装配式钢结构建筑是指钢结构建筑的结构体系、外围护系统、内装系统、设备与管线系统的主要部分采用预制构 (部) 件部品集成装配建造的建筑。相比于现浇混凝土结构, 装配式钢结构具有污染小、能耗低、抗震性能好、便于施工及便于控制工程质量等优点。装配式钢结构采用工厂化形式进行构件生产, 可以更好地保证构件质量、有效减少焊接缺陷, 且在施工现场进行现场拼接大大地降低了人工成本。因此, 装配式钢结构符合我国建筑工业化的发展趋势。目前, 装配式钢结构已在欧美、日本等国家广泛应用^[1,2,3,4]。

　　 交错桁架结构体系于20世纪60年代中期提出, 主要适用于中高层住宅、旅馆、办公楼等平面为矩形或由矩形组成的钢结构房屋。交错桁架结构由框架柱、平面桁架和楼面板组成。桁架高度与层高相同, 长度与房屋宽度相同, 框架柱布置在房屋外围, 从而使建筑获得较大的无柱空间, 桁架两端支承于外围框架柱上, 桁架在相邻轴线上交错布置。国内外学者对交错桁架结构开展了广泛研究^{[5,6,7,8,9,10]}, 美国、澳大利亚等国家对交错桁架结构的应用较多, 而交错桁架结构在我国的应用极少。

　　 为促进交错桁架结构工业化生产以及在我国的推广应用, 提出装配式交错桁架结构体系。该结构体系中框架柱采用方钢管混凝土柱, 交错桁架与框架柱之间采用套管和端板两种连接方式。与传统交错桁架结构相比, 其优势主要有以下两方面:一方面, 方钢管混凝土柱可有效改善型钢管柱的局部屈曲和整体稳定问题, 提高结构的整体抗侧刚度以及经济性;另一方面, 节点装配化可使桁架与框架柱均在工厂加工, 施工现场只需将各构件进行拼装, 大大地减少了施工现场的工作量, 从而提高结构加工质量和安装效率。

　　 目前, 本课题组对装配式交错桁架整体结构的受力性能进行了试验和理论研究^{[11,12,13,14]}, 但尚未对装配式交错桁架上弦-方钢管混凝土柱节点的受力性能进行研究。因此, 本文对4个1∶2缩尺、采用外环板-端板形式的装配式交错桁架上弦-方钢管混凝土柱节点试件的静力性能进行了试验研究, 对该节点抗震性能的试验研究参见文献[15]。

　　 试验试件根据我国《交错桁架钢结构设计规程》 (JGJ/T 329—2015) ^[16]、《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[17]、《钢结构设计规范》 (GB50017—2003) ^[18]以及《矩形钢管混凝土结构技术规程》 (CECS 159∶2004) ^[19]进行设计。试验试件为4个1∶2缩尺、采用外环板-端板形式的装配式交错桁架上弦-方钢管混凝土柱节点试件。试件考虑不同偏心距e、外环板厚度t和竖板 (包括上竖板和下竖板) 厚度t_w对节点静力性能的影响, 其中偏心距e是指上弦杆与腹杆轴线的交点与柱轴心线间的距离, 本文所设计试件分为弦杆和腹杆轴线交于端板中面和柱壁外侧两种情况, 如图1所示。

　　 各试件的方钢管混凝土柱长1 500mm, 截面为□200×5, 混凝土强度等级为C25;上弦杆截面和腹板截面分别为H140×80×6×8和□100×10, 端板厚度为20mm。各试件主要参数如表1所示, 试件几何尺寸如图2所示, 其中试件SJ-1与SJ-2、试件SJ-3与SJ-4的偏心距相同, 环板和竖板厚度不同;试件SJ-1与SJ-3、试件SJ-2与SJ-4环板和竖板厚度相同, 偏心距不同。

　　 各构件均采用Q235B钢, 钢材力学性能参数如表2所示, C25混凝土的弹性模量E=2.81×10⁴MPa, 立方体抗压强度f_cu=25.5MPa。

　　 为防止上弦杆和加载端出现平面外失稳, 专门设计了一套侧向支撑底座, 试件与地梁间采用铰接, 通过侧向支撑约束加载端和柱顶的侧向位移。水平方向采用作动器施加单调荷载, 由油压千斤顶在柱端施加700k N (轴压比为0.4) 的轴向力。为了尽可能准确模拟边界条件, 侧向支撑底座与加载端及试件的接触部位均安装滚轴, 以保证试件可以在平面内自由移动。试验加载装置如图3所示。

　　 试件加载前由油压千斤顶在柱顶施加轴力并保持稳定 (轴压力为700k N、轴压比为0.4) , 然后施加水平荷载。水平加载采用分级加载的方式:试件屈服前采用荷载控制加载, 初始每级荷载为100k N, 直至试件屈服;试件屈服后采用位移控制加载, 每级位移为4mm, 直至试件出现明显破坏无法继续承载或试件承载力下降至峰值荷载的85%时, 停止试验。

　　 在柱上部、加载端分别布置磁致伸缩水平位移传感器、位移计D1和D4以测量试件的水平位移, 在地梁表面布置位移计D2以测量地梁和地面的相对滑移, 在端板处布置竖向位移计D3以测量端板的相对滑动。在上弦杆、腹杆、竖板、外环板、方钢管混凝土柱等处布置应变片。位移计及应变片布置如图4, 5所示。

　　 随着作动器施加荷载的不断增大, 试件SJ-1~SJ-4均表现为竖板先屈服。各试件的最终破坏形态各有不同, 其中试件SJ-1为外环板破坏, 试件SJ-2为柱壁鼓曲和混凝土压碎, 试件SJ-3, SJ-4发生扭转破坏。

　　 试件SJ-1:加载至228k N时, 下部竖板和节点板先后屈服;加载至392k N时, 3个外环板同时屈服;加载至434k N时, 节点下方交错桁架一侧的柱壁受压屈服;加载至656k N时, 外环板出现较为明显的平面外变形, 试验结束。试件最终变形见图6 (a) 。

　　 试件SJ-2:加载至322k N时, 上部竖板首先屈服;加载至370k N时, 下部竖板和节点板先后屈服;加载至520k N时, 3个外环板均达到屈服;加载至582k N时, 节点板与弦杆间的焊缝出现裂纹;加载至590k N时, 节点下方柱壁出现明显鼓曲;加载至634k N时, 加载端出现较大的平面外变形, 停止加载。试验结束后将柱壁鼓曲处钢管切开, 发现内部混凝土已经压碎。试件主要试验现象见图6 (b) 。

　　 试件SJ-3:加载至184k N时, 竖板屈服;加载至312k N时, 节点板屈服;加载至418k N时, 外环板屈服;加载至586k N时, 由于加载端出现明显的平面外变形, 停止加载。试件最终发生扭转破坏。

　　 试件SJ-4:加载至259k N时, 节点板和竖板屈服;加载至500k N, 试件整体进入屈服, 改为位移加载;在整个加载过程中, 外环板上的应变片几乎没有达到屈服应变;加载至750k N时, 加载端出现较大平面外变形, 停止加载。试件最终发生扭转破坏, 限于篇幅, 未给出试件SJ-3, SJ-4的试验现象图。

　　 试件的荷载-位移曲线如图7所示。由图可知, 各试件的承载力均未出现下降, 说明试件具有良好的承载力和安全储备。对比各试件破坏可知, 试件SJ-4的承载力明显高于其他试件的承载力, 但其破坏时的位移变形最小, 试件SJ-3的承载力最低, 但其破坏时的位移变形最大。采用文献[20]提出的最远点法计算试件荷载-位移曲线的屈服点, 如图8所示, 做原点和峰值点的连线, 以其平行线与曲线的切点A作为屈服点, 当有多个切点时取d值最大时的切点为其屈服点, 其中距离d是指图8中虚线OB与其过A点平行线间的垂直距离。

　　 各试件的屈服荷载P_y、屈服位移Δ_y、极限荷载P_u、极限位移Δ_u以及延性系数μ如表3所示。由于各试件的荷载-位移曲线没有出现下降段, 因此以试件破坏时的荷载和位移作为其极限荷载和极限位移。由表3可知, 试件SJ-4的屈服荷载和极限荷载均最大, 试件SJ-3的屈服荷载和极限荷载均最小, 前者屈服荷载和极限荷载比后者分别高出约26%, 21%;试件SJ-3的承载力虽然最低, 但其进入弹塑性状态后承载力的增长幅度最大, 其极限荷载为屈服荷载的1.57倍;试件SJ-2, SJ-4的屈服荷载、极限荷载均分别高于试件SJ-1, SJ-3, 说明外环板厚度越大, 节点的承载力越高;试件SJ-1的延性系数最大, 同时还能发现偏心距e=180mm的试件SJ-1, SJ-3的延性系数均大于e=100mm的试件SJ-2, SJ-4, 说明偏心距越大节点延性系数也越大。

　　 各试件的弹性刚度k_e见表3。由表可知, 试件SJ-4的弹性刚度最大, 且试件SJ-2, SJ-4 (外环板厚度为10mm) 的弹性刚度均高于试件SJ-1, SJ-3 (环板厚度为6mm) 的弹性刚度, 说明外环板厚度越大, 节点的弹性刚度越大。

　　 试件SJ-1∶1) 图9 (a) 为试件SJ-1外环板与端板连接处各测点的应变曲线。由图可知, 该处测点的应变在加载初期发展缓慢;当加载至400k N以后各测点应变迅速发展, 说明此处应力集中较为明显;外环板与端板连接边缘应变值为负值, 说明外环板受压, 而外环板与柱壁连接处应变值为正值, 说明外环板受拉。2) 图10 (a) 为试件SJ-1竖板处的应变曲线。由图可知, 当加载至300k N时竖板最大主应变即达到屈服应变, 屈服之后主应变迅速增加。3) 图11 (a) 为试件SJ-1节点板处应变曲线, 其应变变化规律与竖板处的应变变化规律类似。4) 图12 (a) 为试件SJ-1柱壁处的应变曲线。由图可知, 测点28#~35#的应变很小且未达到屈服, 说明节点核心区柱壁两侧应变较小;测点52#~54#的应变均超过屈服应变, 这是由于柱受到附加弯矩作用的影响, 造成节点核心区下方柱内侧的柱壁受压。

　　 试件SJ-2∶1) 图9 (b) 为试件SJ-2外环板与端板连接处各测点的应变曲线。由图可知, 加载初期该处应变随荷载增大呈线性变化, 说明外环板处于弹性阶段;加载至400k N时曲线出现拐点;加载至500k N时, 各测点应变相继达到屈服值, 试件SJ-2外环板屈服时的荷载明显高于试件SJ-1, 这是由于试件SJ-2的外环板厚度大于试件SJ-1。2) 图10 (b) , 图11 (b) 分别为试件SJ-2竖板和节点板处的应变曲线。由图可知, 两者的变化趋势比较类似, 均在400k N时达到屈服应变。3) 图12 (b) 为试件SJ-2柱壁处的应变曲线。试件SJ-2与试件SJ-1类似, 测点28#~35#的应变均未达到屈服值, 而测点52#~54#的应变较早就达到了屈服并继续增大, 这是由于附加弯矩和节点刚度都较大, 使得试件的变形集中在柱上, 从而导致柱壁出现鼓曲并且其内部混凝土被压碎。

　　 试件SJ-3:与试件SJ-1相比, 试件SJ-3外环板与端板连接处各测点应变发展更加缓慢;当加载至200k N时, 竖板和节点板达到屈服应变, 说明附加弯矩对竖板和节点板均有不利影响;柱壁处除了测点44#~46#的应变达到屈服之外, 其余均未达到屈服应变, 说明仅外环板下方的柱壁达到屈服。

　　 试件SJ-4:外环板与端板连接处各测点中, 除测点73#的应变达到屈服值外, 其余测点的应变均未达到屈服;节点板最大应变比竖板应变更早达到屈服值, 说明该试件的节点板屈服先于竖板屈服;柱壁处的各测点中, 测点9#~16#的应变均未达到屈服, 测点44#~46#的应变虽然达到屈服值, 但增加幅度有限, 限于篇幅, 未给出试件SJ-3, SJ-4各部位的应变曲线。

　　 本文对4个1∶2缩尺、采用外环板-端板形式的装配式交错桁架上弦-方钢管混凝土柱节点试件的静力性能进行试验研究。通过试验研究, 得出如下结论:

　　 (1) 在水平单调荷载作用下, 该节点的竖板和节点板先屈服, 随着水平位移的继续增大, 外环板达到屈服, 最终方钢管混凝土柱与外环板连接处的柱壁屈服。

　　 (2) 各节点试件在破坏前, 其承载力均未出现下降, 说明该上弦节点具有良好的承载力和安全储备。

　　 (3) 节点的外环板厚度越大, 其弹性刚度越大, 且承载力越高;节点偏心距越大, 其延性系越好。