1 試驗(yàn)概況
1.1 試驗(yàn)試件
試件的節(jié)點(diǎn)構(gòu)造、主要參數(shù)及材料性能參數(shù)等詳見文獻(xiàn)。
1.2 加載裝置
加載裝置詳見文獻(xiàn)，施加水平荷載前，由油壓千斤頂在試件柱端施加700kN（軸壓比為0.4）的軸向力，待軸壓力穩(wěn)定后由水平作動(dòng)器在上弦桿加載端施加低周往復(fù)循環(huán)荷載。
1.3 加載制度
加載采用力-位移混合控制，加載制度參考《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》（JGJ 101—2015），試件屈服前采用荷載控制分級加載，試件屈服后采用位移控制加載。加載位移取試件屈服時(shí)的最大位移Δy，并以0.5Δy為增量進(jìn)行控制加載。加載時(shí)，在上弦桿加載端先施加水平拉力（－），然后施加水平推力（+）。在荷載控制階段，每級荷載反復(fù)加載1次，直至試件屈服；試件屈服后改用位移控制加載，位移增量取0.5Δy，每級荷載反復(fù)加載3次，然后逐步增大位移，直至試件破壞，加載制度如圖1所示，其中Δ為由作動(dòng)器施加的水平位移。

1.4 測點(diǎn)布置
位移計(jì)布置方案、位移計(jì)編號詳見文獻(xiàn)。各試件應(yīng)變片布置如圖2所示。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象
       試件SJ-1：1）荷載控制階段：加載至－300kN時(shí)，豎板開始屈服；加載至－400kN時(shí)，節(jié)點(diǎn)板開始屈服；加載至－500kN時(shí)，節(jié)點(diǎn)域下側(cè)120mm處柱壁開始受壓屈服。2）位移控制階段：在－1.0Δy位移、第2次循環(huán)加載時(shí)，節(jié)點(diǎn)域下側(cè)150mm、上側(cè)30mm處柱壁分別開始受壓和受拉屈服；在－1.5Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，兩個(gè)端板之間產(chǎn)生微小滑移（圖3(a)），在+1.5Δy位移、第2次循環(huán)加載時(shí)，節(jié)點(diǎn)域下側(cè)120mm處柱壁開始鼓曲；在+2.0Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，外環(huán)板彎曲嚴(yán)重，豎板剪切變形較大；在+2.0Δy位移、第2次循環(huán)加載時(shí)，柱壁與端板間的上豎板由于豎向剪切變形較大在外環(huán)板與中間環(huán)板連接處均出現(xiàn)裂縫；在+2.0Δy位移、第3次循環(huán)加載時(shí)，上下豎板與中間環(huán)板徹底斷開，裂縫向豎板與端板連接處發(fā)展；在－2.5Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，外環(huán)板中間部位與端板斷開，下豎板斜裂縫迅速開展（圖3(b)），在+2.5Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，外環(huán)板下部與端板斷開，下豎板沿豎向完全剪斷（圖3(c)），試驗(yàn)結(jié)束。試件SJ-1最終的破壞形態(tài)為外環(huán)板與端板連接焊縫斷裂及豎板剪切破壞。試驗(yàn)結(jié)束后割開試件節(jié)點(diǎn)域下側(cè)方鋼管外壁，可以看到該區(qū)域混凝土表面局部壓碎（圖3(d)）。

       試件SJ-2：1）荷載控制階段：加載至－300kN時(shí)，豎板開始屈服，同時(shí)節(jié)點(diǎn)域下側(cè)30mm處內(nèi)側(cè)柱壁開始受拉屈服；加載至－400kN時(shí)，節(jié)點(diǎn)域下側(cè)60mm處內(nèi)側(cè)柱壁開始受拉屈服；加載至－500kN時(shí)，臨近端板的上弦桿腹板受剪屈服，上弦桿上翼緣受拉屈服，節(jié)點(diǎn)處兩端板出現(xiàn)相對滑移。2）位移控制階段：在—1.5Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，柱整體略微彎曲，節(jié)點(diǎn)域下側(cè)135mm處內(nèi)側(cè)柱壁開始鼓曲；在—2.0Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，斜腹桿略有彎曲，節(jié)點(diǎn)域下側(cè)外柱壁開始鼓曲，節(jié)點(diǎn)板下側(cè)受壓屈曲；在—2.5Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，上弦桿向上彎曲，在+2.5Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，內(nèi)側(cè)柱壁鼓曲嚴(yán)重，上弦桿加載端向下彎曲，且上弦桿下翼緣受壓屈曲，節(jié)點(diǎn)板與上弦桿連接焊縫出現(xiàn)長約20mm的細(xì)裂縫（圖4(a)）；在+3.0Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，斜腹桿與其底部端板的連接焊縫突然斷裂（圖4(b)），試驗(yàn)終止。試件SJ-2最終破壞形態(tài)為方鋼管混凝土柱靠近節(jié)點(diǎn)域下側(cè)的部位管壁鼓曲嚴(yán)重，無法繼續(xù)承載（圖4(c)）。試驗(yàn)結(jié)束后割開試件節(jié)點(diǎn)域下側(cè)方鋼管外壁，可以看到該區(qū)域混凝土破壞嚴(yán)重，幾乎已經(jīng)完全壓碎（圖4(d)）。

       試件SJ-3：1）荷載控制階段：加載至－200kN時(shí)，豎板開始屈服；加載至+300kN時(shí)，節(jié)點(diǎn)域下側(cè)30mm處內(nèi)側(cè)柱壁開始受壓屈服；加載至－500kN時(shí)，兩端板上端拉開距離約1mm。2）位移控制階段：在+1.5Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，上弦桿在臨近端板處向下發(fā)生豎向剪切變形；在—2.0Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，兩端板上端拉開約5mm，環(huán)板向上彎曲明顯，斜腹桿也稍向上彎曲（圖5(a)）；在+2.0Δy位移、第3次循環(huán)加載時(shí)，下豎板上部與外環(huán)板連接處拉開約20mm長的裂縫（圖5(b)）；在—2.5Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，上豎板上、下部位與外環(huán)板連接處均出現(xiàn)裂縫，正向加載時(shí)，下豎板上部與外環(huán)板連接處全部斷裂，外環(huán)板中間部位與端板斷開；在+2.5Δy位移、第2次循環(huán)加載時(shí)，外環(huán)板上、下部位相繼與端板斷開，下豎板與柱壁連接處全部斷裂，試件破壞，試驗(yàn)結(jié)束。試件SJ-3最終破壞形態(tài)為節(jié)點(diǎn)處上、下豎板剪切破壞（圖5(c)）。試驗(yàn)結(jié)束后割開試件節(jié)點(diǎn)域下側(cè)方鋼管外壁，可以看到該區(qū)域混凝土幾乎沒有破壞（圖5(d)）。

       試件SJ-4：1）荷載控制階段：加載至－200kN時(shí)，豎板屈服；加載至－300kN時(shí)，臨近端板的上弦桿腹板和節(jié)點(diǎn)板受剪屈服；加載至+500kN時(shí)，上弦桿上翼緣開始受壓屈服；加載至－600kN時(shí)，節(jié)點(diǎn)處兩端板出現(xiàn)相對滑移。2）位移控制階段：在—1.5Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，斜腹桿向上略微彎曲、跨中上翼緣開始屈服，在+1.5Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，桁架上弦桿以及節(jié)點(diǎn)板與端板連接處向下發(fā)生較大塑性變形，節(jié)點(diǎn)域下側(cè)60mm處內(nèi)側(cè)柱壁開始鼓曲；在—2.0Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，節(jié)點(diǎn)板壓曲且變形較大（圖6(a)），在+2.0Δy位移、第1次循環(huán)加載時(shí)，節(jié)點(diǎn)板在與斜腹桿下翼緣連接處出現(xiàn)裂縫（圖6(b)）；在+2.0Δy位移、第2次循環(huán)加載時(shí)，節(jié)點(diǎn)板裂縫迅速向兩邊擴(kuò)展；在+2.0Δy位移、第3次循環(huán)加載時(shí)，節(jié)點(diǎn)板被拉斷，試驗(yàn)結(jié)束。試件SJ-4最終破壞形態(tài)為節(jié)點(diǎn)板破壞（圖6(c)）。試驗(yàn)結(jié)束后割開試件節(jié)點(diǎn)域下側(cè)方鋼管外壁，可以看到該區(qū)域混凝土邊角略有壓碎，混凝土的破壞也并未向節(jié)點(diǎn)域處擴(kuò)展（圖6(d)）。

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析
3.1 荷載-位移曲線
       圖7為各試件的荷載-位移曲線。由圖可知，各試件的滯回曲線均飽滿穩(wěn)定，滯回環(huán)包絡(luò)面積隨著位移增長逐步擴(kuò)大。試件SJ-2，SJ-4由于兩端板產(chǎn)生相對滑移，其滯回曲線出現(xiàn)一定程度捏縮，當(dāng)相對滑移達(dá)到一定程度時(shí)螺栓與端板孔壁接觸，滑移被限制，故滯回環(huán)的捏縮并未繼續(xù)發(fā)展。圖8為各試件的骨架曲線。試件SJ-1~SJ-3的骨架曲線均呈S形，說明試件SJ-1~SJ-3在低周往復(fù)循環(huán)荷載作用下都經(jīng)歷了彈性、彈塑性和破壞3個(gè)受力階段；而試件SJ-4是由于節(jié)點(diǎn)板的突然斷裂造成的脆性破壞，故骨架曲線無破壞段。

3.2 承載力
       取骨架曲線上承載力下降到峰值85%時(shí)的點(diǎn)作為骨架曲線的極限點(diǎn)，對于個(gè)別在破壞時(shí)承載力并未下降到峰值的85%以下的試件，其極限點(diǎn)取骨架曲線的最終點(diǎn)。由以上方法確定的各試件屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)和極限點(diǎn)參數(shù)如表1所示。由表可知：試件屈服時(shí)，試件SJ-4，SJ-3屈服荷載分別高于試件SJ-2，SJ-1的相應(yīng)值，說明偏心距越小，節(jié)點(diǎn)的屈服荷載越大；試件達(dá)到峰值點(diǎn)時(shí)，試件SJ-4，SJ-3的屈服荷載分別略低于試件SJ-2，SJ-1的相應(yīng)值，說明偏心距越小，節(jié)點(diǎn)的最大承載力越大。另外，試件SJ-2，SJ-4峰值點(diǎn)的承載力均高于試件SJ-1，SJ-3的相應(yīng)值，說明外環(huán)板和豎板厚度越大，節(jié)點(diǎn)的最大承載力越高。

3.3 剛度
       各試件的彈性剛度Ke見表1。由表可知，試件SJ-3，SJ-4的彈性剛度分別高于SJ-1，SJ-2，說明節(jié)點(diǎn)偏心距越小，其彈性剛度越大；而外環(huán)板和豎板厚度對節(jié)點(diǎn)彈性剛度的影響沒有明顯規(guī)律。
為了反映各試件的剛度退化規(guī)律，本文采用割線剛度，計(jì)算公式如下:

       式中：P+，P-分別為試件在同一滯回環(huán)頂點(diǎn)的正、負(fù)向水平荷載；Δ+，Δ-分別為試件在同一滯回環(huán)的正、負(fù)向頂點(diǎn)位移。
       圖9為由式(1)計(jì)算得到的各試件剛度退化曲線。由圖可知，由于混凝土和鋼材的損傷以及裂縫開展等因素的影響，隨著荷載的逐步增大，試件的割線剛度不斷降低?？傮w上講，各試件的剛度退化曲線趨勢大致接近，但試件SJ-2由于端板滑移發(fā)生較早，其割線剛度低于其他試件的相應(yīng)剛度。

3.4 延性
       各試件的延性系數(shù)見表1。由表可知，總體上看，試件SJ-3，SJ-4的延性系數(shù)分別高于試件SJ-1，SJ-2，說明偏心距越大，節(jié)點(diǎn)的延性越好；試件SJ-1，SJ-3的延性系數(shù)分別高于試件SJ-2，SJ-4，說明外環(huán)板和豎板厚度越小，其塑性發(fā)展越充分，延性越好。

3.5 耗能能力
       結(jié)構(gòu)的耗能能力是研究結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)，一般用滯回曲線所包圍的面積大小來衡量。本文采用等效粘滯阻尼系數(shù)ζeq評價(jià)節(jié)點(diǎn)的耗能能力，ζeq=E/2p，其中E為能量耗散系數(shù)，按下式計(jì)算：

       式中：SABC和SCDA分別為滯回環(huán)上A，B，C三點(diǎn)和C，D，A三點(diǎn)與橫軸的包絡(luò)面積；SOBE和SODF分別為O，B，E三點(diǎn)和O，D，F(xiàn)三點(diǎn)間的三角形面積；SABC+SCDA為試件一個(gè)完整滯回環(huán)的總能量；SOBE+SODF為試件的彈性性能，如圖10所示。

       試件的總能量、極限狀態(tài)時(shí)的等效粘滯阻尼系數(shù)和能力耗散系數(shù)見表2。由表可知，達(dá)到極限狀態(tài)時(shí)，試件SJ-1，SJ-3的耗能性能更好。試件SJ-1，SJ-3由于豎板相對較薄，節(jié)點(diǎn)在低周往復(fù)循環(huán)荷載作用時(shí)，豎板充分發(fā)展剪切變形耗散了大量能量。試件SJ-2，SJ-4由于豎板相對較厚，節(jié)點(diǎn)變形較小，使得端板產(chǎn)生了較大的滑移變形，滯回曲線出現(xiàn)一定程度捏縮，耗能性能較差。

       圖11為各試件等效粘滯阻尼系數(shù)ζeq在各位移加載階段的變化曲線。由圖可知，試件SJ-1，SJ-3的曲線基本重合，由于焊縫過早破壞使得試件SJ-1破壞較早。由于端板間滑移較大，使試件SJ-2滯回曲線捏縮較為嚴(yán)重，因此其每一級加載的等效粘滯阻尼系數(shù)ζeq相對較低。

3.6 方鋼管柱應(yīng)變分析
       在進(jìn)行加載時(shí)，由于偏心距產(chǎn)生附加彎矩作用，使得方鋼管混凝土柱承受壓彎作用。試驗(yàn)時(shí)在節(jié)點(diǎn)域上、下側(cè)的方鋼管柱壁上布置應(yīng)變片，測試鋼管的應(yīng)變變化規(guī)律（應(yīng)變片布置見圖3）。限于篇幅，此處僅給出柱壁應(yīng)變受附加彎矩作用的影響。各試件方鋼管柱壁應(yīng)變的變化規(guī)律如圖12所示。由圖可知，隨著荷載逐級增大，4個(gè)試件的方鋼管柱壁在內(nèi)側(cè)柱壁（H1面）和外側(cè)柱壁（H4面）應(yīng)變增大明顯；進(jìn)入破壞階段后，由于荷載降低，柱壁的應(yīng)變增長放緩甚至有所減小。試件SJ-2方鋼管柱壁由附加彎矩產(chǎn)生的拉壓應(yīng)變最大，試件SJ-1，SJ-4次之，試件SJ-3應(yīng)變最小，與試驗(yàn)現(xiàn)象一致。從其他截面的應(yīng)變曲線可以看出，試件SJ-1，SJ-2，SJ-4在推向加載時(shí)柱壁均發(fā)生鼓曲，鼓曲處下側(cè)的鋼管壁受拉，如試件SJ-1的G-G截面、試件SJ-2的G-G截面、試件SJ-4的D-D截面均出現(xiàn)了壓應(yīng)變減小甚至受拉的情況，可以根據(jù)這種情況判斷柱壁鼓曲的位置，與試驗(yàn)鼓曲位置一致。試件SJ-3未發(fā)生鼓曲，由附加彎矩產(chǎn)生的拉壓應(yīng)變隨其到節(jié)點(diǎn)域距離的增大而減小。

4 結(jié)論
       本文對4個(gè)1:2縮尺、采用外環(huán)板-端板形式的裝配式交錯(cuò)桁架上弦-方鋼管混凝土柱節(jié)點(diǎn)試件進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)，分析了試件的破壞模式、承載力、剛度、延性、耗能能力以及應(yīng)變變化規(guī)律，得出以下結(jié)論。

（1）采用外環(huán)板-端板形式的裝配式交錯(cuò)桁架上弦-方鋼管混凝土柱節(jié)點(diǎn)的破壞模式分為3類：第1類為豎板剪切破壞；第2類為柱壓彎破壞；第3類為節(jié)點(diǎn)板撕裂。其中豎板剪切破壞有一定的發(fā)展過程，且對柱的性能影響較小；柱壓彎破壞將嚴(yán)重影響整體結(jié)構(gòu)的性能；節(jié)點(diǎn)板撕裂破壞較為突然，屬于脆性破壞。
（2）偏心距越小，節(jié)點(diǎn)剛度越大，承載力也越大。節(jié)點(diǎn)剛度較大時(shí)，柱會(huì)發(fā)生壓彎破壞，從而導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)承載力難以發(fā)揮。試件SJ-1，SJ-3破壞模式一致，承載力相差不大，說明當(dāng)節(jié)點(diǎn)剛度較小時(shí)，偏心距對節(jié)點(diǎn)的承載力影響較小。
（3）節(jié)點(diǎn)豎板和外環(huán)板厚度越小，其塑性發(fā)展越充分，節(jié)點(diǎn)的滯回曲線越飽滿；若節(jié)點(diǎn)剛度較大，會(huì)導(dǎo)致高強(qiáng)螺栓的摩擦承載力不足以約束端板滑移，導(dǎo)致滯回曲線出現(xiàn)捏縮，影響節(jié)點(diǎn)的耗能能力。
（4）通過分析試件的各個(gè)抗震指標(biāo)，試件SJ-1，SJ-3的抗震性能較為接近，并且分別好于試件SJ-2，SJ-4。綜合試件的破壞模式、承載力、剛度、延性和耗能能力，試件SJ-1優(yōu)于其他試件，故SJ-1的節(jié)點(diǎn)形式相對較好。
作者介紹
孫艷文，碩士，高級工程師，一級注冊結(jié)構(gòu)工程師，中國建筑標(biāo)準(zhǔn)設(shè)計(jì)研究院有限公司；
仇杰，連鳴，蘇明周，西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院；

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