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２０２４年３月第４０卷第２期㊀沈阳建筑大学学报(自然科学版)ＪｏｕｒｎａｌｏｆＳｈｅｎｙａｎｇＪｉａｎｚｈｕＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙ(ＮａｔｕｒａｌＳｃｉｅｎｃｅ)㊀Ｍａｒ.㊀２０２４Ｖｏｌ.４０ꎬＮｏ.２㊀㊀收稿日期:２０２３－０３－０９基金项目:国家自然科学基金项目(５１８０８３５１)ꎻ沈阳市科学技术计划项目(２１－１０８－９－３４)作者简介:张波(１９７９ )ꎬ男ꎬ教授级高级工程师ꎬ主要从事装配式建筑㊁道路工程及隧道工程等方面研究ꎮ文章编号:２０９５－１９２２(２０２４)０２－０２５９－０８ｄｏｉ:１０.１１７１７/ｊ.ｉｓｓｎ:２０９５－１９２２.２０２４.０２.０８钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能分析张㊀波１ꎬ２ꎬ秦笑笑１ꎬ徐光朋３ꎬ任庆新４(１.沈阳建筑大学土木工程学院ꎬ辽宁沈阳１１０１６８ꎻ２.辽宁省交通高等专科学校建筑工程系ꎬ辽宁沈阳１１０１２２ꎻ３.中国建筑第八工程局有限公司东北分公司ꎬ辽宁大连１１６０２１ꎻ４.佛山科学技术学院交通与土木建筑学院ꎬ广东佛山５２８２２５)摘㊀要目的研究钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能ꎬ为实际工程提供参考ꎮ方法通过ＡＢＡＱＵＳ有限元分析软件建立ＩＳＯ￣８３４标准火灾下钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点的温度场模型和力学模型ꎻ在试验与有限元模拟相吻合的基础上ꎬ分析此类构件空间节点的温度场分布㊁破坏模态㊁变形和内力分布等工作机理ꎮ结果由于梁板的保护作用ꎬ节点区温度远低于非节点区ꎻ当梁㊁柱火灾荷载比相同ꎬ梁由２根增加至３根㊁４根时ꎬ空间节点耐火极限分别降低了４１ ５８％和４３ ７５％ꎻ高温和轴向荷载的共同作用下ꎬ内部钢管混凝土承担内力从常温的４３ ２７％增加至１８０ｍｉｎ的５２ ９％ꎮ结论钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点具有较好的耐火性能ꎬ能够满足实际工程中对耐火性能的要求ꎮ关键词钢管混凝土叠合柱ꎻＲＣ梁ꎻ空间节点ꎻ工作机理ꎻ耐火性能中图分类号ＴＵ３９８㊀㊀㊀文献标志码Ａ㊀㊀㊀引用格式:张波ꎬ秦笑笑ꎬ徐光朋ꎬ等.钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能分析[Ｊ].沈阳建筑大学学报(自然科学版)ꎬ２０２４ꎬ４０(２):２５９－２６６.(ＺＨＡＮＧＢｏꎬＱＩＮＸｉａｏｘｉａｏꎬＸＵＧｕａｎｇｐｅｎｇꎬｅｔａｌ.ＦｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅａｎａｌｙｓｉｓｏｆｔｈｅｓｐａｃｅｎｏｄｅｓｆｏｒＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍ[Ｊ].ＪｏｕｒｎａｌｏｆＳｈｅｎｙａｎｇｊｉａｎｚｈｕｕｎｉｖｅｒｓｉｔｙ(ｎａｔｕｒａｌｓｃｉｅｎｃｅ)ꎬ２０２４ꎬ４０(２):２５９－２６６.)ＦｉｒｅＲｅｓｉｓｔａｎｃｅＡｎａｌｙｓｉｓｏｆｔｈｅＳｐａｃｅＮｏｄｅｓｆｏｒＣＦＳＴＲＣＣｏｌｕｍｎ￣ＲＣＢｅａｍＺＨＡＮＧＢｏ１ꎬ２ꎬＱＩＮＸｉａｏｘｉａｏ１ꎬＸＵＧｕａｎｇｐｅｎｇ３ꎬＲＥＮＱｉｎｇｘｉｎ４(１.ＳｃｈｏｏｌｏｆＣｉｖｉｌＥｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇꎬＳｈｅｎｙａｎｇＪｉａｎｚｈｕＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬＳｈｅｎｙａｎｇꎬＣｈｉｎａꎬ１１０１６８ꎻ２.ＤｅｐａｒｔｍｅｎｔｏｆＳｔｒｕｃｔｕｒａｌＥｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇꎬＬｉａｏｎｉｎｇＰｒｏｖｉｎｃｉａｌＣｏｌｌｅｇｅｏｆＣｏｍｍｕｎｉｃａｔｉｏｎｓꎬＳｈｅｎｙａｎｇꎬＣｈｉｎａꎬ１１０１２２ꎻ３.ＮｏｒｔｈｅａｓｔＢｒａｎｃｈＣｈｉｎａＣｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎＥｉｇｈｔｈＥｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇＤｉｖｉｓｉｏｎＣｏ.Ｌｔｄ.ꎬＤａｌｉａｎꎬＣｈｉｎａꎬ１１６０２１ꎻ４.ＳｃｈｏｏｌｏｆＴｒａｎｓｐｏｒｔａｔｉｏｎꎬＣｉｖｉｌＥｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ＆ＡｒｃｈｉｔｅｃｔｕｒｅꎬＦｏｓｈａｎＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬＦｏｓｈａｎꎬＣｈｉｎａꎬ５２８２２５)２６０㊀沈阳建筑大学学报(自然科学版)第４０卷Ａｂｓｔｒａｃｔ:ＴｏｉｎｖｅｓｔｉｇａｔｅｔｈｅｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｏｆＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍｓｐａｃｅｎｏｄｅｓａｎｄｐｒｏｖｉｄｅａｒｅｆｅｒｅｎｃｅｆｏｒｐｒａｃｔｉｃａｌｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ.ＴｈｅＡＢＡＱＵＳｓｏｆｔｗａｒｅｗａｓｕｓｅｄｔｏｅｓｔａｂｌｉｓｈｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅａｎｄｍｅｃｈａｎｉｃａｌｆｉｅｌｄｍｏｄｅｌｓｏｆＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍｓｐａｃｅｎｏｄｅｓｕｎｄｅｒＩＳＯ￣８３４ｓｔａｎｄａｒｄｆｉｒｅ.ＯｎｔｈｅｂａｓｉｓｏｆｔｈｅｒｅｓｕｌｔｓｆｒｏｍｔｅｓｔａｎｄＦＥＡａｒｅｉｎｇｏｏｄａｇｒｅｅｍｅｎｔꎬｔｈｅｗｏｒｋｉｎｇｍｅｃｈａｎｉｓｍｏｆｔｈｅｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅｆｉｅｌｄｄｉｓｔｒｉｂｕｔｉｏｎꎬｆａｉｌｕｒｅｍｏｄｅꎬｄｅｆｏｒｍａｔｉｏｎａｎｄｉｎｔｅｒｎａｌｆｏｒｃｅｄｉｓｔｒｉｂｕｔｉｏｎｏｆｔｈｅｓｅｍｅｍｂｅｒｓ ｓｐａｔｉａｌｎｏｄｅｓｗｅｒｅａｎａｌｙｚｅｄ.ＴｈｅＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅａｔｔｈｅｂｅａｍ￣ｃｏｌｕｍｎｊｏｉｎｔｒｅｇｉｏｎｓｉｓｗｅｌｌｂｅｌｏｗｔｈｅｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅａｔｔｈｅｎｏｎ￣ｊｏｉｎｔｒｅｇｉｏｎｓｄｕｅｔｏｔｈｅｐｒｏｔｅｃｔｉｏｎｏｆｔｈｅｂｅａｍ￣ｓｌａｂ.Ｔｈｅｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｌｉｍｉｔｏｆｔｈｅｊｏｉｎｔｎｏｄｅｓｄｅｃｒｅａｓｅｓｂｙ４１ ５８％ａｎｄ４３ ７５％ｕｎｄｅｒｔｈｅｓａｍｅｌｏａｄｒａｔｉｏｏｆｂｅａｍａｎｄｃｏｌｕｍｎｗｈｅｎｔｈｅｂｅａｍｉｎｃｒｅａｓｅｓｆｒｏｍ２ｔｏ３ａｎｄ４.Ｔｈｅｃｏｒｅｃｏｎｃｒｅｔｅｆｉｌｌｅｄｓｔｅｅｌｔｕｂｅｗｉｔｈａｘｉａｌｆｏｒｃｅｉｎｃｒｅａｓｅｓｆｒｏｍ４３ ２７％ｒｏｏｍｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅｔｏ５２ ９％ａｔ１８０ｍｉｎｕｎｄｅｒｈｉｇｈｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅａｎｄａｘｉａｌｃｏｍｐｒｅｓｓｉｏｎ.ＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍｓｐａｃｅｎｏｄｅｓｈａｖｅｇｏｏｄｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅꎬｗｈｉｃｈｃａｎｍｅｅｔｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇｒｅｑｕｉｒｅｍｅｎｔｓ.Ｋｅｙｗｏｒｄｓ:ＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎꎻＲＣｂｅａｍꎻｓｐａｃｅｎｏｄｅｓꎻｍｅｃｈａｎｉｓｍꎻｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅ㊀㊀钢管混凝土叠合柱和钢筋混凝土梁组合而成的框架结构是目前工程中最常见的组合结构形式ꎬ根据梁的根数及平面位置㊁柱所处位置不同ꎬ可将钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点类型分为 Ｌ 形㊁ Ｔ 形㊁ 十 字形等空间节点ꎮ目前针对钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点的耐火性能研究较少ꎬ实际工程中缺乏该类结构的应用ꎮ国内外学者针对钢管混凝土叠合柱和梁－柱空间节点耐火性能进行了大量研究:徐蕾等[１－２]和侯舒兰等[３]分别对不同受火边界工况下的钢管混凝土叠合柱开展了耐火性能研究ꎬ并对升温阶段和降温阶段进行分析ꎬ研究表明ꎬ钢管混凝土叠合柱耐火性能主要受到受火方式和降温时间比的影响ꎮＴ.Ｙ.Ｓｏｎｇ[４]采用试验与模拟相结合的方法对ＣＦＳＴ￣钢梁节点耐火性能进行了研究ꎬ研究表明ꎬ由于外围钢筋混凝土和梁板的保护作用ꎬ节点区温度远低于非节点区温度ꎮＳ.Ｓ.Ｈｕａｎｇ等[５]对ＣＦＳＴ柱￣钢梁节点的力学性能进行试验研究ꎬ结果表明ꎬ该类空间节点具有较好的延性和耐火性ꎮ周侃[６]对轴向荷载和全过程火灾作用下的钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点进行了耐火性能的试验研究与理论分析ꎬ得出了空间节点耐火极限随不同参数的变化规律ꎮ包延红等[７－８]对钢管混凝土叠合柱－钢筋混凝土平面框架开展研究ꎬ结果表明ꎬ梁㊁柱荷载比是影响平面框架耐火性能的主要因素ꎮ宋天诣[９]采用试验与理论相结合的方法对钢－混凝土组合框架节点进行耐火研究ꎬ结果表明ꎬ梁㊁柱荷载比㊁升温时间比等是影响耐火性能的主要因素ꎮ谭清华[１０]对型钢混凝土柱－混凝土梁在火灾全过程中的力学性能分析ꎬ结果表明ꎬ节点可能发生梁破坏㊁柱破坏㊁梁和柱均破坏的情况ꎮ丁发兴等[１１]考虑混凝土的瞬态热应变和高温徐变 ＣＤＰ 模型中的非弹性应变的影响ꎬ将其应用于钢－混凝土组合结构平面框架局部火灾的抗火性能分析ꎮ综上所述ꎬ目前针对钢－混凝土组合结构的耐火性能研究主要集中在柱㊁梁柱平面节点和平面框架ꎬ缺乏广泛应用于实际工程的钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点的耐火性能研究ꎮ鉴于此ꎬ笔者考虑实际受火边界工况ꎬ按照节点所处位置设计不同的受火边界工况ꎬ采用ＡＢＡＱＵＳ有限元分析软件分析了其空间节点在火灾下的温度场㊁耐火性能以及节点破坏模态ꎻ研究表明:钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点具有较好的耐火性能ꎬ能够满足实际工程中对耐火性能的要求ꎮ１㊀有限元模型１.１㊀模型建立基于ＡＢＡＱＵＳ有限元分析软件ꎬ通过第２期张㊀波等:钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能分析２６１㊀热－力顺序耦合 的方法进行耐火性能的研究ꎮ分析模型中外环板式牛腿㊁钢管和加载端板均选用壳单元ꎬ混凝土选用实体单元ꎬ钢筋选用桁架单元ꎮ钢与混凝土材料的热工参数选用Ｔ.Ｔ.Ｌｉｅ[１２]建议的热工模型计算式ꎮ笔者参考实际梁㊁柱节点所处建筑内部的位置不同ꎬ假设钢管混凝土叠合柱四周以及楼板以下所受火灾作用以建筑构件耐火试验方法[１３]为参考ꎮ综合辐射系数取０ ５ꎬ热对流系数在受火面取２５Ｗ/(ｍ２ Ｋ)ꎬ在背火面取９Ｗ/(ｍ２ Ｋ)ꎮ忽略接触面的热阻ꎬ钢管与混凝土采用 Ｔｉｅ 约束ꎬ钢筋 Ｅｍｂｅｄ 混凝土中ꎮ钢材选取文献[１４]所建议的本构模型ꎬ钢管外围混凝土㊁梁和板混凝土均采用文献[１４]所建议的本构关系ꎬ圆钢管内部核心混凝土选用文献[１５]建议的本构关系ꎮ对于钢管与混凝土采用面面接触ꎬ在其法向采用 硬接触 ꎬ在其切向采用摩擦系数为０ ６的罚摩擦ꎬ外环板与钢管外表面通过 Ｔｉｅ 约束ꎬ牛腿 Ｅｍｂｅｄ 混凝土中ꎮ为将有限元模型得到的温度场(ＯＤＢ)文件正确地导入力学分析模型中ꎬ需要保持两个模型中的网格划分一致ꎮ对于混凝土高温徐变和瞬态热应变ꎬ针对硅质混凝土ꎬ参考文献[６]研究成果ꎬ笔者不考虑高温徐变和瞬态热应变的影响ꎻ参考文献[７ꎬ１１]所取得成果ꎬ将过镇海[１６]建议的高温徐变和瞬态热应变叠加至 ＣＤＰ 模型中的非弹性应变ꎮ１.２㊀模型验证由于篇幅有限ꎬ笔者仅展示具有代表性的试验结果与有限元模拟计算结果ꎬ对比温度场具体详见文献[６－７]ꎮ１.２.１㊀钢管混凝土叠合柱对文献[６]中钢管混凝土叠合柱耐火试验进行有限元计算ꎬ其中混凝土为硅质混凝土ꎬ具体参数详见文献[６]ꎮ图１(ａ)为Ｓ０组试件截面温度－时间试验关系曲线与有限元模拟曲线对比ꎬ图１(ｂ)为Ｓ０组试件竖向位移－受火时间关系试验曲线与有限元模拟曲线对比ꎮ耐火极限试验结果与模拟结果比值的平均值和方差为０ ９９８和０ ００８ꎬ可见有限元模拟结果可较好地反映试验结果ꎮ图１㊀温度场和耐火极限对比Ｆｉｇ １㊀Ｔｈｅｃｏｍｐａｒｉｓｏｎｒｅｓｕｌｔｓｏｆｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅｆｉｅｌｄａｎｄｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｌｉｍｉｔ１.２.２㊀钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁板节点选取文献[６]中钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁板节点耐火试验进行有限元分析ꎬ其边界条件为板底受火ꎬ板上部外包石棉ꎬ柱端固接ꎮ图１(ｃ)为试件Ｊ０￣２梁非节点区温度－受火时间关系曲线ꎬ图１(ｄ)为Ｊ０组试件竖２６２㊀沈阳建筑大学学报(自然科学版)第４０卷向位移－受火时间关系试验曲线与有限元模拟结果对比ꎮ耐火极限试验结果与模拟结果比值的平均值和方差为１ ０４５和０ ０５ꎬ可见有限元计算结果吻合度较好ꎮ１.２.３㊀钢管混凝土叠合柱平面框架选取文献[７]所进行的平面框架耐火性能试验进行有限元模拟ꎬ其采用的混凝土为钙质混凝土ꎬ选用文献[１１]方法考虑混凝土高温徐变和瞬态热应变ꎮ图１(ｅ)为试件ＳＦＲＣ￣１梁板跨中处温度－受火时间关系曲线ꎬ图１(ｆ)为ＳＦＲＣ组试件梁跨中挠度－受火时间关系曲线与ＳＦＲＣ￣１的破坏模态对比ꎮ耐火极限试验结果与有限元模拟结果比值的平均值和方差分别为０ ９０１和０ ０３８ꎬ可见有限元模拟结果与试验值的吻合度较好ꎮ２㊀耐火性能分析２.１㊀模型设计以周侃[６]根据钢管混凝土叠合柱结构技术规程[１７]所设计的梁㊁板㊁柱的主要参数为参考ꎬ笔者所设计的钢管混凝土叠合柱空间节点的受火工况及荷载比见表１㊁设计方案见表２ꎮ由于篇幅有限ꎬ空间节点具体的受火工况㊁边界条件和加载方式见图２ꎮ表１㊀空间节点受火工况及荷载比Ｔａｂｌｅ１㊀Ｔｈｅｆｉｒｅｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓａｎｄｌｏａｄｒａｔｉｏｏｆｓｐａｃｅｎｏｄｅｓ节点类型部件名称受火工况荷载比 Ｌ 形空间节点柱双面０ ４㊁０ ８梁双面０ ５㊁０ ２ Ｔ 形空间节点柱三面０ ４㊁０ ８梁三面㊁双面０ ５㊁０ ２ 十 字形空间节点柱四面０ ４㊁０ ８梁三面０ ５㊁０ ２表２㊀空间节点设计方案Ｔａｂｌｅ２㊀Ｔｈｅｄｅｓｉｇｎｓｃｈｅｍｅｏｆｓｐａｃｅｎｏｄｅｓ部件各部件截面尺寸/ｍｍ抗压强度/ＭＰａ纵筋型号箍筋型号屈服强度/ＭＰａ柱ＢＣˑＢＣˑＨ(６００ˑ６００ˑ６０００)５０＋８０１６Φ２５Φ１０＠１００４００梁ＢＬˑＨＬˑＬ(４００ˑ６００ˑ４０００)５０８Φ２５＋４Φ２２Φ８＠１００/２００４００板Ｂˑｔ(８６００ˑ１２０)５０ 双层Φ１０＠１５０３００钢管ＤＳˑｔＳ(３００ˑ１０) ３４５牛腿ＢｎˑＨｎˑｔｎ(５００ˑ２２５ˑ１０)３４５㊀㊀注:ＢＣ㊁Ｈ分别为柱的方形柱的截面边长㊁柱高ꎻＢＬ㊁ＨＬ㊁Ｌ分别为梁的宽㊁高㊁长ꎻＢ㊁ｔ分别为楼板宽和厚ꎻＤＳ㊁ｔＳ分别为钢管直径㊁厚度ꎻＢｎ㊁Ｈｎｎ分别为牛腿的高㊁宽㊁厚ꎮ图２㊀火灾工况及加载条件Ｆｉｇ ２㊀Ｔｈｅｏｎ￣ｆｉｒｅｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓａｎｄｌｏａｄｉｎｇｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓ第２期张㊀波等:钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能分析２６３㊀２.２㊀计算结果分析２.２.１㊀空间节点温度场图３为构件截面温度－时间(Ｔ－ｔ)关系曲线ꎬ其中图３(ａ)为钢管混凝土叠合柱温度－时间关系曲线ꎮ升温２４０ｍｉｎ时ꎬ非节点区测点１处温度６１０ħ远高于节点区温度４２０ħꎬ这是由于节点区受到外围钢筋混凝土和梁板的保护作用ꎬ其测点温度普遍低于非节点区的温度ꎮ图３(ｂ)为梁跨中截面温度－时间关系曲线ꎮ由于梁底部处于均匀受火的边界条件ꎬ升温２４０ｍｉｎ时ꎬ测点１处的温度为９１８ħꎬ而测点４处的温度还不足３００ħꎮ混凝土具有较好的吸热性能ꎬ随着测点距离梁下表面越近ꎬ其温度越高ꎬ越远离梁下表面ꎬ温度越低ꎮ图３㊀构件截面温度(Ｔ)－时间(ｔ)关系曲线Ｆｉｇ ３㊀ＴｈｅｃｕｒｖｅｓｏｆｓｅｃｔｉｏｎａｌｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅＴ－ｔｉｍｅｔ２.２.２㊀空间节点变形图４为钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁板空间节点在不同梁㊁柱荷载比作用下ꎬ空间典型节点的竖向位移(Δ)－受火时间(ｔ)关系曲线ꎮ试件编号中Ｌ表示梁ꎬ其后数字分别表示梁的根数和梁荷载比ꎻＺ表示柱ꎬ其后数字表示柱荷载比ꎮ如试件编号(ａ)Ｌ２￣Ｚ０４￣Ｌ０５表示为空间节点有２根梁㊁柱荷载比为０ ４㊁梁荷载比为０５ꎮ图４㊀竖向位移－受火时间关系曲线Ｆｉｇ ４㊀Ｔｈｅｃｕｒｖｅｓｏｆｖｅｒｔｉｃａｌｄｉｓｐｌａｃｅｍｅｎｔ￣ｆｉｒｅｔｉｍｅ２６４㊀沈阳建筑大学学报(自然科学版)第４０卷㊀㊀由图４可见ꎬ空间节点的主要破坏形式有梁破坏㊁梁与柱先后破坏㊁柱破坏三种形式ꎮ(１)对于柱的耐火极限大于梁时的空间节点ꎬ其梁端竖向位移－受火时间关系曲线可能会呈现 Ｚ 字形ꎮ这是由于梁挠曲变形增大后ꎬ梁上部受压钢筋转变为受拉钢筋ꎬ进而抑制梁的挠曲变形ꎬ随着受火时间的增加ꎬ梁会出现 二次破坏 的情况ꎮ但由于忽略梁在大变形下产生的裂缝ꎬ其耐火极限计算值可能偏高ꎮ(２)对于 Ｔ 形空间节点ꎬ虽然边(东西)梁处于双面受火㊁中(北)梁处于三面受火ꎬ但边(东西)梁的竖向位移在 一次破坏 后的竖向位移要远大于中(北)梁的竖向位移ꎮ(３)在相同的梁㊁柱荷载比下ꎬ当梁根数由２增加到３和４时ꎬ空间节点的耐火极限分别降低了４１ ５８％和４３ ７５％ꎬ空间节点的耐火极限随着梁根数的增加而减少ꎮ２.２.３㊀空间节点破坏模态图５为钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点在不同的梁㊁柱荷载比和受火工况作用下ꎬ空间典型节点的等效塑性应变云图ꎬ可见牛腿区域存在较大的塑性变形ꎮ图５㊀空间节点等效塑性应变云图Ｆｉｇ ５㊀Ｔｈｅｅｑｕｉｖａｌｅｎｔｐｌａｓｔｉｃｓｔｒａｉｎｃｌｏｕｄｍａｐｏｆｓｐａｃｅｎｏｄｅｓ㊀㊀(１)对于 Ｌ 形空间节点ꎮ由于梁均处于双面受火ꎬ因温度场分布不呈单轴对称和材料在不同温度下的劣化程度不同ꎬ梁会出现不均匀的内力重分布ꎬ导致梁会出现一定程度的扭转变形ꎻ由于柱处于双面受火和双向压弯的共同作用ꎬ破坏时呈现典型的 双向压弯 破坏特征ꎮ(２)对于 Ｔ 形空间节点ꎮ由于边(东㊁西)梁处于双面受火㊁中(北)梁处于三面受火㊁柱处于三面受火的工况ꎮ虽然梁上的荷载一样ꎬ但由于南侧无梁布置ꎬ可能导致双面受火的边(东㊁西)梁在 一次破坏 后的竖向位移远大于三面受火的中(北)梁ꎻ由于柱处于三面受火㊁单向偏压的工况下ꎬ柱在破坏时呈现典型 压弯 破坏特征ꎮ(３)对于 十 字形空间节点ꎮ由于梁均处于三面受火ꎬ当梁的耐火极限小于柱时ꎬ各梁的破坏模态与耐火极限均相同ꎻ当柱的耐火极限小于梁时ꎬ由于初始缺陷的存在ꎬ可见柱呈现典型的 压弯 破坏特征ꎮ第２期张㊀波等:钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能分析２６５㊀２.２.４㊀空间节点内力图６为钢管混凝土叠合柱轴力－时间关系曲线ꎮ在火灾作用下ꎬ构件受热膨胀ꎬ钢管混凝土叠合柱在高温和外部轴向荷载的作用下引起截面内力重分布ꎮ受火初期:核心钢管混凝土和外围钢筋混凝土分别承担轴向荷载的４３ ２７％和５６ ７３％ꎻ火灾发展阶段:外围钢筋混凝土材料由于持续高温发生严重的劣化现象ꎬ承载能力减弱ꎬ不足以承担大量外部轴向荷载ꎬ外部荷载逐渐向内传递ꎬ核心钢管混凝土承担大部分内力ꎬ并逐渐趋于平缓ꎬ截面内力出现重分布的现象ꎮ此时核心钢管混凝土和钢筋混凝土分别承担轴向荷载的５２ ９％和４７ １％ꎮ图６㊀轴力－时间关系曲线Ｆｉｇ ６㊀Ｔｈｅａｘｉａｌｆｏｒｃｅ￣ｔｉｍｅｃｕｒｖｅｓ㊀㊀图７为梁跨中截面弯矩－时间关系曲线ꎮ在火灾全过程中ꎬＲＣ梁跨中截面由于火灾和荷载作用下发生了弯矩重分布的现图７㊀梁跨中弯矩－时间关系曲线Ｆｉｇ ７㊀Ｔｈｅｍｏｍｅｎｔ￣ｔｉｍｅｃｕｒｖｅｓｏｆｂｅａｍ象ꎮ常温加载后ꎬＲＣ梁底部受拉ꎻ受火作用阶段ꎬ由于叠合柱的约束作用ꎬＲＣ梁底部受火发生膨胀ꎬ此时在一定程度上削弱了梁底部的弯矩大小ꎻ随着受火作用的持续ꎬ梁底部出现负弯矩ꎬ此时拉弯矩为３００ｋＮ ｍꎬꎻ随着持续高温ꎬ发生材料劣化ꎬ负弯矩逐渐减小ꎬ直至１８０ｍｉｎ时弯矩为１７０ｋＮ ｍꎮ３㊀结㊀论(１)钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点由于其受火工况㊁构造形式和梁㊁柱荷载比等条件的复杂性ꎬ进而导致 Ｌ 形㊁ Ｔ 形㊁ 十 字形空间节点的ꎬ破坏主要形式有梁破坏㊁梁和柱先后破坏㊁柱破坏ꎮ(２)当梁㊁柱火灾荷载比相同时ꎬ梁由２根增加至３根㊁４根时ꎬ空间节点耐火极限分别降低了４１ ５８％和４３ ７５％ꎻ空间节点耐火极限随着梁根数的增加而减低ꎮ(３)当柱的耐火极限远大于梁时ꎬ随受火时间的增加ꎬ梁会出现 二次破坏 的情况ꎻ由于梁竖向变形增大后ꎬ梁上部受压钢筋转变为受拉ꎬ进而抑制梁的竖向位移ꎬ其梁端竖向位移－受火时间关系曲线呈现 Ｚ字形ꎮ(４)由于高温和轴向荷载的共同作用ꎬ空间节点内力出现重分布的现象ꎬ外围钢筋混凝土和核心钢管混凝土分别由５６ ７３％和４３ ２７％重分布为４７ １％和５２ ９％ꎬ在受火后期ꎬ外部荷载主要转移至内部钢管混凝土ꎮ参考文献[１]㊀徐蕾ꎬ王明涛ꎬ王文达.钢管混凝土叠合柱非均匀受火性能研究[Ｊ].自然灾害学报ꎬ２０１４ꎬ２３(４):２６３－２６９.㊀(ＸＵＬｅｉꎬＷＡＮＧＭｉｎｇｔａｏꎬＷＡＮＧＷｅｎｄａ.Ｒｅｓｅａｒｃｈｏｎｔｈｅｎｏｎ￣ｕｎｉｆｏｒｍｆｉｒｅｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｏｆｃｏｎｃｒｅｔｅｆｉｌｌｅｄｓｔｅｅｌｔｕｂｅｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅ(ＣＦＳＴＲＣ)ｃｏｌｕｍｎ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｎａｔｕｒａｌｄｉｓａｓｔｅｒｓꎬ２０１４ꎬ２３(４):２６３－２６９.)[２]㊀徐蕾ꎬ刘玉彬.钢管混凝土叠合柱耐火性能研究[Ｊ].建筑结构学报ꎬ２０１４ꎬ３５(６):３３－４１.２６６㊀沈阳建筑大学学报(自然科学版)第４０卷㊀(ＸＵＬｅｉꎬＬＩＵＹｕｂｉｎ.ＲｅｓｅａｒｃｈｏｎｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｏｆＳＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎｓｓｕｂｊｅｃｔｅｄｔｏｆｉｒｅ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｂｕｉｌｄｉｎｇｓｔｒｕｃｔｕｒｅｓꎬ２０１４ꎬ３５(６):３３－４１.) [３]㊀侯舒兰.均匀受火下钢管混凝土叠合柱耐火性能研究[Ｄ].北京:清华大学ꎬ２０１４.㊀(ＨＯＵＳｈｕｌａｎ.Ｒｅｓｅａｒｃｈｏｎｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｏｆｃｏｎｃｒｅｔｅ￣ｅｎｃａｓｅｄＣＦＳＴｃｏｌｕｍｎｏｎａｌｌｓｉｄｅｓ[Ｄ].Ｂｅｉｊｉｎｇ:ＴｓｉｎｇｈｕａＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬ２０１４.) [４]㊀ＳＯＮＧＴＹꎬＨＡＮＬＨꎬＵＹＢ.ＰｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｏｆＣＦＳＴｃｏｌｕｍｎｔｏｓｔｅｅｌｂｅａｍｊｏｉｎｔｓｓｕｂｊｅｃｔｅｄｔｏｓｉｍｕｌａｔｅｄｆｉｒｅｉｎｃｌｕｄｉｎｇｔｈｅｃｏｏｌｉｎｇｐｈａｓｅ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎａｌｓｔｅｅｌｒｅｓｅａｒｃｈꎬ２０１０ꎬ６６(４):５９１－６０４.[５]㊀ＨＵＡＮＧＳＳꎬＤＡＶＩＳＯＮＢꎬＢＵＲＧＥＳＳＩＷ.Ｅｘｐｅｒｉｍｅｎｔｓｏｎｒｅｖｅｒｓｅ￣ｃｈａｎｎｅｌｃｏｎｎｅｃｔｉｏｎｓａｔｅｌｅｖａｔｅｄｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅｓ[Ｊ].Ｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇｓｔｒｕｃｔｕｒｅｓꎬ２０１３ꎬ４９:９７３－９８２. [６]㊀周侃.钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁节点耐火性能研究[Ｄ].北京:清华大学ꎬ２０１７.㊀(ＺＨＯＵＫａｎ.Ｆｉｒｅｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｏｆｃｏｎｃｒｅｔｅ￣ｅｎｃａｓｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅｆｉｌｌｅｄｓｔｅｅｌｔｕｂｕｌａｒｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍｊｏｉｎｔｓ[Ｄ].Ｂｅｉｊｉｎｇ:ＴｓｉｎｇｈｕａＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬ２０１７.)[７]㊀包延红.钢管混凝土叠合柱平面框架结构耐火性能研究[Ｄ].兰州:兰州理工大学ꎬ２０１８.㊀(ＢＡＯＹａｎｈｏｎｇ.Ｒｅｓｅａｒｃｈｏｎｂｅｈａｖｉｏｒｏｆｃｏｎｃｒｅｔｅｆｉｌｌｅｄｓｔｅｅｌｔｕｂｅｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅｐｌａｎｅｆｒａｍｅｓｓｕｂｊｅｃｔｅｄｔｏｆｉｒｅ[Ｄ].Ｌａｎｚｈｏｕ:ＬａｎｚｈｏｕＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙｏｆＴｅｃｈｎｏｌｏｇｙꎬ２０１８.) [８]㊀包延红ꎬ孙建刚ꎬ王文达ꎬ等.钢管混凝土叠合柱－钢筋混凝土梁平面框架耐火性能有限元分析[Ｊ].建筑结构学报ꎬ２０１５ꎬ３６(增刊１):４７－５３.㊀(ＢＡＯＹａｎｈｏｎｇꎬＳＵＮＪｉａｎｇａｎｇꎬＷＡＮＧＷｅｎｄａꎬｅｔａｌ.ＦＥＡｏｎＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅｂｅａｍｐｌａｎｅｆｒａｍｅｓｓｕｂｊｅｃｔｅｄｔｏｆｉｒｅ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｂｕｉｌｄｉｎｇｓｔｒｕｃｔｕｒｅｓꎬ２０１５ꎬ３６(Ｓ１):４７－５３.)[９]㊀宋天诣.火灾后钢－混凝土组合框架梁－柱节点的力学性能研究[Ｄ].北京:清华大学ꎬ２０１０.㊀(ＳＯＮＧＴｉａｎｙｉ.Ｒｅｓｅａｒｃｈｏｎｐｏｓｔ￣ｆｉｒｅｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｏｆｓｔｅｅｌ￣ｃｏｎｃｒｅｔｅｃｏｍｐｏｓｉｔｅｂｅａｍ￣ｃｏｌｕｍｎｊｏｉｎｔｓ[Ｄ].Ｂｅｉｊｉｎｇ:ＴｓｉｎｇｈｕａＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬ２０１０.) [１０]谭清华.火灾后型钢混凝土柱㊁平面框架力学性能研究[Ｄ].北京:清华大学ꎬ２０１２.㊀(ＴＡＮＱｉｎｇｈｕａ.Ｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｏｆｓｔｅｅｌｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅ(ＳＲＣ)ｃｏｌｕｍｎａｎｄｐｏｒｔａｌｆｒａｍｅａｆｔｅｒｅｘｐｏｓｕｒｅｔｏｆｉｒｅ[Ｄ].Ｂｅｉｊｉｎｇ:ＴｓｉｎｇｈｕａＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬ２０１２.)[１１]丁发兴ꎬ周政ꎬ王海波ꎬ等.局部火灾下多层钢－混凝土组合平面框架抗火性能分析[Ｊ].建筑结构学报ꎬ２０１４ꎬ３５(６):２３－３２.㊀(ＤＩＮＧＦａｘｉｎｇꎬＺＨＯＵＺｈｅｎｇꎬＷＡＮＧＨａｉｂｏꎬｅｔａｌ.Ｆｉｒｅｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅａｎａｌｙｓｉｓｏｆｍｕｌｔｉ￣ｓｔｏｒｙｓｔｅｅｌ￣ｃｏｎｃｒｅｔｅｃｏｍｐｏｓｉｔｅｐｌａｎｅｆｒａｍｅｕｎｄｅｒｌｏｃａｌｆｉｒｅ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｂｕｉｌｄｉｎｇｓｔｒｕｃｔｕｒｅｓꎬ２０１４ꎬ３５(６):２３－３２.)[１２]ＬＩＥＴＴ.Ｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｏｆｃｉｒｃｕｌａｒｓｔｅｅｌｃｏｌｕｍｎｓｆｉｌｌｅｄｗｉｔｈｂａｒ￣ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｓｔｒｕｃｔｕｒａｌｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇꎬ１９９４ꎬ１２０(５):１４８９－１５０９.[１３]中华人民共和国国家质量监督检验总局ꎬ中国国家标准化管理委员会.建筑构件耐火试验方法:第１部分:通用要求:ＧＢ/Ｔ９９７８.１ ２００８[Ｓ].北京:中国标准出版社ꎬ２００８.㊀(ＧｅｎｅｒａｌＡｄｍｉｎｉｓｔｒａｔｉｏｎｏｆＱｕａｌｉｔｙＳｕｐｅｒｖｉｓｉｏｎꎬＩｎｓｐｅｃｔｉｏｎａｎｄＱｕａｒａｎｔｉｎｅｏｆｔｈｅＰｅｏｐｌｅᶄｓＲｅｐｕｂｌｉｃｏｆＣｈｉｎａꎬＳｔａｎｄａｒｄｉｚａｔｉｏｎＡｄｍｉｎｉｓｔｒａｔｉｏｎｏｆｔｈｅＰｅｏｐｌｅᶄｓＲｅｐｕｂｌｉｃｏｆＣｈｉｎａ.Ｆｉｒｅ￣ｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｔｅｓｔｓ￣ｅｌｅｍｅｎｔｓｏｆｂｕｉｌｄｉｎｇｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎ￣ｐａｒｔ１:ｇｅｎｅｒａｌｒｅｑｕｉｒｅｍｅｎｔｓ:ＧＢ/Ｔ９９７８.１ ２００８[Ｓ].Ｂｅｉｊｉｎｇ:ＳｔａｎｄａｒｄｓＰｒｅｓｓｏｆＣｈｉｎａꎬ２００８.) 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钢骨柱与混凝土梁、柱连接节点分析张迎松，贾彦学，汪小伟，刘斌（中国建筑第八工程局有限公司，上海，200125）摘要：以山东黄金时代广场西地块A座（主楼）项目为背景，对比分析钢骨柱与混凝土梁、柱连接节点并介绍其施工工艺。
关键词：钢骨柱；节点；深化；控制；施工工艺Analysis of joint between steel column and concrete beam and columnZhang Yingsong,Jia Yanxue,Wang Xiaowei,Liu Bin (China Construction Eighth Engineering Bureau Ltd，Shanghai，200125，China) Abstract: Taking the A block (main building) of the west block of the golden age square in Shandong as the background, the connections between the steel column and the concrete beam and column are compared and the construction technology is introduced.Keywords: Steel column; node; deepening; control; construction process.1 工程概况本工程地下4层，地上45层（不含机电层），建筑高度218m，总建筑面积14.6万㎡。
本工程结构体系为型钢混凝土框架-钢筋混凝土核心筒结构，钢结构主要分布于地下室、塔楼地上及多功能厅屋盖，核心筒结构为劲性钢柱和混凝土剪力墙，外框结构为地上为劲性十字柱和钢梁，地下为劲性十字柱和混凝土梁。
图1 项目整体效果图本工程地下室为劲性十字柱钢骨柱+混凝土梁结构，每层有48根钢骨柱，平均每层有96根混凝土梁与钢骨柱连接，每层约有142个劲性节点，因此如何保证钢骨柱与混凝土梁筋的连接质量和施工效率是本工程的重难点。
高性能钢—混凝土组合梁抗剪性能研究的开题报告一、选题背景与意义在工程建设中，混凝土结构一直是广泛应用的一种结构形式。
其中，混凝土梁是结构中一种常见的构件，在建筑、桥梁、耐火材料等领域都有应用。
混凝土梁的抗剪强度是其重要的力学性质之一，对于结构的安全性、承载能力及使用寿命等方面具有重要意义。
钢—混凝土组合梁是一种充分利用钢材与混凝土各自的优势并形成协同效应的新型结构形式，其具有一定的耐震性、刚度和韧性，能满足高承载和长跨度等要求，并在各种场合得到广泛应用。
同时，钢材的高强度和刚性也使得其成为钢—混凝土组合梁抗剪强度的主要贡献者。
在国内外相关研究中，已经针对钢—混凝土组合梁的抗剪性能进行了大量研究。
然而，传统的混凝土及其加筋的组合梁的抗剪性能受到钢筋的限制，在高应力下存在着一定的安全隐患，需要通过新型高性能钢材的应用来提高其抗剪性能。
因此，基于钢—混凝土组合梁及高性能钢材的重要性，本文选择对高性能钢—混凝土组合梁的抗剪性能进行深入的探究，以期为工程建设的实际应用带来更多的可靠性和安全性。
二、研究内容及计划1. 针对高性能钢材—混凝土组合梁的基本性质及特点，进行深入的了解，并在广泛的文献资料的基础上，进行梳理总结，为后续的抗剪性能试验铺垫。
2. 通过对高性能钢材的选用及混凝土配合比的设计，制备高性能钢—混凝土组合梁的试件，进行抗剪性能试验，并取得其荷载—位移曲线和破坏模式。
3. 在试验的基础上，对高性能钢—混凝土组合梁的抗剪性能指标如极限荷载、剪跨比等方面进行分析，并探究高性能钢材在其抗剪性能中的作用机理。
4. 通过对所得数据的分析、比较，评估高性能钢—混凝土组合梁的抗剪强度、刚度、韧性等性能指标，并以已有的相关标准为依据，对所研究的钢—混凝土组合梁的抗剪性能进行评价。
5. 最后，通过文献综述、试验对比及分析得出基于高性能钢材—混凝土组合梁的抗剪性能研究结论，并对工程实践提供参考和建议。
三、研究预期成果本项研究旨在深入探究高性能钢—混凝土组合梁的抗剪性能机理，通过试验取得高性能钢—混凝土组合梁的抗剪性能数据，并评估其抗剪强度、刚度、韧性等指标。
钢筋混凝土梁的抗剪性能试验研究一、研究背景钢筋混凝土结构是现代建筑中广泛采用的一种结构形式。
在钢筋混凝土结构中，梁扮演着承载荷载的重要角色。
梁在荷载作用下受力，其中抗剪性能是影响梁承载力的主要因素之一。
因此，研究钢筋混凝土梁的抗剪性能对于保证建筑结构的安全性具有重要意义。
二、研究目的本研究的目的是通过试验研究，探究不同参数对钢筋混凝土梁抗剪性能的影响，为钢筋混凝土结构设计提供理论依据。
三、研究方法本研究采用试验研究的方法，通过制作不同参数的钢筋混凝土梁，对其抗剪性能进行测试，并分析其受力特点和破坏模式。
四、试验设计1.试验样品制作本次试验制作的钢筋混凝土梁为T型梁，其截面尺寸为200mm×300mm，长度为1000mm。
在制作过程中，使用混凝土强度等级为C30、钢筋品种为HRB400的材料。
2.试验参数设置本次试验设置了以下参数：（1）纵向钢筋直径：10mm、12mm、14mm（2）箍筋间距：100mm、150mm、200mm（3）箍筋直径：6mm、8mm、10mm设置以上参数的目的是探究不同参数对钢筋混凝土梁抗剪性能的影响。
3.试验方法本次试验采用四点弯曲试验法，按照GB/T50081-2002《混凝土结构设计规范》的要求进行。
试验过程中记录梁的位移、载荷等数据，以便后续分析。
五、试验结果分析1.梁的受力特点试验结果显示，随着纵向钢筋直径的增加，梁的承载力逐渐增加；随着箍筋间距的增加，梁的承载力逐渐降低；随着箍筋直径的增加，梁的承载力逐渐增加。
2.梁的破坏模式试验结果显示，在大多数样品中，梁的破坏模式为剪切破坏。
在一些样品中，还出现了箍筋断裂和钢筋拉断等破坏形式。
六、结论本次试验研究了不同参数对钢筋混凝土梁抗剪性能的影响，并得出以下结论：（1）随着纵向钢筋直径的增加，梁的承载力逐渐增加；（2）随着箍筋间距的增加，梁的承载力逐渐降低；（3）随着箍筋直径的增加，梁的承载力逐渐增加；（4）大多数样品中，梁的破坏模式为剪切破坏，还出现了箍筋断裂和钢筋拉断等破坏形式。
钢结构T型连接节点受力性能试验研究刘秀丽;王燕;李美红;韩明岚【摘要】对不同构造形式的10个T型连接节点试件进行试验研究,分析了构造变化对T型件连接承载能力及高强度螺栓受力性能的影响.试验结果表明:高强度螺栓拉力存在撬力现象,T型连接表现出典型半刚性特性.T型件翼缘厚度、螺栓直径及螺栓间距等构造因素对连接节点承载能力及高强度螺栓受力产生不同程度的影响,设计中可根据具体情况选择最优的构造形式.研究结果可供工程应用参考.【期刊名称】《西安建筑科技大学学报（自然科学版）》【年(卷),期】2015(047)006【总页数】6页(P848-853)【关键词】T型件连接;受力性能;试验研究;高强度螺栓拉力【作者】刘秀丽;王燕;李美红;韩明岚【作者单位】青岛理工大学土木工程学院,山东青岛266033;青岛理工大学土木工程学院,山东青岛266033;青岛理工大学土木工程学院,山东青岛266033;青岛理工大学土木工程学院,山东青岛266033【正文语种】中文【中图分类】TU393.2近年来，地震带来的房屋倒塌灾害越来越受到人们的重视和关注，随着经济发展和钢产量的大幅提升，钢结构作为一种抗震性能优越的结构形式得到了工程界的青睐．而焊接连接在抗震中表现出来的脆性破坏比较复杂，难以较好的控制和避免，高强度螺栓连接形式具有施工安装简单，承载力高，抗震性能优良等特点，在工程中得到了较为广泛应用．T型连接是以受拉高强度螺栓作为主要传力构件的一种节点形式(如图 1)，具有明显的半刚性特征，在多高层框架及轻型门式刚架等结构形式中应用较为广泛[1-2]．图1 T型件连接Fig.1 T-stub connections国外针对T型连接节点受力性能开展了大量试验和理论研究，提出了撬力计算模型及螺栓拉力计算模型[3]，对T型连接翼缘刚度及螺栓刚度及其发展情况进行了分析[4]，提出了评估T型连接塑性变形能力的理论模型[5-6]．国内针对T型连接受拉螺栓设计方法仍在热点讨论，作者[7-8]通过外伸端板连接节点有限元分析结果，给出了外伸端板等效T型件连接撬力分布模型，提出了修正的螺栓拉力计算方法．陈绍蕃[9]通过理论分析，提出了T型件连接理论模型撬力计算简化公式．赵伟等[10]进行了T型连接试验研究，重点研究了加劲肋对节点受力性能的影响．为深入研究T型连接节点受力机理及螺栓受力性能，本文进行了10个足尺T 型连接试件试验研究，研究了T型连接节点构造形式对承载力影响的敏感程度，分析了高强度螺栓拉力的变化情况，研究结果可为T型件连接构造设计及受拉高强度螺栓精细化分析提供参考．1 试验概况1.1 试验试件设计本文设计了6组共10个足尺T型连接节点模型，如图2所示．每个T型连接采用两个剖分T型钢，通过4个高强度螺栓连接而成．采用剖分T型钢可以有效避免焊缝带来的尺寸和角度误差及残余应力、变形等影响．节点设计参数如表1所示，螺栓间距满足现行钢结构设计规范及施工要求．其中，T1试件从剖分T型钢TW 150×300×12×12截取，T3从剖分T型钢TW 300×300×12×20截取，其余试件均从剖分 T型钢TW 300×300×12×17截取．图2所示的剖分T型钢材料特性为：屈服强度278.85 N/mm2，抗拉强度439.39 N/mm2(板厚≤16 mm)；屈服强度 266.54 N/mm2，抗拉强度 435.15 N/mm2(板厚＞16 mm)．(材性试验如图3示)图2 试验试件Fig.2 Test specimen图3 材性试验Fig.3 Material characteristic tests表1 试件参数Tab. 1 Parameters of test specimens注：表中各符号详见图2．试件编号参数取值/mm t1 t2 d e1 e2 g s T1 15 12 16 50 50 80 40 T2 17 12 16 50 50 80 40 T3 20 12 16 50 50 80 40 T4 17 12 16 45 50 80 40 T5 17 12 16 55 50 80 40 T6 17 12 16 50 65 80 40 T7 17 12 16 50 50 65 40 T8 17 12 16 50 50 80 36 T9 17 12 16 50 50 80 45 T10 17 12 20 50 50 80 40螺栓采用10.9级摩擦型高强度螺栓，螺栓直径为 M16、M20．根据《钢结构工程质量验收规范》(GB50205-2001)，采用施工扭矩扳手对高强度螺栓施加预拉力．直径为M16、M20的10.9级摩擦型高强度螺栓预拉力值分别为100 kN、150 kN．1.2 加载及测量T型连接试件采用100 t液压式万能材料试验机进行单向静力加载试验．T型件腹板直接由试验机夹具夹紧施加拉力，试验装置如图4所示．外加荷载直接由液压式万能材料试验机采集，为更好的观察试件变形及采集应力，试验采用缓慢分级加载，每50 kN采集一次数据．图4 试验加载装置Fig.4 Loading device为了研究高强度螺栓受力性能，在T型连接对角的两个螺栓杆粘贴应变片．应变片在螺栓杆两侧对称小槽中粘贴，导线由螺栓头开孔引出，如图 5所示．安装时让螺栓杆两侧应变片连线垂直于T型连接腹板平面．应变片数据由静态应变测量系统DH3815N采集．图5 高强度螺栓示意图Fig.5 Details of high strength bolts在保证试验目的前提下考虑试验条件，当出现构件断裂(主要是螺栓可能发生)、应变片翘起失效、试件不能继续增加荷载的情况之一时即停止试验．2 试验现象试验中发现，不同构造连接节点破坏过程类似，以 T2试件为例描述试验过程．外加荷载达到屈服荷载435.7 kN之前，试件未出现肉眼可见的变形，T型件翼缘之间保持贴合状态，试件处在弹性阶段．荷载超过435.7 kN之后，T型件翼缘开始出现塑性变形，随荷载增加塑性变形持续增加，翼缘之间由于塑性变形呈现“张口”现象，当荷载达到极限荷载 540.6 kN时，翼缘间最大间隙达到 6 mm．试件不宜继续加载，临近极限承载力状态．图6、表2对各试件最大间隙及螺栓极限应变进行比较分析．图6 试件破坏照片Fig.6 Failure of specimens表2 试件最大间隙及螺栓极限应变Tab.2 Maximum gap of T-stub flanges and ultimate strain of bolts in test试件最大间隙/mm 螺栓极限应变/10-3 T1 8.5 123.99 T2 6.0 90.15 T3 4.0 43.36 T4 7.5 56.80 T5 3.5 130.39 T6 7.0 96.47 T7 12.0 125.79 T8 9.0 118.69 T9 5.0 101.45 T10 3.0 130.62T1～T3为T型件翼缘厚度逐渐增加的一组试件，极限状态下最大间隙及螺栓应变均随之减小．可见随着翼缘板厚度t增加，其刚度增强，有效阻止翼缘板弯曲变形，螺栓应变随之减小．T4、T2、T5为螺栓间距e1逐渐增加的一组试件．由于e1增加翼缘宽度增大，翼缘板刚度随之增强，故最大间隙随之减小．但当e1由45 mm增至50 mm时，最大间隙变化不显著，螺栓应变略有减小；由50 mm增至55 mm时，最大间隙减小比较明显，螺栓应变略有增加．可见e1增加至50 mm 时更加有效减小螺栓应变．T2、T6为螺栓间距e2逐渐增加的一组试件，e2增大虽然翼缘宽度增加，但由于螺栓位置向翼缘外侧偏移，使得最大间隙增大，螺栓应变增加．可见增加e2不能有效减小螺栓应变．T7、T2为螺栓间距g增加的一组试件．最大间隙略有增大，不显著，螺栓应变减小．可见增加g可有效减小螺栓应变，但对翼缘变形无明显抑制作用．T8、T2、T9为螺栓间距s逐渐增加的一组试件，s由36 mm增至40 mm时，最大间隙无明显变化，螺栓应变减小，s增至45 mm时，最大间隙减小，螺栓应变略有增加．可见s增至45 mm时不能有效减小螺栓应变．T2、T10为螺栓直径增加的一组试件，最大间隙明显减小，螺栓应变增大．由于螺栓直径增大，预拉力增大，翼缘板连接更加紧密，故最大间隙减小．可见，T型件在外力的作用下翼缘出现弯曲变形产生撬力作用，其影响程度随构造因素的变化而不同．3 试验结果分析3.1 试件承载力及变形图7为试验试件荷载-位移曲线，可以看出，所有T型连接试件荷载-位移曲线规律基本一致．图7 荷载-位移曲线Fig.7 Load-displacement curve加载初期，试件与夹具之间的夹持力较小，荷载-位移曲线有一小段滑移，随荷载增加，试件与夹具间夹持力增大，荷载-位移曲线基本为线性增加，达到屈服荷载之后，出现强化阶段，位移随荷载增加速率加快，直至达到连接极限荷载．文献[11]大部分有限元模型与本文试验试件相同，其有限元模型屈服荷载及极限荷载与试件试验结果比较见表3．将不同构造形式的 T型连接试验试件荷载-位移曲线、承载力及变形进行比较分析可见，随着荷载增大，连接位移随之增大，T型件翼缘发生弯曲变形，表现出较强的塑性变形能力．随着T型件翼缘厚度t增加，试件极限承载力明显增加，且屈服位移明显减小．螺栓间距e1由45 mm增加至50 mm时承载力和屈服位移变化不明显，当增至55 mm时，极限承载力明显增加，屈服位移明显减小．螺栓间距e2增加时极限承载力及屈服位移均明显增加．螺栓间距g增加时极限承载力增加不如屈服位移增加显著．螺栓间距s增加对极限承载力及屈服位移影响均不明显．螺栓直径d增加可明显增加极限承载力，对屈服位移略有增加的影响．表3 试件承载力及变形Tab.3 Bearing capacity and transformation of specimens试件屈服荷载/kN 极限荷载/kN 试验屈服本文文献[11]本文文献[11]试验极限误差本文文献[11]误差/%位移/mm 位移/mm T1 --- 375.3 --- --- 505.3 --- --- 9.1 30.2 T2 T1-1 435.7 448.20 2.87% 540.6 561.90 3.94 6.6 24.3 T3 T1-3 461.8 455.10 -1.45% 563.2 598.60 6.29 5.4 22.9 T4 E3-1 426.7 423.30 -0.80% 518.1 533.80 3.03 6.7 20.1 T5 E3-2 449.2 453.40 0.93% 552.0 582.50 5.53 5.46 23.8 T6 E4-1 314.9 349.40 10.96% 446.2 481.30 7.87 2.7 25.1 T7 G5-1 426.1 417.30 -2.07% 532.9 512.40 -3.85 4.1 22.4 T8 S6-1 421.3 425.60 1.02% 515.2 537.90 4.41 4.6 23.1 T9 S6-2 441.6 450.20 1.95% 546.9 573.05 4.78 6.8 24.1 T10 D2-1 490.2 476.04 -2.89% 591.6 625.60 5.75 9.0 24.5表 3试验试件与文献[11]有限元模型屈服荷载及极限荷载计算结果比较可见，二者吻合良好，除T6试件屈服荷载承载力误差略大于10%，其余试件误差均在10%之内，试验试件与有限元模型取得了较好的一致性．3.2 T型件参数变化影响分析荷载-位移曲线弹性阶段均接近直线，该直线段斜率可以反映T型连接承载力变化的快慢程度．定义荷载-位移曲线直线段斜率为敏感系数 k，取直线段起点为 1 点（F1，δ2），终点为 2 点（F2，δ2），敏感系数k计算如下：比较各构造形式变化对T型连接承载力影响程度．敏感系数k随各构造参数变化曲线如图8所示．从图8可见，翼缘厚度t增加，敏感系数k增大，但增加的幅度逐渐减小．e1变化时，敏感系数k变化不明显，e2增加，敏感系数k略有增加，g增加，敏感系数k略有下降．s增加，敏感系数k略有增加，增加幅度逐渐减小．d增加，敏感系数k下降．可见，翼缘厚度 t增加时敏感系数增大最明显，即其对 T型连接承载力影响最快，但增加幅度逐渐减小．螺栓间距变化对T型连接承载力影响较慢．螺栓直径d增加时端板相对变弱，承载力增加速率减慢，但由于螺栓直径增大，连接极限弯矩增大．图8 敏感系数k变化曲线Fig.8 Curve of coefficient k3.3 高强度螺栓拉力测试及分析高强度螺栓所受到的拉力 Pf(为外加荷载产生的螺栓拉力Nt和撬力Q之和)是T型连接中最重要的受力性能，通过高强度螺栓杆应变片测量平均应变计算高强度螺栓拉力Pf如表4及图9所示．图9 高强度螺栓拉力Fig.9 Tensile force of high strength bolts表4 高强度螺栓平均应变及拉力Tab. 4 Average strain and tensile force of high strength bolts试件外加荷载Nt=50kN 外加荷载最大值ε/10-3 Pf /kN ε/10-3 Pf /kN T1 2.49 103.28 123.99 224.19 T2 2.38 98.75 90.15 218.30 T3 2.34 96.91 43.36 210.16 T4 2.39 98.89 56.80 212.50 T5 2.38 98.73 130.39 225.30 T6 2.36 97.75 96.47 219.40 T7 2.54 105.29 125.79 224.50 T8 2.43 100.63 118.69 223.27 T9 2.36 97.63 101.45 220.27 T10 2.32 150.00 130.62 352.10从表4和图9可以看出：(1) 高强度螺栓拉力 Pf曲线变化规律基本一致，加载初期基本保持预拉力不变，当外力达到一定限值时翼缘板出现分离现象，曲线出现转折拐点，高强度螺栓拉力开始逐步上升，直至连接破坏．(2) 图(a)可见，随着翼缘板厚度t增加，高强度螺栓拉力逐渐减小，较厚翼缘板刚度较大，可有效阻止翼缘板弯曲变形，从而减小杠杆作用产生的撬力影响．从曲线拐点及临近破坏极限状态的高强度螺栓拉力比较可见，翼缘板厚度由15 mm增至17 mm时，高强度螺栓拉力减小更加显著，翼缘板厚度由17 mm增至20 mm 时，高强度螺栓拉力减小趋于平缓．可见，翼缘板厚度越大，其减小高强度螺栓拉力的幅度减弱．(3) 从图(b)、(c)可见，随着螺栓间距 e1、e2增加，在曲线拐点处高强度螺栓拉力变化均不明显．在临近破坏状态，e1增加，高强度螺栓拉力随之减小．e2增加，高强度螺栓拉力随之增大．可见，考虑经济效益和螺栓受力有利的要求，宜采用最小构造 e2，可适当增大e1．(4) 从图(d)、(e)可见，随螺栓间距 g增加，在曲线拐点及临近破坏状态，高强度螺栓拉力均出现下降．当螺栓间距s增加时，在曲线拐点处高强度螺栓拉力下降，在临近破坏状态时，s在40 mm时高强度螺栓拉力最大，减小或增加s均可降低高强度螺栓拉力．(5) 从图(f)可见，螺栓直径d增大时，预拉力增加，在加载初期，高强度螺栓拉力均保持预拉力不变．直至曲线拐点处，两试件曲线几乎接近平行．可见在翼缘板出现分离的极限状态以前，撬力影响几乎相同，采用大直径未取得明显减小撬力的作用．临近破坏极限状态时，高强度螺栓拉力趋近相等，此时小直径高强度螺栓拉力增加幅度更加显著．综上所述，翼缘厚度 t是影响高强度螺栓拉力最显著的构造因素，但翼缘板过厚时高强度螺栓减小幅度较小．螺栓间距e1增加亦可较明显减小高强度螺栓拉力，螺栓间距g，s变化对高强度螺栓拉力影响甚微，螺栓间距e2增加反而增大高强度螺栓拉力．螺栓直径d增大时由于初期高强度螺栓预拉力值较大，故高强度螺栓受力比较大，在临近破坏状态，小直径高强度螺栓拉力增加幅度更大．4 结论(1) 在外力作用下，T型件翼缘发生弯曲变形，表现出较强的塑性变形能力．(2) T型连接构造形式变化对节点承载力产生不同程度影响，其中翼缘厚度 t对节点承载力影响最为敏感，但厚度越大影响幅度越小．高强度螺栓间距对承载力影响不显著．高强度螺栓直径d增加使翼缘板相对减弱，使得敏感系数减小．(3) T型连接构造形式变化对高强度螺栓拉力产生不同程度影响．翼缘厚度影响最显著，随翼缘厚度增加高强度螺栓拉力下降，下降幅度逐渐减小．间距e1增加可较明显减小高强度螺栓拉力，间距e2增加反而增大高强度螺栓拉力，间距g，s 变化对高强度螺栓拉力影响甚微．直径增加在临近破坏时可降低高强度螺栓拉力增加幅度．参考文献 References[1] 李帼昌, 孙卿, 郭晓龙, 等. 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