随着我国加工制造业工艺水平的不断进步和钢产量的不断提高, 装配式钢结构建筑不断涌现。目前, 装配式钢结构已在欧美、日本等国家和地区广泛应用^[1,2,3,4]。交错桁架结构体系是以钢框架为基础衍生的一种新型结构体系, 并在工程领域得到了大量应用^[5,6,7,8,9], 但在我国应用较少。

　　 结合我国装配式钢结构发展需要和交错桁架结构体系的优势, 提出装配式交错桁架结构体系。该结构体系采用方钢管混凝土柱, 柱与桁架之间采用装配式连接节点, 桁架与框架柱可进行工业化生产, 施工现场仅需进行装配作业, 从而提高结构加工质量和安装效率。

　　 本文在文献[10]的基础上, 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进行了低周往复循环加载试验, 以研究其抗震性能。

　　 试件的节点构造、主要参数及材料性能参数等详见文献[10]。

　　 加载装置详见文献[10], 施加水平荷载前, 由油压千斤顶在试件柱端施加700k N (轴压比为0.4) 的轴向力, 待轴压力稳定后由水平作动器在上弦杆加载端施加低周往复循环荷载。

　　 加载采用力-位移混合控制, 加载制度参考《建筑抗震试验方法规程》 (JGJ 101—2015) ^[11], 试件屈服前采用荷载控制分级加载, 试件屈服后采用位移控制加载。加载位移取试件屈服时的位移Δ_y, 并以0.5Δ_y为增量进行控制加载。加载时, 在上弦杆加载端先施加水平拉力 (负向) , 然后施加水平推力 (正向) 。在荷载控制阶段, 每级荷载反复加载1次, 直至试件屈服;试件屈服后改用位移控制加载, 位移增量取0.5Δ_y, 每级荷载反复加载3次, 然后逐步增大位移, 直至试件破坏, 加载制度如图1所示, 其中Δ为由作动器施加的水平位移。

　　 位移计布置方案、位移计编号详见文献[10]。各试件应变片布置如图2所示。

　　 试件SJ-1∶1) 荷载控制阶段:加载至-300k N时, 竖板开始屈服;加载至-400k N时, 节点板开始屈服;加载至-500k N时, 节点域下侧120mm处柱壁开始受压屈服。2) 位移控制阶段:在-1.0Δ_y位移、第2次循环加载时, 节点域下侧150mm、上侧30mm处柱壁分别开始受压和受拉屈服;在-1.5Δ_y位移、第1次循环加载时, 两个端板之间产生微小滑移 (图3 (a) ) , 在+1.5Δ_y位移、第2次循环加载时, 节点域下侧120mm处柱壁开始鼓曲;在+2.0Δ_y位移、第1次循环加载时, 外环板弯曲严重, 竖板剪切变形较大;在+2.0Δ_y位移、第2次循环加载时, 柱壁与端板间的上竖板由于竖向剪切变形较大在外环板与中间环板连接处均出现裂缝;在+2.0Δ_y位移、第3次循环加载时, 上下竖板与中间环板彻底断开, 裂缝向竖板与端板连接处发展;在-2.5Δ_y位移、第1次循环加载时, 外环板中间部位与端板断开, 下竖板斜裂缝迅速开展 (图3 (b) ) ;在+2.5Δ_y位移、第1次循环加载时, 外环板下部与端板断开, 下竖板沿竖向完全剪断 (图3 (c) ) , 试验结束。试件SJ-1最终的破坏形态为外环板与端板连接焊缝断裂及竖板剪切破坏。试验结束后割开试件节点域下侧方钢管外壁, 可以看到该区域混凝土表面局部压碎 (图3 (d) ) 。

　　 试件SJ-2∶1) 荷载控制阶段:加载至-300k N时, 竖板开始屈服, 同时节点域下侧30mm处内侧柱壁开始受拉屈服;加载至-400k N时, 节点域下侧60mm处内侧柱壁开始受拉屈服;加载至-500k N时, 邻近端板的上弦杆腹板受剪屈服, 上弦杆上翼缘受拉屈服, 节点处两端板出现相对滑移。2) 位移控制阶段:在-1.5Δ_y位移、第1次循环加载时, 柱整体略微弯曲, 节点域下侧135mm处内侧柱壁开始鼓曲;在-2.0Δ_y位移、第1次循环加载时, 斜腹杆略有弯曲, 节点域下侧外柱壁开始鼓曲, 节点板下侧受压屈曲;在-2.5Δ_y位移、第1次循环加载时, 上弦杆向上弯曲;在+2.5Δ_y位移、第1次循环加载时, 内侧柱壁鼓曲严重, 上弦杆加载端向下弯曲, 且上弦杆下翼缘受压屈曲, 节点板与上弦杆连接焊缝出现长约20mm的细裂缝 (图4 (a) ) ;在+3.0Δ_y位移、第1次循环加载时, 斜腹杆与其底部端板的连接焊缝突然断裂 (图4 (b) ) , 试验终止。试件SJ-2最终破坏形态为方钢管混凝土柱靠近节点域下侧的部位管壁鼓曲严重, 无法继续承载 (图4 (c) ) 。试验结束后割开试件节点域下侧方钢管外壁, 可以看到该区域混凝土破坏严重, 几乎已经完全压碎 (图4 (d) ) 。

　　 试件SJ-3∶1) 荷载控制阶段:加载至-200k N时, 竖板开始屈服;加载至+300k N时, 节点域下侧30mm处内侧柱壁开始受压屈服;加载至-500k N时, 两端板上端拉开距离约1mm。2) 位移控制阶段:在+1.5Δ_y位移、第1次循环加载时, 上弦杆在邻近端板处向下发生竖向剪切变形;在-2.0Δ_y位移、第1次循环加载时, 两端板上端拉开约5mm, 环板向上弯曲明显, 斜腹杆也稍向上弯曲 (图5 (a) ) ;在+2.0Δ_y位移、第3次循环加载时, 下竖板上部与外环板连接处拉开约20mm长的裂缝 (图5 (b) ) ;在-2.5Δ_y位移、第1次循环加载时, 上竖板上、下部位与外环板连接处均出现裂缝, 正向加载时, 下竖板上部与外环板连接处全部断裂, 外环板中间部位与端板断开;在+2.5Δ_y位移、第2次循环加载时, 外环板上、下部位相继与端板断开, 下竖板与柱壁连接处全部断裂, 试件破坏, 试验结束。试件SJ-3最终破坏形态为节点处上、下竖板剪切破坏 (图5 (c) ) 。试验结束后割开试件节点域下侧方钢管外壁, 可以看到该区域混凝土几乎没有破坏 (图5 (d) ) 。

　　 试件SJ-4∶1) 荷载控制阶段:加载至-200k N时, 竖板屈服;加载至-300k N时, 邻近端板的上弦杆腹板和节点板受剪屈服;加载至+500k N时, 上弦杆上翼缘开始受压屈服;加载至-600k N时, 节点处两端板出现相对滑移。2) 位移控制阶段:在-1.5Δ_y位移、第1次循环加载时, 斜腹杆向上略微弯曲、跨中上翼缘开始屈服;在+1.5Δ_y位移、第1次循环加载时, 桁架上弦杆以及节点板与端板连接处向下发生较大塑性变形, 节点域下侧60mm处内侧柱壁开始鼓曲;在-2.0Δ_y位移、第1次循环加载时, 节点板压曲且变形较大 (图6 (a) ) ;在+2.0Δ_y位移、第1次循环加载时, 节点板在与斜腹杆下翼缘连接处出现裂缝 (图6 (b) ) ;在+2.0Δ_y位移、第2次循环加载时, 节点板裂缝迅速向两边扩展;在+2.0Δ_y位移、第3次循环加载时, 节点板被拉断, 试验结束。试件SJ-4最终破坏形态为节点板破坏 (图6 (c) ) 。试验结束后割开试件节点域下侧方钢管外壁, 可以看到该区域混凝土边角略有压碎, 混凝土的破坏也并未向节点域处扩展 (图6 (d) ) 。

　　 图7为各试件的荷载-位移曲线。由图可知, 各试件的滞回曲线均饱满稳定, 滞回环包络面积随着位移增长逐步扩大。试件SJ-2, SJ-4由于两端板产生相对滑移, 其滞回曲线出现一定程度捏缩, 当相对滑移达到一定程度时螺栓与端板孔壁接触, 滑移被限制, 故滞回环的捏缩并未继续发展。图8为各试件的骨架曲线。试件SJ-1~SJ-3的骨架曲线均呈S形, 说明试件SJ-1~SJ-3在低周往复循环荷载作用下都经历了弹性、弹塑性和破坏3个受力阶段;而试件SJ-4是由于节点板的突然断裂造成的脆性破坏, 故骨架曲线无破坏段。

　　 取骨架曲线上承载力下降到峰值荷载85%时的点作为骨架曲线的极限点, 对于个别在破坏时承载力并未下降到峰值荷载85%以下的试件, 其极限点取骨架曲线的最终点。由以上方法确定的各试件屈服点、峰值点和极限点参数如表1所示。由表可知, 试件屈服时, 试件SJ-4, SJ-3屈服荷载分别高于试件SJ-2, SJ-1的相应值, 说明偏心距越小, 节点的屈服荷载越大;试件达到峰值点时, 试件SJ-4, SJ-3峰值点的承载力分别略低于试件SJ-2, SJ-1的相应值, 说明偏心距越大, 节点的最大承载力略高。另外, 试件SJ-2, SJ-4峰值点的承载力均高于试件SJ-1, SJ-3的相应值, 说明外环板和竖板的厚度越大, 节点的最大承载力最高。

　　 各试件的弹性刚度K_e见表1。由表可知, 试件SJ-3, SJ-4的弹性刚度分别高于试件SJ-1, SJ-2, 说明节点偏心距越小, 其弹性刚度越大;而外环板和竖板厚度对节点弹性刚度的影响没有明显规律。

　　 为了反映各试件的刚度退化规律, 本文采用割线刚度, 计算公式如下:

　　 式中:P⁺, P^-分别为试件在同一滞回环顶点的正、负向水平荷载;Δ⁺, Δ^-分别为试件在同一滞回环的正、负向顶点位移。

　　 图9为由式 (1) 计算得到的各试件刚度退化曲线。由图可知, 由于混凝土和钢材的损伤以及裂缝开展等因素的影响, 随着荷载的逐步增大, 试件的割线刚度不断降低。总体上讲, 各试件的刚度退化曲线趋势大致接近, 但试件SJ-2由于端板滑移发生较早, 其割线刚度低于其他试件的相应割线刚度。

　　 各试件的延性系数见表1。由表可知, 总体上看, 试件SJ-3, SJ-4的延性系数分别低于试件SJ-1, SJ-2的相应值, 说明偏心距越大, 节点的延性越好;试件SJ-1, SJ-3的延性系数分别高于试件SJ-2, SJ-4的相应值, 说明外环板和竖板厚度越小, 其塑性发展越充分, 延性越好。

　　 结构的耗能能力是研究结构抗震性能的重要指标, 一般用滞回曲线所包围的面积 大小来衡量 (图10) 。本文采用等效粘滞阻尼系数ζ_eq评价节点的耗能能力, ζ_eq=E/2π, 其中E为能量耗散系数, 按下式计算:

　　 试件的总能量、极限状态时的等效粘滞阻尼系数和能力耗散系数见表2。由表可知, 达到极限状态时, 试件SJ-1, SJ-3的耗能性能更好。试件SJ-1, SJ-3由于竖板相对较薄, 节点在低周往复循环荷载作用时, 竖板充分发展剪切变形耗散了大量能量。试件SJ-2, SJ-4由于竖板相对较厚, 节点变形较小, 使得端板产生了较大的滑移变形, 滞回曲线出现一定程度捏缩, 耗能性能较差。

　　 图11为各试件等效粘滞阻尼系数ζ_eq在各位移加载阶段的变化曲线。由图可知, 试件SJ-1, SJ-3的曲线基本重合, 由于焊缝过早破坏使得试件SJ-1破坏较早。由于端板间滑移较大, 使试件SJ-2滞回曲线捏缩较为严重, 因此其每一级加载的等效粘滞阻尼系数ζ_eq相对较低。

　　 在进行加载时, 由于偏心距产生附加弯矩作用, 使得方钢管混凝土柱承受压弯作用。试验时在节点域上、下侧的方钢管柱壁上布置应变片, 测试钢管的应变变化规律 (应变片布置见图2) 。限于篇幅, 此处仅给出柱壁应变受附加弯矩作用的影响。各试件方钢管柱壁应变的变化规律如图12~15所示。由图可知, 随着荷载逐级增大, 4个试件的方钢管柱壁在内侧柱壁 (H₁面) 和外侧柱壁 (H₄面) 应变增大明显;进入破坏阶段后, 由于荷载降低, 柱壁的应变增长速率放缓甚至有所减小。试件SJ-2方钢管柱壁由附加弯矩产生的拉压应变最大, 试件SJ-1, SJ-4次之, 试件SJ-3应变最小, 与试验现象一致。从其他截面的应变曲线可以看出, 试件SJ-1, SJ-2, SJ-4在正向加载时柱壁均发生鼓曲, 鼓曲处下侧的钢管壁受拉, 如试件SJ-1的G-G截面、试件SJ-2的G-G截面、试件SJ-4的D-D截面均出现了压应变减小甚至受拉的情况, 可以根据这种情况判断柱壁鼓曲的位置, 与试验鼓曲位置一致。试件SJ-3未发生鼓曲, 由附加弯矩产生的拉压应变随其到节点域距离的增大而减小。

　　 本文对4个1∶2缩尺、采用外环板-端板形式装配式交错桁架上弦-方钢管混凝土柱节点试件进行了拟静力试验, 分析了试件的破坏模式、承载力、刚度、延性、耗能能力及应变变化规律, 得出以下结论。

　　 (1) 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的破坏模式分为3类:第1类为竖板剪切破坏;第2类为柱压弯破坏;第3类为节点板撕裂。其中竖板剪切破坏有一定的发展过程, 且对柱的性能影响较小;柱压弯破坏将严重影响整体结构的性能;节点板撕裂破坏较为突然, 属于脆性破坏。

　　 (2) 偏心距越小, 节点刚度越大, 承载力也越大。节点刚度较大时, 柱会发生压弯破坏, 从而导致节点承载力难以发挥。试件SJ-1, SJ-3破坏模式一致, 承载力相差不大, 说明当节点刚度较小时, 偏心距对节点的承载力影响较小。

　　 (3) 节点竖板和外环板厚度越小, 其塑性发展越充分, 节点的滞回曲线越饱满;若节点刚度较大, 会导致高强螺栓的摩擦承载力不足以约束端板滑移, 导致滞回曲线出现捏缩, 影响节点的耗能能力。

　　 (4) 通过分析试件的各个抗震指标, 试件SJ-1, SJ-3的抗震性能较为接近, 并且分别好于试件SJ-2, SJ-4。综合试件的破坏模式、承载力、刚度、延性和耗能能力, 试件SJ-1优于其他试件, 故试件SJ-1的节点形式相对较好。