采用不同节点形式的三维钢框架-组合楼板子结构抗连续倒塌性能试验研究

任鲁明，杨 波，孔德阳

(1. 重庆大学 山地城镇建设与新技术教育部重点实验室，重庆 400045； 2. 重庆大学 土木工程学院，重庆 400045； 3. 新加坡国立大学 土木与环境工程系，新加坡 117576)

0 引 言

建筑结构的连续倒塌是指结构在偶然荷载作用下发生局部破坏，随后此破坏沿着构件向周边结构传递，最终造成结构发生与初始破坏不成比例的大范围破坏甚至整体坍塌。数次倒塌事故的发生表明，建筑物一旦发生连续倒塌，必将造成严重的财产损失和人员伤亡。尤其是自21世纪初的纽约世贸大厦倒塌事件发生后，越来越多的学者开始投身于建筑结构抗连续倒塌性能的研究当中。

截至目前，各国规范中的建筑结构抗连续倒塌设计方法主要包括拉结强度法、拆除构件法、关键构件法和基于风险的设计方法等。拆除构件法通过拆除结构的竖向承重构件来分析剩余结构的力学响应，并根据破坏情况来判断结构是否发生连续倒塌。由于此方法分析过程简便，因而在倒塌研究，尤其是试验研究中被广泛采用。诸多学者基于拆除构件法，在梁柱节点[1-7]、二维框架[8-14]以及三维结构等[15-28]不同的结构层次方面开展了结构抗连续倒塌性能研究。

通常来说，拆除构件法中拆除的承重柱的位置可以分为内部柱、边柱及角柱。现有的研究，尤其是近几年的三维建筑子结构的试验研究，大多基于内部柱失效的工况展开[15-22]。Dinu等[16]采用试验与数值模拟相结合的方法，研究了三维钢框架子结构体系在中柱失效情况下的倒塌性能，发现由于悬链线效应的发展，结构在节点破坏前可以经历较大程度的变形，且节点的转动能力比现有规范中规定的要强。Fu等[18]进行了1/3缩尺的钢框架-组合楼板子结构在中柱失效情况下的倒塌试验，并指出楼板的受拉薄膜效应在大变形阶段发挥着重要的作用，其贡献占到了结构总承载力的1/3。相比于内部柱失效，边柱和角柱失效情况下结构倒塌性能的研究则相对较少。Zhang等[23]对一个2×1跨带平混凝土楼板的焊接连接钢框架结构开展了去边柱工况下的抗倒塌试验研究，发现悬链线效应主要出现在失效柱上方的“双跨”梁中。失效柱位置处钢梁下翼缘被拉断后，结构丧失承载能力。Qian等[24]对6个1/3缩尺的钢筋混凝土子结构在移除角柱的情况下进行了试验研究，指出经过抗震设计的以及具有较小跨度的结构具有更好的抗连续倒塌性能。此外，其他针对外部柱失效情况下结构倒塌性能的研究可见文献[25]～[28]。

尽管上述关于外部柱失效情况下结构抗连续倒塌性能的研究得到了一些有价值的结论，但与内部柱失效情况相比，其研究仍然不够充分，尤其是高质量的大尺度试验研究。而在实际情况中，多次倒塌事故的发生，如美国Alfred P. Murrah办公大楼的倒塌等，都表明结构的外侧更容易受到汽车撞击等偶然荷载的侵袭，且结构在外部柱失效情况下，由于周边较弱的约束条件，各倒塌抗力机制的发挥情况可能与内部柱失效情况下有所不同。此外，现有的钢框架-组合楼板子结构的试验研究大多采用传统的焊接连接，采用削弱型节点及半刚性节点的研究相对较少。而部分梁柱节点倒塌性能的研究表明，节点类型的不同往往会对其抗倒塌性能有着较为显著的影响[7]。

为进一步弥补研究空缺，本文对4个采用不同类型节点的1/3缩尺的钢框架-组合楼板子结构在移除边柱的条件下开展了拟静力试验。对结构的荷载-位移曲线、失效模式进行了分析，并对比了节点形式对结构倒塌性能的影响。此外，对倒塌过程中各主要抗力机制的贡献进行了分离和讨论。本研究可为外部柱失效情况下采用不同节点形式的钢框架-组合楼板子结构抗连续倒塌性能的进一步研究提供试验数据，也可为后续的数值模拟及理论分析工作奠定基础。

1 试验概况

1.1 原型结构与试验试件

试验子结构取自一栋根据欧洲规范EC4设计的9层的商业建筑，其设计恒荷载为4 kPa，活荷载为3 kPa，层高为4.2 m。原型结构的平面图如图1所示，其中的阴影部分即为试验所研究的子结构。受限于实验室场地及加载装置，试验试件在选取的子结构基础上进行了1/3缩尺。缩尺后试验试件的结构布置如图2所示，其中字母C、G、B、P和R分别代表柱、主梁、次梁、加载点和约束系统。

图1 原型结构平面图(单位:mm)Fig.1 Plan View of Prototype Structure (Unit:mm)

图2 试件结构布置(单位:mm)Fig.2 Structural Layout of Specimen (Unit:mm)

试验试件包括钢框架与组合楼板两部分。钢框架部分皆采用国产热轧H型钢，柱、主梁及次梁截面型号分别为HW 200×200×8×12、HN 200×100×5.5×8和HN 150×75×5×7。4个试验试件，主梁与柱的连接分别采用平齐式端板(FEP)节点、反向槽钢(RC)节点、狗骨式(RBS)节点与栓焊混合(WUFB)节点，而次梁与柱及次梁与主梁之间的连接则采用腹板双角钢(DAC)节点或剪切板(FP)节点。4个试件中所采用的连接的具体形式如表1所示，试件的命名规则为：主梁与柱连接形式+次梁与柱及主次梁连接形式。各节点详细构造如图3所示。组合楼板则由0.8 mm厚的闭口型压型钢板和其上65 mm厚的钢筋混凝土楼板构成(图4)，压型钢板板肋上部布置间距为200 mm的双向钢筋网。钢框架与组合楼板间通过直径为13 mm的栓钉进行完全抗剪连接，栓钉沿主、次梁布置间距分别为75 mm和93 mm。

表1 试件中所采用的节点形式Table 1 Connection Types Used in Specimens

图3 节点详图(单位:mm)Fig.3 Details of Connection (Unit:mm)

图4 组合楼板详图(单位:mm)Fig.4 Details of Composite Slab (Unit:mm)

1.2 加载装置与约束系统

图5 试验装置Fig.5 Test Setup

试验中通过特殊设计的6点加载系统来模拟均布荷载，如图5所示。一级箱型加载梁把千斤顶的集中荷载传递到2个Y型二级加载梁上，随后通过Y型加载梁的6个加载点将竖向荷载施加到楼板板面上。在一级加载梁与二级加载梁间，Y型加载梁重心位置处，放置2个可以自由转动的球铰，以保证即使结构发生较大变形后，Y型加载梁上的荷载仍沿竖直方向且各加载点的力基本一致。试验中通过位移控制加载，以得到结构从加载开始至破坏全过程的荷载-位移曲线。为考虑周边结构对选取的子结构的约束作用，子结构周边的钢梁及楼板皆向外延伸1/4跨长(试验中受限于地锚螺栓孔限制，统一调整为500 mm)，约为反弯点所在位置。在试验试件周边采用一套包括竖向及斜向的圆形钢管的约束系统为试件提供充分的水平约束，约束圆钢管的两端与试件悬挑梁端部以及反力墙或反力地面进行铰接。

1.3 测量装置

为监测结构构件的受力响应，对主梁、次梁分别选取2个、3个截面，柱子的1/3、2/3高度处，约束圆管的1/2长度处进行了应变片的布置，见图6。同时，为监控结构的变形，在失效柱、主梁、次梁下方的约束圆管位置处分别布置竖向和水平位移计，具体位置见图6。

图6 测量仪器布置(单位:mm)Fig.6 Arrangement of Measuring Instruments (Unit:mm)

1.4 材性试验

试件中的钢构件，如钢梁、钢柱、压型钢板、端板、槽钢、剪切板及约束圆钢管等皆进行了材性试验，测得的相关参数列于表2中。混凝土强度则通过3个150 mm×150 mm×150 mm的标准立方体试块测得，其28 d立方体抗压强度为51.8 MPa。

2 试验结果及分析

2.1 荷载-位移曲线及破坏模式

4个试件的荷载-位移曲线如图7所示，其中竖向荷载为液压千斤顶下方的力传感器测得的总荷载，失效柱位移则通过布置在失效柱下方的2个拉线位移计测得的数值取平均值得到。

对试件FEP-DAC，在加载初期，荷载-位移曲线经过弹性阶段持续上升，在位移99.15 mm位置处达到第一个峰值荷载，也是加载过程中最大荷载473.15 kN。而后，随着G4-失效柱节点梁腹板位置处、G1-C1、G4-C5节点梁下翼缘位置处开裂，楼板中混凝土裂缝持续开展，荷载-位移曲线逐渐下降。当位移达到226.95 mm时，G4-失效柱节点完全断裂[图8(a)]，荷载也相应地由384.4 kN陡降至284.8 kN。随后，原来由主梁G4承担的荷载则通过组合楼板以及内部次梁进行重分布，荷载-位移曲线进入了平台期。随着变形的进一步增加，楼板的受拉薄膜效应开始发挥作用，荷载-位移曲线呈现出二次上升，直至第二个峰值荷载435.5 kN。此后，由于加载点P1、失效柱附近等位置压型钢板的断裂，多个位置混凝土楼板的压溃以及钢筋的断裂，荷载急剧下降，试验结束。试件FEP-DAC的整体失效模式如图8(b)所示。

表2 钢构件材性试验结果Table 2 Test Results of Material Properties of Steel Members

图7 荷载-位移曲线Fig.7 Load-displacement Curves

图8 试件FEP-DAC的破坏模式Fig.8 Failure Modes of Specimen FEP-DAC

对试件RC-DAC，在加载初期，荷载随位移线性增长。而后由于混凝土楼板裂缝的产生和主梁-失效柱节点的变形，结构的刚度开始逐渐降低，加载至91 mm时，G4-失效柱节点处主梁下翼缘与端板间的焊缝开始产生裂纹。随后，随着变形的进一步增加，荷载缓慢增长，在位移298 mm处，达到最大值441 kN。在此过程中，楼板裂缝持续产生和发展，且伴随着受压区混凝土的压溃和受拉钢筋的断裂，G1、G4与失效柱相连节点的槽钢腹板也发生较大变形。随后，由于G4-失效柱节点主梁腹板两侧与端板的焊缝先后断裂，荷载在位移315.5 mm与347.8 mm处分别陡降至363.1 kN与323.4 kN。而后，荷载-位移曲线再次经历一段平稳段后，由于G4-失效柱节点主梁与端板焊缝的完全破坏[图9(a)]以及B3靠近失效柱一侧上方压型钢板的撕裂，荷载急剧下降，试验结束。试件RC-DAC的整体失效模式如图9(b)所示。

图9 试件RC-DAC的破坏模式Fig.9 Failure Modes of Specimen RC-DAC

对试件RBS-DAC，加载开始后，荷载首先随着位移的增加快速上升，随着混凝土楼板上裂缝产生，荷载增加速度逐渐减缓。当位移达到139.6 mm时，荷载达到最大值633.1 kN。随着变形的继续增加，混凝土裂缝进一步开展且部分加载点附近的混凝土被压溃，同时钢筋发生断裂，加载点下方的钢梁位置处形成塑性铰。上述现象也导致了荷载-位移曲线在位移139.6～264.6 mm之间快速下降。而后，随着位移的增加，组合楼板的破坏进一步加重，且次梁节点B3-C3、B2-G2、B4-G3陆续破坏[图10(a)]，位移为422 mm时结构承载力降至最大承载力的60%以下。尽管随后荷载又有小幅度上升，但此时结构部分荷载是通过失效双角钢节点的梁下翼缘直接传递，并无意义。试件RBS-DAC的整体失效模式如图10(b)所示。

图10 试件RBS-DAC的破坏模式Fig.10 Failure Modes of Specimen RBS-DAC

对试件WUFB-FP，其荷载-位移曲线随着加载过程的进行，先是快速上升，而后随着混凝土楼板正、负弯矩区裂缝的开展，楼板上部逐渐呈现出一圈环状的受压裂缝。加载点P2、P3、P4下方的次梁下翼缘屈服，且加载点P5下方的压型钢板出现错位。在此过程中，荷载-位移曲线逐渐呈现出非线性，荷载增速逐渐减慢。当位移为116.9 mm时，荷载达到了本次试验中的最大值731.2 kN。此后随着试件变形的增加，楼板进一步开裂，荷载-位移曲线也进入了一段平台期。当位移达到149.3、154.5、204.1 mm时，剪切板节点B2-G2、B4-G3和B3-C3的上部螺栓分别发生剪切破坏，导致了荷载-位移曲线在相应位置发生小幅下降。而后，当位移达到235 mm时，上述剪切板节点位置处剩余的3颗螺栓几乎同时断裂[图11(a)]，荷载陡降，试验结束。试件WUFB-FP在最终破坏前，并无明显征兆，呈现出脆性破坏的特征，其最终的整体失效模式如图11(b)所示。

图11 试件WUFB-FP的破坏模式Fig.11 Failure Modes of Specimen WUFB-FP

表3中对比了4个试件荷载-位移曲线上的若干特征点，包括结构的初始刚度、极限荷载及相应的极限位移和能量吸收能力。可以看到，4个试件中，主梁采用刚性连接(栓焊混合节点)的试件WUFB-FP与采用削弱型狗骨式节点的试件RBS-DAC及其他2个采用半刚性节点的试件相比，有着更高的初始刚度和承载力。采用刚性连接的试件WUFB-FP与试件RBS-DAC在较快地达到极限荷载后，结构刚度便一直快速减小直至结构完全破坏，而其他2个采用半刚性连接的试件的结构刚度衰减则相对较慢。在极限荷载处，试件RC-DAC的位移，比试件FEP-DAC、RBS-DAC、WUFB-FP分别高出201%、113%和155%。这主要归因于试件RC-DAC所采用的反向槽钢节点具有较好的变形能力，使得试件RC-DAC呈现出较好的延性。对比次梁方向统一采用腹板双角钢节点的试件FEP-DAC、RC-DAC及RBS-DAC可以发现，3个试件有着较为相近的极限位移，且最终的破坏形式皆为延性破坏。而次梁采用剪切板节点的试件WUFB-FP的极限位移与前3个试件相比则大大减小，仅达到其50%左右，且结构呈现出脆性破坏特征。由此可以看出，次梁方向的腹板双角钢节点较好的变形能力对于整个结构在抗连续倒塌时延性的提高发挥着重要的作用。图7中荷载-位移曲线与横坐标轴围成的面积代表了结构从开始加载至完全破坏所吸收的能量，具体数值可见表3。可以看出，采用具有较好抗震性能的狗骨式节点的试件RBS-DAC表现出最好的吸能能力，2个采用半刚性节点的试件RC-DAC、FEP-DAC次之，且耗能能力极为接近。而次梁采用剪切板节点的试件WUFB-FP，由于结构失效较早，因而耗能能力最差，其吸收的能量仅达到试件RBS-DAC的63%。通过对比4个试件的破坏模式可以发现，采用半刚性节点的试件FEP-DAC与试件RC-DAC的失效柱上方的主梁节点皆发生破坏。而试件RBS-DAC与WUFB-FP由于狗骨式节点和栓焊混合节点较高的强度和刚度，使得结构在经历大变形时，主梁-失效柱节点仍基本保持完好，最终结构的破坏由次梁节点的失效控制。

表3 荷载-位移曲线特征点比较Table 3 Comparison of Characteristic Points on Load-displacement Curves

2.2 抗力机制分析

为评估结构在连续倒塌过程中各抗力机制的贡献，对4个试件的各主要抗力机制进行了量化分离。图12给出了组合梁端部的受力分析图，其中，MB、MC分别为梁、柱弯矩。可认为梁轴力NB在竖直方向的分力代表梁悬链线效应的贡献，而梁剪力VB在竖直方向的分力则代表梁抗弯效应的贡献。NB与VB可通过式(1)、(2)计算。

NB=(RH-VC)cos(θ)-(NC+Rv)sin(θ)

(1)

VB=(VC-RH)sin(θ)-(NC+Rv)cos(θ)

(2)

图12 组合梁端部受力Fig.12 Force of Composite Beam End

式中：NC、VC分别为柱的轴力及剪力；RH、RV为约束反力，皆可通过应变数据计算得到；θ为梁端转角，可通过位移数据计算得到。

将计算得到的各梁的悬链线效应与抗弯效应的贡献进行叠加，可以得到钢框架部分所承担的荷载。而剩余部分荷载，则认为由组合楼板承担。

采用上述方法，计算得到抗弯效应、悬链线效应以及组合楼板的贡献如图13所示。可以看出：对4个试件而言，在加载全过程中抗弯效应的贡献远大于其他两者，为结构的主要抗力机制；组合楼板的贡献次之；而悬链线效应，除试件RBS-DAC外，其余3个试件皆在失效柱位移达到1/2极限位移之后才开始发挥作用，且其贡献一直较小。在极限荷载位置处，试件FEP-DAC、RC-DAC、RBS-DAC、WUFB-FP通过抗弯效应、悬链线效应、组合楼板承担的荷载占比分别为86.8%∶-3%∶16.2%、76.4%∶4.3%∶19.3%、58.7%∶1.5%∶39.9%、76.5%∶-0.2%∶23.7%。在结构最终破坏前，荷载占比分别为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，试件RBS-DAC与其他3个试件相比，悬链线效应和组合楼板的受拉薄膜效应有着更好的发挥。主要原因包括两点：一是次梁方向采用的腹板双角钢节点具有较好的变形能力，使结构经历了充分的变形；二是失效柱位置处的主梁狗骨式节点一直未发生明显破坏，使失效柱上方的双跨主梁可以为次梁以及组合楼板提供较高的约束刚度。总体而言，对于本文所研究的钢框架-组合楼板子结构体系，在边柱失效情况下，抗弯效应一直占据主导地位，组合楼板的受拉薄膜效应在结构的大变形阶段也发挥着一定的作用。而悬链线效应的贡献一直较小，可忽略不计。

图13 各抗力机制的贡献Fig.13 Contribution of Collapse-resisting Mechanisms

3 结 语

(1)节点形式会影响钢框架-组合楼板子结构的抗连续倒塌性能。对于主梁节点，采用栓焊混合连接的试件WUFB-FP表现出较高的初始刚度和极限承载力，而采用反向槽钢连接的试件RC-DAC则表现出较好的延性，采用狗骨式连接的试件RBS-DAC具有最好的能量吸收能力。对于次梁节点，采用剪切板连接的试件WUFB-FP呈现出脆性破坏特征，而其他3个采用具有较好变形能力的腹板双角钢连接的试件则发生的是延性破坏。

(2)主梁节点采用半刚性连接的试件FEP-DAC与试件RC-DAC主梁-失效柱节点均发生破坏，而采用刚性连接的试件RBS-DAC与试件WUFB-FP的主梁-失效柱节点则基本保持完好，结构最终的破坏由次梁节点的失效控制。

(3)主梁方向采用具有较高强度和刚度的狗骨式节点，同时次梁方向采用具有较好变形能力的腹板双角钢节点的试件RBS-DAC在大变形阶段，悬链线效应和组合楼板的受拉薄膜效应有着更好的发挥。

(4)抗弯效应在抵抗连续倒塌过程中一直为占主导地位的抗力机制，组合楼板的受拉薄膜效应在结构的大变形阶段也发挥着一定的作用，而悬链线效应贡献一直较小，可忽略不计。