楊元強，刁延松，2，*，李國華，郭 蕩

(1.青島理工大學(xué) 土木工程學(xué)院，青島 266525；2.山東省高等學(xué)校藍(lán)色經(jīng)濟區(qū)工程建設(shè)與安全協(xié)同創(chuàng)新中心，青島 266525)

組件法作為一種研究節(jié)點力學(xué)性能的方法[1]，由于符合實際節(jié)點性能且計算效率高，被引入結(jié)構(gòu)的抗連續(xù)倒塌研究中。結(jié)構(gòu)連續(xù)性倒塌是指結(jié)構(gòu)因意外事件造成結(jié)構(gòu)局部失效破壞，繼而引起與失效破壞構(gòu)件相連的其他構(gòu)件的連續(xù)破壞，最終導(dǎo)致結(jié)構(gòu)大范圍的倒塌破壞。在現(xiàn)有抗連續(xù)倒塌研究中，HUSAIN等[2]對中柱拆除情況下后張混凝土梁柱組件的高仿真數(shù)值模型進(jìn)行了抗連續(xù)倒塌性能分析，結(jié)構(gòu)抗力隨著預(yù)應(yīng)力鋼筋束總面積的增加而增加，直線形和拋物線形鋼筋束結(jié)構(gòu)抗力相似但破壞模式不同；ZHANA等[3]通過改變節(jié)點的錨固方式對多個混凝土框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行抗連續(xù)倒塌測試，比較了不同試件的力學(xué)性能，根據(jù)試件的變形和承載能力、破壞模式等分析了試件的抗?jié)u進(jìn)破壞機理；DENG等[4]對采用不同強度等級混凝土的鋼筋混凝土框架進(jìn)行了多次試驗研究，探究了軸壓比和混凝土強度對框架結(jié)構(gòu)抗連續(xù)性倒塌能力的影響；李黎明等[5-6]對外套管式節(jié)點的力學(xué)性能進(jìn)行了研究，分析了外套管節(jié)點厚度、T型件翼緣厚度等因素對節(jié)點性能的影響，為工程實踐提供了依據(jù)；馬人樂等[7]對3種子柱失效后的梁柱節(jié)點結(jié)構(gòu)進(jìn)行了彈塑性分析，結(jié)果表明新型節(jié)點在不考慮焊接缺陷的條件下具有較好的延性，在發(fā)生局部破壞時未發(fā)生脆性破壞；舒慧[8]等基于國內(nèi)外抗連續(xù)倒塌研究方法，對概念設(shè)計法、抗拉強度設(shè)計法、拆除構(gòu)件法等研究方法的優(yōu)缺點進(jìn)行了分析，為工程分析提供了相關(guān)借鑒。

目前，關(guān)于外套管式節(jié)點性能對鋼框架結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌性能的影響少有報道，因此本文利用組件法建立外套管式節(jié)點的組件節(jié)點(以下簡稱“外套管式組件節(jié)點”)簡化模型，分析整體節(jié)點力學(xué)性能，并采用有限元分析軟件ABAQUS對普通剛性節(jié)點和外套管式組件節(jié)點裝配式平面鋼框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行抗連續(xù)性倒塌分析。

1 外套管式組件節(jié)點簡化模型的確定及驗證

圖1 外套管式節(jié)點

1.1 外套管式節(jié)點概況

1.1.1 節(jié)點構(gòu)造

圖1為外套管式方鋼管柱-H型鋼梁連接節(jié)點[5]。H型鋼梁截面為396 mm×199 mm×7 mm×11 mm，方鋼管柱截面為300 mm×300 mm×12 mm，外套管厚度為16 mm，T型板尺寸為114 mm×114 mm×4 mm，μ為高強螺栓摩擦系數(shù)，d0為螺栓孔徑。

1.1.2 節(jié)點材料性能

在外套管式節(jié)點中，除梁采用Q235鋼外，其他構(gòu)件均為Q345鋼，材料性能參數(shù)取值見表1。

表1 材料性能參數(shù)

圖2 外套管式組件節(jié)點簡化模型

1.2 簡化模型確認(rèn)

1.2.1 節(jié)點簡化形式

用彈簧模擬拆分后的外套管式節(jié)點組件并與剛性桿進(jìn)行組裝(見圖2)，其中kT-flange，kT-stem，kcf，kbolt，kcwv分別表示T型件翼緣、T型件腹板、柱翼緣、高強螺栓及柱腹板的剛度。另外，由于外套管與方管柱能協(xié)同工作，可將柱壁和外套管管壁視為整體，所以節(jié)點處柱翼緣或柱腹板剛度是指二者共同工作時的剛度。

1.2.2 高強螺栓本構(gòu)關(guān)系

本文僅考慮高強螺栓的受拉作用，認(rèn)為高強螺栓受壓剛度無窮大，本構(gòu)關(guān)系采用雙折線本構(gòu)模型。初始剛度kbolt按式(1)計算，屈服后剛度kbolt,y仍按式(1)計算，僅將彈性模量E替換為Est。屈服荷載Fy,b由式(2)計算，承載力計算時將屈服強度fy替換為抗拉強度fu。

(1)

Fy,b=mAbfy

(2)

式中：Ab為螺桿有效截面面積；mb為螺栓個數(shù)，本文mb=8；E為彈性模量；lb為螺桿長度。

1.2.3 T型件翼緣本構(gòu)關(guān)系

T型件翼緣受拉初始剛度ke采用Eurocode 3[1]推薦的計算公式，即

(3)

式中：btf為T型板翼緣寬度；ttf為T型板翼緣厚度；d為螺栓孔中心到T型板腹板的距離。

由于T型件在節(jié)點破壞過程中發(fā)生了較大變形，T型件翼緣受拉屈服后剛度采用RASSATI[9]的處理方法，將其分為材料硬化階段的剛度(kh)和塑性大變形階段的剛度(kp)，計算如下：

(4)

(5)

T型件3種受拉破壞模式見圖3，其受拉承載力FT需要考慮3種破壞模式的承載力最小值，如式(6)所示。

(6)

式中：ew為0.25倍的墊圈直徑；fy為屈服強度；bft，tft分別為T型件寬度、厚度；RT-Rd為單個螺栓的承載力；m、n見圖3。

T型件大變形階段參數(shù)參考相關(guān)文獻(xiàn)。開始屈服、全截面屈服時的承載力采用RASSATI推薦的式(7)、式(8)計算。T型件極限承載力參考PILUSO等[10]研究的式(9)計算。

(7)

Fh,Tf=FT

(8)

(9)

式中：FT為受拉承載力；Fy,Tf為開始屈服時的荷載；Fh,Tf為全截面屈服時的荷載；Fu,Tf為極限承載力；fu為抗拉強度；Mu,Tf，My,Tf分別為T型件翼緣極限彎矩、屈服彎矩。

圖3 T型件破壞模式

雙角鋼在循環(huán)荷載作用下受壓變形較小，故僅考慮T型件翼緣的受拉作用，認(rèn)為受壓剛度無窮大。為探究T型件翼緣大變形階段對節(jié)點剛度的影響，本構(gòu)關(guān)系采用三折線模型。

1.2.4 T型件腹板本構(gòu)關(guān)系

T型件腹板主要承擔(dān)拉力或壓力，則可將其簡化為軸心受力構(gòu)件，受拉或受壓的初始剛度按式(10)計算，屈服后剛度仍按式(10)計算，僅將彈性模量E替換為Est。

(10)

式中：E為彈性模量；A為腹板橫截面面積；s為翼緣到腹板上第1個螺栓中心線的距離。

T型件腹板屈服荷載按式(11)計算，破壞時的承載力仍按式(11)計算，僅將屈服強度fy替換為抗拉強度fu。因T型件腹板既受拉也受壓，則其本構(gòu)關(guān)系采用反對稱的雙線性本構(gòu)模型。

(11)

式中：Anet為板的凈截面面積；γM0為截面塑性發(fā)展系數(shù)，取1.0；fy為屈服強度。

1.2.5 柱翼緣本構(gòu)關(guān)系

由于Eurocode3中未規(guī)定方管柱柱壁承載力和剛度的計算，故本文將柱壁進(jìn)行四面簡支板簡化，采用姚開明[11]提出的式(12)、式(13)計算柱壁初始剛度和柱翼緣局部屈服荷載，計算材料屈服硬化階段的剛度時，將式(12)中的E替換為Est。

(12)

(13)

式中：l01，l02分別為簡支雙向板短邊、長邊長度；h為柱壁厚度與外套管管壁厚度之和；β為柱壁變形系數(shù)，取4.96×10-3。

柱管壁受力產(chǎn)生的屈服變形情況見圖4，X，Y為板邊到螺栓中心的距離；W，H為螺栓中心間的距離。管壁簡支雙向板的示意見圖5，l01，l02為簡支雙向板邊長。Mp為外套板和柱壁單位長度的屈服彎矩，計算極限承載力時將式(16)中的fy替換為fu。柱壁本構(gòu)關(guān)系與T型件腹板一致，采用反對稱雙折線本構(gòu)模型。

(14)

(15)

(16)

式中：tc為方鋼管柱壁厚度；t0為外套管厚度；fy為方管柱和外套板屈服強度。

圖4 節(jié)點域管壁受力簡圖

圖5 四面簡支雙向板的計算簡圖

1.2.6 柱腹板本構(gòu)關(guān)系

參考美國鋼結(jié)構(gòu)手冊[12]和歐洲規(guī)范[1]推薦的式(17)、式(18)確定節(jié)點域的剪切初始剛度及屈服荷載，剪切本構(gòu)關(guān)系采用反對稱的雙折線本構(gòu)模型。節(jié)點域屈服后的剪切剛度通過將式(17)乘以系數(shù)Est/E確定，極限承載力Fy,cs通過將式(18)中的fy替換為fu確定。

(17)

(18)

式中：tcf，tcw分別為柱翼緣、腹板的厚度；dc，db為柱、梁截面高度；tbf梁翼緣厚度；v為泊松比；θ為水平剛性桿與彈簧的夾角。

1.3 外套管式節(jié)點簡化模型性能驗證

由于外套管式節(jié)點在倒塌方面的試驗研究較少，本文采用間接驗證的方式。首先驗證有限元實體模型計算結(jié)果的準(zhǔn)確性，對文獻(xiàn)[6]中的節(jié)點試驗?zāi)Ｐ瓦M(jìn)行了有限元模擬，利用ABAQUS建立外套管式節(jié)點實體模型，模型設(shè)置參考文獻(xiàn)[6]，模擬與試驗結(jié)果對比見表2。根據(jù)表2，有限元分析結(jié)果與試驗結(jié)果較為吻合，荷載誤差均未超過10%，有限元分析的屈服和極限位移略大于試驗結(jié)果，而延性較低。有限元分析結(jié)果偏于保守，符合設(shè)計原則。

表2 節(jié)點試驗與模擬結(jié)果對比

外套管式組件節(jié)點簡化模型見圖6，各組件均采用Axial連接器模擬。采用RB3D2單元模擬剛性桿；采用B31單元模擬梁和柱。實體模型中T型件與外套管之間考慮接觸關(guān)系，摩擦系數(shù)取0.3。對螺栓施加預(yù)應(yīng)力，同時螺栓與其他構(gòu)件之間采用接觸約束。T型件腹板與梁翼緣之間、外套管與柱壁之間皆采用綁定約束，邊界約束方式與簡化節(jié)點模型一致。

在簡化模型和實體模型的梁端分別施加280 kN的集中力，加載方式采用靜力加載，當(dāng)T型件外側(cè)的H型鋼梁出現(xiàn)塑性鉸時認(rèn)為節(jié)點破壞。提取其彎矩-轉(zhuǎn)角(M-θ)曲線(圖7)，可以發(fā)現(xiàn)二者吻合度較好，從而間接驗證了該簡化模型能較準(zhǔn)確地模擬出外套管式節(jié)點的彎矩-轉(zhuǎn)角性能。

圖6 外套管式組件節(jié)點簡化模型

2 平面鋼框架抗連續(xù)性倒塌分析

2.1 模型設(shè)置

2.1.1 模型概況

圖8為某6層采用外套管式組件節(jié)點的裝配式平面鋼框架，梁截面為H396 mm×199 mm×7 mm×11 mm、柱截面為□300 mm×300 mm×12 mm，節(jié)點構(gòu)造見圖1。梁采用Q235鋼材，其余采用Q345鋼材，利用ABAQUS分別建立該平面框架剛性節(jié)點和外套管式組件節(jié)點的有限元模型，梁和柱均采用B31單元模擬，模型底部均采用固定約束。

圖8 平面鋼框架模型

2.1.2 荷載與工況

本文依據(jù)美國規(guī)范UFC[13]的要求，研究結(jié)構(gòu)在底層邊柱、中柱失效時的抗連續(xù)倒塌性能。本文選取4種柱失效工況，工況1—4分別為剛性節(jié)點鋼框架邊柱失效、剛性節(jié)點鋼框架中柱失效、外套管式組件節(jié)點鋼框架邊柱失效、外套管式組件節(jié)點鋼框架中柱失效。

參照美國規(guī)范GSA 2003[14]確定倒塌分析荷載：

靜力分析W=2.0(D+0.25L)

動力分析W=D+0.25L

式中：W為荷載組合值；D為恒荷載標(biāo)準(zhǔn)值；L為活荷載標(biāo)準(zhǔn)值。

屋面荷載及樓面恒載均為5 kN/m2，相應(yīng)的活荷載均為2 kN/m2。

2.1.3 分析方法與失效準(zhǔn)則

本文采用Pushdown分析方法對結(jié)構(gòu)進(jìn)行非線性靜力分析，采用等效荷載瞬時卸載法對結(jié)構(gòu)進(jìn)行非線性動力分析，計算過程中考慮材料非線性、幾何非線性效應(yīng)和阻尼的影響。

采用機構(gòu)準(zhǔn)則和變形準(zhǔn)則作為非線性靜力分析失效準(zhǔn)則，當(dāng)結(jié)構(gòu)因出現(xiàn)塑性鉸而變成幾何可變體系或構(gòu)件的塑性鉸轉(zhuǎn)角超過6°時，認(rèn)為結(jié)構(gòu)倒塌；采用變形準(zhǔn)則作為非線性動力分析失效準(zhǔn)則，即當(dāng)構(gòu)件的塑性鉸轉(zhuǎn)角超過6°時，認(rèn)為結(jié)構(gòu)倒塌。

2.2 分析結(jié)果

2.2.1 非線性靜力倒塌分析結(jié)果

對上述4種工況分別施加3.06倍的倒塌分析荷載，得到失效柱頂點荷載-位移曲線(圖9)，橫坐標(biāo)為失效柱頂點豎向位移Δ，縱坐標(biāo)為施加荷載比例α(施加指定荷載的百分比)。由圖9發(fā)現(xiàn)剛性節(jié)點框架與外套管式組件節(jié)點簡化模型框架的荷載-位移曲線走勢相近。

剛性節(jié)點框架邊柱失效(工況1)時，分析結(jié)果見圖10。在施荷比例α=11.4%時，失效柱頂點豎向位移為6.73 mm；在施荷比例α=65.6%時，失效柱頂點豎向位移為56.14 mm，塑性鉸轉(zhuǎn)角為0.89°，結(jié)構(gòu)的塑性鉸分布見圖11(a)，此時結(jié)構(gòu)已經(jīng)進(jìn)入彈塑性狀態(tài)；當(dāng)施荷比例α=76.5%時，AB跨首層梁兩端彎矩均超過梁截面塑性抵抗矩，失效柱頂點豎向位移為95.94 mm，塑性鉸轉(zhuǎn)角為1.53°，加載后期相連梁軸力增幅較大，結(jié)構(gòu)的塑性鉸分布見圖11(b)，結(jié)構(gòu)已變成幾何可變體系，認(rèn)為結(jié)構(gòu)發(fā)生倒塌，此時的荷載系數(shù)(靜力分析荷載的倍數(shù))為3.06×0.765=2.34。

剛性節(jié)點框架中柱失效(工況2)時，分析結(jié)果見圖12。在施荷比例α=25.8%時，失效柱頂點豎向位移為12.1 mm；在施荷比例α=58.3%時，BC跨首層梁C端彎矩超過梁截面塑性塑性抵抗矩，失效柱頂點豎向位移為39.56 mm，塑性鉸轉(zhuǎn)角為0.63°，結(jié)構(gòu)的塑性鉸分布見圖13(a)，此時結(jié)構(gòu)已經(jīng)進(jìn)入彈塑性狀態(tài)；當(dāng)施荷比例α=77.7%時，AB跨首層梁A端彎矩也超過梁截面塑性抵抗矩，失效柱頂點豎向位移為122.32 mm，塑性鉸轉(zhuǎn)角為1.95°，整個加載過程相連梁軸力增幅穩(wěn)定，結(jié)構(gòu)的塑性鉸分布見圖13(b)，結(jié)構(gòu)已變成幾何可變體系，認(rèn)為結(jié)構(gòu)發(fā)生倒塌，此時的荷載系數(shù)為3.06×0.777=2.38。

外套管式組件節(jié)點簡化模型框架邊柱失效(工況3)時，分析結(jié)果見圖14。在施荷比例α=15%時，失效柱頂點豎向位移為10.20 mm；在施荷比例α=47%時，AB跨首層梁B端彎矩超過梁截面塑性抵抗矩，失效柱頂點豎向位移為32.94 mm，塑性鉸轉(zhuǎn)角為0.52°，結(jié)構(gòu)的塑性鉸分布見圖15(a)，此時結(jié)構(gòu)已經(jīng)進(jìn)入彈塑性狀態(tài)；當(dāng)施荷比例α=60%時，失效柱頂點豎向位移為48.67 mm，塑性鉸轉(zhuǎn)角為0.77°，全過程相連梁軸力增幅穩(wěn)定，結(jié)構(gòu)的塑性鉸分布見圖15(b)，結(jié)構(gòu)已變成幾何可變體系，認(rèn)為結(jié)構(gòu)發(fā)生倒塌，此時荷載系數(shù)為3.06×0.6=1.84。

圖10 工況1非線性靜力分析結(jié)果

圖11 工況1的塑性鉸分布

圖12 工況2非線性靜力分析結(jié)果

圖13 工況2的塑性鉸分布

圖14 工況3非線性靜力分析結(jié)果

圖15 工況3的塑性鉸分布

外套管式組件節(jié)點簡化模型框架中柱失效(工況4)時，分析結(jié)果見圖16。在施荷比例α=15%時，失效柱頂點豎向位移為8.40 mm；在施荷比例α=47%時，AB跨首層梁A端、BC跨首層梁C端彎矩均超過梁截面塑性抵抗矩，失效柱頂點豎向位移為27.48 mm，塑性鉸轉(zhuǎn)角為0.43°，結(jié)構(gòu)的塑性鉸分布見圖17(a)，此時結(jié)構(gòu)已經(jīng)進(jìn)入彈塑性狀態(tài)；當(dāng)施荷比例α=61%時，失效柱頂點豎向位移為55.84 mm，塑性鉸轉(zhuǎn)角為0.88°，全過程相連梁軸力增幅緩慢且后期趨于穩(wěn)定，結(jié)構(gòu)的塑性鉸分布見圖17(b)，結(jié)構(gòu)已變成幾何可變體系，認(rèn)為結(jié)構(gòu)發(fā)生倒塌，此時的荷載系數(shù)為3.06×0.61=1.87。

圖16 工況4非線性靜力分析結(jié)果

圖17 工況4的塑性鉸分布

根據(jù)上述分析結(jié)果可知，工況1—4關(guān)鍵柱失效后剩余結(jié)構(gòu)發(fā)生倒塌破壞是由于結(jié)構(gòu)局部變成機構(gòu)導(dǎo)致，剛性節(jié)點框架模型倒塌分析荷載和失效點位移均高于外套管式組件節(jié)點簡化模型，實際工程時應(yīng)考慮節(jié)點剛度對結(jié)構(gòu)的倒塌性能的影響。此外，邊柱失效時，兩種框架的梁軸力均穩(wěn)定增大。中柱失效時，剛性節(jié)點框架的梁軸力穩(wěn)定增大，而外套管式組件節(jié)點框架的梁軸力初期增大，進(jìn)入塑性階段后，軸力基本維持不變。

2.2.2 非線性動力倒塌分析結(jié)果

通過試算確定了工況1—4的加載時間t0分別為10，10，20，20 s。工況1—4的剩余結(jié)構(gòu)基本自振周期分別為0.0397，0.042，0.550，0.500 s，卸載時間tp取剩余結(jié)構(gòu)基本自振周期的10%。進(jìn)行結(jié)構(gòu)非線性動力分析，得到不同工況下失效點位移時程曲線，如圖18所示。工況1—4分別在t=10.084，10.065，21.782，20.281 s時，失效柱頂點位移最大值分別達(dá)到為13.78，10.84，18.03和15.74 mm。

圖19 工況1—4非線性動力分析結(jié)果

4種工況下的非線性動力分析結(jié)果見圖19。由圖19知，工況1—4的梁端塑性鉸轉(zhuǎn)角分別為0.22°，0.17°，0.29°，0.25°，均小于6°，說明結(jié)構(gòu)都未發(fā)生倒塌破壞；關(guān)鍵柱失效位置相同時，外套管式組件節(jié)點簡化模型失效點位移均為剛性節(jié)點框架失效點位移的1.5倍左右；無論是剛性節(jié)點框架還是外套管式組件節(jié)點簡化模型框架，邊柱失效時失效點位移和相連梁軸力都略大于中柱失效時的失效點位移和相連梁軸力。

2.2.3 簡化分析方法

為簡化結(jié)構(gòu)抗連續(xù)性倒塌分析過程，避免復(fù)雜的非線性動力分析，一些學(xué)者推薦將靜力組合荷載乘以動力放大系數(shù)得到靜力施加荷載值L，然后對結(jié)構(gòu)進(jìn)行非線性靜力分析。

L=λ×(Sd+0.25Sl)

(19)

式中：λ為動力放大系數(shù)；Sd，Sl分別為結(jié)構(gòu)恒、活荷載值。

對結(jié)構(gòu)施加λ倍靜力組合荷載進(jìn)行非線性靜力分析時失效點豎向最大位移為ΔyS，非線性動力分析的失效點豎向最大位移為ΔyD，當(dāng)ΔyS/ΔyD=1時，認(rèn)為此時的非線性靜力分析結(jié)果能較好地反映結(jié)構(gòu)的倒塌性能。美國規(guī)范GSA 2003推薦動力放大系數(shù)λ取2.0，但存在爭議。本文從考慮節(jié)點剛度的角度出發(fā)，通過繪制動力放大系數(shù)λ與ΔyS/ΔyD的關(guān)系曲線(圖20、圖21)，研究動力放大系數(shù)的取值。

當(dāng)ΔyS/ΔyD=1時，剛性節(jié)點框架結(jié)構(gòu)關(guān)鍵柱失效時(工況1、工況2)動力放大系數(shù)為1.5，外套管式組件節(jié)點框架結(jié)構(gòu)關(guān)鍵柱失效時(工況3、工況4)動力放大系數(shù)為1.7～1.8。當(dāng)關(guān)鍵柱失效位置相同時，外套管式組件節(jié)點框架結(jié)構(gòu)的動力放大系數(shù)高于剛性節(jié)點框架結(jié)構(gòu)。以上兩個動力放大系數(shù)都比GSA 2003規(guī)范推薦的2.0要小，建議采用剛性節(jié)點模型時動力放大系數(shù)取1.5，采用外套管式組件節(jié)點簡化模型時建議動力放大系數(shù)取1.7。

3 結(jié)論

本文采用非線性靜力分析及非線性動力分析方法對普通剛性節(jié)點和外套管式組件節(jié)點簡化模型裝配式平面鋼框架模型進(jìn)行抗連續(xù)性倒塌分析，研究節(jié)點剛度對平面框架結(jié)構(gòu)抗倒塌性能的影響，主要結(jié)論如下：

1) 基于Eurocode3規(guī)范的組件節(jié)點分析方法，建立了外套管式組件節(jié)點簡化模型，該模型能較準(zhǔn)確地反映節(jié)點的彎矩-轉(zhuǎn)角性能。

2) 由非線性靜力倒塌分析結(jié)果可知，柱失效后剩余結(jié)構(gòu)發(fā)生倒塌破壞是由于局部變成機構(gòu)導(dǎo)致；由非線性動力倒塌分析結(jié)果可知，采用外套管式組件節(jié)點簡化模型的框架失效點最大位移為采用剛性節(jié)點模型的框架失效點最大位移的1.5倍左右，無論是剛性節(jié)點框架還是外套管式組件節(jié)點簡化模型框架，邊柱失效時失效點最大位移都略大于中柱失效時的失效點最大位移；采用外套管式組件節(jié)點連接的鋼框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行抗連續(xù)性倒塌設(shè)計時應(yīng)考慮節(jié)點剛度的影響，否則會帶來不安全的結(jié)果。

3) 利用非線性靜力分析方法對2種平面鋼框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行抗連續(xù)性倒塌研究時，給出了動力放大系數(shù)推薦值，采用剛性節(jié)點及外套管式組件節(jié)點簡化模型時推薦分別取1.5，1.7。