某Z字形連廊結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌性能評(píng)估*

康 維, 鄧 超, 蔣友寶

(1 長(zhǎng)沙理工大學(xué)土木工程學(xué)院，長(zhǎng)沙 410004；2 湖南省建筑科學(xué)研究院有限責(zé)任公司，長(zhǎng)沙 410011)

1 工程概況

某連廊位于湖南省長(zhǎng)沙市,用于連接某五星級(jí)酒店和國(guó)際會(huì)議中心。連廊平面布置為Z字形,中部結(jié)構(gòu)長(zhǎng)度為56.475m,兩翼結(jié)構(gòu)長(zhǎng)度分別為17.650m和50.844m。連廊1層采用矩形截面鋼筋混凝土柱,箱形與工字形截面鋼梁,壓型鋼板與鋼筋混凝土組合樓板;2層采用箱形截面鋼柱,箱形與工字形截面鋼梁,連廊頂部采用玻璃雨棚;連廊建筑效果見圖1。

圖1 連廊建筑效果圖

該Z字形連廊作為連接兩重要建筑物的空中通道,跨越了城市主干道,其日常人流量與車流量較大。若在意外情況下(如車撞擊、爆炸等),連廊發(fā)生連續(xù)倒塌,將可能造成較多人員傷亡和經(jīng)濟(jì)損失,因此該連廊結(jié)構(gòu)的抗連續(xù)倒塌性能亟需評(píng)估。

2 結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌性能評(píng)估方法

結(jié)構(gòu)的連續(xù)性倒塌是指初始的局部破壞在構(gòu)件之間發(fā)生連鎖反應(yīng),最終導(dǎo)致整體結(jié)構(gòu)倒塌或發(fā)生與初始局部破壞不呈比例的結(jié)構(gòu)大范圍倒塌[1]。一般而言,結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌性能評(píng)估主要步驟有合理選擇結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌分析方法、識(shí)別結(jié)構(gòu)關(guān)鍵構(gòu)件與選定結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌準(zhǔn)則等。

2.1 結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌分析方法

結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌分析中,目前使用較為廣泛的方法為拆除構(gòu)件法,其可分為線性靜力分析法、非線性靜力分析法與非線性動(dòng)力分析法。其中,非線性動(dòng)力分析法考慮了結(jié)構(gòu)的幾何非線性和材料非線性行為,以及構(gòu)件失效后剩余結(jié)構(gòu)的動(dòng)力效應(yīng),因此該方法得到的分析結(jié)果較為準(zhǔn)確。

對(duì)于非線性動(dòng)力分析法,按模擬構(gòu)件失效的方式可將其分為考慮初始狀態(tài)的等效荷載瞬時(shí)加載法[2]、考慮初始狀態(tài)的等效荷載瞬時(shí)卸載法[3-4],以及全動(dòng)力等效荷載瞬時(shí)卸載法[5]。唐騰等[6]分別采用以上三種分析方法對(duì)一平面框架進(jìn)行分析,結(jié)果表明,三種分析方法得到的分析結(jié)果基本一致,但比較而言,考慮初始狀態(tài)的等效荷載瞬時(shí)加載法因未采用動(dòng)力時(shí)程模擬靜力荷載的施加,用時(shí)最少,分析效率最高。故本文采用考慮初始狀態(tài)的等效荷載瞬時(shí)加載法。

考慮初始狀態(tài)的等效荷載瞬時(shí)加載法簡(jiǎn)化分析模型如圖2所示。假定某兩跨框架的中柱在意外事件作用下失效,首先通過非線性靜力分析求解荷載q作用下中柱的內(nèi)力F,將兩跨框架轉(zhuǎn)化為跨中作用向上荷載F的單跨框架;其次在中柱的作用點(diǎn)上施加荷載p,大小等于內(nèi)力F,作用方向與內(nèi)力F方向相反。最后在非線性動(dòng)力分析中,將荷載q與F以靜力的形式進(jìn)行施加,荷載p則根據(jù)加載曲線進(jìn)行施加,加載曲線見圖3,其中tp為加載時(shí)間,t1為持荷時(shí)間。

圖2 簡(jiǎn)化分析模型

圖3 等效荷載加載曲線

一般來說,結(jié)構(gòu)的動(dòng)力響應(yīng)可分為2個(gè)階段。[0,tp]為失效階段,結(jié)構(gòu)在原有靜力荷載、等效荷載F以及反向等效荷載p的作用下發(fā)生強(qiáng)迫振動(dòng),模擬構(gòu)件的失效過程。[tp,t1]為衰減階段,其振幅在阻尼的作用下不斷衰減,直至達(dá)到穩(wěn)定狀態(tài)。

根據(jù)《建筑結(jié)構(gòu)抗倒塌設(shè)計(jì)規(guī)范》(CECS 392∶2014)[7](簡(jiǎn)稱建筑結(jié)構(gòu)抗倒塌規(guī)范),持荷時(shí)間t1根據(jù)不同構(gòu)件失效后剩余結(jié)構(gòu)的動(dòng)力效應(yīng)衰減時(shí)間確定,應(yīng)保證時(shí)程分析過程中整體結(jié)構(gòu)具有足夠的時(shí)間使強(qiáng)迫振動(dòng)衰減完全;構(gòu)件失效時(shí)間tp則應(yīng)小于剩余結(jié)構(gòu)一階豎向自振周期的1/10;結(jié)構(gòu)阻尼采用瑞利阻尼。

2.2 關(guān)鍵構(gòu)件識(shí)別方法

運(yùn)用拆除構(gòu)件法進(jìn)行結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌分析時(shí),首先需要確定待拆除構(gòu)件,即拆除后容易導(dǎo)致結(jié)構(gòu)倒塌的關(guān)鍵構(gòu)件。目前,實(shí)際工程中常采用概念判斷和敏感性分析相結(jié)合的方法選擇關(guān)鍵構(gòu)件。

首先通過概念判斷初步篩選關(guān)鍵構(gòu)件的范圍,再采用蔡建國(guó)等[8]提出的敏感性分析方法進(jìn)行關(guān)鍵構(gòu)件的識(shí)別,以構(gòu)件移除作為結(jié)構(gòu)的損傷參數(shù),以節(jié)點(diǎn)位移作為結(jié)構(gòu)響應(yīng)進(jìn)行敏感性分析。

當(dāng)以節(jié)點(diǎn)位移作為結(jié)構(gòu)響應(yīng)進(jìn)行敏感性分析時(shí),結(jié)構(gòu)中任意節(jié)點(diǎn)對(duì)應(yīng)于構(gòu)件i移除的敏感性指標(biāo)S可表達(dá)為:

S=(γ-γ′)/γ

(1)

式中:γ為正常情況下節(jié)點(diǎn)的位移響應(yīng);γ′為結(jié)構(gòu)受損后節(jié)點(diǎn)的位移響應(yīng)。

計(jì)算中主要考慮節(jié)點(diǎn)在豎直方向的位移,任意節(jié)點(diǎn)針對(duì)構(gòu)件i移除可計(jì)算出敏感性指標(biāo)Sz,由敏感性指標(biāo)可推導(dǎo)出構(gòu)件i的重要性系數(shù)ai,即:

(2)

式中n為節(jié)點(diǎn)數(shù)目。

顯然構(gòu)件的重要性系數(shù)越大,結(jié)構(gòu)對(duì)其損傷越敏感,其對(duì)結(jié)構(gòu)來說也越重要。

2.3 結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌準(zhǔn)則

連廊1、2層鋼梁作為重要的水平受力構(gòu)件,若其在下部鋼筋混凝土柱失效的情況下,因塑性變形過大而失效,連廊會(huì)有發(fā)生倒塌的風(fēng)險(xiǎn)。建筑結(jié)構(gòu)抗倒塌規(guī)范規(guī)定,當(dāng)剩余結(jié)構(gòu)水平構(gòu)件的塑性轉(zhuǎn)角滿足式(3)時(shí),可認(rèn)為該結(jié)構(gòu)符合抗連續(xù)倒塌設(shè)計(jì)要求。

θp,e≤[θp,e]

(3)

式中:θp,e為剩余結(jié)構(gòu)水平構(gòu)件的塑性轉(zhuǎn)角;[θp,e]為塑性轉(zhuǎn)角限值,根據(jù)《建筑結(jié)構(gòu)抗倒塌設(shè)計(jì)規(guī)范》(CECS 392∶2014)[7]第4.4.18條的相關(guān)規(guī)定,剩余結(jié)構(gòu)水平鋼梁塑性轉(zhuǎn)角限值取0.0213rad。

3 連廊結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌性能評(píng)估

3.1 連廊抗連續(xù)倒塌有限元模型

連廊各層平面布置見圖4與圖5,鋼材采用Q345B,其屈服強(qiáng)度與極限屈服強(qiáng)度分別為340MPa與470MPa;混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C30,其混凝土抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值為20.1MPa;各構(gòu)件截面見表1。本文采用SAP2000軟件建立其有限元模型,連廊梁柱采用桿系單元建模,2層玻璃雨棚采用膜單元,不考慮其面內(nèi)與面外的剛度。參考文獻(xiàn)[9-10],將組合樓板等效為95mm厚的C30鋼筋混凝土板,板上層配筋為10@150×150,板下層沿板肋方向配筋為22@160,不考慮板下層垂直板肋方向的配筋;鋼筋混凝土樓板采用非線性分層殼單元建模。有限元模型不考慮構(gòu)件連接節(jié)點(diǎn)的破壞,連廊屋面、樓面活載標(biāo)準(zhǔn)值分別取0.7kN/m2與3.5kN/m2,兩者恒載標(biāo)準(zhǔn)值均取1.5kN/m2,由玻璃幕墻產(chǎn)生的線荷載標(biāo)準(zhǔn)值取6.8kN/m。參考建筑結(jié)構(gòu)抗倒塌規(guī)范以及美國(guó)規(guī)范GSA 2003[11]和UFC 4-023-03[12]對(duì)連續(xù)倒塌分析中的荷載組合規(guī)定,本文荷載組合取D+0.5L,其中D代表恒荷載標(biāo)準(zhǔn)值,L代表活荷載標(biāo)準(zhǔn)值,有限元模型見圖6。

表1 構(gòu)件截面尺寸

圖4 1層結(jié)構(gòu)平面布置圖

圖5 2層結(jié)構(gòu)平面布置圖

圖6 有限元模型

在SAP2000軟件中,為真實(shí)考慮結(jié)構(gòu)在倒塌過程中的非線性行為,需對(duì)構(gòu)件指定相應(yīng)的塑性鉸,以此模擬構(gòu)件屈服后的行為和評(píng)價(jià)構(gòu)件的性能水準(zhǔn)。塑性鉸可以用力與位移曲線來表示所處位置的不同階段,如圖7所示,B點(diǎn)為屈服點(diǎn),構(gòu)件開始形成塑性鉸,從A到B階段,截面處于彈性狀態(tài);C點(diǎn)為破壞點(diǎn),構(gòu)件達(dá)到極限承載力;D點(diǎn)為倒塌點(diǎn);E點(diǎn)為最大變形點(diǎn),代表構(gòu)件完全失效;塑性本構(gòu)曲線將構(gòu)件的塑性階段分為應(yīng)變強(qiáng)化段BC段和承載力喪失段CDE段,在設(shè)計(jì)允許的轉(zhuǎn)動(dòng)范圍內(nèi)(不超過C點(diǎn)),將構(gòu)件性能水準(zhǔn)分為可立即使用狀態(tài)(IO)、生命安全(LS)、接近倒塌(CP)三個(gè)性能點(diǎn),當(dāng)超過CP點(diǎn)時(shí)便可判定構(gòu)件失效[13]。對(duì)于兩端為剛接的梁與柱,本文在其兩端設(shè)置SAP2000軟件默認(rèn)的PMM鉸,考慮彎矩與軸力的耦合;兩端為鉸接的梁則在跨中處設(shè)置M3鉸,即彎矩鉸。塑性鉸參數(shù)均按照美國(guó)規(guī)范ASCE 41-13[14]設(shè)置。

圖7 塑性鉸本構(gòu)曲線

3.2 連廊結(jié)構(gòu)關(guān)鍵構(gòu)件識(shí)別

該Z字形連廊結(jié)構(gòu)的1層鋼筋混凝土柱作為重要的支承構(gòu)件,一旦因意外作用(車撞擊、爆炸等)失效,結(jié)構(gòu)將無法維持其原有的幾何位置,對(duì)應(yīng)產(chǎn)生的不平衡荷載需由備用路徑傳遞給連廊的其余部分,將可能造成連廊其余部分由于承載力超限與過度變形而發(fā)生連續(xù)破壞。2層鋼柱由于數(shù)量較多,其失效對(duì)整個(gè)結(jié)構(gòu)剛度影響較小,故本文進(jìn)行敏感性分析時(shí)僅考慮1層鋼筋混凝土柱為拆除構(gòu)件,將1層柱(圖4)按所在位置分為三類,重要性系數(shù)計(jì)算結(jié)果見表2。

表2 重要性系數(shù)計(jì)算結(jié)果

由表2可知,總體上,端部柱的失效對(duì)結(jié)構(gòu)剛度和承載力的影響較小,而轉(zhuǎn)角處柱和跨中處柱的重要性系數(shù)較大,其中轉(zhuǎn)角處KZ2柱基于節(jié)點(diǎn)位移的重要性系數(shù)最大,達(dá)到了19.804,跨中處KZ3柱重要性系數(shù)也較大,為4.512?；谏鲜雒舾行苑治?本文在進(jìn)行連廊抗連續(xù)倒塌分析時(shí)選取轉(zhuǎn)角處KZ2柱與跨中處KZ3柱作為關(guān)鍵構(gòu)件進(jìn)行拆除。

3.3 轉(zhuǎn)角處KZ2柱拆除

拆除轉(zhuǎn)角處KZ2柱后,剩余結(jié)構(gòu)整體變形示意見圖8。由圖8可知:?～軸與③～④軸之間的連廊形成兩懸挑段,豎向變形主要發(fā)生在兩懸挑段,剩余結(jié)構(gòu)最大豎向位移為795mm,出現(xiàn)在梁節(jié)點(diǎn)74,③～④軸與?～軸之間連廊段對(duì)應(yīng)豎向位移角分別約為1/35與1/26,其位移時(shí)程圖見圖9。梁節(jié)點(diǎn)74穩(wěn)定后最終位移為545mm,兩連廊段對(duì)應(yīng)豎向位移角分別約為1/51(③～④軸)與1/39(?～軸)。連廊上部水平鋼梁梁端均未出現(xiàn)塑性鉸,其梁端未發(fā)生塑性轉(zhuǎn)動(dòng)。

圖8 拆除KZ2柱后連廊整體變形示意圖

圖9 節(jié)點(diǎn)74豎向位移時(shí)程曲線

圖10 拆除KZ2柱后連廊端部節(jié)點(diǎn)豎向位移時(shí)程曲線

拆除KZ2柱后梁端彎矩時(shí)程曲線如圖11所示。由圖11可知,在拆除KZ2柱前后,303號(hào)單元靠近KZ1柱的梁端彎矩分別為-145.48kN·m和-194.27kN·m,增幅不大,且遠(yuǎn)未達(dá)到其梁端屈服彎矩-3143.33kN·m。相比之下,③～④軸之間連廊水平鋼梁的梁機(jī)制得到充分發(fā)揮,其中293號(hào)單元靠近KZ3柱的梁端彎矩由初始狀態(tài)的-468.81kN·m大幅增至-1897.05kN·m,但仍未達(dá)到相應(yīng)的梁端屈服彎矩-3143.33kN·m,此時(shí)不平衡荷載主要由③～④軸之間連廊部分承擔(dān)。

圖11 拆除KZ2柱后梁端彎矩時(shí)程曲線

KZ1柱上端彎矩-塑性轉(zhuǎn)角見圖12。由圖12可知,KZ1柱上端最大彎矩達(dá)到2170.418kN·m,接近C點(diǎn)對(duì)應(yīng)的極限承載力2334.5kN·m,其最大塑性轉(zhuǎn)角達(dá)到了0.0299rad,超過了E點(diǎn)對(duì)應(yīng)的塑性轉(zhuǎn)角0.0264rad;可判定KZ1柱上端已達(dá)到完全失效水準(zhǔn),該柱無法對(duì)連廊剩余結(jié)構(gòu)提供有效承載力。

圖12 KZ1柱上端彎矩-塑性轉(zhuǎn)角

本文在拆除KZ2柱工況后接力設(shè)置拆除KZ1柱工況,并以移除KZ1柱模擬其承載力的喪失。拆除KZ1柱后,?～軸連廊端部向下移動(dòng),此時(shí)兩端建筑物能給予該段連廊端部豎向支承力,即在該工況下?～軸連廊所承擔(dān)的不平衡荷載將能傳遞給兩端的建筑物。圖13為拆除后KZ1與KZ2柱后連廊整體變形示意圖。由圖13可知:接連拆除KZ2與KZ1柱后,連廊剩余結(jié)構(gòu)上部水平鋼梁梁端均未出現(xiàn)塑性鉸,其梁端未發(fā)生塑性轉(zhuǎn)動(dòng),剩余結(jié)構(gòu)中雖有少量柱的柱端出現(xiàn)塑性鉸,但均處于B～I(xiàn)O階段,連廊剩余結(jié)構(gòu)未發(fā)生倒塌。

圖13 拆除KZ1與KZ2柱后連廊整體變形示意圖

3.4 跨中處KZ3柱拆除

圖14為拆除跨中KZ3柱后連廊整體變形示意圖。由圖14可知,中部連廊段發(fā)生較大豎向變形,其中最大豎向位移為229mm,出現(xiàn)在跨中13號(hào)節(jié)點(diǎn),相應(yīng)豎向位移角約為1/105,其位移時(shí)程曲線見圖15,13號(hào)節(jié)點(diǎn)穩(wěn)定后最終位移為125mm,其相應(yīng)應(yīng)豎向位移角約為1/192。連廊剩余結(jié)構(gòu)梁柱均未出現(xiàn)塑性鉸,水平鋼梁塑性轉(zhuǎn)角為0,連廊剩余結(jié)構(gòu)整體處于彈性階段,結(jié)構(gòu)未發(fā)生連續(xù)倒塌。

圖14 拆除KZ3柱后連廊整體變形示意圖

圖15 節(jié)點(diǎn)13豎向位移時(shí)程曲線

選取位于中部連廊段端部的267號(hào)與287號(hào)單元,跨中處262號(hào)與292號(hào)單元為研究對(duì)象,所選端部?jī)蓡卧拷麷Z4柱的梁端彎矩時(shí)程曲線與所選跨中處兩單元軸力時(shí)程圖曲線如圖16所示。由圖16可知,端部?jī)蓡卧牧憾藦澗剌^柱拆除前有大幅增加,結(jié)構(gòu)振動(dòng)穩(wěn)定后,梁端彎矩由初始的-267.78kN·m和-272.29kN·m分別變?yōu)?839.11kN·m與-854.88kN·m,均未達(dá)到相應(yīng)的梁端屈服彎矩-1606.01kN·m(267號(hào)單元)與-3143.33kN·m(292號(hào)單元);該段連廊水平構(gòu)件的梁機(jī)制得到充分發(fā)揮?？缰刑?92號(hào)單元軸力由初始的16.02kN變?yōu)?1984.65kN,小于其單元屈服拉力6612.5kN;262號(hào)單元軸力則由初始的-36.15kN變化至964.35kN,小于相應(yīng)屈服壓力-3941.262kN,單元軸壓力的增加是豎向構(gòu)件對(duì)各層內(nèi)力重分布的結(jié)果,表現(xiàn)出空腹效應(yīng)的特點(diǎn)。

圖16 構(gòu)件內(nèi)力時(shí)程曲線

3.5 連廊抗連續(xù)倒塌性能評(píng)估結(jié)果與討論

由上述分析結(jié)果可知,在轉(zhuǎn)角處KZ2柱或者跨中KZ3柱拆除情形下,剩余結(jié)構(gòu)均能形成有效的荷載備用路徑,連廊結(jié)構(gòu)均未發(fā)生連續(xù)性倒塌。相對(duì)而言,轉(zhuǎn)角KZ2柱拆除后,連廊結(jié)構(gòu)受力更為不利,此時(shí)連廊KZ1柱上端因塑性轉(zhuǎn)角超過E點(diǎn)而完全失效,導(dǎo)致該柱無法對(duì)剩余結(jié)構(gòu)提供有效承載力,加大了連廊倒塌的風(fēng)險(xiǎn),也使得此柱的修復(fù)較為困難。

為提升連廊結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌性能,避免KZ1柱上端在KZ2柱拆除情況下發(fā)生嚴(yán)重?fù)p壞,可在②～④軸之間的連廊間設(shè)置16根斜撐,斜撐截面為H300×200×6×8,且斜撐與連廊為鉸接連接,其總用鋼量為362.27kg。設(shè)置斜撐后連廊結(jié)構(gòu)1層柱重要性系數(shù)計(jì)算結(jié)果如表3所示。

表3 設(shè)置斜撐后連廊結(jié)構(gòu)1層柱重要性系數(shù)計(jì)算結(jié)果

對(duì)比表2與表3可知,總體上,連廊1層各鋼筋混凝土柱重要性系數(shù)在2層設(shè)置斜撐后有不同程度的減小,其中轉(zhuǎn)角KZ2柱與跨中KZ3柱重要性系數(shù)減小最為明顯,由19.804和4.512分別減小至17.857與3.344。關(guān)鍵構(gòu)件并未因2層斜撐的設(shè)置發(fā)生轉(zhuǎn)移,仍為轉(zhuǎn)角處KZ2柱與跨中處KZ3柱。

②～④軸之間的連廊增加斜撐后,該段連廊的剛度進(jìn)一步增大,使得因拆除KZ2柱而產(chǎn)生的不平衡荷載將更多由該段連廊承擔(dān),并且大幅減小了整體結(jié)構(gòu)的豎向變形,圖17為節(jié)點(diǎn)74位移時(shí)程曲線,結(jié)構(gòu)同一節(jié)點(diǎn)處的最大豎向位移由795mm減小至398.2mm,穩(wěn)定后節(jié)點(diǎn)的豎向位移由-529.35mm減小至-307.7mm,這間接保護(hù)了KZ1柱的柱端。增加斜撐后KZ1柱上端彎矩-塑性轉(zhuǎn)角與連廊整體變形示意圖分別見圖18與圖19。由圖18和圖19可知:該柱上端最大塑性轉(zhuǎn)角減小至0.0117rad,并未超過設(shè)計(jì)允許的轉(zhuǎn)動(dòng)范圍,即C點(diǎn)對(duì)應(yīng)的塑性轉(zhuǎn)角為0.0264rad;該柱上端最大彎矩減小至2084.28 kN·m,也未超過該截面極限承載力(C點(diǎn))2334.5kN·m。KZ1柱上端塑性鉸位于IO～LS階段,下端塑性鉸則處于B～I(xiàn)O階段,設(shè)置斜撐后的Z字形連廊結(jié)構(gòu)在拆除KZ2柱的情況下,KZ1柱仍有變形與承載能力。

圖17 74號(hào)節(jié)點(diǎn)位移時(shí)程曲線

圖18 增加斜撐后KZ1柱上端彎矩-塑性轉(zhuǎn)角

圖19 增加斜撐后連廊整體變形示意圖

為進(jìn)一步明確增加斜撐后連廊的抗連續(xù)倒塌性能,采用逐步增大荷載進(jìn)行計(jì)算。對(duì)于增加斜撐后的連廊結(jié)構(gòu),當(dāng)荷載達(dá)到1.25(D+0.5L)時(shí),若拆除KZ2柱,連廊整體變形示意見圖20,KZ1柱上端彎矩-塑性轉(zhuǎn)角見圖21。由圖20、21可知,此時(shí)KZ1柱上端最大彎矩達(dá)2080.418kN·m,未達(dá)到C點(diǎn)對(duì)應(yīng)的極限承載力2334.5kN·m;其最大塑性轉(zhuǎn)角達(dá)到0.0176rad,接近但未超過C點(diǎn)對(duì)應(yīng)的塑性轉(zhuǎn)角限值0.0180rad,柱上端塑性鉸處于應(yīng)變強(qiáng)化段,該柱仍能向連廊剩余結(jié)構(gòu)提供有效承載力;連廊剩余結(jié)構(gòu)梁端均未出現(xiàn)塑性鉸,其梁端塑性轉(zhuǎn)角仍為0。因此連廊剩余結(jié)構(gòu)未發(fā)生連續(xù)性倒塌。

圖20 荷載達(dá)到1.25(D+0.5L)時(shí)增加斜撐后連廊整體變形示意圖

圖21 荷載達(dá)到1.25(D+0.5L)時(shí)增加斜撐后KZ1柱上端彎矩-塑性轉(zhuǎn)角

4 結(jié)論

(1)對(duì)于支承該Z字形連廊的鋼筋混凝土柱,當(dāng)以節(jié)點(diǎn)豎向位移為響應(yīng)參數(shù),敏感性分析結(jié)果表明轉(zhuǎn)角處柱的重要性系數(shù)最高,跨中處柱次之,端部處柱最小。

(2)對(duì)于該Z字形連廊結(jié)構(gòu),拆除轉(zhuǎn)角處柱或者跨中處柱后,剩余結(jié)構(gòu)均能形成有效的荷載備用路徑,未發(fā)生連續(xù)性倒塌。相對(duì)而言,轉(zhuǎn)角處柱的拆除對(duì)該連廊結(jié)構(gòu)的抗連續(xù)倒塌性能更為不利。

(3)通過在連廊上、下梁之間設(shè)置一定數(shù)量的斜撐,加強(qiáng)結(jié)構(gòu)局部剛度,可顯著減小關(guān)鍵柱拆除后不平衡荷載引發(fā)的結(jié)構(gòu)位移及受力,提高其抗連續(xù)倒塌能力。