任魯明，楊 波，孔德陽

(1. 重慶大學 山地城鎮(zhèn)建設與新技術教育部重點實驗室，重慶 400045； 2. 重慶大學 土木工程學院，重慶 400045； 3. 新加坡國立大學 土木與環(huán)境工程系，新加坡 117576)

0 引 言

建筑結構的連續(xù)倒塌是指結構在偶然荷載作用下發(fā)生局部破壞，隨后此破壞沿著構件向周邊結構傳遞，最終造成結構發(fā)生與初始破壞不成比例的大范圍破壞甚至整體坍塌。數(shù)次倒塌事故的發(fā)生表明，建筑物一旦發(fā)生連續(xù)倒塌，必將造成嚴重的財產損失和人員傷亡。尤其是自21世紀初的紐約世貿大廈倒塌事件發(fā)生后，越來越多的學者開始投身于建筑結構抗連續(xù)倒塌性能的研究當中。

截至目前，各國規(guī)范中的建筑結構抗連續(xù)倒塌設計方法主要包括拉結強度法、拆除構件法、關鍵構件法和基于風險的設計方法等。拆除構件法通過拆除結構的豎向承重構件來分析剩余結構的力學響應，并根據(jù)破壞情況來判斷結構是否發(fā)生連續(xù)倒塌。由于此方法分析過程簡便，因而在倒塌研究，尤其是試驗研究中被廣泛采用。諸多學者基于拆除構件法，在梁柱節(jié)點[1-7]、二維框架[8-14]以及三維結構等[15-28]不同的結構層次方面開展了結構抗連續(xù)倒塌性能研究。

通常來說，拆除構件法中拆除的承重柱的位置可以分為內部柱、邊柱及角柱?，F(xiàn)有的研究，尤其是近幾年的三維建筑子結構的試驗研究，大多基于內部柱失效的工況展開[15-22]。Dinu等[16]采用試驗與數(shù)值模擬相結合的方法，研究了三維鋼框架子結構體系在中柱失效情況下的倒塌性能，發(fā)現(xiàn)由于懸鏈線效應的發(fā)展，結構在節(jié)點破壞前可以經歷較大程度的變形，且節(jié)點的轉動能力比現(xiàn)有規(guī)范中規(guī)定的要強。Fu等[18]進行了1/3縮尺的鋼框架-組合樓板子結構在中柱失效情況下的倒塌試驗，并指出樓板的受拉薄膜效應在大變形階段發(fā)揮著重要的作用，其貢獻占到了結構總承載力的1/3。相比于內部柱失效，邊柱和角柱失效情況下結構倒塌性能的研究則相對較少。Zhang等[23]對一個2×1跨帶平混凝土樓板的焊接連接鋼框架結構開展了去邊柱工況下的抗倒塌試驗研究，發(fā)現(xiàn)懸鏈線效應主要出現(xiàn)在失效柱上方的“雙跨”梁中。失效柱位置處鋼梁下翼緣被拉斷后，結構喪失承載能力。Qian等[24]對6個1/3縮尺的鋼筋混凝土子結構在移除角柱的情況下進行了試驗研究，指出經過抗震設計的以及具有較小跨度的結構具有更好的抗連續(xù)倒塌性能。此外，其他針對外部柱失效情況下結構倒塌性能的研究可見文獻[25]～[28]。

盡管上述關于外部柱失效情況下結構抗連續(xù)倒塌性能的研究得到了一些有價值的結論，但與內部柱失效情況相比，其研究仍然不夠充分，尤其是高質量的大尺度試驗研究。而在實際情況中，多次倒塌事故的發(fā)生，如美國Alfred P. Murrah辦公大樓的倒塌等，都表明結構的外側更容易受到汽車撞擊等偶然荷載的侵襲，且結構在外部柱失效情況下，由于周邊較弱的約束條件，各倒塌抗力機制的發(fā)揮情況可能與內部柱失效情況下有所不同。此外，現(xiàn)有的鋼框架-組合樓板子結構的試驗研究大多采用傳統(tǒng)的焊接連接，采用削弱型節(jié)點及半剛性節(jié)點的研究相對較少。而部分梁柱節(jié)點倒塌性能的研究表明，節(jié)點類型的不同往往會對其抗倒塌性能有著較為顯著的影響[7]。

為進一步彌補研究空缺，本文對4個采用不同類型節(jié)點的1/3縮尺的鋼框架-組合樓板子結構在移除邊柱的條件下開展了擬靜力試驗。對結構的荷載-位移曲線、失效模式進行了分析，并對比了節(jié)點形式對結構倒塌性能的影響。此外，對倒塌過程中各主要抗力機制的貢獻進行了分離和討論。本研究可為外部柱失效情況下采用不同節(jié)點形式的鋼框架-組合樓板子結構抗連續(xù)倒塌性能的進一步研究提供試驗數(shù)據(jù)，也可為后續(xù)的數(shù)值模擬及理論分析工作奠定基礎。

1 試驗概況

1.1 原型結構與試驗試件

試驗子結構取自一棟根據(jù)歐洲規(guī)范EC4設計的9層的商業(yè)建筑，其設計恒荷載為4 kPa，活荷載為3 kPa，層高為4.2 m。原型結構的平面圖如圖1所示，其中的陰影部分即為試驗所研究的子結構。受限于實驗室場地及加載裝置，試驗試件在選取的子結構基礎上進行了1/3縮尺?？s尺后試驗試件的結構布置如圖2所示，其中字母C、G、B、P和R分別代表柱、主梁、次梁、加載點和約束系統(tǒng)。

圖1 原型結構平面圖(單位:mm)Fig.1 Plan View of Prototype Structure (Unit:mm)

圖2 試件結構布置(單位:mm)Fig.2 Structural Layout of Specimen (Unit:mm)

試驗試件包括鋼框架與組合樓板兩部分。鋼框架部分皆采用國產熱軋H型鋼，柱、主梁及次梁截面型號分別為HW 200×200×8×12、HN 200×100×5.5×8和HN 150×75×5×7。4個試驗試件，主梁與柱的連接分別采用平齊式端板(FEP)節(jié)點、反向槽鋼(RC)節(jié)點、狗骨式(RBS)節(jié)點與栓焊混合(WUFB)節(jié)點，而次梁與柱及次梁與主梁之間的連接則采用腹板雙角鋼(DAC)節(jié)點或剪切板(FP)節(jié)點。4個試件中所采用的連接的具體形式如表1所示，試件的命名規(guī)則為：主梁與柱連接形式+次梁與柱及主次梁連接形式。各節(jié)點詳細構造如圖3所示。組合樓板則由0.8 mm厚的閉口型壓型鋼板和其上65 mm厚的鋼筋混凝土樓板構成(圖4)，壓型鋼板板肋上部布置間距為200 mm的雙向鋼筋網。鋼框架與組合樓板間通過直徑為13 mm的栓釘進行完全抗剪連接，栓釘沿主、次梁布置間距分別為75 mm和93 mm。

表1 試件中所采用的節(jié)點形式Table 1 Connection Types Used in Specimens

圖3 節(jié)點詳圖(單位:mm)Fig.3 Details of Connection (Unit:mm)

圖4 組合樓板詳圖(單位:mm)Fig.4 Details of Composite Slab (Unit:mm)

1.2 加載裝置與約束系統(tǒng)

圖5 試驗裝置Fig.5 Test Setup

試驗中通過特殊設計的6點加載系統(tǒng)來模擬均布荷載，如圖5所示。一級箱型加載梁把千斤頂?shù)募泻奢d傳遞到2個Y型二級加載梁上，隨后通過Y型加載梁的6個加載點將豎向荷載施加到樓板板面上。在一級加載梁與二級加載梁間，Y型加載梁重心位置處，放置2個可以自由轉動的球鉸，以保證即使結構發(fā)生較大變形后，Y型加載梁上的荷載仍沿豎直方向且各加載點的力基本一致。試驗中通過位移控制加載，以得到結構從加載開始至破壞全過程的荷載-位移曲線。為考慮周邊結構對選取的子結構的約束作用，子結構周邊的鋼梁及樓板皆向外延伸1/4跨長(試驗中受限于地錨螺栓孔限制，統(tǒng)一調整為500 mm)，約為反彎點所在位置。在試驗試件周邊采用一套包括豎向及斜向的圓形鋼管的約束系統(tǒng)為試件提供充分的水平約束，約束圓鋼管的兩端與試件懸挑梁端部以及反力墻或反力地面進行鉸接。

1.3 測量裝置

為監(jiān)測結構構件的受力響應，對主梁、次梁分別選取2個、3個截面，柱子的1/3、2/3高度處，約束圓管的1/2長度處進行了應變片的布置，見圖6。同時，為監(jiān)控結構的變形，在失效柱、主梁、次梁下方的約束圓管位置處分別布置豎向和水平位移計，具體位置見圖6。

圖6 測量儀器布置(單位:mm)Fig.6 Arrangement of Measuring Instruments (Unit:mm)

1.4 材性試驗

試件中的鋼構件，如鋼梁、鋼柱、壓型鋼板、端板、槽鋼、剪切板及約束圓鋼管等皆進行了材性試驗，測得的相關參數(shù)列于表2中。混凝土強度則通過3個150 mm×150 mm×150 mm的標準立方體試塊測得，其28 d立方體抗壓強度為51.8 MPa。

2 試驗結果及分析

2.1 荷載-位移曲線及破壞模式

4個試件的荷載-位移曲線如圖7所示，其中豎向荷載為液壓千斤頂下方的力傳感器測得的總荷載，失效柱位移則通過布置在失效柱下方的2個拉線位移計測得的數(shù)值取平均值得到。

對試件FEP-DAC，在加載初期，荷載-位移曲線經過彈性階段持續(xù)上升，在位移99.15 mm位置處達到第一個峰值荷載，也是加載過程中最大荷載473.15 kN。而后，隨著G4-失效柱節(jié)點梁腹板位置處、G1-C1、G4-C5節(jié)點梁下翼緣位置處開裂，樓板中混凝土裂縫持續(xù)開展，荷載-位移曲線逐漸下降。當位移達到226.95 mm時，G4-失效柱節(jié)點完全斷裂[圖8(a)]，荷載也相應地由384.4 kN陡降至284.8 kN。隨后，原來由主梁G4承擔的荷載則通過組合樓板以及內部次梁進行重分布，荷載-位移曲線進入了平臺期。隨著變形的進一步增加，樓板的受拉薄膜效應開始發(fā)揮作用，荷載-位移曲線呈現(xiàn)出二次上升，直至第二個峰值荷載435.5 kN。此后，由于加載點P1、失效柱附近等位置壓型鋼板的斷裂，多個位置混凝土樓板的壓潰以及鋼筋的斷裂，荷載急劇下降，試驗結束。試件FEP-DAC的整體失效模式如圖8(b)所示。

表2 鋼構件材性試驗結果Table 2 Test Results of Material Properties of Steel Members

圖7 荷載-位移曲線Fig.7 Load-displacement Curves

圖8 試件FEP-DAC的破壞模式Fig.8 Failure Modes of Specimen FEP-DAC

對試件RC-DAC，在加載初期，荷載隨位移線性增長。而后由于混凝土樓板裂縫的產生和主梁-失效柱節(jié)點的變形，結構的剛度開始逐漸降低，加載至91 mm時，G4-失效柱節(jié)點處主梁下翼緣與端板間的焊縫開始產生裂紋。隨后，隨著變形的進一步增加，荷載緩慢增長，在位移298 mm處，達到最大值441 kN。在此過程中，樓板裂縫持續(xù)產生和發(fā)展，且伴隨著受壓區(qū)混凝土的壓潰和受拉鋼筋的斷裂，G1、G4與失效柱相連節(jié)點的槽鋼腹板也發(fā)生較大變形。隨后，由于G4-失效柱節(jié)點主梁腹板兩側與端板的焊縫先后斷裂，荷載在位移315.5 mm與347.8 mm處分別陡降至363.1 kN與323.4 kN。而后，荷載-位移曲線再次經歷一段平穩(wěn)段后，由于G4-失效柱節(jié)點主梁與端板焊縫的完全破壞[圖9(a)]以及B3靠近失效柱一側上方壓型鋼板的撕裂，荷載急劇下降，試驗結束。試件RC-DAC的整體失效模式如圖9(b)所示。

圖9 試件RC-DAC的破壞模式Fig.9 Failure Modes of Specimen RC-DAC

對試件RBS-DAC，加載開始后，荷載首先隨著位移的增加快速上升，隨著混凝土樓板上裂縫產生，荷載增加速度逐漸減緩。當位移達到139.6 mm時，荷載達到最大值633.1 kN。隨著變形的繼續(xù)增加，混凝土裂縫進一步開展且部分加載點附近的混凝土被壓潰，同時鋼筋發(fā)生斷裂，加載點下方的鋼梁位置處形成塑性鉸。上述現(xiàn)象也導致了荷載-位移曲線在位移139.6～264.6 mm之間快速下降。而后，隨著位移的增加，組合樓板的破壞進一步加重，且次梁節(jié)點B3-C3、B2-G2、B4-G3陸續(xù)破壞[圖10(a)]，位移為422 mm時結構承載力降至最大承載力的60%以下。盡管隨后荷載又有小幅度上升，但此時結構部分荷載是通過失效雙角鋼節(jié)點的梁下翼緣直接傳遞，并無意義。試件RBS-DAC的整體失效模式如圖10(b)所示。

圖10 試件RBS-DAC的破壞模式Fig.10 Failure Modes of Specimen RBS-DAC

對試件WUFB-FP，其荷載-位移曲線隨著加載過程的進行，先是快速上升，而后隨著混凝土樓板正、負彎矩區(qū)裂縫的開展，樓板上部逐漸呈現(xiàn)出一圈環(huán)狀的受壓裂縫。加載點P2、P3、P4下方的次梁下翼緣屈服，且加載點P5下方的壓型鋼板出現(xiàn)錯位。在此過程中，荷載-位移曲線逐漸呈現(xiàn)出非線性，荷載增速逐漸減慢。當位移為116.9 mm時，荷載達到了本次試驗中的最大值731.2 kN。此后隨著試件變形的增加，樓板進一步開裂，荷載-位移曲線也進入了一段平臺期。當位移達到149.3、154.5、204.1 mm時，剪切板節(jié)點B2-G2、B4-G3和B3-C3的上部螺栓分別發(fā)生剪切破壞，導致了荷載-位移曲線在相應位置發(fā)生小幅下降。而后，當位移達到235 mm時，上述剪切板節(jié)點位置處剩余的3顆螺栓幾乎同時斷裂[圖11(a)]，荷載陡降，試驗結束。試件WUFB-FP在最終破壞前，并無明顯征兆，呈現(xiàn)出脆性破壞的特征，其最終的整體失效模式如圖11(b)所示。

圖11 試件WUFB-FP的破壞模式Fig.11 Failure Modes of Specimen WUFB-FP

表3中對比了4個試件荷載-位移曲線上的若干特征點，包括結構的初始剛度、極限荷載及相應的極限位移和能量吸收能力?？梢钥吹剑?個試件中，主梁采用剛性連接(栓焊混合節(jié)點)的試件WUFB-FP與采用削弱型狗骨式節(jié)點的試件RBS-DAC及其他2個采用半剛性節(jié)點的試件相比，有著更高的初始剛度和承載力。采用剛性連接的試件WUFB-FP與試件RBS-DAC在較快地達到極限荷載后，結構剛度便一直快速減小直至結構完全破壞，而其他2個采用半剛性連接的試件的結構剛度衰減則相對較慢。在極限荷載處，試件RC-DAC的位移，比試件FEP-DAC、RBS-DAC、WUFB-FP分別高出201%、113%和155%。這主要歸因于試件RC-DAC所采用的反向槽鋼節(jié)點具有較好的變形能力，使得試件RC-DAC呈現(xiàn)出較好的延性。對比次梁方向統(tǒng)一采用腹板雙角鋼節(jié)點的試件FEP-DAC、RC-DAC及RBS-DAC可以發(fā)現(xiàn)，3個試件有著較為相近的極限位移，且最終的破壞形式皆為延性破壞。而次梁采用剪切板節(jié)點的試件WUFB-FP的極限位移與前3個試件相比則大大減小，僅達到其50%左右，且結構呈現(xiàn)出脆性破壞特征。由此可以看出，次梁方向的腹板雙角鋼節(jié)點較好的變形能力對于整個結構在抗連續(xù)倒塌時延性的提高發(fā)揮著重要的作用。圖7中荷載-位移曲線與橫坐標軸圍成的面積代表了結構從開始加載至完全破壞所吸收的能量，具體數(shù)值可見表3?？梢钥闯觯捎镁哂休^好抗震性能的狗骨式節(jié)點的試件RBS-DAC表現(xiàn)出最好的吸能能力，2個采用半剛性節(jié)點的試件RC-DAC、FEP-DAC次之，且耗能能力極為接近。而次梁采用剪切板節(jié)點的試件WUFB-FP，由于結構失效較早，因而耗能能力最差，其吸收的能量僅達到試件RBS-DAC的63%。通過對比4個試件的破壞模式可以發(fā)現(xiàn)，采用半剛性節(jié)點的試件FEP-DAC與試件RC-DAC的失效柱上方的主梁節(jié)點皆發(fā)生破壞。而試件RBS-DAC與WUFB-FP由于狗骨式節(jié)點和栓焊混合節(jié)點較高的強度和剛度，使得結構在經歷大變形時，主梁-失效柱節(jié)點仍基本保持完好，最終結構的破壞由次梁節(jié)點的失效控制。

表3 荷載-位移曲線特征點比較Table 3 Comparison of Characteristic Points on Load-displacement Curves

2.2 抗力機制分析

為評估結構在連續(xù)倒塌過程中各抗力機制的貢獻，對4個試件的各主要抗力機制進行了量化分離。圖12給出了組合梁端部的受力分析圖，其中，MB、MC分別為梁、柱彎矩?？烧J為梁軸力NB在豎直方向的分力代表梁懸鏈線效應的貢獻，而梁剪力VB在豎直方向的分力則代表梁抗彎效應的貢獻。NB與VB可通過式(1)、(2)計算。

NB=(RH-VC)cos(θ)-(NC+Rv)sin(θ)

(1)

VB=(VC-RH)sin(θ)-(NC+Rv)cos(θ)

(2)

圖12 組合梁端部受力Fig.12 Force of Composite Beam End

式中：NC、VC分別為柱的軸力及剪力；RH、RV為約束反力，皆可通過應變數(shù)據(jù)計算得到；θ為梁端轉角，可通過位移數(shù)據(jù)計算得到。

將計算得到的各梁的懸鏈線效應與抗彎效應的貢獻進行疊加，可以得到鋼框架部分所承擔的荷載。而剩余部分荷載，則認為由組合樓板承擔。

采用上述方法，計算得到抗彎效應、懸鏈線效應以及組合樓板的貢獻如圖13所示?？梢钥闯觯簩?個試件而言，在加載全過程中抗彎效應的貢獻遠大于其他兩者，為結構的主要抗力機制；組合樓板的貢獻次之；而懸鏈線效應，除試件RBS-DAC外，其余3個試件皆在失效柱位移達到1/2極限位移之后才開始發(fā)揮作用，且其貢獻一直較小。在極限荷載位置處，試件FEP-DAC、RC-DAC、RBS-DAC、WUFB-FP通過抗彎效應、懸鏈線效應、組合樓板承擔的荷載占比分別為86.8%∶-3%∶16.2%、76.4%∶4.3%∶19.3%、58.7%∶1.5%∶39.9%、76.5%∶-0.2%∶23.7%。在結構最終破壞前，荷載占比分別為69.3%∶7.7%∶23%、63.6%∶8.5%∶27.9%、43.8%∶15.2%∶41.1%、68.1%∶3.2%∶28.7%。可以看出，試件RBS-DAC與其他3個試件相比，懸鏈線效應和組合樓板的受拉薄膜效應有著更好的發(fā)揮。主要原因包括兩點：一是次梁方向采用的腹板雙角鋼節(jié)點具有較好的變形能力，使結構經歷了充分的變形；二是失效柱位置處的主梁狗骨式節(jié)點一直未發(fā)生明顯破壞，使失效柱上方的雙跨主梁可以為次梁以及組合樓板提供較高的約束剛度?？傮w而言，對于本文所研究的鋼框架-組合樓板子結構體系，在邊柱失效情況下，抗彎效應一直占據(jù)主導地位，組合樓板的受拉薄膜效應在結構的大變形階段也發(fā)揮著一定的作用。而懸鏈線效應的貢獻一直較小，可忽略不計。

圖13 各抗力機制的貢獻Fig.13 Contribution of Collapse-resisting Mechanisms

3 結 語

(1)節(jié)點形式會影響鋼框架-組合樓板子結構的抗連續(xù)倒塌性能。對于主梁節(jié)點，采用栓焊混合連接的試件WUFB-FP表現(xiàn)出較高的初始剛度和極限承載力，而采用反向槽鋼連接的試件RC-DAC則表現(xiàn)出較好的延性，采用狗骨式連接的試件RBS-DAC具有最好的能量吸收能力。對于次梁節(jié)點，采用剪切板連接的試件WUFB-FP呈現(xiàn)出脆性破壞特征，而其他3個采用具有較好變形能力的腹板雙角鋼連接的試件則發(fā)生的是延性破壞。

(2)主梁節(jié)點采用半剛性連接的試件FEP-DAC與試件RC-DAC主梁-失效柱節(jié)點均發(fā)生破壞，而采用剛性連接的試件RBS-DAC與試件WUFB-FP的主梁-失效柱節(jié)點則基本保持完好，結構最終的破壞由次梁節(jié)點的失效控制。

(3)主梁方向采用具有較高強度和剛度的狗骨式節(jié)點，同時次梁方向采用具有較好變形能力的腹板雙角鋼節(jié)點的試件RBS-DAC在大變形階段，懸鏈線效應和組合樓板的受拉薄膜效應有著更好的發(fā)揮。

(4)抗彎效應在抵抗連續(xù)倒塌過程中一直為占主導地位的抗力機制，組合樓板的受拉薄膜效應在結構的大變形階段也發(fā)揮著一定的作用，而懸鏈線效應貢獻一直較小，可忽略不計。