二層鋼框架—組合樓板體系抗倒塌試驗研究

陳俊嶺，彭文兵，黃 鑫

（同濟大學 土木工程學院，上海200092）

建筑物的連續(xù)倒塌是指結構體系發(fā)生局部破壞后，破壞由一個構件向另一個構件擴展，最終導致結構發(fā)生整體坍塌或大范圍倒塌［1］.近年來發(fā)生了多起體育場館倒塌事故，例如，2004年2月15日莫斯科德蘭士瓦水上樂園5 000m2的玻璃屋頂發(fā)生整體坍塌，死傷百人；2006年1月2號德國巴特賴興哈爾小鎮(zhèn)一1 800m2溜冰場因積雪頂部發(fā)生整體坍塌；2009年6月3日馬來西亞蘇丹米占再納阿比丁5萬人體育場頂蓋發(fā)生整體坍塌；2009年2月1日巴拉圭首都亞松森體育場混凝土樓板突然坍塌.上述公共建筑或由于設計缺陷，或由于施工質量，或由于屋頂積雪等原因發(fā)生坍塌，不但造成巨大的經濟損失，還造成眾多無辜群眾喪生.因此，近年來，各國學者對建筑物的抗連續(xù)倒塌性能非常關注，主要研究手段是對已有結構的災害調查評估和數(shù)值模擬分析.

由于各類突發(fā)事件（例如煤氣爆炸、恐怖襲擊、汽車撞擊和局部超載等）的不可預見性和難以量化的特性，近十幾年來，相關研究人員開始采用試驗手段研究節(jié)點、構件甚至足尺框架的抗倒塌性能.Astaneh－Asl等［1］提出在樓板內設置鋼索以防止柱子失效時樓板坍塌造成框架結構發(fā)生連續(xù)倒塌，并通過一單層1×4跨框架進行試驗驗證.易偉建等［2］采用擬動力的方法，對一比例為1∶3的4跨3層的鋼筋混凝土平面框架的模型進行了倒塌試驗，試驗結果表明，按常規(guī)設計方法設計的鋼筋混凝土框架結構具有一定的冗余度，結構在發(fā)生局部破壞后具有抗連續(xù)倒塌能力.張凡榛等［3］采用靜載試驗模擬一4 層鋼筋混凝土框架結構無梁樓板下支撐構件的失效，試驗結果表明，樓板的壓力薄膜作用使得其承載能力比屈服線理論計算值提高40%左右.王磊等［4］對一空間桁梁結構模型進行了倒塌試驗，試驗結果表明構件承載力富余程度的高低及空間效應是結構抗倒塌性能的主要因素.何慶峰等［5］研究了鋼筋混凝土柱失效情況下，梁柱子結構在考慮懸索作用效應時的抗倒塌性能，得出鋼筋的均勻拉伸以及強度是影響梁柱構件發(fā)展懸索作用，提高結構抗倒塌性能的兩個重要因素.

鋼結構因輕質高強、施工方便、建造周期短等特點在工業(yè)及民用建筑中應用日益增多，鋼框架結構體系采用組合樓板時，鋼梁上翼緣通過抗剪連接件與混凝土板形成組合梁，在豎向荷載作用下，鋼梁承受拉力，混凝土翼緣板承受壓力，可以充分發(fā)揮兩種材料的優(yōu)勢，顯著地提高結構的強度和剛度.雖然一些學者已經針對鋼框架結構的抗連續(xù)倒塌性能開展了一些數(shù)值研究，但是關于此類結構體系的抗倒塌試驗的研究尚不多見.本文以一足尺兩層兩跨空間鋼框架結構為研究對象，對柱腳和梁柱節(jié)點進行特殊設計，通過卷揚機施加水平力，以模擬鋼柱在結構體系中的突然失效，分析其在豎向荷載下單根中間柱突然失效后框架的受力性能.

1 試驗概況

UFC準則［6］采用3種方法對結構的抗連續(xù)倒塌能力進行設計：拉結力法、備用荷載路徑法和提高局部抗力法.其中，拉結力法是使樓板和豎向承重構件滿足一定的承載力要求，保證結構在局部構件破壞后可以達到新的平衡，避免發(fā)生連續(xù)倒塌；備用荷載路徑法通過“去除”結構的某根豎向承載構件（柱子），分析結構在原有荷載作用下發(fā)生內力重分布后能否避免發(fā)生連續(xù)倒塌.提高局部抗力法則是通過對結構體系重要但相對薄弱的局部構件進行強化設計來提高體系的抗連續(xù)倒塌能力.文中試驗框架按現(xiàn)行《鋼結構設計規(guī)范》（GB50017—2003）［8］進行設計，試驗中使單根柱失效來測量結構體系的反應，也即通過備用荷載路徑方法來評估結構體系的抗倒塌性能.

1.1 試驗對象

試驗框架為2×2跨2層鋼框架（圖1），框架柱和框架橫梁（X－B7—X－B8，X取為1和2，下同）材料為Q235B，強度設計值為215 MPa；框架縱梁（X－B1—X－B6）材料為Q420B，強度設計值為380 MPa；樓板混凝土標號為C40，軸心抗壓強度設計值為19.1 MPa；鋼筋為HPB235.框架柱截面均為寬翼緣型鋼HW150×150，框架梁X－B1，X－B2，X－B5及XB6截面為窄翼緣型鋼HN150×75，框架梁X－B3，X－B4截面為中翼緣型鋼HM200×125.框架梁通過焊于框架柱上的短懸臂梁剛性連接，框架梁翼緣與短梁翼緣對接焊，腹板采用8.8級高強螺栓拼接，節(jié)點連接板接觸表面噴砂.樓板為壓型鋼板—混凝土組合 板，壓 型 鋼 板 規(guī) 格 為YXB51－250－750（1.0 mm），上方混凝土板凈厚80mm.鋼梁上翼緣焊接剪力釘，混凝土板內配置雙層雙向Φ8＠150鋼筋.

圖1 試驗框架平面和剖面圖（單位：mm）Fig.1 Plan and elevation layout of the test frame（unit：mm）

試驗框架設計時，框架梁剛度考慮組合樓蓋的作用，按《高層民用建筑鋼結構技術規(guī)程》（JGJ99—98）［8］中7.1.1條組合梁考慮，在試驗最大堆載作用下框架梁應力比在0.85～0.95之間，框架柱的軸壓比為0.3 左右.將鋼柱B3 直接從計算模型中刪除后，經線彈性分析，鋼梁X－B1，X－B2因跨度增大一倍應力比達到1.35，框架梁1－B7應力比達到1.25，框架梁應力遠遠超過設計應力.

鋼柱B3上下兩端設計為鉸接，上端通過滾軸與框架梁直接接觸傳遞豎向荷載（圖2a），下端與試驗室地槽通過銷軸雙剪連接（圖2b），鋼柱B3（位于?軸和③軸交點，下同）為邊跨中柱，主要承受軸向壓力.通過上端的滾軸設計，在鋼柱B3的上端突然施加水平力，當水平力克服接觸面的摩擦力時，鋼柱即可與梁脫開；下端銷軸連接，使得鋼柱脫離鋼梁時鋼柱不至于甩出，保證試驗安全（圖3）.

圖2 鋼柱B3連接節(jié)點Fig.2 Connections of Column B3

1.2 加載方案

1層樓面永久荷載按5.0kN·m－2考慮，活載按2.5kN·m－2考慮；2層樓面永久荷載按6.0kN·m－2考慮，活載按0.5kN·m－2考慮，部分樓面考慮0.5kN·m－2的吊頂荷載.考慮1.2的永久荷載分項系數(shù)和1.4的活載及吊重分項系數(shù)，計算作用區(qū)域的等效均布荷載如表1所示.設計鋼梁時考慮混凝土樓板的作用，按組合梁對結構體系進行分析.鋼柱B3失效后，鋼梁因跨度突然增大1倍應力發(fā)生突變，本試驗的主要目的是測試框架結構中單根柱失效后結構體系是否發(fā)生坍塌.未堆載時，采集各測點應變作為初始狀態(tài)，之后通過分級堆載施加豎向荷載，堆載區(qū)域見圖4，圖中qxy為樓面上堆載.樓面堆載至設計荷載時，用卷揚機在鋼柱B3上端突然施加水平力，將其突然拉倒以模擬突然失效.

表1 加載參數(shù)Tab.1 Loading parameters

1.3 測點布置

鋼柱B3作為外中柱，其失效后直接影響部位為其上方的框架梁，在破壞柱失效后內力變化較大的框架梁、柱的不同部位共布置了55片應變片SG1—SG55，并在2層和1層鋼柱B3處布置了2個豎向位移計DG1，DG2（圖5）.

2 試驗結果

2.1 失效柱及相鄰柱內力變化

鋼材的彈性模量為2.06×105MPa，框架梁、柱中的軸力、彎矩由各測點所測得的應變值計算得到.圖6為鋼柱B3失效后振動衰減至穩(wěn)定時臨近柱的軸力、彎矩值.由圖6a可以看出，鋼柱B3失效前后，相對于臨近柱，鋼柱B2 的軸力變化最大，鋼柱A3和C3亦發(fā)生明顯變化，鋼柱A2和C2因離鋼柱B3較遠軸力變化較小.這主要是由于鋼柱B3失效后，原來由鋼柱B3承擔的豎向力64.8kN 通過與其直接相連的鋼梁X－B1，X－B2及X－B7傳遞給相鄰柱，即鋼柱B2，A3 和C3，其中B2軸力增加74.9kN，A3和C3軸力分別增加21.8kN 和19.7kN.由圖6b可以看出，各柱所承受的彎矩在鋼柱B3 失效前后均有不同程度的變化，鋼柱B3 雖然位于對稱軸上，但由于制作、安裝誤差以及荷載可能的不對稱分布等不定因素承受彎矩，但彎矩所引起的正應力較小，約為15 MPa，其他各柱由彎矩引起的正應力更小.

2.2 鋼梁上翼緣應變變化

圖5 應變和位移計位置示意圖（單位：mm）Fig.5 Location of strain gauges and displacement transducers（unit：mm）

圖6 鋼柱B3失效前后臨近柱軸力和彎矩Fig.6 Internal forces of Column B3and its adjacent columns

由圖7a和b可以看出，鋼梁1－B 1和2－B 1中上翼緣應變在鋼柱B3失效后的變化較為相似：近原點處梁上翼緣拉應變在鋼柱B3破壞后顯著增大，而接近4 000mm（鋼柱B3上端）處的拉應變銳減，2 000 mm 處的應變變化較小.由圖7c和d可以看出，鋼梁1－B1和2－B1中下翼緣應變亦發(fā)生較大變化：近原點處鋼梁下翼緣壓應變在鋼柱B3失效后顯著增大，近4 000mm 處鋼梁下翼緣由壓應變變?yōu)槔瓚儯? 000 mm 處應變變化較小.這主要是由于鋼柱B3 失效后，鋼梁1－B1和1－B2由2根梁變成1根梁，跨度增加1倍，內力進行重分配，鋼柱B3失效前，附近鋼梁由于鋼柱B3的支承作用承受負彎矩，混凝土樓板及鋼梁上翼緣受拉，鋼梁下翼緣受壓；鋼柱B3的支承作用突然消失后，鋼梁所受負彎矩變?yōu)檎龔澗?，該處混凝土樓板由受拉變?yōu)槭軌海摿荷弦砭壦芾p小，鋼梁下翼緣則由受壓突變?yōu)槭芾?同時由于負彎矩處組合梁的截面剛度主要由鋼梁和混凝土翼緣板內的縱向鋼筋提供，抗彎剛度相對較小，鋼柱B3失效后此處彎矩變?yōu)檎龔澗兀M合梁截面剛度由混凝土翼緣板抗壓、鋼梁抗拉提供，抗彎剛度大大提高，因此近4 000mm 處鋼梁上翼緣仍然受拉，壓力由混凝土樓板承受.

由圖8可以看出，鋼梁1－B2和1－B7在鋼柱B3失效后，各測點應變均有明顯變化.其中，縱梁1－B2近鋼柱B3端應變片SG41和SG42變化幅度為200×10－6～250×10－6，橫梁1－B7近鋼柱B3端應變片SG54和SG55 變化幅度則小得多，遠鋼柱B3 端應變片SG52和SG53變化較大.這主要是由于樓板受力近似單向板，主要荷載由縱向鋼梁承擔，鋼柱B3失效后，樓板的支承條件發(fā)生變化，鋼梁1－B1，1－B2變?yōu)?根鋼梁，但跨度增大1倍，因此跨中的應變變化幅度很大，SG42明顯由壓應變變?yōu)槔瓚?；鋼?－B7雖然外側仍有鋼梁1－B1，1－B2起著拉結作用，但由于變形增大，受力近似懸臂，因此遠端應變變化較大.

2.3 鋼柱B3上方位移

鋼柱B3失效后，其上方節(jié)點豎向位移時程曲線如圖9所示，負值表示位移向下.由圖中可以看出，該點位移在0.15s時達到最大值，也即第1個峰值4.9mm；位移在達到第1個位移峰值后經過4個波動即迅速衰減至近穩(wěn)定值4.3mm.由此可見，框架結構因局部柱失效后的動力反應和地震作用下的反應有很大不同，在沒有能量輸入、結構不發(fā)生倒塌的情況下，迅速恢復平穩(wěn)狀態(tài).

圖9 鋼柱B3上節(jié)點位移時程Fig.9 Vertical displacement time history of the joints above Column B3

3 結論

（1）按現(xiàn)行《鋼結構設計規(guī)范》和《高層民用建筑鋼結構技術規(guī)程》對框架進行設計，按組合梁考慮樓板的剛度，雖然鋼梁在鋼柱B3失效前在試驗荷載作用下，按彈性分析應力比為0.85～0.95，但鋼柱B3失效后其上方鋼梁和臨近柱并未發(fā)生繼發(fā)式破壞.

（2）按線彈性分析方法，鋼柱B3失效后上方鋼梁應力已經遠遠超過鋼材的設計應力，但試驗結果表明，鋼梁仍處在線彈性階段，最大應力尚未達到屈服應力.

（3）組合樓板對鋼梁有較強的拉結作用，雖然鋼柱B3的失效使得鋼梁X－B1，X－B2和X－B7一端失去支承，但由于鋼梁和樓板之間通過剪力釘可靠連接，樓板中配有雙層雙向鋼筋，因此樓板和鋼梁共同作用，抗彎剛度和水平拉結能力較強，將原由鋼柱承擔的豎向荷載傳遞給直接相連的臨近柱，鋼梁X－B1和X－B2由于樓板的水平拉結能力不能簡單地按跨度增加1倍后的組合梁進行計算.

［1］ Astaneh－Asl A，Madsen E，McCallen D，et al.Study of cantenary mechanism of cables and floor to prevent progressive collapse of buildings subjected to blast loads［R］.Calif：General Services Administration of University of California，Berkeley，2001.

［2］ 易偉建，何慶鋒，肖巖.鋼筋混凝土結構抗倒塌性能的試驗研究［J］.建筑結構學報，2007，28（5）：104.YI Weijian，HE Qingfeng，XIAO Yan.Collapse performance of RC frame structure［J］.Journal of Building Structures.2007，28（5）：104.

［3］ 張凡榛，易偉建.無梁樓板的抗倒塌性能試驗研究及分析［J］.湖南大學學報：自然科學版，2010，37（4）：1.ZHANG Fanzhen，YI Weijian.Collapse experiment research and analysis of a RC flat plate［J］.Journal of Hunan University：Natural Sciences，2010，37（4）：1.

［4］ 王磊，陳以一，李玲，等.引入初始破壞的桁梁結構倒塌試驗研究［J］.同濟大學學報：自然科學版，2010，38（5）：645.WANG Lei，CHEN Yiyi，LI Ling，et al.Experimental study on beam－truss structure model by introducing incipient failure in collapse［J］.Journal of Tongji University：Natural Science，2010，38（5）：645.

［5］ 何慶鋒，易偉建.考慮懸索作用鋼筋混凝土梁柱子結構抗倒塌性能試驗研究［J］.土木工程學報，2011，44（4）：52.HE Qingfeng，YI Weijian.Experimental study of the collapseresistant behavior of RC beam－column sub－structures considering catenary action［J］.China Civil Engineering Journal，2011，44（4）：52.

［6］ Department of Defense of USA. UFC4－023－03 Design of buildings to resist progressive collapse［S］.Washington D C：Department of Defense of USA，2009.

［7］ 中華人民共和國建設部.GB50017—2003鋼結構設計規(guī)范［S］.北京：中國建筑工業(yè)出版社，2003.Ministry of Construction of People’s Republic of China.GB50017—2003 Code for design of steel structures［S］.Beijing：China Architecture and Building Press，2003.

［8］ 中華人民共和國建設部.JGJ99—98高層民用建筑鋼結構技術規(guī)程［S］.北京：中國建筑工業(yè)出版社，1998.Ministry of Construction of People’s Republic of China.JGJ99—98 Technical specification for steel structure of tall building［S］.Beijing：China Architecture and Building Press，1998.