steel-reinforced concrete，SRC）梁以及钢筋混凝土（reinforced concrete，RC）梁两部分组成.

已有研究成果表明，梁柱焊接节点在往复荷载作用下，易在梁端受拉翼缘的焊缝位置出现脆性断裂，影响节点的抗震性能^[11]. 为了避免焊缝位置的脆性破坏，通常采用翼缘削弱式（reduced beam section，RBS）连接（即对梁的翼缘两侧进行圆弧切割，也称为狗骨式连接），来降低梁端的抗弯承载力，将梁端塑性铰转移至狗骨区域. 为了研究混合梁与钢管混凝土柱连接节点的抗震性能以及型钢翼缘削弱对节点抗震性能的影响，进行低周往复加载试验，对试验得到的节点破坏形式、承载能力、滞回性能、延性及耗能等抗震性能指标进行分析.

依据实际工程按1∶1比例设计2个节点试件，编号分别为IJ-1和IJ-2. 试件IJ-1为未采取狗骨式削弱的梁柱节点，对试件IJ-2的H型钢悬臂梁的上、下翼缘采取狗骨式削弱，削弱区参数如图3所示. 图中，参数a、b、c分别为减弱区起点至钢管柱的距离、减弱区长度以及翼缘切割处的最大深度，可以按FEMA-350^[12]标准的建议进行设计：a=0.50b_f~0.75b_f；b=0.65h_b~0.85h_b；c=0.20h_b~0.25h_b. b_f、h_b分别为型钢翼缘宽度及型钢高度.

如图4所示为翼缘削弱中心位置、SRC梁端以及RC梁端的弯矩关系图. 当加载过程中三处截面同时达到其抗弯承载力时，翼缘削弱中心位置处的抗弯承载力理论值及RC梁端抗弯承载力理论值可以根据SRC梁端的抗弯承载力设计值M_b进行计算：

(1) $ M_{{\rm{bt}}}^{\rm{t}} = (L - {L_{\rm{t}}}){M_{\rm{b}}}/L, $

(2) $ M_{{\rm{br}}}^{\rm{t}} = (L - {L_{\rm{s}}}){M_{\rm{b}}}/L. $

式中： $M_{{\rm{bt}}}^{\rm{t}}$为翼缘削弱中心位置截面的抗弯承载力理论值， $M_{{\rm{br}}}^{\rm{t}}$为RC梁端抗弯承载力理论值，L为加载点至柱表面的距离，L_s为SRC梁的长度，L_t为翼缘削弱中心至柱表面的距离. 为了保证翼缘削弱区出现塑性铰，翼缘削弱中心位置截面的设计抗弯承载力M_bt应小于其理论值，即M_bt/ $M_{{\rm{bt}}}^{\rm{t}}$<1. 为了保证RC梁端不先于SRC梁端出现塑性铰，其抗弯承载力设计值M_br应大于其理论值，即M_br/ $M_{{\rm{br}}}^{\rm{t}}$>1. 预制混合梁的设计同时满足“强剪弱弯”的抗震设计原则.

梁柱尺寸、配筋以及型钢梁削弱区参数如图5所示. 梁顶配置4根直径为22 mm的普通受力钢筋. 梁底设置4束公称直径为12.7 mm的7丝钢绞线作为受力筋. 型钢下翼缘焊接2根直径为20 mm的附加钢筋，附加钢筋的锚固长度为500 mm，满足钢筋混凝土设计规范GB50010^[13]的要求. 梁内设置直径为10 mm的双肢箍筋，在预埋型钢埋入深度范围内箍筋加密布置. 如表1所示为两试件中柱端的抗弯承载力设计值M_c以及梁上关键截面的抗弯承载力设计值. 柱与梁的抗弯承载力比值k均大于1.3，表明试件的设计满足“强柱弱梁”的抗震设计原则. 梁上关键截面的理论设计控制了加载过程中塑性铰出现的位置.

试件预制部分与现浇部分混凝土强度等级均为C40. 同一批浇筑的混凝土均制作了混凝土标准立方体试块，与试件同条件养护，在试验加载前进行了测试. 预制部分与后浇部分混凝土的标准立方体抗压强度分别为50.5、45.4 MPa. 梁顶纵筋、梁箍筋以及附加钢筋均采用HRB400级钢筋，所用钢绞线的极限强度标准值为1860 MPa. H型钢所用钢材等级为Q235. 按标准拉伸试验方法^[14]确定钢筋和钢材的材料性能.试验试件的厚度t（直径d）与试验得到的材料屈服强度f_y、极限强度f_u、弹性模量E_s以及屈服应变ε_y如表2所示.

试件加载装置如图6所示，试件柱底与梁端分别通过底座和支撑柱铰接于试验室底板. 柱顶通过4个穿心式千斤顶张拉钢绞线束施加竖向荷载，柱顶竖向荷载在整个加载过程中保持为2633 kN，控制柱轴压比为0.2. 柱顶通过液压伺服控制系统施加水平荷载，采用位移控制的加载制度. 位移加载制度通过层间位移角θ制定，θ为柱顶加载点水平位移与加载点至柱底座转动铰销轴竖向距离的比值. 预加载分为3级，θ=0.10%、0.14%、0.17%，每级循环1次. 在正式加载时，θ=0.20%、0.25%、0.35%、0.50%、0.75%、1.00%、1.50%、2.00%、2.75%、3.50%、4.25%，每级循环3次，直至试件破坏或承载力下降至最大值的85%时停止试验.

如图7所示，在柱端钢管、梁端型钢的上下翼缘、削弱区中心的上下翼缘、梁顶纵筋与梁底附加钢筋端部以及节点域设置应变片，以记录各区域加载过程中的应变变化. 此外，柱顶位移与反力通过液压伺服控制系统的内置传感器获得.

试件IJ-1与IJ-2最终的裂缝分布与破坏形态如图8所示. 两试件均发生梁的弯曲破坏，破坏时节点域只出现少量且宽度不超过0.1 mm的剪切斜裂缝，钢管混凝土叠合柱未出现明显的弯曲裂缝.

试件IJ-1在层间位移角达到0.25%时，在梁上的预制混凝土与现浇混凝土的竖向结合面处出现第1条弯曲裂缝，随着荷载级数的增加，梁上钢筋混凝土区域与钢混组合区域不断出现新的弯曲裂缝，原有裂缝的长度与宽度也逐渐发展. 对于RC梁区域，由于预应力的施加，梁底的裂缝宽度要小于梁顶裂缝宽度，且梁底裂缝集中于附加钢筋的布置范围内. 节点域的剪切斜裂缝出现在层间位移角达到0.75%时，随着荷载的增加，裂缝长度及宽度变化较小. 当层间位移角达到1.00%后，梁底附加钢筋范围内出现黏结开裂裂缝，随着循环荷载的施加，裂缝进一步发展，附加钢筋位置处的梁底保护层混凝土开始剥落，钢筋外露，试件的承载力开始下降. 在层间位移角为2.00%的第3次循环加载过程中，左侧梁端H型钢下翼缘焊缝发生断裂，加载结束.

试件IJ-2在层间位移角达到0.20%时，在梁上型钢混凝土的削弱区以及预制与现浇混凝土的竖向结合面处同时出现弯曲裂缝. 随着荷载的增加，钢筋混凝土区域不断出现新的裂缝，而型钢混凝土削弱区的首条弯曲裂缝逐渐发展成为试件的主裂缝. 当加载至层间位移角为1.50%时，主裂缝的宽度达到1.2 mm，此时梁底附加钢筋位置也出现了黏结开裂裂缝，与试件IJ-1相似. 在层间位移角达到3.50%时，试件达到峰值荷载，削弱区型钢翼缘的屈曲造成周围混凝土的剥落. 随着加载的继续，削弱区形成塑性铰，在层间位移角为4.25%的第2次加载循环中，试件承载力下降至峰值荷载的85%以下，试验停止.

试件IJ-1发生了如图8（a）所示的型钢下翼缘焊缝断裂破坏. 相比于试件IJ-1，IJ-2在型钢翼缘削弱区出现明显塑性铰（见图8（b）），具有更大的极限位移值，说明经过型钢翼缘削弱处理后的节点能有效避免型钢连接焊缝的脆性破坏，更有利于实现“强节点弱构件”的抗震设计原则.

通过液压伺服控制系统的内置传感器获得试件柱顶的荷载P-位移Δ滞回曲线与骨架曲线，如图9所示. 在位移角达到1%之前，两试件均处于弹性阶段，滞回环所包络的面积较小，试件的耗能能力较低；随着荷载的增加，滞回环面积渐增大，节点耗能能力开始增强. 两试件的滞回曲线在加载后期均呈现出一定的捏缩现象，主要是由于钢筋混凝土梁区域附加钢筋与混凝土之间的黏结滑移，导致试件从卸载再到加载过程中的刚度退化. 通过对比发现，试件IJ-1的滞回曲线较扁长，滞回环面积较小，而试件IJ-2在型钢削弱区形成了明显的塑性铰，其滞回曲线更加饱满，滞回环面积更大，展现出更好的耗能能力.

连接各级循环加荷的峰值点得到两试件的骨架曲线. 试件IJ-1的承载力在层间位移角为1.50%时达到峰值荷载P_u，推（正）、拉（负）加载方向的峰值荷载P_u分别为306.9、303.4 kN，试件的承载力在推拉方向具有较好的对称性；试件IJ-2的承载力在层间位移角为3.50%时达到峰值，正负加载方向的峰值荷载P_u分别为302.3、292.6 kN；相比于试件IJ-1，分别降低了1.5%、3.6%. 相比较而言，型钢翼缘削弱处理后的梁柱节点虽然极限承载力略有降低，但节点的耗能能力显著提升，说明处理后的节点更适用于位于中高烈度地震区的结构.

通过试验得到的柱顶峰值荷载可以得出试件IJ-1中SRC梁端的实际抗弯承载力 $M_{\rm{b}}^{\rm{a}}$=396 kN·m，试件IJ-2中翼缘削弱中心位置的实际抗弯承载力 $M_{{\rm{bt}}}^{\rm{a}}$=343 kN·m. 对比分析可知， $M_{{\rm{bt}}}^{\rm{a}}$较其截面抗弯强度设计值M_bt仅提高了6%，而 $M_{\rm{b}}^{\rm{a}}$较其截面抗弯强度设计值M_b降低了23%. 可见，翼缘连接焊缝的过早断裂影响试件的承载能力，对于采用普通H型钢的节点而言，梁柱连接位置的焊缝质量是影响节点抗震性能的关键.

采用同级加载位移下的环线刚度来分析往复荷载作用下节点的刚度退化^[15]. 环线刚度定义为

(3) ${S_j} = {{\sum\limits_{i = 1}^n P{\!_j}^i }}\left/{{\sum\limits_{i = 1}^n \delta{_j}\!{^i} }}\right..$

式中：Pⁱ _j为第j级层间位移角下第i次循环的峰值点荷载，δⁱ _j为第j级层间位移角下第i次循环的峰值点位移，n为循环次数. 试件的环线刚度退化曲线如图10所示，其中试件IJ-1与IJ-2的初始环线刚度S_j,max分别为14.7、14.4 kN/mm，两试件的初始环线刚度几乎相同.

在往复荷载作用下，由于混凝土开裂、型钢钢材屈服及钢筋屈服等累计损伤的出现，两试件的环线刚度均随着加载位移的增加而明显退化. 在层间位移角达到0.25%之前，两试件的刚度退化趋势基本相同；随后由于试件IJ-2中削弱区型钢翼缘的较早屈服，其刚度退化的速率较快；在层间位移角达到2.00%时，试件IJ-1加载停止，而试件IJ-2的刚度退化趋势也在型钢削弱区形成塑性铰后开始变缓.

节点的延性是评价节点抗震性能的重要指标，通常用延性系数 $\;\mu $来衡量节点的延性. 节点的延性系数定义为节点极限位移Δ_u与屈服位移Δ_y的比值. 屈服位移Δ_y可以通过等面积法^[16]进行确定，对应的荷载为屈服荷载P_y；极限位移Δ_u为试件达到极限荷载P_0.85(P_0.85=85%P_u)时的柱顶位移，若加载结束时试件的承载力未下降至峰值荷载的85%，则取试验终止时的荷载为极限荷载. 两试件的主要性能指标如表3所示. 表中， $\bar\mu $为平均延性系数.

试件IJ-1与IJ-2的平均延性系数分别为2.1、4.2. 试件IJ-2的平均延性系数较试件IJ-1提高了一倍，说明采用FEMA标准对型钢翼缘的削弱设计能有效促进型钢削弱区形成塑性铰，避免节点脆性破坏，使其成为较为理想的延性节点.

如图11所示为加载过程中钢管混凝土柱内钢管端部的应变变化. 可以看出，钢管端部的最大应变未达到屈服应变，在整个加载过程中框架柱保持弹性.

选取右侧梁上应变测点数据，研究加载过程中梁内型钢与纵筋在沿梁长度方向的应变发展规律，各部分的位移-应变关系曲线如图12所示. 对于未做翼缘削弱处理的试件IJ-1（见图12（a）），梁端型钢翼缘与混凝土区的端部钢筋均达到屈服应变ε_y，梁底附加钢筋受拉时的应变增长要快于梁端型钢翼缘的应变增长，率先进入塑性，而后与混凝土间产生滑移，应变开始下降. 附加钢筋的滑移造成了所在范围内混凝土保护层的开裂与剥落，使试件的塑性损伤与塑性变形集中于混凝土梁端，影响型钢的塑性发展，造成型钢翼缘应变的增长变缓以及后期的应变下降，是节点单周耗能能力较低的主要原因之一. 如图12（b）所示，采用型钢翼缘削弱设计的试件IJ-2，其削弱区中心翼缘在加载过程中的拉应变增长比其他部位快，并且较梁底附加钢筋及梁顶纵筋更早达到屈服应变ε_y，与试件IJ-2在试验中塑性变形集中于梁削弱区的现象吻合. 虽然在加载后期试件IJ-2梁底的附加钢筋也达到屈服应变ε_y并且发生滑移，出现附加钢筋范围内混凝土保护层的开裂与剥落现象，但在附加钢筋未进入塑性前削弱区翼缘的拉应变便开始下降，说明由附加钢筋滑移对钢筋混凝土区域造成的承载力降低并未完全影响型钢削弱区塑性铰的形成，因此节点IJ-2展现出较好的抗震性能.

由于两试件在梁底的附加钢筋配筋率较低，附加钢筋的应变增长速率较梁顶纵筋更快. 两试件梁底附加钢筋的滑移均出现在其达到屈服应变ε_y之后，说明附加钢筋的锚固长度满足设计要求. 为了防止过早出现附加钢筋屈服后的黏结滑移，应适当提高附加钢筋的配筋率.

反复荷载作用下的节点等效黏滞阻尼系数η_e与累积耗能量E可以用来对两试件的耗能能力进行综合比较，2个指标的具体计算方法参考文献[17]. 两试件的等效黏滞阻尼系数-循环次数曲线与累积耗能-循环次数曲线如图13所示.

通过对两试件的等效黏滞阻尼系数η_e的对比可以发现，在层间位移角0.75%之前（加载循环18次），两试件的单周耗能能力均较小，等效黏滞阻尼系数的增幅均较小. 当层间位移角达到1.50%时（加载循环22次），两试件的黏滞阻尼系数均开始大幅度增加，试件均进入屈服阶段，但由于试件IJ-2在混凝土开裂、钢筋屈服的同时也发生了型钢削弱区翼缘的屈服，其单周耗能能力始终高于试件IJ-1. 试件IJ-1与IJ-2的最终累积耗能量E分别为67.9、598.5 kN·m. 试件IJ-2的单周耗能能力与延性系数均高于试件IJ-1，因此其最终累积耗能量E也明显高于试件IJ-1，约为试件IJ-1的8.8倍.

（1）通过对2组钢管混凝土柱-混合梁节点在低周往复荷载作用下的试验研究，了解该节点的抗震性能. 2组节点的最终破坏形态均为混合梁的弯曲破坏，在试验过程中未出现节点域的剪切破坏以及柱的弯曲破坏，说明节点的设计满足“强柱弱梁”的抗震设计原则.

（2）对混合梁中的型钢混凝土组合区域按FEMA标准进行型钢梁翼缘的削弱设计，能有效促进翼缘削弱区形成塑性铰，避免梁端焊缝的脆性破坏，有利于实现“强节点弱构件”的抗震设计原则. 翼缘削弱区的设置使试件展现出更好的塑性变形能力和耗能能力，提高了节点的抗震性能.

（3）采用型钢翼缘削弱设计的节点试件，其破坏形式如下：翼缘削弱区形成明显塑性铰，削弱区翼缘产生一定的局部屈曲，导致翼缘周围混凝土的开裂剥落，降低节点的承载能力. 通过对两试件的峰值荷载P_u对比，发现对混合梁端的型钢翼缘削弱处理并不会明显降低试件的承载力.

（4）在加载过程中，梁底附加钢筋的黏结滑移造成混凝土保护层开裂、剥落，降低钢筋混凝土区域的刚度与承载力，使试件的塑性损伤与塑性变形集中于混凝土梁端，影响型钢的塑性发展，是节点单周耗能能力较低的主要原因之一. 在附加钢筋锚固长度满足规范要求的前提下，建议增加其配筋率，以防止过早出现附加钢筋屈服后的黏结滑移.