角部开孔钢筋混凝土板承载能力试验研究
钢筋混凝土空心方桩桩承载性状及工程应用
钢筋混凝土空心方桩桩承载性状及工程应用发布时间：2021-06-08T14:29:29.667Z 来源：《基层建设》2021年第4期作者：马建宝董科江邓二文[导读] 摘要：一般来说，空心预制桩既具有预制桩的特性，又具有预应力管桩的特性。
中电建路桥集团有限公司北京 100044摘要：一般来说，空心预制桩既具有预制桩的特性，又具有预应力管桩的特性。
简要介绍了空心方桩形桩的技术特点，分析了空心桩侧和桩端的强度特性，通过室内试验和大量工程实例研究了单个桩的承载力和变形特性，以及单根空心方桩桩运行性能良好，可有效提高桩的侧向强度，减少沉降，比单根预应力管桩高出20 ~ 40%。
关键词：预制空心方桩桩；承载性状；特征；工程应用；分析；前言预应力混凝土空心桩是一种新型预应力混凝土桩，采用预应力混凝土空心桩的生产技术，结合了预应力混凝土桩的某些特点。
作为一种新型桩，它不仅具有高混凝土强度、材料经济性和施工便利性的优点，而且具有良好的抗剪强度和较大的接触面积的优点。
这种情况同样适用于被胁迫的人。
预应力桩的工作特性和载荷机制因地质构造、地质构造、地下水条件和施工环境而异。
一、预应力混凝土空心方桩桩的优势1.方桩的形状。
众所周知，圆形截面的周长最短，面积相同。
因此，方桩形桩的摩擦面积比圆形桩大，且混凝土量相同，这意味着它们可能产生更大的摩擦。
与此同时，桩的中心土与周边土的截止角比圆形桩大得多，这意味着方桩形桩可以获得相同数量截面混凝土的较大摩擦。
因此，通常情况下，对于摩擦销或摩擦端销，可以使用300mm长的空心方桩脚代替400mm直径的方桩脚，而使用400mm长的空心方桩脚代替500 mm直径的方桩脚。
2.方桩脚的构造。
方桩采用空心方桩脚，具有较低的平整度效果。
开口空心桩可以产生沉降效应，减少压实土壤量。
减少施工密度高的城市周边建筑物地基的沉降影响。
空心桩混凝土强度较高，角混凝土厚度较大，抗冲击能力较好，使得空心桩在施工过程中受到的破坏较小。
往复水平荷载下不同梁截面RCS空间组合件变形性能分析
第42卷第1期2021年1月华侨大学学报(自然科学版)JournalofHuaqiao University(NaturalScienceVol42No1Jan2021DOI:1011830/ISSN1000-5013202003036往复水平荷载下不同梁截面RCS空间组合件变形性能分析史亚娟，李升才(华侨大学土木工程学院，福建厦门361021)摘要：为研究六边形孔钢梁-复合焊接闭合箍筋约束砼柱空间组合件的变形性能，对9个梁柱平面及空间组合件的1/2比例模型施加低周往复荷载.通过测量各位移幅值下测点的变形，分析各测点变形的发展规律及所占总变形的比例，明确结构相对应的破坏类型，为土建工程实际施工设计提供理论的变形容许值.试验结果表明：位移角为1/250,1/65,1/45,1/20ad分别与组合件整体完好、轻度破坏、中度破坏、重度破坏4种类型相对应，其值可作为不同性能要求的建议变形容许值，组合件梁端弯曲变形导致的层间水平位移占层间总位移的百分比最高.关键词：梁柱组合件；变形性能；梁铰破坏；层间水平位移中图分类号：TU398文献标志码：A文章编号：1000-5013(2021)01-0038-10Analysis of Deformation Performance for RCS SpatialSubassemblage With Variable Beam SectionsUnder Reciprocating Horizontal LoadsSHI Yajuan,LI Shengcai(Co l egeofCivilEngineering,Huaqiao University,Xiamen361021,ChinaAbstract:Inordertostudythedeformationperformanceofthespatialsubassemblageconsistingofthehexa-gonalholesteelbeamandconcretecolumnconstrainedbycompositeweldedclosedstirrups,theexperimentsof nine1/2-scalebeam-columnplaneandspatialsubassemblagesunderlowfrequencycyclicloading werecarried out Accordingtomeasuringandanalyzingthedeformationofeachgaugingpoint,includingdeformationdevel-opmentpa t ernandtheratioofthedeformationofthe measuringpointtothetotaldeformationatdi f erent drifts,thetypeofdamagetothestructureisclarifiedandthetheoreticala l owabledeformationapplicableto theactualconstructiondesignoftheprojectaresuggested Theexperimentresultsshowthatfourdegreesof subassemblagdamageincludesovera l integrity,milddamage,moderatedamage,andseveredamage,corre-spondingtothedriftanglesof1/250,1/65,1/45,and1/20rad,respectively Thedisplacementvaluesunder di f erentdegreesofdamagecanberecommendedasa l owabledeformationfordi f erentperformancerequire-ments Thepercentageofsubassemblagebeamendbendingdisplacementinthetotalstoreydisplacementisthe highestKeywords:beam-column subassemblage;deformation performance;beam hinge failure;inter story horizontal displacement收稿日期：2020-03-29通信作者：李升才(1960-)，男，教授，博士，博士生导师,主要从事结构抗震的研究.E-mail：lsc50605@.基金项目：国家自然科学基金资助项目(51578253)；福建省泉州市科技计划项目(2018C083R)；福建省科技计划引导性项目(2020Y0087)；华侨大学研究生科研创新基金资助项目(180****6027)第1期史亚娟，等：往复水平荷载下不同梁截面RCS空间组合件变形性能分析39近年来，由于土建行业的发展，钢-混组合结构受到广泛关注［T.与现浇混凝土相比，砼柱-钢梁组合框架结构质量轻、承载力高、变形能力优良、造价低、施工进度快，能充分利用钢材和砼两种材料的优势.目前，该组合结构已应用于中高层建筑，学者对钢-混组合结构性能的研究已有很多，但还缺乏对其变形性能的整体分析在国外，Park等［」通过砼填充U型钢梁以提高其抗弯承载力和抗变形能力，对两个足尺试件进行水平循环荷载加载，试验变化参数为U型钢梁截面尺寸，结果表明组合试件具有良好的承载力和抗变形能力.Alizadeh等4对两个试件进行拟静力试验和有限元模拟的分析，结果表明试件的力学及变形性能取决于连接构造、模型网格划分处理、抗剪键个数及其有效性.在国内，王静峰等［6」通过单边高强螺栓连接的钢管混凝土柱-钢梁组合框架结构进行低周往复加载，结果表明此连接方式性能可靠，具有半刚性特征，耗能能力和延性均良好.李贤等［7」采用端板螺栓连接的狗骨式钢筋混凝土柱钢梁（RCS）组合件进行水平循环荷载加载，结果表明端板与钢梁的焊接质量严重影响组合件的整体承载力和抗变形能力，但利于形成梁铰破坏机制.余琼等⑻基于剪切机理，考虑螺栓预紧力对RCS组合件连接区承载力公式的影响，进行不同参数下多组有限元模拟，得出合理的抗剪公式.对于RCS组合结构的研究，美国和日本已比较成熟，且制定了相关的RCS建筑抗震设计指南,然而，国内还需要进一步研究以完成相关规范，进而对实际工程进行指导.因此，本文研究不同钢梁截面尺寸9对组合件（带楼板的为空间结构，不带楼板的为平面结构）变形性能的影响程度，得出不同破坏形态下的变形容许值,分析各种变形对层间总位移的贡献.1试验方案1.1试件设计依据JGJ/T101—2015（（建筑抗震试验规程》［10」的相关规定和已有的加载装置，选取中间层中节点的梁柱组合件为研究对象，钢梁反弯点间长度为2500mm,砼柱反弯点间长度为1800mm,两侧钢梁远离钢板箍的一端预留径长为50mm的小洞，柱顶端提前设置4个相同的径长为30mm的小洞，且洞内放置PVC管后再浇筑，便于作为试验加载点.蜂窝钢梁、梁端板、核心区域钢板箍、楼板所用钢板等用钢构件均采用Q345级钢，焊接所用的焊条为E50型，柱钢板箍厚度为8mm且与柱外边缘齐平，组合件连接用10.9级M22型高强螺栓，楼板的压型钢板采用YXB65-185-555型镀1mm锌的板材，沿柱截面长边方向端板1厚度为35mm,沿柱截面短边方向端板2厚度为20mm,将压型钢板通过抗剪栓钉焊在钢梁上，并将钢梁焊于梁端板.砼柱钢筋（包括纵筋和箍筋）皆为HRB400级热轧钢筋，浇筑C60柱和C30板为直接购买的商品砼.试件的主要设计参数，如表1所示.表1中：试件RCS1〜RCS6为梁柱空间组合试件；试件RCS7〜RCS9为梁柱平面组合试件;试件RCS6所用钢梁为实腹式，其余试件所用钢梁均为蜂窝式，蜂窝孔为正六边形；v为体积配箍率,%；°X h e表示外包尺寸,mmXmm；H,s分别为钢板的高度、厚度,mm；h b X犫$乂比乂狋为钢梁截面尺寸,mm X mm X mm X mm.表1试件的主要设计参数Tab1Maindesignparametersofspecimens试件柱纵筋尺寸柱箍筋尺寸（v）轴压比（设计值/试验值）核心区钢板箍钢梁截面尺寸h b X b s X t w X.狋b犫X h HhsRCS1，RCS76虫25+2012虫10@80(1.07%)030/018250X300400/8180X140X8X10 RCS26025+2012010@80(1.07%)030/018250X300400/8170X140X8X10 RCS3，RCS86025+2④12010@80(1.07%)030/018250X300400/8190X140X8X8 RCS46虫25+2012虫10@80(1.07%)030/018250X300400/8180X140X8X8 RCS5，RCS96025+2012010@80(1.07%)030/018250X300400/8170X140X8X8 RCS6625+21210@80(1.07%)030/018250X300400/8170X140X8X8砼柱配筋、组合件尺寸，如图1所示•端板高强螺栓布置，如图2所示.试件制作时进行混凝土标准试块（150mmX150mmX150mm）抗压强度试验，其实测值和平均值，如表2所示.表2中：几k为试件40华侨大学学报（自然科学版）2021 年混凝土立方体抗压强度的实测值•所用钢材选取3个试样进行材性试验，其材料性能，如表3所示.表3 中犱为钢筋的直径恣为钢板的厚度犳为屈服强度;几为极限强度犈为弹性模量；为伸长率.图1砼柱配筋、组合件尺寸（单位:mm ）Fig 1 Concretecolumnreinforcement ,subassemblagesize (unit : mm )俯视图230端板高强螺栓布置（单位:mm ）图2Fig. 2 End-plate high strength bolt arrangement (unit ： mm )表2试件的混凝土立方体抗压强度Tab. 2 Cube compressive strength of concrete specimens( MPa )试块C60C30f c u,k170 933 3f cu ,k271. 132. 0f c u,k366 032 0犳cu , k465 434. 9f c u,k563. 130 2f c u , k7犳cu , k8f cuk9 平均值63. 732. 460 561. 962 4 65 0— 32. 5表3钢材的材料性能Tab 3 Materialpropertiesofsteel材料d / mm f y /MPa f /MPa E s /GPa 5/%材料狋s/mm f y/MPa f u /MPa E s /GPa 5/%010480. 1665 020126 98313. 3434. 220618. 7钢筋012431. 7566 720630. 4钢板10 303 3431. 719920 0025442. 5597. 520925. 81.2加载装置依据JGJ/T 101 — 2015《建筑抗震试验规程》［10］的有关规定，为反映RCS 组合框架结构梁柱组合件 在水平地震作用下变形性能的真实情况,并考虑砼柱轴向力-位移二阶效应的影响，拟静力试验选用的 竖向及水平加载设备，如图3所示.利用电动液压千斤顶向组合试件施加竖向作用力，为了使组合试件所受的轴向压力在加载时保持 方向和大小均不改变，需让水平加载时千斤顶顶部与反力架间摩阻力最小.因此,应用低摩阻滑板的设 计装置［11］.柱顶端加载点处（沿柱截面短边方向）施加水平循环荷载，电动液压千斤顶处球铰和柱脚固 定球铰可使柱两端自由转动，以模拟柱反弯点处边界条件;钢梁两端采用轴承和拉杆与固定压梁相连, 以模拟蜂窝钢梁两端链杆支承边界条件.第1期史亚娟，等：往复水平荷载下不同梁截面RCS 空间组合件变形性能分析41图3试验选用的竖向及水平加载设备Fig. 3 Vertical and horizontal loading equipment in test1.3加载制度考虑试验需要和试验室设备条件，选择低周往复水平加载，并采用位移控制.为更好地研究梁柱组 合件的变形性能，确定其破坏形态，采用先变幅、后等幅相结合的加载制度•即开始加载时，每级位移幅 值加载1次（变幅加载）持续至蜂窝钢梁屈服并开始产生弹塑性变形，而后每级位移幅值加载3次（等 幅加载）；当荷载减小为最大荷载的85%时，停止加载,试件视为破坏•加载制度，如表4所示•表4中： 为位移角；△为位移幅值狀为加载次数•位移角是相对试件柱高度而定的，位移幅值是上柱和下柱反弯 点之间的水平距离.表4加载制度Tab 4 Loadingsystem1.4位移及应变测量0/rd 1/8001/5001/2501/2001/1501/1001/751/601/501/401/301/20A e/mm 2 25367291218243036456090n 111111113333在整个试验加载过程中，利用MTS-GT 和IMP 装置对各测点的应变片、应变花、导杆式引伸仪及 位移计示数等试验数据进行收集记录，且全部试验数据都是同步收录的，主要量测内容如下.1） 在柱顶端加载合力点处安装MTS 型位移计以准确测量其侧向位移；同时，在柱底球铰处安装 YHD-50型电子位移计以准确测量柱底发生的的整体滑移.2） 在钢梁靠近钢板箍的一端、楼板上方柱端及组合试件梁柱连接区域对应测点布置引伸仪，用来 准确测量相应位置的弯曲及剪切变形•引伸仪安装位置，如图4所示.图4中：1〜4号测量钢梁端部的 弯曲变形；5〜6号测量柱端的弯曲变形；7〜8号测量连接件之间的相对变形；9〜10号在钢梁端部交叉 布置,用来测量剪切变形；11〜12号在梁柱连接区交叉布置,用来测量剪切变形.图4引伸仪安装位置（单位:mm ）Fig 4 Locationofextensometer （unit ： mm ）3）选用BX120-5AA 型电阻应变片测量应变变化情况；选用BX120-5CA 型三向电阻应变花测量主 应力、主应变大小及其方向•各应变测点的布置，如图5所示•其中，应变片Z1〜Z12（规格为3 mmX5 mm ）布置在打磨光滑的柱纵向钢筋上，以测量塑性铰范围内的应变情况（图5（a ）；应变片G1〜G8（规42华侨大学学报（自然科学版）2021年（a）柱筋应变片位置（b）核心区应变花位置（c）翼缘应变片位置（d）腹板应变花位置图5各应变测点的布置（单位:mm）Fig.5Arrangement of strain measuring points（unit：mm）格为2mmX3mm）布置在打磨光滑的柱箍筋上，以测量塑性铰范围内的向外扩张变形及剪切变形情况（图5（a））应变花YB1〜YB5（规格为3mmX5mm）布置在沿对角线方向的钢板箍内侧，以测量其横向应变情况（图5（b））应变片L1〜L6（规格为3mmX5mm）用于测量塑性铰范围内翼缘的应变情况（图5（c））应变花LY1〜LY6（规格为3mmX5mm）布置在蜂窝钢梁靠近钢板箍一侧的腹板上，以测量塑性铰范围内的主应力、主应变及其方向的变化情况（图5（d））.应变花（规格为3mmX5mm）测量0°,45°,90°方向的应变量,45,90，其测点的主应变和方向表达式［12］为max,mino_2etan2a——2变形性能分析2.1试验现象及结果试件的最终破坏状态，如图6所示.（a）混凝土板主裂缝（b）板上柱裂缝（d）钢梁六边形孔撕裂（c）板下柱裂缝图6试件的最终破坏状态Fig.6Ultimate failure state of specimens当加载位移角为1/250ad时，试件RCS1〜RCS7混凝土楼面板首先出现裂缝，开裂荷载分别为60.49,60.20,61.22,55.94,50.43,51.99,36.93kN；当位移角为1/75〜1/60rad时，楼面板砼裂缝条数不再增加，钢梁翼缘应变（）均达到2.0X103以上，翼缘开始屈服，屈服荷载分别为152.22,151.73, 149.57,141.98,132.63,130.34,105.90kN；当加载位移角为1/50〜1/40rad时，混凝土柱仅出现少量裂缝，试件RCS1〜RCS4,RCS6,RCS8,RCS9达到其承载力的最大值，对应的峰值荷载分别为180.58, 189.76,169.60,153.74,155.51,135.12,117.32kN.位移角增大至1/20rad时，所有试件节点附近塑第1期史亚娟，等：往复水平荷载下不同梁截面RCS 空间组合件变形性能分析43性铰基本形成，钢梁严重弯曲变形，有的试件甚至出现六边形孔撕裂，荷载下降至最大荷载的85%，停止加载.2. 2梁端弯矩-梁端弯曲曲率关系因为组合试件蜂窝钢梁梁端和柱脚分别采用链杆铰支座及球铰支座连接，所以，它们的弯矩皆为零，在柱顶作用竖向轴力 犖 及加载点作用反复水平力V c,组合试件受力及变形示意图，如图7所示.梁端剪力V b 和弯矩犕的表达式为图7试件受力计算简图 Fig. 7 Schematic diagram of force calculation of specimen丁 _V c H c + NA /b_犔bV b (L b —h c —2r)式（2）（3）中:V c 为MTS 作动器作用在砼柱顶端的水平向荷载（层间剪力）H c 为砼柱的反弯点间距, H c = 1 800 mm ；N c 为柱顶端作用的轴向力，N c = 541 kN ；A 为砼柱顶端侧移（层间水平位移）L b 为钢 梁的反弯点间距丄b = 2 500 mm h c 为柱截面沿加载方向的高度，犺= 250 mm ；为端板沿加载方向的 厚度狋=35 mm.布置1〜4号引伸仪用以测量翼缘的相对伸缩量，可深入研究梁端塑性铰区弯曲变形的情况，一般 用截面平均弯曲曲率如表示.截面平均弯曲曲率指在单位长度范围内两个截面的相对平均转角，即_ △S 1 + t S 2a • h(4)式（4）中：△$ △ 为同一测量区段内两个导杆式引伸仪的改变量犺为同一测量区段内两个导杆式引伸仪的间距；为导杆式引伸仪的安装长度, = 150 mm.将相关测量结果代入式（3） , （4）可得出梁端弯矩和平均弯曲曲率，绘制组合件RCS1〜RCS9的梁端弯矩（皿） 梁端平均弯曲曲率（如）关系曲线，如图8所示.由图8可知：在蜂窝钢梁上、下翼缘应变到达屈服之 前，其变形以线弹性弯曲变形为主，各组合试件的M b-01关系曲线高度重合且皆呈线性上升，弯曲平均曲率非常小；在 组合件进入弹塑性弯曲变形状态之后，蜂窝钢梁的线性弯曲刚度逐渐退化,随着位移加载的进行，梁端塑性铰开始形 成，弹性弯曲变形减弱，塑性弯曲变形增强，其弯曲平均曲率快速增大•其中，试件RCS9最先进入塑性变形阶段，试 件RCS1承载力最高；最后进入塑性变形阶段，此现象是由 于试件RCS1为空间组合件，楼板能够约束钢梁的变形，在16014012010080604020——RCS1------RCS2—RCS3RCS4t- RCS5「•一 RCS6RCS7t- RCS8—•- RCS90 0.05 0.100.15 0.20图8组合件的梁端弯矩-梁端平均 弯曲曲率关系曲线Fig. 8 Curve of composite beam endbending moment-mean bending curvature一定程度上抑制塑性铰的形成，且钢梁的高度和翼缘厚度均大于试件RCS9 .即试件RCS1刚度较大,抗变形能力强，各试件梁端最大平均曲率大约为0. 100 8 ad ・m -1.2.3梁端剪力-梁端剪切变形关系组合件的剪切变形示意图，如图9所示.图9中：51+&,&+莅为两个导杆式引伸仪对角线上的伸缩量;/1为剪切变形角；h ，j为两个交叉布置的导杆式引伸仪形成的矩形变形区的高度及宽度.在一侧钢梁连接钢板箍的一端交叉布置9,10号引伸仪，用以测量塑性铰区对角方向的相对伸缩量•假定矩形变形区发生剪切变形后为平行四边形，且4个角点沿矩形原对角线伸长或缩短，对角线不转动［13」・由几何关系可求得相应的剪切角［14」为h （51 +52+&+篦） /匚、Y 1 = ----------/ —, （5）2犫j 槡h j 2 +犫j 272图9组合件的剪切变形示意图Fig. 9 Schematic diagram of sheardeformationofsubassemblage44华侨大学学报(自然科学版/2021年Y=犫(51+5+5+5)()Y2h j槡h j2+犫2°总剪切变形角Y为槡h j2+犫j2(51+52+53+54)小、r+y=------------h------------------ ⑺组合件RCS1〜RCS9的梁端剪力-剪切角关系曲线，如图10所示.由图10可知：在开始加载时，由于试件满足“强剪弱弯”的设计原则，钢梁的抗剪承载力远超过其抗弯承载力•此时，其主要变形为蜂窝钢梁上、下翼缘的线弹性弯曲变形，钢——RCS1RCS2图10组合件的梁端剪力-剪切角关系曲线Fig10Curveofsubassemblagebeam endshearfoece-shearangleRCS6t-RCS7-■-RCS8-»-RCS9梁端部剪力与剪切变形的关系大致呈线性，且变形非常小.随着位移幅值的增大，钢梁端部剪切角有所增大，当组合试件的水平荷载达到最大值时，梁端塑性铰已经形成，严重削弱了梁截面抗变形能力，弹性弯曲变形减弱，梁端剪切变形剧增•试件RCS6剪切变形线性发展最充分,这是由于试件RCS6钢梁为实腹式，而其他试件的蜂窝钢梁腹板六边形孔角处发生撕裂所致［15-；而在V b Y关系曲线图中则表现为斜率突然减小，甚至为负值，各试件最大剪切变形角不大于0.0080rad,对层间总位移有一定程度的影响2.4层间剪力-柱端平均弯曲曲率关系5,号引伸仪布置在距楼板20mm左右的柱端以测量砼柱的伸缩量，可深入探讨柱端弯曲变形的发展进度•绘制组合件RCS1〜RCS9的层间剪力(V J-柱端平均弯曲曲率(血)关系曲线，如图11所示.由图11可知：在开始加载时，砼柱属于线弹性阶段, Vq的关系曲线大致呈线性，曲线的斜率较大，其平均曲率非常小；随着试验位移幅值的逐渐增加，水平剪力亦增大,使蜂窝钢梁屈服之后，楼板缝隙宽度发展加快，削减了砼楼板对蜂窝钢梁的变形约束作用•又因为蜂窝钢梁端部塑性铰大致形成,进而对砼柱弯曲变形的约束作用亦降低,组合件的抗变形能力减弱，柱端弯曲变形的发展加快，其弯曲曲率相对快速地增长•但柱身直至组合试件破坏都基本RCS4 0t—RCS7t-RCS8t-RCS90.010.020.03^2/rad«m_10.04图11组合件的层间剪力-柱端平均弯曲曲率关系曲线Fig11Curveofinterlayershearforce ofsubassembly-averagebendingcurvatureofcolumnend完好，一直属于线弹性变形状态，柱表面仅存在几条轻微裂缝，仍可继续正常使用，组合试件最终以钢梁破坏为标志•其中，试件RCS1柱端弯曲变形发展最不充分，试件RCS7柱端弯曲变形发展最充分，各试件的柱端平均弯曲曲率整体不大，最大仅为0.0290rad・m—1，但对层间总位移仍有一定程度的影响.2.5层间剪力-连接区剪切角关系11,12号引伸仪交叉安装在钢板箍内侧以测量梁柱连接区域对角方向的相对伸缩量，剪切变形假定同节2.3,可深入研究其剪切变形的发展情况•绘制组合件RCS1〜RCS9的层间剪力-连接区剪切角(Y)关系曲线，如图12所示.由图12可知：各组合件的最终破坏皆属于梁铰破坏类型，钢板箍剪切变形不显著.在开始加载时，位移幅值下的剪力较小，对应的钢板箍剪切变形亦非常小，这是因为楼板和蜂窝钢梁在很大程度上能够约束连接区的变形.随后，试验位移幅值增加，蜂窝钢梁应变慢慢达到屈服应变，塑性铰逐渐形成，连接区剪切变形开始相对显著增长，但各试件连接区剪切角最大值仍小于0.0025ad,所占层间总位移角的——RCS1------RCS2—^RCS3RCS4F-RCS5一一RCS6—RCS7-"-RCS8T-RCS90 1.0 2.0 3.0 4.0//10_3rad图12组合件的层间剪力-连接区剪切角关系曲线Fig12Curveofinterlayershear force-shearangleofconnectionzoneofsubassembly第1期史亚娟，等：往复水平荷载下不同梁截面RCS 空间组合件变形性能分析45比例非常小.这是由于节点区域设置的钢板箍使砼三向受压［16］且阻碍其剪切变形的发展•因此，此类 RCS 组合试件的连接方式表现出可靠的连接区抗剪切变形能力，符合“强节点弱构件”的设计原则.2.6梁端弯矩-连接变形关系7,8号导杆式引伸仪布置在钢梁靠近钢板箍的一端，用来测量钢梁与砼柱之间的相对变形值，可深 入研究钢梁与砼柱间采用端板及高强螺杆连接形式的连接性能.绘制组合件RCS7〜RCS9的钢梁端部 弯矩-连接变形转角(仇)关系曲线，如图13所示.由于砼楼板约束梁柱连接构件的变形，试件RCS1〜 RCS6梁柱间的连接具有更高的可靠性,故探讨平面组合试件RCS7〜RCS9的连接性能有很强的代表 性.连接变形转角表达式为(8 )式(8)中:犺为钢梁截面高度；狋为钢梁翼缘厚度;5r 为钢梁与钢板箍接触面中心线处的相对线位移.组合试件采用高强螺栓及端板相连，连接构件的变形主要是钢梁端部的弯矩产生.由图13可知：开始加载时，连接构件具有较强的抗变形能力，由于预先对螺栓施加预紧力，端板与钢板箍外表面存在相互的挤压力，又因为蜂窝钢梁翼缘传递而来的拉力较小，连接构件可有效地传递梁端弯矩，故其变形非常小；随着试验位移幅值增加，钢梁端部的弯矩显著增大,端板与钢板箍外表面间的预紧力开始小于翼缘传递而来的拉力，螺杆与钢板箍内砼存在相对滑移位移，导致螺帽有一定程度的松动；而后连接构件变形角持续发展，当钢梁端部弯矩增大到抗弯极限承载力时，连接变形角大约为0. 004 0 rad ； 随着位移幅值进一步加大，螺帽松动现象越显著，连接件预紧力的作用被削弱，连接变形角存在塑性变形，不能随钢梁端部 图13钢梁端部弯矩-连接变形角关系曲线Fig 13 Curveofsteelbeamendbending moment-connectiondeformationangle 弯矩的减小而恢复原状•在循环水平力作用下，受拉翼缘传递而来的拉力又使钢梁端板与钢板箍外表 面分离更加严重，钢梁进一步破坏.整体分析可知，此类RCS 组合试件连接构造形式的连接性能良好, 在试件破坏前能够可靠地传递钢梁弯矩.2.7各种变形成份所占比例RCS 组合件在水平地震持续作用下的层间水平位移［17］主要由钢梁弯曲变形、砼柱弯曲变形、梁柱连接区剪切变形及梁柱间连接变形导致.4种变形导致的层间水平位移简图，如图14所示.(a)层间水平位移A b (c)层间水平位移△(d)层间水平位移(b)层间水平位移△图14 4种变形导致的层间水平位移简图Fig. 14 Diagram of interlayer horizontal displacement in 4 types of deformation1)钢梁变形导致的层间水平位移层间水平位移厶由线弹性状态和塑性状态的钢梁弯曲变形 共同导致,其弹性变形角九可直接由材料力学公式求得，而塑性变形角九需参照引伸仪测量结果，由 图14(a )的几何关系可得厶的计算公式为△b = (be + 0bp )H c ・ (9)2)钢筋砼柱变形导致的层间水平位移由于组合件满足“强柱弱梁”的设计要求，且试验现象均 为梁端塑性铰破坏，而此时砼柱身整体仍无屈服，可见钢筋砼柱在整个加载过程皆处于线弹性变形状 态，又砼柱中箍筋变形一直到组合试件破坏均增加不显著，故可不计砼柱剪切变形对层间水平位移的贡 献.则△仅由砼柱弯曲变形下的弹性角2e 导致，由图14(b )的几何关系可得△的计算公式为46华侨大学学报（自然科学版）2021年A c—3ce H c.（10）3）梁柱连接区剪切变形导致的层间水平位移△.由图14（c）的几何关系可得△的计算公式为△=Y1（H c—犺）+YH X L b—犫j）/L b.（11）4）梁柱连接变形导致的层间水平位移由图14（d）的几何关系可得的计算公式为△r=e r H c.（12）将以上4个公式代入相应的测量数据，可得试件各类变形导致的层间水平位移，进而得到不同加载幅值下各种层间水平位移占层间总水平位移的比例及其改变情况.由于各试件均属于梁端塑性铰破坏类型，其各类变形导致的层间水平位移占层间总水平位移的比例和改变情况大致相同，可不计每种变形导致层间水平位移的差异.因此，对各组合件的各类变形参与层间总水平位移的比例可取均值.不同位1/2501/751/601/40 1/30〃rad图15各类变形对层间总水平位移的比例变化柱状图Fig15Histogram of proportional changes of various types of deformation tototalinterlayerhorizontaldisplacement由图15可知：开始加载时,钢梁翼缘线弹性变形导致的层间水平位移占层间总水平位移的百分比最高；随着加载的进行,梁端塑性铰逐步形成，非线性变形导致的层间水平位移百分比逐渐上升,且随着钢梁翼缘逐渐屈服，此占比增长越来越快;在砼开裂前后，其层间总水平位移主要由钢梁和柱身的弹性变形所致•随着加载位移幅值的增大，砼柱线性变形导致的层间水平位移占比有所降低，连接区剪切变形导致的层间水平位移占比一直很小但也有所升高，连接件间变形导致的层间水平位移占比略增加，但后两项变形对层间总位移的形成不起主导作用；其他变形及偏差主要属于钢梁剪切变形,其占比随着加载位移幅值的增大而提高.2.8试件破坏的评价指标根据GB50011—2010（（建筑抗震设计规范》[18],结合组合件的混凝土裂缝、柱筋应力、钢梁变形、残余变形等试验现象，对试验数据进行统计分析•对应试件破坏类型的评价指标如下：1）试件整体完好状态取加载位移角为1/250ad状态，仅楼面板混凝土开始出现裂缝，梁和柱的应变很小，荷载值为最大荷载的28.4%〜48.6%，不需要修理仍可继续使用；2）试件轻度破坏状态取加载位移角为1/65rad状态，钢梁翼缘应变显著增加而开始屈服，陆续有新的测点应变达到屈服，应变为最大应变的71.8%，不修理或稍加修理仍可继续使用；3）试件中度破坏状态取加载位移角为1/45rad状态，梁端板和钢板箍严重分离，荷载值到达最大荷载值附近，残余位移达16〜28mm,需采取一定的安全措施可适当使用；4）试件重度破坏状态取加载位移角为1/20ad状态，梁端塑性铰基本形成，腹板与端板之间的焊缝开裂，钢梁弯曲，六边形孔撕裂，残余位移达70〜81mm,无法修复,需局部拆除.3结论1）以组合试件的开裂点、屈服点、最大加载点及极限位移角点为判断依据，加载位移角为1/250, 1/65,1/45,1/20rad分别与组合结构的整体完好、轻度破坏、中度破坏、重度破坏4种类型相对应，其值可作为不同性能要求的建议变形容许值，为相关土建工程的设计提供理论参考.。
预制钢筋混凝土柱-钢梁混合框架结构的工程应用
预制钢筋混凝土柱 -钢梁混合框架结构的工程应用摘要：筋混凝土柱－钢梁混合框架（RCS框架）是一种新型的混合结构体系，其结构构件选型充分发挥了钢筋混凝土结构和钢结构各自的优点，是一种经济高效值得推广的结构形式。
该体系与钢结构相比，采用钢筋混凝土柱充分利用了其受压性能的优势，同时兼具刚度大、耐火性能和耐久性能好的优点，既节省了钢材降低工程造价又提高了结构的整体稳定性。
与钢筋混凝土结构相比，采用钢梁减轻了结构自重，减小了构件截面尺寸，进而增加有效使用空间，又可节省支模工序和模板，缩短了施工工期。
关键词：预制钢筋；混凝土柱-钢梁；混合框架结构引言钢筋混凝土柱-钢梁(reinforcementcolumn-steelbeam，ＲCS)混合框架结构体系是竖向承重构件采用钢筋混凝土柱、水平承重构件采用钢梁的抗弯框架结构体系，其设计理念充分体现混合结构以下特点:一方面，框架柱主要承受竖向和水平荷载，可视为压弯构件，采用受压性能良好的钢筋混凝土，与钢柱相比更经济;混凝土构件厚实截面可显著增加结构抗侧刚度、减小层间侧移，且能有效避免钢构件薄柔截面存在的失稳缺陷;钢筋混凝土柱具有优良的防火耐腐性能，与钢柱相比可进一步降低防火耐腐涂层用料和人工成本。
另一方面，框架梁主要承受楼面和墙体荷载，可视为受弯构件，采用抗拉性能优异的钢材，实现了在增大构件空间跨度的情况下尽量减小截面尺寸，从而增加房屋的有效使用空间，提高工程建设速度，缩短工期，直接节约了楼盖混凝土模板与临时支撑费用;自重较小，可减小整体结构地震作用，增加结构抗震安全性能和延性，降低基础造价。
ＲCS混合框架结构体系兼具钢筋混凝土和钢材的优点，能够最大限度地发挥材料性能优势，是经济高效的结构形式。
1 RCS梁柱节点设计结构设计中钢梁以200mm为主要截面宽度，钢梁居中或偏心跨越框架柱，以保证钢梁两侧距离柱面宽度均不小于200mm控制钢梁定位，此项构造措施既利于RCS梁柱节点区域混凝土的浇筑，又易于梁侧建筑隔墙的砌筑。
开矩形孔的钢筋混凝土梁的试验研究
１ 试 验 概 况
试验 中共设计 ２ 个试件 ， ０ 重点考查孔洞周边配 筋 形 式 及 配筋量 对 开孔 梁 受力 性 能 的影 响 ， 同时也
Ｂ￣ ０ ｎ ｌＢ为５０ｉｔ ｏ Ｂ￣ ２ ６ ｔ Ｔ ｏ ０ｎ Ｂ 为７ Ｉ ｏ
Ｂ－ ６ ０ Ｉ 为￣ ＠２ ０ Ｂ Ｂ ： ８ Ｏ Ｂ。 ＠８ 为
梁进行 了一些研究¨引， 。 但系统 的、 参数化的试验研 究并不多 ， 还没有完善的设计理论和方法 ， 我国规范 也仅规 定 了一些 相关 的构 造 要 求 ． 中主 要讨 论 开 文 矩形孔的钢筋混凝土简支梁在集 中荷载作用下的基 本受力性能 ， 为钢筋混凝土开孔梁力学模型和设计 方法的建立提供试验依据．
华 南 理 工 大 学 学 报 （自 然 科 学 版 ）
第３ ６卷 第 ｌ 期 ０
２０ 年 １ ０８ ０月
Ｊ ｕ ｎ ｌｏ ｏ ｔ ｉ ａ Ｕｎ ｖ ｒｉｙ ｏ ｃ ｎ ｌ ｇ ｏ ｒ ａ ｆ Ｓ ｕ ｈ Ｃｈ ｎ ｉ ｅ ｓｔ ｆＴｅ ｈ ｏ ｏ ｙ
Ｖ０ ． ６ Ｎｏ １ １３ ．０ Ｏｃｏ ｅ ２ ｏ ｔｂ ｒ ０ ８
在楼层建筑使用净高一定的前提下 ， 尽量降低 楼层的结构高度和设备管线穿行高度 ， 进而降低建 筑物的总高度 ， 对控制工程造价 、 减小能耗具有显著 的意义． 采用梁腹开洞 ， 让部分管线在其 中穿行 ， 使 管线层高度降低 ， 甚至和结构层高度合二为一， 是降 低建 筑层 高 的有 力手 段． 梁腹开洞后梁截面的连续性和整体性受到破 坏， 抗剪强度 、 刚度受到一定 的削弱 ， 应力集 中也将 导致孔角裂缝的出现， 构件的受力机理、 工作性能发 生改变． 迄今为止 ， 国内外对腹部开孔的钢筋混凝土
（ ｔｒ ｃ ｎ ｅＥ ｉｏ ） Ｎａ ａ Ｓ ｉ ｃ ｄｔ ｎ ｕｌ ｅ ｉ
2010混凝土规范新国标条文说明6
9 结构构件的基本规定9.1 板（I）基本规定9.1.1分析结果表明，四边支承板长短边长度比大于、等于3.0时，板可按沿短边方向受力的单向板计算；此时，沿长边方向配置本规范第9.1.7条规定的分布钢筋已经足够。
当长短边长度比在2~3之间时，板虽仍可按沿短边方向受力的单向板计算，但沿长边方向按分布钢筋配筋尚不足以承担该方向弯矩，应适当增大配筋量。
当长短边长度比小于2时，应按双向板计算和配筋。
9.1.2本条考虑结构安全及舒适度（刚度）的要求，根据工程经验，提出了常用混凝土板的跨厚比，并从构造角度提出了现浇板最小厚度的要求。
现浇板的合理厚度应在符合承载力极限状态和正常使用极限状态要求的前提下，按经济合理的原则选定，并考虑防火、防爆等要求，但不应小于表9.1.2的规定。
本次修订从安全和耐久性的角度适当增加了密肋楼盖、悬臂板的厚度要求。
还对悬臂板的外挑长度作出了限制，外挑过长时宜采取悬臂梁-板的结构形式。
此外，根据工程经验，还给出了现浇空心楼盖最小厚度的要求。
根据己有的工程经验，对制作条件较好的预制构件面板，在采取耐久性保护措施的情况下，其厚度可进一步减薄。
9.1.3受力钢筋的间距过大不利于板的受力，且不利于裂缝控制。
根据工程经验，规定了常用混凝土板中受力钢筋的最大间距。
9.1.4分离式配筋施工方便，已成为我国工程中混凝土板的主要配筋形式。
本条规定了板中钢筋配置以及支座锚固的构造要求。
对简支板或连续板的下部纵向受力钢筋伸入支座的锚固长度作出了规定。
9.1.5为节约材料、减轻自重及减小地震作用，近年来现浇空心楼盖的应用逐渐增多。
本条为新增条文，根据工程经验和国内有关标准，提出了空心楼板体积空心率限值的建议，并对箱型内孔及管型内孔楼板的基本构造尺寸作出了规定。
当箱体内模兼作楼盖板底的饰面时，可按密肋楼盖计算。
（II）构造配筋9.1.6 与支承梁或墙整体浇筑的混凝土板，以及嵌固在砌体墙内的现浇混凝土板，往往在其非主要受力方向的侧边上由于边界约束产生一定的负弯矩，从而导致板面裂缝。
2023年一级注册建筑师之建筑结构真题精选附答案
2023年一级注册建筑师之建筑结构真题精选附答案单选题（共100题）1、按《建筑抗震设计规范》进行抗震设计的建筑，要求当遭受多遇地震影响时，一般不受损坏或不需修理可继续使用，此处多遇地震含义为：( )A.与基本烈度一致B.比基本烈度约低1度C.比基本烈度约低1.5度D.比基本烈度约低2度【答案】 C2、关于非结构构件抗震设计的下列叙述，哪项不正确？（）A.框架结构的围护墙应考虑其设置对结构抗震的不利影响，避免不合理设置导致主体结构的破坏B.框架结构的内隔墙可不考虑其对主体结构的影响，按建筑分隔需要设置C.建筑附属机电设备及其与主体结构的连接应进行抗震设计D.幕墙、装饰贴面与主体结构的连接应进行抗震设计【答案】 B3、在地震区，多层砌体房屋，下列何种承重方案对抗震是最为不利的？( )A.横墙承重方案B.内外纵墙承重方案C.大开间无内纵墙承重方案D.纵横墙混合承重方案【答案】 C4、多层砌体房屋，其主要抗震措施是（）。
A.限制高度和层数B.限制房屋的高宽比C.设置构造柱和圈梁D.限制墙段的最小尺寸，并规定横墙最大间距【答案】 A5、房屋层数大于五层时，房屋沉降缝宽度应为（）mm。
A.50～80B.80～100C.80～120D.≥120【答案】 D6、按我国现行《建筑抗震设计规范》规定，抗震设防烈度为多少度及以上地区的建筑必须进行抗震设计？（）A.5度B.6度C.7度D.8度【答案】 B7、某钢筋混凝土框架结构，对减小结构的水平地震作用，下列措施错误的是（）。
A.采用轻质隔墙B.砌体填充墙与框架主体采用柔性连接C.加设支撑D.设置隔震支座【答案】 B8、砌体结构的圈梁，被门窗洞口截断时，应在洞口上部增设相同截面的附加圈梁，其与圈梁的搭接长度不应小于其中到中垂直间距的（）。
A.1.5倍B.1.8倍C.2倍D.2.5倍【答案】 C9、对后张法有黏结预应力混凝土构件，以下哪些因素可造成预应力损失？Ⅰ.张拉端锚具变形和钢筋滑动Ⅱ.预应力筋与孔道壁之间的摩擦Ⅲ.预应力筋应力松弛Ⅳ.混凝土收缩、徐变( )A.Ⅰ、Ⅱ、ⅢB.Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ、ⅣC.Ⅱ、Ⅲ、ⅣD.Ⅰ、Ⅲ、Ⅳ【答案】 B10、对夹心墙中叶墙之间连接件作用的下列描述，何项不正确？( )A.协调内、外叶墙的变形B.提高内叶墙的承载力C.减小夹心墙的裂缝D.增加叶墙的稳定性【答案】 B11、在地震区，高层钢框架的支撑采用焊接H型组合截面时，其翼缘和腹板应采用下列哪一种焊缝连接？( )A.普通角焊缝B.部分熔透角焊缝C.塞焊缝D.坡口全熔透焊缝【答案】 D12、关于由中央剪力墙内筒和周边外框筒组成的筒中筒结构的说法，错误的是（）。
高强钢材质压力钢管岔管水压试验成果报告分析
高强钢材质压力钢管岔管水压试验成果报告分析发布时间：2021-11-01T09:02:22.117Z 来源：《中国建设信息化》2021年第13期作者：张向伟[导读] 水电十四局在新疆地区水电站项目施工中，压力钢管岔管及主管均采用07MnMoVR高强钢材材质，钢岔管采用Y形对称布置，分岔角60o，为一分二，二分四的形式。
张向伟中国水利水电第十四工程局有限公司云南昆明 650041摘要:水电十四局在新疆地区水电站项目施工中，压力钢管岔管及主管均采用07MnMoVR高强钢材材质，钢岔管采用Y形对称布置，分岔角60o，为一分二，二分四的形式。
三个岔管整体做水压试验，水压试验过程做应力应变检测，试验最高压力取3.05MPa。
试验结果岔管管壁和焊缝没有水的泄漏痕迹，岔管金属材料无明显的塑性变形。
通过水压试验进一步验证了钢岔管结构整体安全性，并消减了钢岔管焊接过程中的附加应力、焊接残余应力及不连续部位的峰值应力，为岔管长期安全运行提供了可靠的保证。
关键词:高强钢材质；压力钢管岔管；整体做水压试验；应力应变检测、成果报告分析。
1工程概况精河二级枢纽厂房工程及机电设备安装与调试工程，压力钢管岔管及主管均采用07MnMoVR高强钢材材质，设计总工程量为：07MnMoVR高强钢486.572t；Q345R钢板16.62t；防腐总面积6448.7m2。
钢岔管采用Y形对称布置，分岔角60o，为一分二，二分四的形式。
1#岔管主管直径φ5800mm，管壳厚δ=54mm，支管直径φ4100mm，月牙肋厚δ=110mm；2#、3#岔管主管直径φ4100mm，支管直径φ2800mm，管壳厚δ=46mm，月牙肋厚δ=94mm。
加劲环均采用Q345R材质。
依据设计蓝图中的技术要求：岔管需做水压试验。
依据设计单位所下发的《JH二级枢纽岔管水压试验技术要求》（823H-G409-01）和《关于二级电站岔管水压试验的设计通知》（2020-G409-05）中的要求：水压试验的通知做应力应变检测，试验最高压力取3.05MPa。
现浇钢筋混凝土楼板裂缝产生的原因及控制防治措施
现浇钢筋混凝土楼板裂痕产生的原由及控制防治举措一、现浇钢筋混凝土楼板裂痕发生部位、种类与特点1、角部裂痕：在现浇钢筋混凝土楼板的四角出现的斜裂痕，并与现浇板边沿约成45°，呈斜向发展，出此刻板的上表面居多，个别为上下贯穿裂痕；2、跨中裂痕：在现浇钢筋混凝土楼板跨中1/3 范围内，沿建筑物纵向、横向方向的裂痕，近似直线型发展，出此刻板的下表面居多，个别为上下贯穿裂痕；3、周边裂痕：在现浇钢筋混凝土楼板周边，距支座约300mm 范围内产生的裂痕，近似直线发展，出此刻板的上表面居多，个别为上下贯穿裂痕；4、预埋裂痕：在现浇钢筋混凝土楼板内预埋线管及线管集中处，顺着预埋电线管方向产生的裂痕；5、不规则裂痕：散布及走向均无规则的裂痕。
二、现浇钢筋混凝土楼板裂痕发生原由1、设计方面的原由1.1 结构设计计算不合理，安全贮备偏小，板钢筋配筋不足或配筋截面较小或配筋间距偏大，板面抵挡负弯矩的钢筋未通长设置，在板的四角没有配置足够的结构钢筋，使梁板成型后刚度差，整体挠度偏大，惹起现浇钢筋混凝土楼板四角裂痕及边沿裂痕；1.2 设计现浇钢筋混凝土楼板板厚不够，未按要求进行挠度验算，整体挠度偏大，板的刚度减弱，受拉钢筋和受压混凝土应力增大，惹起现浇钢筋混凝土楼板四角裂痕；1.3 房子建筑体形较长时未按要求设置伸缩缝，在单薄环节产生缩短裂痕；1.4 地基基础设计办理不妥，房子建筑出现不平均沉降，使上部结构产生附带应力，致使现浇钢筋混凝土楼板裂痕；1.5 现浇钢筋混凝土楼板为双向受力，而板钢筋按单向受力板进行配筋，惹起现浇钢筋混凝土楼板裂痕；1.6 在建筑设计中，只着重修筑功能而忽略结构问题。
如建筑平面不规则、结构体形突变、对较长的建筑未采纳必需的切割举措等，而结构设计时又没有采纳增强举措，所以在平面布局凹凸、转角处因为应力集中形成单薄部位，混凝土缩短和温度变化易于产生裂痕；1.7 现浇钢筋混凝土楼板内预埋管线，因PVC 管与混凝土的粘结不好，且减少板PVC 管线走向的断裂裂的厚度，特别是楼板中部只有板底一层钢筋时，简单出现顺着缝，而设计图纸未考虑补强加固举措。
上海中心大厦地下超大型劲性混凝土结构施工关键技术
上海中心大厦地下超大型劲性混凝土结构施工关键技术徐磊【摘要】以上海中心大厦地下结构工程为背景,采用理论分析和试验研究相结合的方式,对超大型劲性混凝土结构施工的钢筋工程、模板工程、混凝土工程进行了研究.研制出基于强约束条件下高抗裂性能的混凝土,并形成了超大型墙柱一体劲性混凝土结构的成套施工技术,满足了工程施工要求,取得了较好的效果,为类似工程的实施提供了借鉴.【期刊名称】《建筑施工》【年(卷),期】2014(036)005【总页数】3页(P522-524)【关键词】上海中心大厦;劲性结构;钢板剪力墙;高性能混凝土【作者】徐磊【作者单位】上海建工一建集团有限公司上海 200120【正文语种】中文【中图分类】TU9741 工程概述上海中心大厦工程位于上海市陆家嘴金融贸易区，占地面积约3.4 万m2，总建筑面积约58 万m2。
主楼地上125 层，总高度632 m，地下5 层。
主楼区域地下室主体结构由核心筒、巨型柱、角柱、翼墙组成，其中竖向结构均为超大型劲性混凝土结构（图1）。
巨型柱位于核心筒四周，截面尺寸为370 cm×530 cm；角柱位于结构的角部，截面尺寸为240 cm×550 cm。
核心筒由内墙及外墙组成，其中外墙厚度为120 cm，内墙厚度为90 cm。
翼墙厚度为200 cm，两端分别与巨型柱、核心筒翼墙相连。
巨型柱和角柱内设有钢结构组合柱，核心筒墙体和翼墙内设有钢柱和剪力钢板。
核心筒剪力墙内设置最厚达75 mm的单层钢板，翼墙内设置最厚达105 mm的双层钢板。
2 超大型劲性混凝土结构钢筋施工技术图1 地下室巨型结构三维模型透视示意劲性混凝土结构施工中普遍存在的难点是钢筋与钢结构之间往往存在位置关系的矛盾，造成钢筋绑扎困难[1-4]。
柱、墙内存在大量钢结构，使得钢筋绑扎过程主要面临三大问题：第一，钢结构纵横分布、连续布置，钢结构与钢筋的空间位置关系复杂，钢筋难以穿越钢结构；第二，节点处钢结构密集，纵筋及箍筋的配筋量大，使得钢筋的绑扎、锚固处理困难；第三，双层钢板剪力墙厚200 cm，钢板间的距离为100 cm，钢板上密布栓钉，扣除剪力墙两侧栓钉后的净距为68 cm，操作空间狭小，2 层钢板之间配置双层双向通长钢筋及拉结筋（图2），钢筋绑扎极为困难，必须制定合理的施工工序。
锚杆(索)的设计与施工
6.2.5 锚杆（索）锚筋的设计
根据锚筋截面计算值Ag’，对锚杆进行锚筋的配置，要求实际的锚筋配置截面Ag ≥ Ag’ 。配筋的选材应根据锚固工程的作用、锚杆长度、数量以及现场提供的施加应力和锁定设备等因素综合考虑。
对于棒式锚杆，都采用钢筋做锚筋。如果是非预应力锚杆一般选用普通HRB335 、HRB400级热轧钢筋；如果是预应力锚杆可选用HRB335 、 HRB400级冷拉热轧钢筋或其他等级的高强精轧螺纹钢筋。钢筋的直径一般选用Φ22-32。
非预应力土层锚杆弹性变形的计算 对于土层锚杆在外荷载作用下，除了锚杆自由段产生变形外，锚固段也存在一部分变形，一般需通过试验确定，在初步设计时可以近似估算： （6.13） 式中：Sc ——锚杆弹性变形；Lf , La ——锚杆自由段和锚固段长度；A , Ac ——杆体截面面积和锚固体截面面积；Es , Ec ——杆体弹性模量和锚固体组合弹性模量，可由下式确定： （6.14） Am , Em ——锚固体中砂浆体的截面面积和弹性模量。
粘性土中锚杆的极限锚固力计算：
式中：Pu ——锚杆极限锚固力；L1, L2, D, d ——锚固体结构尺寸； qs ——锚固体表面与周围岩土体之间的极限粘结强度标准值；h, g ——扩大头上覆土层的厚度和土体容重；Cu ——土体不排水抗剪强度； bc ——锚固力因数。
锚杆的最小锚固长度为： 砂性土： 粘性土： 在实际工程中，为了便于计算常将上面两式简化为： 式中：Bc ——扩大头承载力修正系数，对于临时锚杆取，对于永久性锚杆取。
§6.2.7 锚杆（索）的弹性变形计算
非预应力岩石锚杆弹性变形计算 非预应力岩石锚杆的弹性变形主要为锚杆自由段的弹性变形，估算公式为： （6.15） 3. 预应力锚杆（索）弹性变形的计算 预应力锚杆在受到的轴向拉力小于预应力实际保留值时，可按刚性拉杆考虑；如果承受的轴向拉力大于预应力保留值时，预应力锚杆将再次产生拉伸变形，此时锚杆的变形量可根据拉力超出预应力保留值的增量代入式（6.13）和（6.15）中的Sc计算变形量。
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・
７ ・ ４
第３ ４卷 第 ２ ９期 ２００８年 １０月
山 西 建 筑
ＳＨＡＮＸＩ ＡＲＣＨＩ ＴＥＣｒ ＵＲＥ
Ｖ０． ４ Ｎｏ ２ １３ ．９ Ｏｃ． ２ ０ ｔ ０８
・
结 构 ・ 震 ・ 抗
文 章 编 号 ：０ ９６ ２ （０ ８２ —０ ４０ １０ —８ ５ ２０ ｝９０ ７ —２
关 键 词 ： 部 开 孔 ， 筋 混凝 土 板 ， 限荷 载 ， 服 线 角 钢 极 屈 中 图分 类 号 ： ３ ５ ２ ＴＵ ７ ． 文献标识码 ： Ａ
复杂 边 界 条 件 下 角 部 开 孔 钢 筋 混 凝 土 板 在 工 程 实 际 中 有 一 ２ 主要试 验 结果
定应用 ， 本文对其 承载 能力 、 挠度 、 屈服线模式及支撑反力等方 面
Ｉ
Ｉ
鲁
．０ ． ４０ １１ ｏ ０ ． １０ ０ ０
效高度【 。板的支撑及试验 装置见 图 １其 中边界处 阴影线 为简 ２ Ｊ ，
支边 ， 为研究反力 的变化情 况 ， 沿长边分 布 ６ 反力传感器 ， 个 形成 点支撑边 ， 其余为 自由边 。
表 １ 混凝 土材 性 表
，
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ｄ６ ５ ２０ ９ ．＠ ４
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ｌ ｌ Ｉ
强度及混凝土弹性模量 ； ２中 ． 及 分别 为钢筋的屈服极 限 表 及强度极限。钢筋重心距底 面的距离为 １ ． ｉ， ６ ５ｍｔ 故板的有效 高 ｔ
度 为 ｈ ＝６ —１ ． ３ ６ ５＝４ ． Ⅱ … 板 边 的计 算 尺 寸 为 ： 跨 ＋有 ６ ５ｎ ｎ１， 静
角部 开 孔钢 筋 混 凝 土 板承 载 能 力试 验 研 究
李 力 童 申家 粟海涛
摘 要 ： 复杂支撑 条件下角部开孔钢筋混凝土板进行 了试验 分析 ， 对 重点研究 了不 同支撑条件及配 筋对板的承载 能力 、 位移 、 屈服 线模 式及反力 的影响 ， 并得 出了具体的结论 ， 而促进角部开孔钢 筋混凝土板承载能力 的研究。 从
板底全截 面配 筋 ， 因为边 界为简 支 ， 以板顶 未配负 弯矩钢 所 筋。各板 板底 配筋情 况见 图 ２ 。
收稿 日期 ：０８０ ．７ ２ ０ —５０
作者简介 ： 李
力 （９ ７ ， ， １５ 一） 男 副教 授 ， 安 建 筑 科 技大 学 理 学 院 ， 西 西 安 西 陕
７ ０ ５ １０ ５
图 ３ 未开孔板支撑图
ｏ 位移计
口 百分表
反力传感器
× 加载点
ａＰ板加载与装置布置图 ）
Ｂ Ｂ板加载与装置布置图 ）
图 １ 角 部 开 孔 板 加 载 与试 验 装 置 布 置 图
２ ２ 板 的 屈 服 线 模 式 ．
两块板的不同点是边界条件和板 内的配筋 ， ４为根据试 验 图 结果得到 的屈服线模式简图 。图 中将点支撑边简化为简支边。
进行 了试验研 究 ， 着重介绍了试验情 况及从试 验中得到的有关板 的性能的一些 规律 。
试验 中采用分配 梁形 成的多点加载模拟均布荷 载 ， 将千斤顶 所 施加的压力均匀分配到 １ ２个加载 点上。本文 中的荷载值 已减 去了开孔部分支柱所承担的荷 载 ， 即角部 开孔板实 际所受到 的荷
童 申家（９ ３ ， 教授 ， １５ 一） 男， 西安建筑科技大学 土木学院 ， 陕西 西安 粟海涛（ ９８ ， ， １７ 一） 男 工程师 ， 西北建筑设计院 ， 陕西 西安 ７００ １０ ３
７ ０ ５ １０ ５
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第３ ４卷 第 ２ ９期
载值。
中６ ５￣２ ０ ６ ５ ２ ０ ．（ ４ ．＠ ４ 中６ ５ ２ ￣ １０ ＠Ｚ ０ Ｏ８ ５
．
１ 试 件
文 中 对 两块 板 进 行 了 试 验 研 究 ， 块 试 验 板 的 板 厚 ６ ｌ 两 ３ｍｉ， ｌ
保护层 １ ｌ ， ０ｍ ｎ 支撑宽度 ８ ０ｍｍ， 板底两个方向配置受拉 筋 ， 钢筋 为 嘶 ． 和 稍 的光面筋。混凝土及钢筋的材性按试验结果取值 ， ５ 其值 见表 １ 表 ２ 表 １中 ｆ ｕ Ｅ ， ， ｃ 及 ｒ分别为混凝土立方 体试块抗压
开裂荷载／ Ｎ・ ２ ｋ ｍ一
４０ ３０ ０ ４ ７０ ６ ４０ ２ ５０ ８ ４０ ３０ ０ ４ ７０ ６ ４ ０ ５０ ２ ８
９８ ．７ １．５ ８７ ２．８ ６５ ２ ．７ ７０
１ ．２ ０ ８ ３ ．２ ３３ ５．５ １０ ４ ．７ ２３
Байду номын сангаас
屈服荷载／ Ｎ・ ｋ ｍ一 极限荷载 ｋ ｍ一 Ｎ・ ２ 未开孔板极限荷载／ Ｎ・ ２ ｋ ｍ一
ｌ５ ０ ０
．
１０ ０ ０
．
ａＰ板 板 底 配 筋 图 ）
ｂ Ｂ板 板 底 配 筋 图 ）
图 ２ 角 部 开 孔 板 板 底 配 筋 图
２ １ 板 的承载 能力及 最 大挠 度 ．
两块板 的开裂荷载 、 屈服荷 载 、 限荷载及 最大挠 度见表 ３ 极 ，
表 中的荷载值 已换算 成板 面 的均 布荷 载。为 了研 究开 孔对 承载
２ Ｏ４ ０ ４ ０ ４ ０ ０ ０ ５ ５ ０ ０ ０ ４ ｏ ４ ０ ２ ０
犍
．
最大挠度／ ｍ ｍ
７ ５
５ １
２０４ ０ ０ ４０ ０ ０ ５ ５ ０ ４ ０ ０ ４ ０ ４ ０２ ０
十＋— — — 卜 斗 ．— 卜 斗 — — 斗 ＿
２５ ０ ０
表 ２ 钢 筋材 性 表
能力 的影 响， 应用文献［ ］ ３ 介绍 的方 法对 如图 ３所示 的 同样 配筋
的 未开 孔 板 进 行 极 限分 析 ， 得 极 限 荷 载 见 表 ３ 所 。
表 ３ 开 裂 荷载 、 服 荷 载 、 限 荷 载 及 最 大 挠 度 屈 极
板 号 Ｐ板 Ｂ板