圓鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點抗連續倒塌機理研究

史艷莉, 石曉飛， 王文達， 王景玄， 李華偉

(蘭州理工大學 甘肅省土木工程防災減災重點實驗室，蘭州 730050)

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圓鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點抗連續倒塌機理研究

史艷莉, 石曉飛， 王文達， 王景玄， 李華偉

(蘭州理工大學 甘肅省土木工程防災減災重點實驗室，蘭州 730050)

為研究圓鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點抗連續倒塌工作機理，以中柱失效工況下的節點作為研究對象，采用ABAQUS建立了雙半跨單柱型梁柱節點模型，在節點柱頂端進行位移加載，得到了節點的承載力曲線、破壞形態以及抗力機制曲線等，在此基礎上對影響組合節點抗倒塌承載力的8個關鍵性參數進行分析，包括鋼梁強度、鋼管強度、混凝土強度、內隔板強度、柱含鋼率、內隔板厚度、內隔板寬度以及跨高比。結果表明，內隔板式節點破壞是從梁機制階段到懸鏈線機制階段再到破壞階段的發展過程；對節點參數分析可知增大鋼梁強度和減小跨高比可顯著的提高節點倒塌抗力，增大內隔板的強度、寬度和厚度節點倒塌抗力略有降低，其它參數影響不明顯。

內隔板式節點；連續倒塌；有限元分析；抗力機制；參數分析

節點作為結構體系中的關鍵部位，起著連接周圍梁柱構件并將上層的力和彎矩傳遞到下層的作用，目前國內外研究人員對鋼管混凝土柱-H鋼梁節點進行了大量研究，應用最多的連接方式主要有內隔板式節點和外加強內隔板式節點，其中內隔板式節點由于其節約空間的優點得到了廣泛的應用。

美國土木工程師學會ASCE[1]對結構連續性倒塌給出的定義如下：由于突發情況造成結構局部構件損壞，從而導致結構最終造成與初始損壞不成比例的破壞，甚至導致結構大面積或整體坍塌。結構的倒塌和節點的破壞是密切相關的，近些年來國內外的專家學者通過試驗和數值模擬等方法針對各類節點的抗連續倒塌展開了大量的研究，也制定了一些分析研究方法，其中GSA2003[2]提出的拆除構件法來分析剩余結構的抗倒塌性能應用最為廣泛，國內外學者亦采用此方法展開了大量的試驗研究。

YANG等[3-5]研究了中柱失效后連接方式為平端板連接和角鋼連接的型鋼梁柱節點在豎向荷載作用下對倒塌抗力和梁轉角能力的影響，并提出了一種基于組件的用來模擬中柱失效后組合梁柱節點模型，同時通過數值模擬與試驗結果對比分析了節點的配筋率、梁長細比等參數對節點抗力的影響；GUO等[6]設計了5個尺寸相同的帶樓板的型鋼梁柱節點，在其上施加正、負彎矩和梁端張拉應力的組合荷載，探討了懸鏈線機制的形成以及對延性和承載力的影響，并證實了中柱失效后懸鏈線機制是一種可靠的備用傳力路徑；王偉等[7-9]建立了雙半跨單柱型梁柱子結構，研究了梁柱連接方式(全焊接和栓焊混合連接)、腹板螺栓排列方式對鋼管柱-H鋼梁節點進行了試驗研究，得出了在荷載作用下節點破壞的演化全過程；霍靜思等[10]采用落錘沖擊的方法研究了扇形和擴大型過焊孔構造的鋼框架梁柱節點子結構試件的倒塌全過程，證實了節點的過早破壞會限制懸鏈線效應的發展，導致無法充分發揮材料的受拉性能；王寧等[11]用ABAQUS對全焊接和栓焊混合連接的鋼框架節點抗沖擊性能試驗進行數值模擬研究，表明顯示求解方法可較好地模擬節點的破壞全過程；秦希等[12]模擬了3種不同構造(窄蓋板、較寬梯形蓋板及較寬梯形蓋板、梁下翼緣局部增大)的隔板貫通式全螺栓節點在抵抗連續倒塌工況時的倒塌機理和破壞模式，并研究了上述不同參數對節點倒塌抗力的影響。

以上研究結果表明中柱失效后的型鋼梁柱節點和鋼管柱-H鋼梁節點抗連續倒塌主要經歷了倒塌抗力由梁受彎機制提供到懸鏈線受拉機制提供的一個演變過程，但目前對鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點尚缺乏研究。因此本文研究對象為圓鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點抗連續倒塌機理，以ABAQUS為工具在中柱頂端采用位移加載的方式模擬上部結構荷載傳遞，分析節點在受力過程中的荷載-位移曲線、核心區全過程破壞形態以及抵抗豎向荷載作用下的倒塌抗力機制等，以期為工程實踐提供參考價值。

1 計算模型的選取

1.1 模型參數

參照某實際工程設計了雙半跨單柱型節點有限元模型，并根據《鋼管混凝土結構技術規程》(CECS28：2012)[13]得到節點模型的設計尺寸，圓鋼管柱截面規格為?400 mm×10 mm，H型鋼梁截面規格為H400 mm×200 mm×8 mm×13 mm，內隔板寬度為90 mm，內隔板厚度為13 mm，模型中所用鋼材均為 Q345B，彈性模量Es=206 000 MPa，鋼管柱內填充強度等級為C40的素混凝土。梁上下翼緣與腹板、鋼梁與鋼管柱以及鋼管柱和內隔板之間連接均采用全焊接的連接方式。其中柱高H=3 000 mm，梁跨度L=4 500 mm，梁跨高比l/h為11. 25，CJ-I節點計算模型圖如圖1，節點構造詳圖如圖2。

圖1 節點模型的選取Fig.1 Selection of the joint model

圖2 模型構造詳圖(mm)Fig.2 Model construction details(mm)

1.2 單元類型的選取和接觸的定義

本文采用ABAQUS對圓鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點進行有限元分析，為了滿足計算精度和計算效率，應對材料單元類型進行適當的選取。

混凝土材料選用8節點六面體線性完全積分(C3D8)單元，該單元可以真實的反應出模擬對象在三維空間中的受力過程和變形形態。由于鋼材沿厚度方向的尺寸遠小于其整體尺寸，因此為了提高計算速度，鋼管、鋼梁和內隔板等鋼材用4節點四邊形有限薄膜應變線性完全積分殼(S4)單元。

本文中各構件之間的接觸定義如下：鋼管和混凝土之間采用面-面接觸(Surface-to-surface contact)，鋼管和鋼梁、鋼管和內隔板之間采用綁定(Tie)接觸，內隔板與混凝土之間采用嵌入式(Embedded)接觸。邊界條件定義為節點兩側鋼梁端部模擬反彎點處作為鉸接連接，柱頂端作為加載端只有豎向變形，柱底端作為自由端用以模擬失效后的中柱，采用線性加載的加載方式對中柱頂端進行位移加載，如圖1所示。

1.3 材料本構模型

1.3.1 混凝土本構模型

本文采用ABAQUS軟件建模分析，因此材料模型的選用應符合軟件特點。柱內核心混凝土受到鋼管壁的約束作用，受力較復雜，需考慮到鋼管對核心混凝土的約束效應。本文核心混凝土受壓本構關系模型采用韓林海[14]提出的模型，其表達式如式(1)所示。

(1)

當混凝土受拉時，采用能量破壞準則來定義混凝土的受拉軟化性能，具有較好的收斂性。此準則定義混凝土開裂單位面積作為材料參數，基于脆性破壞的概念，采用應力-斷裂能關系來描述混凝土在拉力作用下材料的脆性性能。關于斷裂能Gf(混凝土單位面積內產生一條連續裂縫所需能量)的取值，C20混凝土取0.04 N/mm，C40混凝土取0.12 N/mm，中間斷裂能的取值采用線性插值進行計算[14]。

1.3.2 鋼材本構模型

鋼管、鋼梁和內隔板的本構關系模型采用基于Esmaeily和Xiao[15]提出的受拉受壓骨架線模型，并通過引入參數k1、k2、k3來控制加載骨架線的形狀作為鋼材的本構模型，表達式為:

(2)

式中：Es為鋼材彈性模量；fy和ε為鋼材的屈服強度和屈服應變；k1為鋼材的強化段起點應變與屈服應變的比值，k2為鋼材峰值應變與屈服應變比值，k3為鋼材峰值應力與屈服強度比值。k1、k2、k3的具體數值可以根據材性試驗計算得出，本文對于鋼材材性的統一取值為k1=10，k2=100，k3=1.6。圖3為鋼材單軸本構模型骨架線曲線。

圖3 鋼材單軸本構模型Fig.3 Uniaxial constitutive law of steel

2 算例驗證

為驗證本文所選各材料本構模型的正確性和計算方法的合理性，分別選取了鋼管柱-鋼梁節點、型鋼梁柱節點以及鋼框架、鋼筋混凝土框架結構的倒塌試驗進行數值模擬驗證，模擬結果與試驗曲線對比結果如下。

2.1 鋼管柱-鋼梁節點倒塌試驗模擬

對王偉等[8]圓鋼管柱-H鋼梁外環板式節點試驗進行計算模擬，鋼管柱截面為?351 mm×12 mm，鋼梁截面尺寸為HW300 mm×150 mm×6 mm×8 mm，外環板厚度與鋼梁翼緣相同，環板外伸寬度為25 mm，鋼管和鋼梁鋼材均為Q345B。在用ABAQUS進行模擬時，節點邊界條件為鉸接連接，鋼管、鋼梁與環板鋼材均采用殼體(S4)單元建模，有限元模擬結果與試驗結果對比如圖4所示。

圖4 鋼管柱-鋼梁節點模擬結果與試驗對比Fig.4 Comparison between FEM and H-beam to steel tubular column joint experiment results

2.2 型鋼梁-柱節點倒塌試驗模擬

對GUO等[6]中的1/3縮尺帶樓板型鋼梁柱節點在正、負彎矩下的倒塌試驗進行了數值模擬，柱尺寸為HW200 mm×200 mm×8 mm×12 mm，梁尺寸為HW200 mm×100 mm×5.5 mm×8 mm，鋼筋混凝土樓板厚度為100 mm，配筋率為0.85%，建模時板內鋼筋選用T3D2單元，邊界條件為鉸接接觸。分別選取了正彎矩作用下的節點RJS與負彎矩作用下的節點RJH進行建模分析，有限元模擬結果與試驗結果對比如圖5所示。

圖5 型鋼梁-柱節點模擬結果與試驗對比Fig.5 Comparison between FEM and H-beam-to-column joints experiment results

2.3 鋼框架結構倒塌試驗模擬

對GUO等[16]1/3縮尺的帶樓板單層4跨型鋼梁柱組合框架結構倒塌試驗進行模擬驗證，柱高為1 100 mm，跨度為2 000 mm，假定中柱提前失效。鋼材強度等級均為Q235，鋼梁尺寸為HW200 mm×100 mm× 5.5 mm×8 mm，鋼柱尺寸為HW200 mm×200 mm×8 mm×12 mm，混凝土樓板采用強度等級為C30的混凝土，其中鋼筋采用HPB235級，用T3D2類型單元，模擬結果與試驗結果對比如圖6所示。

圖6 鋼框架模擬結果與試驗結果對比Fig.6 Comparison between FEM and steel-frame experiment results

2.4 鋼筋混凝土框架結構倒塌試驗模擬

對易偉建等[17]中1/3縮尺的3層4跨鋼筋混凝土框架結構擬靜力倒塌試驗進行模擬，跨度為2 667 mm，底層層高為1 567 mm，其余層高為1 100 mm。中柱底端用千斤頂逐漸卸載以模擬柱失效過程，通過試驗得到了中柱軸力隨卸載位移的關系曲線。在用ABAQUS進行模擬時，各材料的單元選取與前述相同，有限元模擬與試驗結果對比如圖7所示。

圖7 鋼筋混凝土框架有限元模擬結果與試驗結果對比Fig.7 Comparison between FEM and RC frame experiment results

從以上對節點及框架結構倒塌試驗的數值模擬結果可以看出有限元模擬結果與試驗結果吻合較好，這說明本文所選各材料本構模型及計算方法能準確的反應出各個構件在試驗時的受力形態，因此，本文采用此方法對鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點抗連續倒塌性能進行分析研究。

3 倒塌全過程機理分析

3.1 倒塌判別準則

自1968年英國Ronan Point事件發生以后，一些國家和機構開始制定結構倒塌判別準則，較為合理的是采用節點梁的相對變形值來判定。本文對節點倒塌失效的判別依據為美國GSA2003[2]規定與節點相連梁的轉角θ超過0.21 rad即視作倒塌。

3.2 荷載-位移曲線

根據前述位移加載方法在有限元軟件ABAQUS中對節點模型在柱頂端進行加載，根據前述倒塌判別準則可知節點的倒塌臨界位移為473 mm，由此可以得出典型CJ-I節點的荷載-位移曲線如圖8所示。

圖8 典型節點的荷載-位移曲線Fig.8 Load-displacement curves of joints

由圖8可知， CJ-I節點在加載初期時，柱頂反力隨加載位移的增加表現為線性增長；當柱頂位移增加到24 mm(A點，θ=0.011 rad)時，曲線的剛度出現了明顯下降，靠近柱的鋼梁下翼緣鋼材出現了受拉屈服(圖9(a))；隨著荷載的增大，柱頂豎向位移達到462 mm(B點，θ=0.205 rad)時梁下翼緣被斷裂(圖9(b))，此時荷載達到最大值1 479 kN并迅速下降48%，此時節點已經達到了GSA2003[2]規定的倒塌狀態，此時節點由梁上翼緣及腹板連接處產生的懸鏈線機制來為節點提供抗倒塌承載力；當加載位移達到686 mm(D點，θ=0.305 rad)時，梁斷裂截面已蔓延至上翼緣處(圖9(d))，節點承載力迅速降低，此時模型已完全破壞。

3.3 節點核心區變形形態

為探究加載全過程中節點核心區的變形形態，對CJ-I節點核心區縱向應力進行分析，紅色與藍色分別代表受拉與受壓，如圖9所示。

圖9 節點核心區破壞過程模擬Fig.9 Failure process of core area

節點核心區的破壞過程大致可分為四階段：第一階段為鋼梁下翼緣開始屈服，靠近鋼管壁的梁下翼緣鋼材在加載初期節點產生小變形時很快發生受拉屈服；第二階段為鋼梁下翼緣被拉裂破壞，隨著加載位移增大鋼梁變形亦增大，靠近鋼管壁的梁下翼緣鋼材開始達到極限應力并被拉裂；第三階段為鋼梁腹板開始發生拉裂破壞，隨著鋼管柱豎向位移的增大，與鋼管壁連接處梁下翼緣已全部被拉斷，腹板開始被拉裂，拉裂區域開始通過腹板向梁上翼緣蔓延；第四階段為拉裂區域向上貫通梁腹板基本全部被拉裂，至此時中柱豎向位移已經達到GSA2003[2]規定的473 mm破壞位移而發生倒塌，節點抗倒塌承載力開始出現下降，僅靠鋼梁上翼緣產生的懸鏈線機制來提供。

3.4 節點抗倒塌承載力機制分析

由以上對CJ-I節點在豎向位移作用下的荷載-位移曲線和節點核心區破壞形態分析可知，圓鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點從受荷初期發生小變形到最終節點發生大變形破壞大致經歷了四個受力階段：梁機制階段、混合機制階段、懸鏈線機制階段以及破壞階段，圖10為包含四個階段節點的抗倒塌承載力抗力機制曲線圖。

圖10 節點抗倒塌承載力機制曲線Fig.10 Resistance mechanism curves of joints

提取鋼梁下翼緣梁機制與懸鏈線機制提供抗倒塌承載力與加載位移之間的關系曲線，正則化后可得到節點抗倒塌承載力機制轉換曲線，如圖11所示：加載初期梁機制提供倒塌抗力增加較快，懸鏈線機制提供倒塌抗力增加緩慢；隨著加載的進行梁機制提供倒塌抗力達到峰值并開始下降， 此時懸鏈線機制提供倒塌抗力迅速上升，達到峰值后開始也出現下降。在整個加載過程中梁機制與懸鏈線機制共同為節點提供倒塌抗力，二者相輔相成，又表現出了“此消彼長”的規律。

圖11 典型節點正則化抗力機制轉換曲線Fig.11 Resistance mechanism transformation curves

3.5 節點豎向位移分布

將CJ-I節點兩側鋼梁翼緣平均3等分，得到8個測點，對節點進行位移加載，可以得到整個加載過程中各個測點的位移變化，從而得到節點的豎向位移分布圖，如圖12所示。從圖中可以看出，當加載位移小于50 mm時，此時節點豎向位移分布連線基本呈弧線狀，說明此時節點尚處于彈性變形階段，即位于圖8中的OA段；隨著加載位移的增大，各測點位移分布連線逐漸呈折線狀，且以中間鋼管左右對稱，此時節點已經由梁機制階段逐漸過渡到混合機制階段并最終到懸鏈線機制階段，此時節點的荷載-變形關系已由AB段發展至BC段，直至節點發生破壞。

圖12 節點豎向位移分布圖Fig.12 Joints vertical displacement distribution

3.6 鋼梁截面應變分布

為研究加載過程中各時刻鋼梁截面應變的發展情況，在距離鋼梁端部200 mm處各取一個截面(圖13)，將鋼梁截面沿高度方向分為四段，由此可以得到鋼梁截面1和截面2在鋼梁下翼緣被拉裂前沿梁軸向應變的變化趨勢，應變以受拉為正受壓為負，如圖14所示。

圖13 截面位置Fig.13 Section position

圖14 CJ-I節點應變沿鋼梁高度變化曲線Fig.14 CJ-I beam strain curves along with height

由圖14可以看出，CJ-I節點鋼梁截面1處在受荷初期表現為上翼緣受壓，下翼緣受拉，鋼梁中性軸由截面中間位置處向上移動；隨著加載位移的增大，鋼梁下翼緣拉應變增加較快，上翼緣受壓區逐漸減小而下翼緣受拉區增大，截面1位置處下翼緣鋼材很快達到極限拉應變而被拉裂，鋼梁截面應變變化趨勢與前述圖9中節點核心區全過程破壞形態相對應，而截面2處鋼梁在加載位移達到200 mm時鋼梁即已進入到全截面受拉狀態。

4 節點參數分析

為進一步研究影響圓鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點抗連續倒塌承載力的因素，本文對節點的8個關鍵性參數進行了對比分析。參數包括材料參數如鋼梁強度(fy)、鋼管強度(fy)、混凝土強度(fcu)，內隔板強度(fy)，幾何參數如柱含鋼率(α)、內隔板厚度(t)、內隔板寬度(b)以及鋼梁高度(h)，分析結果如下。

4.1 鋼梁強度

同時改變鋼梁翼緣和腹板材料的屈服強度fy，計算后可以得到節點的荷載-位移曲線，如圖15所示。由圖可知，當鋼梁強度從235 MPa增加到420 MPa時，節點梁機制和懸鏈線機制提供抗倒塌承載力均有明顯提高，梁機制提供抗倒塌承載力分別增加了41%、60%、79%，懸鏈線機制提供抗倒塌承載力增加了87%、122%、150%，懸鏈線機制提供抗倒塌承載力提高更為顯著。這是因為隨著鋼梁強度的增加，鋼梁的抗彎性能和抗拉性能均有顯著的增加，而節點抗倒塌承載力主要是由梁受彎機制和懸鏈線抗拉機制共同提供的。

圖15 鋼梁強度對節點抗力的影響對比Fig.15 Beam strength impact on resistance capacity

4.2 鋼管強度

鋼管強度對節點抵抗連續倒塌的影響主要體現在節點核心區處的鋼管部分，通過改變其屈服強度fy可以得到不同鋼管強度對節點倒塌抗力的影響曲線，如圖16所示，從曲線中可知總體上鋼管材料屈服強度的改變對節點抗倒塌承載力影響并不明顯，這是因為節點倒塌抗力主要是由鋼梁和核心區二者組成的懸索通過梁機制和懸鏈線機制來提供，最主要還是由鋼梁提供，鋼管僅承受鋼梁對其沿徑向向外拉伸的作用，且鋼梁上下翼緣處對應處還有內隔板對其的約束作用，因此在整個受力過程中鋼管的變形較小作用有限。

圖16 鋼管強度對節點抗力的影響對比Fig.16 Tube strength impact on resistance capacity

4.3 混凝土強度

圖17為不同強度的混凝土對節點抗倒塌承載力的影響對比。

從圖中可以看出混凝土強度的改變對節點抗倒塌承載力基本無影響，這是因為混凝土在加載全過程中主要處于受壓狀態，而節點抗倒塌承載力主要是由梁受彎機制和懸鏈線受拉機制共同提供。

圖17 核心混凝土強度對節點抗力的影響對比Fig.17 Core concrete strength impact on resistance capacity

4.4 內隔板強度

圖18為改變內隔板的屈服強度fy后節點的荷載-位移曲線。由圖可知，內隔板強度從235 MPa增加到420 MPa時，梁機制提供抗倒塌承載力影響變化不明顯，而懸鏈線機制提供抗倒塌承載力均有一定程度的下降，下降幅度分別為5.8%、6.9%、8.9%。這是因為，內隔板強度增大后節點核心區的剛度就越大，在受力后期節點發生大變形時核心區變形減小，相當于削弱了梁的強度，限制了節點懸鏈線機制的發展，節點過早的發生破壞。

圖18 內隔板強度對節點抗力的影響對比Fig.18 Inner-diaphragm strength impact on resistance capacity

4.5 柱含鋼率

鋼管含鋼率的表達式為：α=As/Ac，其中As為鋼管橫截面面積，Ac為核心混凝土橫截面面積。

通過改變鋼管壁厚來改變柱截面的含鋼率，計算結果如圖19所示。隨著含鋼率的增加，節點梁機制提供抗倒塌承載力基本無變化，懸鏈線機制提供抗倒塌承載力分別增加了2.1%、4.2%、6.2%，在整個受力過程中鋼管與鋼梁共同組成一根“懸索”通過受拉來為節點提供抗倒塌承載力，鋼梁對節點承載力影響較大，而鋼管影響則很有限。

圖19 鋼管含鋼率對節點抗力的影響對比Fig.19 Steel ratio impact on resistance capacity

4.6 內隔板厚度

不同厚度的內隔板對節點抗倒塌承載力的影響對比如圖20所示。由圖可知，隨著內隔板厚度的增加，節點梁機制提供抗倒塌承載力變化不明顯，而懸鏈線機制提供抗倒塌承載力則降低，降低幅度分別為1.9%、7.1%、9.2%、12.5%，原因同內隔板強度影響類似。

圖20 內隔板厚度對節點抗力的影響對比Fig.20 Inner-diaphragm thickness impact on resistance capacity

4.7 內隔板寬度

不同寬度的內隔板對節點抗倒塌承載力影響如圖21所示。

圖21 內隔板寬度對節點抗力的影響對比Fig.21 Inner-diaphragm width impact on resistance capacity

從圖21中可以看出，與內隔板厚度對節點倒塌抗力的影響相似，隨著內隔板寬度的增加，節點懸鏈線機制提供抗倒塌承載力也呈現出降低的趨勢，降低幅度分別為0.4%、6.9%、12.2%。這也是因為內隔板寬度的增加增大了節點核心區的剛度，限制了節點懸鏈線機制的開展。

4.8 跨高比

節點的跨高比定義為節點鋼梁跨度l與鋼梁高度h的比值。圖22為通過改變鋼梁高度來對比不同跨高比對節點抗倒塌承載力的影響。

圖22 跨高比對節點抗力的影響對比Fig.22 span-depth ratio impact on resistance capacity

由圖可知，隨著跨高比的降低，節點由梁機制提供的抗倒塌承載力增加較明顯，增加幅度分別為11.3%、24.7%、60.5%，而懸鏈線機制提供抗倒塌承載力變化不大，但懸鏈線機制提供抗力峰值處應的位移則明顯變小，對應的分別為469 mm、454 mm、427 mm、367 mm。這是因為隨著高度的增大鋼梁截面慣性矩增大，從而增大了梁受彎機制提供的抗力。但這會導致鋼梁下翼緣過早形成了塑性鉸，隨著加載的進行更多鋼梁截面屈服以致被拉裂。

5 結 論

通過對圓鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點進行以上抗連續倒塌工作機理以及參數分析等數值模擬分析，可初步得出以下結論：

(1) 節點倒塌抗力由梁機制和懸鏈線機制作用共同提供，但主要還是由懸鏈線機制提供，因此在節點設計時應最大限度的發揮懸鏈線機制的懸索作用，為梁柱子結構受力后期大變形情況下提供連續且穩定的承載力；

(2) 鋼梁下翼緣與鋼管壁連接處為薄弱部位，相比于鋼梁下翼緣塑性鉸處更易發生破壞，從而導致梁-柱拉結作用遭到削弱并最終引發節點發生倒塌破壞；

(3) 由參數分析結果可知，在本文參數變化范圍內，鋼梁強度、跨高比對節點倒塌抗力影響較明顯；內隔板強度、厚度和寬度對節點倒塌抗力影響較??；而鋼管強度、混凝土強度以及柱含鋼率對節點倒塌抗力基本無影響。

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Progressive collapse mechanism for H-beam—concrete-filled steel tubular column connections with steel inner-diaphragm joints

SHI Yanli, SHI Xiaofei, WANG Wenda, WANG Jingxuan, LI Huawei

(Gansu Provincial Key Laboratory of Disaster Prevention and Mitigation in Civil Engineering of Gansu ProvinceLanzhou University of Technology, Lanzhou 730050, China)

To investigate the progressive collapse resistance mechanism for H-beam—concrete-filled steel tubular(CFST) column connections with inner-diaphragmjoints, a finite element model(FEM) for two half-span joint under the middle-column removal condition was established using ABAQUS. The displacement control loading method was used in FE andysis. The resistance capacity curves, failure modes and resistance mechanism curves of joints were calculated. The parametric analysis of H-beam—CFST column connections with inner-diaphragmjoints was conducted to find influence laws of different parameters, such as, beam strength, tube strength, core concrete strength, inner-diaphragm strength, steel ratio of column, thickness and width of inner-diaphragm, and span-depth ratio on joints’ anti-collape capacity. The results indicated that the joints’ failure evolution modes develop from beam flexural stage to catenary stage and damaged stage ultimately; increasing beam strength and decreasing span-depth ratio can obviously improve joints’ resistant collapse capacity, increasing inner-diaphragm strength, width and thickness can reduce their resistant collapse capacity, and other parameters have no obvious influences.

inner-diaphragm joints; progressive collapse; finite element analysis; resistance mechanism; parametric analysis

國家自然科學基金(51268038)；蘭州理工大學“紅柳杰出人才培養計劃”(J201305)

2015-09-01 修改稿收到日期：2015-10-10

史艷莉 女，博士生，副教授，1977年生

王文達 男，博士，教授，1976年生

TU398

A

10.13465/j.cnki.jvs.2016.19.025