箱式模块化钢结构单边螺栓连接节点抗震性能数值分析

Numerical Analysis of Seismic Performance of Box-Type Modular Steel Structure Single Side Bolted Joint

摘要

在利用ABAQUS验证有限元模型可靠的基础上，分析轴压比、连接插件厚度、梁盖板厚度对箱式模块化钢结构单边螺栓连接节点的破坏模式和抗震性能的影响。结果表明：单边螺栓预紧力变化对节点的抗震性能影响较小。连接插件厚度的变化对节点的抗震影响较大，当插件厚度从6 mm增大到10 mm时，极限荷载基本无变化。随着梁端盖板厚度的增加，节点承载力、初始刚度、后期刚度不断增大，延性不断减小。梁端盖板厚度变化对节点的耗能性能影响最为明显，当梁端盖板厚度为10 mm时，总耗能最大，梁端盖板厚度为8 mm和12 mm时，总耗能减小13%和19%，并且在加载后期出现等效黏滞阻尼系数下降的情况。

Abstract

Based on the validation of the finite element model developed in ABAQUS， the effects of the axial compression ratio， the thickness of the connection insert， and the thickness of the beam cover plate on the failure mode and seismic performance of the single-sided bolted connection joint in box-type modular steel structures are investigated. The results indicate that variations in the preload of a single-side bolt have a limited influence on the seismic behavior of the joint. In contrast， the thickness of the connection insert has a more pronounced effect. When the insert thickness increases from 6 mm to 8 mm， the ultimate load increases significantly by approximately 7%. As the thickness of the beam end cover plate increases， the bearing capacity， initial stiffness， and later-stage stiffness of the joint also increase， while the ductility decreases. The thickness of the beam end cover plate exhibits the most notable impact on the energy dissipation capacity. The total energy dissipation reaches its maximum when the cover plate thickness is 10 mm， and decreases by 13% and 19% at thicknesses of 8 mm and 12 mm， respectively. Additionally， the equivalent viscous damping coefficient declines during the later loading phase.

Graphical abstract

关键词

单边螺栓连接节点 / 抗震性能 / 参数分析 / 有限元模拟

Key words

single side bolted joint / seismic performance / parametric analysis / finite element simulation

0 引 言

城市化进程的加速和建筑行业对高效、快速、环保的需求增加，使得箱式模块化钢结构因其优越的施工效率和可重复利用性而备受关注。节点连接作为该结构体系的核心，对整体性能和安全性起着至关重要的作用。箱式模块化钢结构，作为一种新型的结构形式，其模块化特性使得连接节点的设计和施工较常规结构更为复杂和关键。

不断有学者针对单边螺栓及其节点的抗震性能做出相关的研究。徐红玉等^［1］为研究T型件单边螺栓连接方钢管混凝土柱-钢梁组合框架的抗震性能，通过拟静力加载试验对框架的承载能力、滞回性能、刚度退化、耗能能力和延性进行了分析，结果表明：试件滞回曲线均较为饱满，无明显捏缩。国内学者李豫明^［2］提出一种新型单边螺栓连接节点，并对该连接节点的承载能力、刚度和破坏机制进行了深入研究。李国强等^［3］研究发现，单面（侧）高强螺栓具有与同等级高强螺栓相同的抗拉承载能力，但其抗剪承载能力更好，能充分满足摩擦式高强螺栓的要求，并提出一种梁柱全螺栓连接的半刚性钢架结构设计方法。Wang等^［4-5］通过对单边螺栓端板梁柱节点的试验及有限元分析，认为单边螺栓节点具有滞回曲线饱满、承载能力较高、转动能力较好的特点。

近年来，业界对模块化单边螺栓节点进行了广泛的研究，主要聚焦于节点的力学性能、抗震性能、耐久性和施工可行性等方面。但由于模块化节点内部结构复杂，存在“双梁双柱”结构，因而多数模块化节点只能用于角柱节点、边柱节点，不能用于中柱节点。本文在以往节点的基础上，提出一种构造简单、安装便捷、方便拆卸的新型箱式模块化钢结构单边螺栓连接节点。该节点通过使用单边螺栓和内置连接插件将各个模块连成一体，解决了模块化钢结构建筑中柱节点存在“双梁双柱”结构导致模块之间连接所需操作空间不足的问题。在此基础上，应用ABAQUS对该节点进行了有限元建模，采用往复加载的方法，研究了不同加载方向下，节点的滞回曲线等性能指标，并探讨了轴压比、连接插件厚度、梁盖板厚度对其抗震性能的影响。

1 节点提出及设计

1.1　节点提出

本文参考已有的模块化建筑连接节点并对以往节点的研究不足进行改进，设计一种新型箱式模块化钢结构单边螺栓连接节点^［6］。该节点适用于箱式模块化结构中柱位置，连接空间模块共八柱十六梁。节点在施工现场仅由螺栓连接，施工方便快捷，并且柱与柱之间连接紧密，有较好的协同性。

节点组成如图1所示，共包含四部分：上模块、下模块、连接插件和单边螺栓。上模块由钢柱、地板梁和梁端加强盖板组成，梁柱直接焊接，盖板加封于梁上的梁柱连接处。下模块由钢柱、天花板梁和盖板组成，梁柱直接焊接，盖板加封于梁上的梁柱连接处。连接插件由上下插件和连接板组成，其中上下插件分别焊接于连接板的上下两侧。所有模块单元加工生产均在工厂完成。

1.2　节点设计

根据《钢结构设计标准》（GB 50017—2017）^［7］和《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）^［8］，并根据实际工程中的参数范围，对BASE试件进行设计，节点具体连接形式如图2所示。本文螺栓选用上海同济绿建公司生产的单边螺栓，型号为8.8-SB16，螺栓性能等级为8.8级，螺杆直径为16 mm（不包含螺栓套筒），最小螺栓中间距为55 mm，最小螺栓外边距为33 mm，预紧力为80 kN。上下模块柱长度为1 500 mm，截面尺寸为200 mm×200 mm×8 mm。地板梁长度为1 500 mm，盖板沿梁长度为150 mm，截面尺寸为H200 mm×150 mm×6 mm×8 mm。天花板梁长度为1 500 mm，截面尺寸为H150 mm×150 mm×6 mm×8 mm。梁柱尺寸见表1。钢插件由上下插件和连接板在工厂焊接而成（焊缝质量可靠）。通过预制钢插件可大幅度提高安装效率，并方便拆卸以及后期循环使用。开孔尺寸按照二级螺栓孔要求，螺栓孔尺寸设计参考《钢结构设计标准》（GB 50017—2017）^［7］和《钢结构高强度螺栓连接技术规程》（JGJ 82—2011）^［9］，设定螺栓孔径为28 mm。

2 有限元模型建立及验证

2.1　单元选取与材料本构关系

各钢部件均选择八节点线性六面体缩减积分单元C3D8R，以克服完全积分单元的剪切自锁现象。节点中除单边螺栓外，其余部件均采用Q355B钢材。各部件钢材的应力-应变曲线采用双线性强化弹塑性模型，服从Mises屈服准则及相关流动法则。同时引进Q355B钢材随动强化材料参数^［10］，增强节点在循环荷载作用下的模拟的准确性。材料具体参数见表2，钢材本构模型如图3所示。

方钢管柱和插件采用进阶算法扫掠划分网格技术进行网格划分，其余部件均采用结构划分网格技术进行网格划分，在节点域位置进行局部加密，加密区域网格尺寸为10 mm×10 mm，非加密区域网格尺寸为30 mm×30 mm。端板和梁翼缘间的焊接采用绑定方式模拟。柱顶与柱底自由度耦合于柱形心处，梁端自由度耦合于梁端形心处。节点柱底模拟柱底铰接形式，柱顶只允许发生竖向位移和平面内的转动，有限元模型如图4所示。

2.2　节点加载制度及极限状态的确定

本文模型的弯矩-转角曲线属于无荷载下降段的弯矩-转角曲线，可采用以构件变形量作为节点是否达到极限承载力的依据，通过位移限制的方法来确定节点的极限承载力^［11］。Yura等^［12］提出了一种以节点支管变形为位移限制的极限转角取值法。如图5所示，将支管看作简支梁并承受均布荷载，认为节点梁的应变达到材料屈服应变的4倍时，节点到达极限状态；此时节点的位移、荷载为节点的极限位移和极限荷载。依据Yura所提出的极限转角取值法，极限转角的大小只与材料强度、弹性模量、支管的回转半径有关，本文所设计节点梁的回转半径i=85 mm，弹性模量E=\mathrm{2}06 GPa；l=\mathrm{1}.5 m，f_{\mathrm{y}}=\mathrm{355}\mathrm{M}\mathrm{P}\mathrm{a}。计算得节点的极限转角为0.04。

对节点BASE试件施加低周反对称往复的竖向位移，如图6所示。模拟地震作用的层间剪力，加载历程参考美国钢结构抗震标准AISC341-05^［13］，采取图7所示的加载制度选取梁层间位移角为位移控制值。当有限元模型所受荷载出现下跌，降低至峰值荷载0.85或层间位移角达到0.04时，终止加载。

2.3　有限元模型的验证

对李豫明^［2］进行的试验进行建模分析，并将有限元分析结果与试验结果进行对比分析。节点类型为模块化钢结构单边螺栓连接节点，与本研究设计的节点具有相似的梁柱尺寸、螺栓性能、材料属性、边界条件和加载方式等特征。本研究将运用本文所提出的节点建模方法，构建H-1节点的有限元模型，并将其计算结果与对应的试验数据进行对比。分析两者在关键参数、性能指标等方面的一致性，当有限元计算结果与试验数据吻合较好，并且误差控制在允许的范围内时，可以得出本研究所采用的节点建模方法是正确可行的，其数值结果具有真实可靠性。

滞回曲线与骨架曲线对比如图8所示，承载力、位移延性系数对比见表3、表4。对比位移延性系数，有限元计算结果与试验存在差异，可能是由于：有限元模型中所施加的约束与试验中实际约束有差别，以及有限元模拟中未能充分考虑摩擦系数和本构关系与实际摩擦系数和材料实际本构的差别。

3 节点抗震性能分析

本节以1.2节设计的节点作为BASE试件进行节点抗震性能分析。

3.1　应力发展

图9展示了节点在滞回加载过程中的应力发展变化情况。当节点位移角加载至±0.01时，正向位移角情况下，下模块柱应力发展速度较快，负向位移角情况下，上模块柱应力发展速度较快。当梁端加载至±0.02位移角时，梁受拉翼缘距离梁柱连接处100 mm的区域首次出现屈服，靠近节点中心的梁受压翼缘出现较大塑性区域并开始向腹板发展，柱屈服区域集中在柱与梁上下翼缘的连接处；各部件应力继续发展，其中螺栓螺孔位置应力迅速增大，受拉侧螺孔应力附近区域达到屈服强度。当梁端位移加载至±0.03位移角时，梁翼缘和焊接钢板上屈服区域进一步扩大；正向位移角情况下，插件中轴线附近与柱壁贴紧的支撑板角部出现塑性区域，负向位移角情况下，下模块梁受压侧螺孔附近也进入屈服，但最大应力尚未超出极限抗拉强度。当梁端位移加载至±0.04位移角时，梁柱截面均产生较大屈服面且最大应力已经超出极限抗拉强度。当节点位移从正向位移角变为负向位移角时，节点柱的应力发展模式和塑性区域分布基本完全相反。原塑性区域进一步扩大，节点平面外侧螺栓孔附近受剪力影响出现屈服区域；当节点到达极限位移时，正负加载方向下连接插件的屈服区域分布不同，主要集中在：受压侧螺栓孔附近、平面外侧螺栓孔和柱壁贴紧的支撑板角部。从应力云图整体来看，当节点位移从正向位移角变为负向位移角时，上连接插件整体应力减小，下连接插件整体应力增大，上连接插件所受应力部分转移至下连接插件。

综上所述，节点破坏时在梁端出现大面积屈服区域，形成塑性铰，节点区域在螺栓孔附近由于应力集中出现小面积屈服，最终因梁端形成塑性铰而破坏，符合《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）^［8］中强节点、弱构件的要求。

3.2　滞回曲线与骨架曲线

滞回曲线能够反映试件在反复受力过程中的变形特征、刚度退化、残余位移及耗能能力等特征，能体现出试件抗震性能的优劣。采用弯矩-转角曲线来研究节点的转动能力与抗震性能。BASE试件的荷载-位移滞回曲线如图10所示。BASE试件的骨架曲线如图11所示，从图中可以看出试件在加载初期处于弹性状态，骨架曲线斜率基本没有发生变化，弯矩-转角曲线基本为线性关系，弹性状态持续时间较长，在转角达到3%左右时试件达到屈服状态，进入塑性阶段。当试件进入塑性阶段后，弯矩-转角呈现出明显的非线性关系，试件弯矩的增量随转角的增大逐渐变小。加载至4%位移角时，试件荷载仍未出现下降段，此时构件已产生明显变形，达到加载限制停止加载。对于无荷载下降段的荷载-位移曲线，采用以构件变形量作为节点是否达到极限承载力的依据，通过位移限值的方法来确定节点的极限承载力。

3.3　刚度退化

结构在推拉往复荷载作用下，在保持相同的峰值荷载时，转角随圈数增加而增大的现象被称为刚度退化。为了便于分析各试件的刚度退化规律，对各级位移角下第一圈的环线刚度值进行计算：

K_i=\frac{\left|+F_i\right|+\left|-F_i\right|}{\left|+x_i\right|+\left|-x_i\right|}（1）

式中：+F_i 与-F_i 分别为第i次循环荷载下推拉向的荷载峰值；+x_i 与-x_i 分别为第i次循环荷载下推拉向荷载峰值对应的峰值位移。

图12为BASE试件的刚度退化曲线，可以看出，试件的刚度随加载位移角的增大而减小，刚度退化较为均匀，加载过程中未出现刚度的突变。当加载至0.04位移角时，试件的刚度减小了50%左右。

3.4　延性与耗能

延性与耗能是分析结构抗震性能的重要指标。延性是指节点在破坏之前的塑性变形能力，常用延性系数μ表示，延性系数越大表明结构的塑性变形能力越强。延性系数μ采用下式计算：

\mu =\frac{{∆}_u}{{∆}_y}（2）

式中：Δ_u和Δ_y分别为节点的极限位移和屈服位移。延性系数的计算结果见表5。该节点的屈服层间位移角［θ_y］=5.5［θ_e］，极限层间位移角［θ_u］=2.00［θ_p］；节点的正负向延性系数分别为1.32和1.31。

耗能能力是反映结构在受到地震荷载作用时耗散地震能量的能力，滞回环的面积越大，则试件的耗能能力越强。BASE试件耗能结果列于表6中，根据表中数据可知，BASE试件的耗能随加载圈数的增大逐渐增大，表明节点加载时耗能处于上升状态。加载初期，试件处于弹性状态，此时结构的变形及残余变形均较小，耗能较小。随着加载位移角的逐渐增大，试件的变形逐渐增大，连接插件通过塑性变形进行耗能，整个试件的耗能得到显著提升。

等效黏滞阻尼系数h_e是反映结构滞回环饱满程度及耗能大小的重要参数之一，等效黏滞阻尼系数越大，代表结构的滞回曲线越饱满，耗能能力也越强。等效黏滞阻尼系数采用下式计算，示意图如图13所示。

h=\frac{\mathrm{1}}{\mathrm{2}\mathrm{\pi }}\cdot \frac{S_{ABC}+S_{ADC}}{S_{∆OBE}+S_{∆ODF}}（3）

式中：S_ABC 和S_ADC 分别为滞回曲线与横向坐标轴包围的面积；S_ΔOBE 和S_ΔODF 为三角形面积。

图14给出了BASE试件的等效黏滞阻尼系数随加载位移角的变化曲线和各计算点值。从图中可以看出，BASE试件的等效黏滞阻尼系数随加载位移角的增大逐渐变大，表明试件在加载过程中的耗能逐步提升，表现出一定的耗能能力。当节点进入塑性阶段后，试件的等效黏滞阻尼系数增加幅度较弹性阶段小，等效黏滞阻尼系数变化范围为0.078~0.821。

4 参数分析

为深入研究各因素对连接节点性能的影响机理，选取柱螺栓预紧力、连接插件厚度和梁盖板厚度对BASE试件进行参数变换，具体试件设计见表7。螺栓预紧力系列试件：仅将螺栓预紧力分别改变为50 kN和100 kN，其他参数与BASE试件一致。连接插件系列试件：仅将连接插件厚度分别改变为6 mm和10 mm，其他参数与BASE试件一致。梁盖板系列试件：仅将梁盖板厚度分别改变为8 mm和12 mm，其他参数与BASE试件一致。

建立基本节点形式，并改变节点中的螺栓预紧力、连接插件厚度和梁盖板厚度，对模型进行滞回加载，并对破坏模式和抗震性能进行对比分析。

4.1　预紧力系列

JD1系列各试件的滞回曲线及骨架曲线如图15—图17所示，改变螺栓预紧力的大小为50 kN和100 kN。从图中可以看出，各试件骨架曲线变化基本不大。试件JD1-2在转角相同的情况下，承载力较JD1-1略高。各试件加载至4%位移角时，JD1系列各试件正向极限弯矩约为390 kN·m，负向极限弯矩约为-345 kN·m，正负向弯矩不相等是由于试件在加载过程中发生了不同程度的刚度退化所导致。如表8所示，试件JD1-2比试件JD1-1正负屈服弯矩分别高0.55%和0.71%，表明增大试件螺栓预紧力并不能有效提高试件的承载能力，螺栓预紧力从50 kN提升至100 kN时，承载力上涨不足1%。

图18为JD1系列各试件的刚度退化曲线，各试件的刚度随加载位移角的增大逐渐减小，图示三个试件的刚度退化规律大致相同。试件JD1-2的初始刚度较JD1-1高0.42%，加载结束时试件JD1-2的刚度较JD1-1高0.48%，可以看出螺栓预紧力的变化对试件的初始刚度及刚度退化影响不大。

4.2　连接插件系列

图19和图20为JD2系列各试件的滞回曲线，该系列主要研究连接插件厚度不同对节点抗震性能的影响，连接插件厚度的变化范围为6 mm、10 mm、12 mm，包括BASE试件在内共计3个试件。加载初期，试件的加卸载滞回曲线基本都经过原点，各试件的滞回曲线变化趋势相近。继续加载，试件的刚度开始退化，各试件的耗能逐渐增加，均表现出良好的耗能性能。图21为JD2系列各试件的骨架曲线。

图22为JD2系列各试件的刚度退化曲线，各试件的刚度均随位移角的增大逐渐减小，未出现突变值。试件JD2-1和JD2-2的连接插件厚度分别为6 mm和10 mm，连接插件厚度增大4 mm，试件JD2-2的初始刚度较JD2-1提高2.4%，提升不明显，表明试件的初始刚度随连接插件厚度的增大而增大，但提升效果并不明显。

JD2系列各试件延性计算结果见表9，试件的延性随连接插件厚度的增大出现减小的趋势，且变化仅存在于试件JD2-1和BASE之间，试件BASE较JD2-1的正负向延性系数平均值低3%，延性降低不明显。试件BASE、JD2-2的正负向延性系数平均值均在1.79左右，试件延性随连接插件厚度的增大无明显变化，表明试件延性随连接插件厚度的增大出现减小的趋势，但减小并不明显，且当连接插件厚度超过10 mm时，试件延性并未出现降低。

JD2系列各试件在每级加载位移角下的耗能值汇总见表10，通过对比数据发现，试件BASE的总耗能较JD2-1提高4.3%，试件JD2-2的总耗能较BASE减小3.7%，说明增大连接插件厚度能提高试件的耗能能力，但当连接插件厚度增大超过一定限值时，试件的耗能能力反而下降，此后当连接插件厚度继续增大时，试件的总耗能并无明显变化。

JD2系列各试件的等效黏滞阻尼系数对比如图23所示，在0.75%位移角范围内，各试件的等效黏滞阻尼系数相差不大，说明增大连接插件厚度并不能有效提高试件初期的耗能能力。随着加载位移角的增大，各试件等效黏滞阻尼系数均呈现出显著上升的趋势。等效黏滞阻尼系数随连接插件厚度的增大呈现出先增大后减小的趋势，若继续增大连接插件厚度，试件的耗能并无明显变化。各试件在加载过程中均表现出良好的耗能能力，其中BASE试件的耗能能力更优，钢材利用率也较高。

4.3　梁盖板系列

图24和图25为JD3系列各试件的滞回曲线，图26为JD3系列各试件的骨架曲线。JD3系列共设计三种厚度盖板，分别为8 mm、10 mm、12 mm。加载初期，试件的滞回曲线较为接近，此时结构处于弹性状态，刚度变化不明显。随着加载位移角的增大，试件的滞回曲线偏离直线状态，试件的刚度及承载能力逐渐减小，卸载时的刚度也随之降低。

JD3系列各试件的刚度退化曲线如图27所示。BASE试件的初始刚度和JD3-2几乎一致，试件JD3-2的初始刚度较JD3-1提高了5.1%，提高幅度有限，表明试件的初始刚度随着盖板厚度的增大而增大，但增大的幅度并不是特别明显。

依据各试件骨架曲线计算得到的延性系数见表11，由表可知，试件的延性系数随盖板厚度的增大逐渐减小，试件JD3-2的正负向延性系数较JD3-1减小2.3%和6.8%，表明试件的盖板厚度越大，试件的延性系数越小，延性越差，但延性系数变化幅度较小。各试件的延性系数变化范围为1.23~1.32。

表12为JD3系列各试件在加载过程中的耗能变化记录值，从表中可以看出，2%位移角前各试件在往复荷载作用下每一圈的耗能大致相同，之后随着加载位移角的增大而逐渐有明显变化。各试件的总耗能随插件连接板厚度的增大呈现出先增大后减小的趋势，其中当插件连接板厚度为10 mm时，试件总耗能达到最大。

图28为JD3系列各试件的等效黏滞阻尼系数对比图，加载初期各试件的等效黏滞阻尼系数变化规律大致相同，加载至2%位移角后有明显的变化。从图中可以看出，试件JD3-1的等效黏滞阻尼系数在3%位移角前均比其他试件大，而在4%位移角时低于BASE试件。其中插件连接板厚度在10 mm左右时，试件的耗能性能更佳。

5 结 论

本文利用有限元模拟软件对箱式模块化钢结构单边螺栓连接节点滞回加载，研究节点在正负加载状况下的应力分布和破坏模式，分析了节点的抗震性能和不同参数对于节点抗震性能的影响，得出如下结论：

（1） 节点位移角正负向转换时，柱应力发展模式与塑性区分布相反且中心对称；右侧上模块梁部分应力转移至右下模块梁，使上梁屈服区减少、下梁增多；上连接插件部分应力转移至下插件，导致上插件应力减小、下插件增大。

（2） 单边螺栓预紧力变化对节点的抗震性能影响较小，螺栓预紧力从50 kN提升至100 kN时，节点承载力、刚度、耗能性能变化幅度不足1%。

（3） 插件厚度对节点承载力影响大，随厚度增大，屈服弯矩和极限弯矩增大，6~10 mm时增幅最明显；耗能先增后减，10 mm时总耗能最大，同时承载能力和初始刚度提高、延性系数降低。

（4） 梁端盖板厚度增加，节点承载力、初始及后期刚度增大，延性减小；对耗能影响显著，10 mm时总耗能最大，8 mm和12 mm时分别减小13%和19%，加载后期等效黏滞阻尼系数下降。

参考文献

[1] 徐红玉，李奕昂，王新武，T型件单边螺栓连接方钢管混凝土柱-钢梁框架抗震性能研究［J］.工程抗震与加固改造，2023，45（3）：15-22.

[2] XU Hongyu，LI Yiang，WANG Xinwu，et al.Study on seismic performance of T-stub unilateral bolted connection between concrete-filled square steel tubular column and steel beam frame［J］.Earthquake Resistant Engineering and Retrofitting，2023，45（3）：15-22.（in Chinese）

[3] 李豫明.模块化钢结构单边螺栓连接节点力学性能研究［D］.天津：天津大学，2018.

[4] LI Yuming.Research on mechanical properties of modular steel structure unilateral bolt connections ［D］.Tianjin：Tianjin University，2018.（in Chinese）

[5] 李国强，马人乐，王伟，钢结构高效螺栓连接关键技术研究进展［J］.建筑钢结构进展，2020，22（6）：1-20.

[6] LI Guoqiang，MA Renle，WANG Wei，et al.Research progress on key technologies for high-efficiency bolted connections of steel structures［J］.Progress in Building Steel Structures，2020，22（6）：1-20.（in Chinese）

[7] WANG J F，CHEN X Y，HAN L H.Structural behaviour of blind bolted connection to concrete-filled steel tubular columns［J］.Advanced Materials Research，2011，163：591-595.

[8] WANG J F，ZHANG H.Seismic performance assessment of blind bolted steel-concrete composite joints based on pseudo-dynamic testing［J］.Engineering Structures，2017，131：192-206.

[9] 杨俊芬，刘壮，刘盼盼.一种插入式模块化钢结构连接节点：中国，CN202120417004.5［P］.2021-11-05.

[10] YANG Junfen，LIU Zhuang，LIU Panpan.An inserted modular steel structure connection node：China，CN202120417004.5［P］.2021-11-05.（in Chinese）

[11] 中华人民共和国住房和城乡建设部.钢结构设计标准：GB50017—2017［S］.2018版.北京：中国建筑工业出版社，2018.

[12] Ministry of Housing and Urban-Rural Development of the People's Republic of China.Standard for design of steel structures：GB 50017—2017［S］.2018 ed.Beijing：China Architecture & Building Press，2018.（in Chinese）

[13] 中华人民共和国住房和城乡建设部.建筑抗震设计规范：GB 50011—2010［S］.2016版.北京：中国建筑工业出版社，2016.

[14] Ministry of Housing and Urban-Rural Development of the People's Republic of China.Code for Seismic Design of Buildings：GB 50011—2010［S］.2016 ed.Beijing：China Architecture & Building Press，2016.（in Chinese）

[15] 中华人民共和国住房和城乡建设部.钢结构高强度螺栓连接技术规程：JGJ 82—2011［S］.北京：中国建筑工业出版社，2011.

[16] Ministry of Housing and Urban-Rural Development of the People's Republic of China.Technical specification for high-strength bolt connections of steel structures：JGJ 82—2011［S］.Beijing：China Architecture & Building Press，2011.（in Chinese）

[17] 石永久，王萌，王元清.循环荷载作用下结构钢材本构关系试验研究［J］.建筑材料学报，2012，15（3）：293-300.

[18] SHI Yongjiu，WANG Meng，WANG Yuanqing.Experimental study of structural steel constitutive relationship under cyclic loading［J］.Journal of Building Materials，2012，15（3）：293-300.（in Chinese）

[19] 左凌霄.采用新型椭圆头单边螺栓连接的梁柱节点受弯承载性能研究［D］.北京：北京建筑大学，2022.

[20] ZUO Lingxiao.Study on flexural bearing capacity of beam-column joints with new elliptical head unilateral bolt connection［D］.Beijing：Beijing University of Architecture，2022.（in Chinese）

[21] YURA J A，ZETTLEMOYER N A，EDWARDS I F.Ultimate capacity equations for tubular joints［C］//Proceedings of the Annual Offshore Technology Conference.Houston，Texas：American Society of Civil Engineers，1980.

[22] AISC.ANSI/AISC 341-05 Seismic provisions for structural steel building［S］.Chicago：AISC，2005.

基金资助

中国能源建设集团甘肃省电力设计研究院有限公司委托项目(20240484)