基于樓板組合效應的梁柱子結構抗倒塌性能研究

鐘煒輝， 譚 政， 宋曉燕， 孟 寶， 鄭玉輝

(1. 西安建筑科技大學 土木工程學院，西安 710055；2. 西安建筑科技大學 結構工程與抗震教育部重點實驗室，西安 710055)

建筑結構因撞擊、爆炸、地震以及火災等偶然荷載作用于結構時，會造成結構局部傳力構件失效，進而引起其他構件失效或整體結構失穩，甚至導致建筑物大范圍倒塌的現象稱為連續倒塌。連續倒塌最大的特點就是結構的最終破壞與誘發連續破壞的初始局部破壞不成比例[1]，結構的連續倒塌一旦發生往往會造成很嚴重的生命財產損失。鋼框架中的豎向承重構件(柱)發生破壞后，可首先通過梁機制和壓拱機制傳遞上方框架部分的重力荷載，進入大變形階段后，懸鏈線機制依靠梁柱構件的有效拉結以及節點良好的轉動能力，逐漸發揮并最終占主導作用。

針對框架結構進行連續倒塌條件下的性能研究常采用備用荷載路徑法，即拆除結構的關鍵柱以模擬連續倒塌工況，國內外學者為此開展了大量研究工作。史艷莉等[2]以圓鋼管混凝土柱-H鋼梁內隔板式節點雙半跨梁柱子結構為研究對象，對影響組合節點抗倒塌承載力的8個關鍵性參數進行分析，發現增大鋼梁強度和減小跨高比可顯著的提高節點倒塌抗力。Wang等[3]取雙半跨梁單柱型子結構為研究對象，通過靜力加載試驗研究了節點在中柱失效條件下的破壞模式和抗連續倒塌性能，但是由于雙半跨單柱型梁柱子結構模型未考慮子結構在破壞過程中梁反彎點的位置變化，不能很好的反映由于子結構局部破壞導致的后續傳力路徑變化發展全過程，而采用兩跨三柱型子結構可避免此問題；Yang等[4]以腹板雙角鋼和平齊端板連接組合梁柱子結構(兩跨三柱型)為研究對象，通過試驗探究了其在倒塌工況下的破壞模式及抗力機制，并且詳細闡述了采用雙半跨梁柱子結構簡化模型取法的不合理性；Ren等[5]以5個單向梁板子結構和2個1/3縮尺無樓板連續梁試件為研究對象，分析了試件在中柱移除情況下的破壞過程和破壞機理，并重點研究了梁高、板厚、板寬等重要參數對結構的抗倒塌能力的影響；筆者對于兩跨三柱型純鋼框架梁柱子結構的抗連續倒塌性能也開展了一些研究工作[6-9]，發現跨度比、不同節點剛度以及梁柱連接方向(強軸、弱軸)等參數對于結構的抗連續倒塌性能有著較大影響。截止目前，國內外關于鋼框架梁柱子結構抗倒塌機制的研究，主要集中在純鋼框架或鋼筋混凝土框架梁柱子結構的研究上，樓板與鋼梁形成的組合效應多不考慮。

本文基于備用荷載路徑法以組合梁柱子結構為研究對象，對試件進行單調靜力加載試驗，重點研究在連續倒塌工況下組合梁柱子結構的破壞模式和力學機理。同時采用軟件Abaqus建立相關模型，并用試驗結果加以驗證。基于此模型，分析了周邊構件的軸向約束對組合梁柱子結構的抗倒塌承載能力的影響。最后詳細分析了組合樓板效應對結構抗倒塌性能的影響，可為該類連接形式的組合框架結構抗倒塌分析和設計提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設計

參照GB 50017—2017《鋼結構設計標準》[10]和JGJ 138—2016《組合結構設計規范》[11]按1∶3縮尺比例設計了兩跨三柱型組合梁柱子結構試件。組合梁跨度取為1 500 mm，由于在子結構選取時，邊柱的反彎點近似位于其層高中部位置，上下反彎點的距離為層高，故邊柱長度Lc取為1 100 mm，鋼梁截面規格為150 mm×100 mm×6 mm×9 mm，鋼柱截面規格為150 mm×150 mm×8 mm×10 mm。樓板寬度為600 mm，厚度為55 mm，將混凝土板內縱向鋼筋的端頭焊接在端板上，鋼筋采用HPB300熱軋鋼筋，縱向受力筋為φ10@125，分布筋采用φ6@125，上排縱向鋼筋與分布鋼筋形成鋼筋網，經計算其配筋率為0.95%，滿足設計要求。組合樓板與鋼梁通過直徑為13 mm，長為45 mm的抗剪栓釘連接，栓釘采用雙排布置，各個栓釘之間的間距為125 mm，滿足完全抗剪連接要求。試件采用YX28-200-600型(開口型)壓型鋼板，厚度為0.6 mm。梁柱節點為FEMA規范[12]推薦的蓋板加強型(cover plate strengthen,CPS)栓焊連接節點，梁腹板與剪切板采用10.9級M16摩擦型高強螺栓連接。試件整體尺寸、節點細部構造及板中配筋間距，如圖1所示。

1.2 材性試驗

試件各部位鋼材(鋼梁、鋼柱、剪切板、蓋板、鋼筋、螺栓、壓型鋼板)均制作3個標準拉伸試件，材性結果平均值如表1所示。混凝土樓板采用強度等級為C20的混凝土，在澆筑混凝土樓板時制作了邊長為150 mm的立方體試塊，測得混凝土立方體抗壓強度平均值為17.9 MPa，150 mm×150 mm×300 mm棱柱體試塊測得混凝土彈性模量平均值為2.41×104MPa。

圖1 試件幾何尺寸(mm)Fig.1 Details and layout of the specimen(mm)

1.3 加載裝置與加載制度

試驗設計了一套自平衡加載裝置，如圖2所示。通過在兩邊柱底部設置連接件與地梁相連以實現鉸接約束條件，為觀測中柱失效后結構的內力重分布及其傳力過程，將子結構失效柱柱頂加載板與100 t的液壓伺服作動器相連，并在失效柱下方設置了豎向滑動約束裝置，實現豎向的連續加載。在失效柱處地梁南北兩側方向分別安裝了側向約束裝置，以防止試件發生平面外失穩。邊柱中部和上部位置通過1 000 kN水平拉壓傳感器與橫梁相連。考慮子結構邊柱柱頂仍然受到上部結構傳遞荷載，通過穩壓千斤頂施加軸壓比為0.3時對應的荷載模擬上部結構對子結構柱頂的荷載作用。試驗每級加載按5 mm施加，加載速率不超過5 mm/min，每級加載完成后持荷3～5 min，直至試件發生破壞。

1.門架; 2.作動器; 3.水平梁; 4.千斤頂梁; 5.橫梁; 6.拉壓傳感器; 7.千斤頂; 8.豎向和側向約束裝置; 9.地梁; 10.鉸接連接件。圖2 試驗加載裝置Fig.2 Test setup

1.4 測量方案

試驗測量內容主要包括試件位移、梁柱構件關鍵截面的應變、混凝土板、壓型鋼板及鋼筋應變、梁柱節點轉角、邊柱中部和上部水平荷載、柱頂荷載等。

圖3 測點布置Fig.3 Arrangement of measuring point

其中試件位移的測量包括組合梁豎向變形和邊柱中部位置的側移，以獲取組合梁柱子結構的豎向變形特征和周邊構件提供的軸向剛度。在梁柱構件上選取8處關鍵截面布置應變片。其中B1(B6)、B3(B4)截面的應變片主要用于獲得梁柱節點區域的受力特征；B2(B5)、C1(C2)截面應變片主要用于獲得梁柱構件截面的實際內力，為分析結構的力學機理提供依據；在梁端共布置6個傾角儀I1～I6，用于測量梁端轉角；在邊柱上端和中部的鉸接支座處分別設置了4個1 000 kN水平拉壓傳感器，用于獲取邊柱鉸支座的水平反力；在邊柱頂部設置2個1 000 kN的壓力傳感器，以監測額定豎向荷載作用。

2 試驗結果及分析

2.1 試驗曲線與破壞過程

試件在試驗加載初期，處于彈性工作階段，無明顯現象。當加載位移達到20 mm時，兩跨的混凝土板邊柱翼緣位置同時出現首條受拉裂縫，隨著位移增加至35 mm時，兩跨跨中開始相繼出現斜向裂縫(縱向對稱)，板中部出現一條縱向受拉裂縫。混凝土板裂縫隨著加載位移的增加不斷發展并加寬。當加載位移達到95 mm時，西側鋼梁下翼緣(靠近節點J2)發生屈曲，壓型鋼板開始撕裂。同時在東側鋼梁上翼緣(靠近節點J3)發生屈曲，壓型鋼板出現鼓起，與邊柱Z1相連的西側鋼梁下翼緣出現了受壓局部屈曲，由于試件的對稱性，東側組合梁試驗現象與西側組合梁的試驗現象基本一致，如圖5(a)、圖5(b)所示。當位移增加至120 mm時，失效柱板頂混凝土開始脫落。當位移增加至195 mm時，失效柱梁柱節點處西側鋼梁緊靠蓋板末端的受拉翼緣出現裂縫，當位移發展至201 mm時，隨著一聲脆響，鋼梁受拉翼緣發生斷裂，如圖5(c)所示，對應荷載為327 kN(圖4曲線關鍵點F1)。隨著失效位移的不斷增大，西側鋼梁下翼緣裂縫逐步沿著弧線向上發展，在此期間可以明顯聽到鋼筋斷裂的聲響。由于左右兩跨組合梁之間的協同作用可使得結構的荷載逐步回升并超過第一峰值荷載達到396 kN，裂縫貫穿腹板上部螺栓孔并最終導致鋼梁腹板斷裂，此時對應加載位移為333 mm(圖4曲線關鍵點F2)，如圖5(d)所示，試件破壞加載終止。可以看到，失效柱處混凝土被壓潰，邊柱處混凝土嚴重開裂，壓型鋼板被撕裂，如圖5(e)、圖5(f)所示。混凝土板的最終裂縫分布如圖5(g)、圖5(h)所示，可以看到，邊柱節點附近形成了多條寬度較大的主裂縫，跨中形成多條對稱的斜向受拉裂縫，混凝土板中部還形成了有一條縱向貫穿裂縫。可見在豎向荷載作用下，邊柱節點受到負彎矩作用，導致混凝土板板頂受拉開裂，且裂縫寬度隨著失效位移不斷加寬，鋼梁下翼緣受壓，導致發生受壓屈曲；而失效柱節點處受到正彎矩作用，上部混凝土板受壓，導致板頂混凝土被壓潰。

圖4 荷載-位移曲線Fig.4 Load-displacement curve

2.2 邊柱水平荷載分析

試件邊柱頂部、中部及底部的水平荷載,如圖6所示。試驗加載前期主要由邊柱上下端提供的約束反力組成彎矩來形成梁機制，表現為邊柱底部和上部的水平反力為異號。當失效柱達到一定的豎向位移時，邊柱中部拉壓傳感器開始有拉力產生，此時組合梁柱子結構由抗彎梁機制開始向懸鏈線機制轉換，隨著變形的不斷增大，組合梁的內力將由彎矩為主轉變成以彎矩和軸力為主，進入過渡階段，懸鏈線機制逐步形成。隨著變形的增大，懸鏈線機制的作用將越來越顯著，組合梁呈現二力桿受拉狀態。

圖5 破壞現象Fig.5 Failure phenomena

圖6 邊柱水平荷載分布Fig.6 Horizontal reaction distribution of the side columns

2.3 組合梁柱子結構抗力分析

兩跨三柱組合梁柱子結構簡化模型對應的受力模型,如圖7所示。可以看出，梁抗力機制PF由雙跨梁截面剪力(V2,V3)的豎向分量之和組成，懸鏈線機制提供的抗力PC則由雙跨梁的軸力(N2,N3)的豎向分量之和組成。根據受力模型，可按照下列公式計算兩種抗力機制的抗力水平。

NW=N1=N2，NE=N3=N4

(1)

PC=PW+PE=NWsinθW+NEsinθE

(2)

PF=PV-PC

(3)

式中：NW，NE分別為西側和東側組合梁軸力；θ1～θ4分別為西、東側組合梁的梁端轉角。

圖7 組合梁柱子結構分析模型Fig.7 Analysis diagram of composite beam-column assembly

基于上述計算模型，圖8給出了梁機制及懸鏈線機制提供的抗力隨失效柱豎向位移的發展曲線。可以看出:①在試件加載初期，試件總抗力P幾乎完全由梁抗彎機制PF提供，隨著加載位移的增大，懸鏈線機制提供的抗力開始顯現；②當試件首次出現局部斷裂時，梁端有效截面突然減小，導致抗彎機制提供的抗力迅速下降，而懸鏈線機制提供的抗力PC此時迅速增大，此過程為梁機制向懸鏈線機制迅速轉變；③隨著加載位移至283 mm，懸鏈線機制提供的抗力PC超過梁抗彎機制的抗力PF并對結構抵抗荷載起到主要作用。

圖8 抗力機制發展Fig.8 Development of the resistant mechanism

3 有限元分析

3.1 有限元分析模型的建立

采用Abaqus/Explicit動力顯示積分算法對組合梁柱子結構進行非線性有限元分析，根據試驗相同的邊界條件和試件幾何尺寸建立了對應的數值模型，如圖9所示。試件主要部件包括鋼梁、鋼柱、混凝土板、鋼筋、螺栓、壓型鋼板、節點剪切板以及蓋板等，采用三維桁架單元T3D2模擬樓板中的鋼筋，殼單元對壓型鋼板進行模擬，對于其余部件均采用C3D8R實體單元進行建模，并在節點應力集中區域劃分較密的網格單元。鋼材本構曲線采用多點折線模型本構；鋼筋采用雙折線強化本構；混凝土采用GB 50010—2010《混凝土結構設計規范》[13]附錄C給出的受壓和受拉應力-應變關系。為模擬試件的斷裂過程，采用Abaqus中的延性金屬失效準則和單元刪除法模擬鋼材的斷裂，該準則是通過在材料屬性中定義材料的斷裂應變、三軸應力、應變率等參數，使金屬材料達到斷裂應變值[14-15]后發生斷裂，如式(4)所示

(4)

式中：C1為鋼材平板純剪切下的等效塑性損傷應變；C2為鋼材開口圓棒單軸拉伸時的等效塑性損傷應變，可根據軸對稱拉伸試件斷裂后的截面縮小面積確定

C2=-ln(1-AR)

(5)

同時C1和C2可通過式(6)、式(7)進行換算

(6)

σ=K(ε)n

(7)

式中,K,n為鋼材的硬化參數，可由鋼材的真實應力-應變曲線反算得出。

圖9 有限元分析模型Fig.9 Finite element analysis model

3.2 有限元分析結果

試件數值模型分析結果與試驗結果曲線對比,如圖10所示。可以看出，由于數值模型未考慮試件材料的各種缺陷，兩者存在一定的差異。但整體來說，數值模型得到的荷載-位移曲線與試驗結果十分接近，說明動力顯示積分算法可以比較準確的模擬試件斷裂位置及斷裂后發展路徑。通過圖11可以看出，模型的破壞模式與其對應的試驗破壞模式基本一致，證明數值模擬結果具有足夠的精度，可以較好的反映組合梁梁柱子結構在大變形下的主要受力特征，滿足工程計算要求。

圖10 有限元與試驗荷載-位移曲線對比Fig.10 Comparison of load-displacement curves between finite element and tests

圖11 有限元模擬的試件破壞過程Fig.11 Failure process of the specimen in the finite element simulation

3.3 周邊構件提供的軸向約束的影響

實際上，梁端軸向約束對于組合梁柱子結構中懸鏈線的發展具有較大的影響，組合梁梁端軸向約束剛度由以下三部分組成：①組合梁自身變形對梁端提供的約束剛度Kac；②邊柱對梁端提供的軸向約束剛度Kas；③周邊構件對梁端提供的軸向約束剛度KR。為了研究周邊構件提供的軸向約束對組合梁柱子結構承載力的影響，引入彈簧約束系數n，表示周邊構件約束彈簧軸向剛度KR與構件本身對梁端提供的軸向彈簧剛度K的比值，并分別取0(外伸梁處完全無約束作用)，0.025(近似門架給試件提供的實際軸向約束)，0.1，1.0，∞。

(8)

系數k為梁柱線剛度比，可按式(9)計算

(9)

式中，各參數表達式可詳見GB 50017—2017《鋼結構設計標準》。

圖12給出了數值模型周邊構件提供的不同軸向約束對于栓焊連接試件抗倒塌承載力的影響對比。可以看到，在組合梁柱線剛度比k=0.88為情形下，隨著軸向約束剛度KR的增大，組合梁柱子結構的荷載-位移曲線在加載初期基本沒有影響，但是隨著位移的不斷增大，第一峰值點對應的荷載不斷增大。結果表明:當n=0時，構件本身對梁端提供的軸向彈簧剛度K不足以充分發揮懸鏈線效應，無法提高結構的后期承載力；當n=0.025時，試件后期承載力明顯有較大的提升，說明此時試件的懸鏈線效應得到了有效發揮；當n>0.1時，數值模型的承載力基本不再繼續增加，說明此時周邊構件提供的軸向剛度已足夠保證懸鏈線機制的完全發揮，繼續增加軸向剛度對于結構的承載能力的提高作用有限。即周邊約束若能提供大于0.1K的軸向剛度時，則可保證組合梁柱子結構的懸鏈線效應完全發揮。

圖12 周邊構件軸向約束對試件抗倒塌承載力影響Fig.12 The influence of the peripheral components′ constraints on anti-collapse performance of specimens

4 樓板組合作用

4.1 模型的建立

選取尺寸為4 500 mm×7 500 mm×3 300 mm的原型結構設計了子結構(帶樓板和不帶樓板)的足尺模型，梁柱截面尺寸分別為450 mm×300 mm×11 mm×18 mm、400 mm×400 mm×13 mm×21 mm。鋼梁通過剪切板與柱腹板通過10.9級M22的高強螺栓連接，其中剪切板為L110 mm×12 mm，節點的細部構造如圖13所示。混凝土強度等級為C25，有效寬度為1 500 mm，樓板厚度為100 mm，保護層厚度為20 mm，樓板的有效寬度為1 500 mm，縱向鋼筋為φ14@150，分布鋼筋設計為φ8@200，受力鋼筋與分布鋼筋形成鋼筋網，樓板內設置兩層鋼筋，具體布置如圖13所示。鋼梁和組合樓板之間選用φ19的栓釘連接，并設置為雙排，間距為210 mm，排距為150 mm。組合梁柱子結構模型與本文試驗模型一致，同樣為兩跨三柱型梁柱子結構，并假定周邊構件對組合梁子結構有足夠的拉結作用。

圖13 梁柱節點細部構造以及樓板配筋(mm)Fig.13 Details of connections and distribution of reinforcement(mm)

4.2 荷載-位移曲線對比

考慮樓板作用與否對子結構的荷載-位移曲線的影響對比，如圖14所示，兩個試件模型均存在兩次主要斷裂破壞點，對應破壞模式類似。首次斷裂對應破壞模式為靠近失效柱鋼梁下翼緣緊靠蓋板末端處母材斷裂，純鋼梁柱子結構(WUFG)此時荷載為1 170 kN，對應位移447 mm，組合梁柱子結構(WUFG-CS)荷載為1 656 kN，對應位移478 mm，帶樓板模型的首次斷裂荷載較無樓板模型提高了41.5%。二次斷裂對應破壞模式為靠近邊柱的鋼梁上翼緣緊靠蓋板末端處母材斷裂，純鋼梁柱子結構荷載為1 118 kN，對應位移1 137 mm，組合梁柱子結構的荷載為1 519 kN，對應位移1 220 mm，帶樓板模型的二次斷裂荷載較無樓板模型提高了35.9%。可見，樓板與鋼梁之間的組合作用可以有效的提高結構的初始剛度和整個過程的承載能力。

表2 試件荷載-位移曲線斷裂點Tab.2 Fracture point of load-displacement curves

4.3 內力發展曲線對比

圖15給出了組合梁柱子結構和純鋼梁柱子結構的內力發展過程對比。對比可知：①兩者的失效模式均為靠近失效柱處鋼梁受拉下翼緣首先發生斷裂，進而靠近邊柱受拉上翼緣斷裂。兩者的內力發展趨勢也基本一致當達到首次斷裂位置時，B3/B4彎矩迅速下降并逐漸轉變為負值，對應軸力也發生下降但影響不大，此時截面的中性軸相對原始截面形心軸位置向上翼緣移動，產生偏心彎矩。隨著位移的進一步增大，靠近邊柱受拉上翼緣斷裂，B1/B6彎矩迅速下降并逐漸轉變為正值。②樓板的存在可以較為明顯的提升結構的壓拱效應，進而提高結構的塑性承載能力。樓板內鋼筋在小變形階段由于壓拱效應其軸力為負值，試件首次發生斷裂時鋼筋軸力達到830 kN，占總軸力38%。當發生第二次斷裂時，鋼筋軸力為860 kN，占總軸力30%。可見，鋼筋對試件軸力的發展起到重要作用。③通過截面彎矩對比可以看出，組合梁柱子結構失效柱處B3/B4截面較純鋼梁柱子結構的彎矩更大，且組合梁柱子結構較純鋼梁柱子結構可以推遲結構局部斷裂的發生，可為結構位移發展提供有利條件。

圖15 內力發展曲線對比Fig.15 Comparison of internal force development

4.4 抗力發展曲線對比

為了定量分析各機制在不同階段的貢獻程度，引入梁機制貢獻系數α、懸鏈線機制貢獻系數β，分別按式(10)計算

α=PF/P,β=PC/P

(10)

式中：P為試件的總抗力；PF為梁機制提供抗力；PC為懸鏈線機制提供抗力。

圖16為組合梁柱子結構和純鋼梁柱子結構的抗力發展過程的對比，表3為模型的斷裂點對應抗力對比。可知：①兩個試件的抗力發展趨勢是一致的，均經歷梁機制階段、梁機制和懸鏈線機制混合階段以及懸鏈線階段，兩個試件在首次斷裂前，試件總抗力幾乎完全由抗彎機制提供，之后有所下降，隨后懸鏈線機制提供抗力迅速增大。當兩個試件相繼發生第二次斷裂后，梁端有效截面面積減小，抗彎機制提供抗力減小為零甚至出現負值，這是因為此時梁截面軸力產生偏心彎矩阻礙結構抵抗外載，最終結構完全由懸鏈線機制提供抗力。②首次斷裂時純鋼梁的抗彎梁機制提供抗力為939 kN，懸鏈線機制提供抗力231 kN，對于抗彎梁機制貢獻系數為0.803，懸鏈線機制貢獻系數為0.197；組合梁柱子結構抗彎梁機制提供抗力1 218 kN，懸鏈線機制提供抗力438 kN，對應抗彎梁機制貢獻系數為0.736，懸鏈線影響系數為0.264。這是由于組合梁柱子結構較純鋼梁柱子結構的初始抗彎剛度大，導致試件WUFG-CS的梁機制抗力高于試件WUFG，并且鋼筋在首次斷裂時軸力已較為明顯，導致兩者的懸鏈線機制提供抗力也存在一定差距。說明首次斷裂時兩者承載能力的差值原因主要體現在子結構梁機制和懸鏈線機制兩個方面。③二次斷裂時純鋼梁的抗彎梁機制提供抗力為69 kN，懸鏈線機制提供抗力1 049 kN，對應抗彎梁機制貢獻系數為0.062，懸鏈線機制貢獻系數為0.938；組合梁柱子結構抗彎梁機制提供抗力-34 kN，懸鏈線機制提供抗力1 553 kN，對應抗彎梁機制貢獻系數為-0.022，懸鏈線機制貢獻系數為1.022。由于試件WUFG-CS的樓板內鋼筋在大變形階段發揮了重要作用，所以導致大變形階段兩者承載能力的差值原因主要體現在子結構懸鏈線機制方面。可見樓板與鋼梁的組合作用對結構整個過程的承載能力提高起到了關鍵作用。

表3 斷裂點對應抗力對比Tab.3 Comparison of the resistance at fracture points

圖16 不同機制抗力發展曲線及貢獻系數Fig.16 Development curves of the different resistances mechanism and contribution coefficients

4.5 組合梁柱子結構的動力響應

上述試驗與有限元模型都是近似靜力加載方式進行分析，但是在實際工況中，非偶然因素造成柱失效是瞬間發生的，類似于動力加載過程。為此可根據Izzuddin等[16]不考慮阻尼有利作用的能量評估模型，通過結構靜力加載條件下的結果近似得到結構在突加豎向荷載下的動力響應。其原理為動力荷載所做的外力功全部轉變為結構的內能，根據圖17所示的能量平衡原理可近似得到結構的非線性動力響應曲線。

圖17 能量平衡原理Fig.17 Principle of energy balance

圖18為2個試件的動力響應曲線。可以看出，純鋼梁柱子結構的動力響應曲線在首次斷裂時峰值荷載為1 052 kN，而組合梁柱子結構在發生多次斷裂后位移達到1 262 mm對應峰值荷載為1 430 kN，試件WUFG-CS較試件WUFG的峰值荷載提升了36%，位移增大了159%。說明在動力荷載作用下，組合梁柱子結構具有更好的承載能力和變形能力。

圖18 動力響應曲線Fig.18 Dynamic response curves

5 結 論

(1)組合梁柱子結構的抗力機制發展過程先后為梁機制階段、梁機制和懸鏈線機制混合階段以及懸鏈線機制階段，在中柱失效工況下，結構通過內力重分布，使得剩余結構在大變形階段仍然具有良好的承載能力。

(2)組合梁柱子結構的破壞模式表現為：失效柱梁柱節點處鋼梁緊靠蓋板末端的受拉翼緣首先斷裂，進而內力轉由腹板螺栓傳遞，裂縫不斷向上發展，貫穿上排的螺栓孔直至腹板斷裂。當鋼梁受拉翼緣發生破壞后，左右兩跨組合梁之間的協同作用可使得結構在后期階段可提供高于前期受彎階段的抗力，表現出較為富余的后期強度儲備。

(3)周邊構件的軸向約束對梁柱子結構的后期抗倒塌承載能力有著較大影響。當0≤n≤0.1時，周邊構件提供的軸向約束可以提高雙跨梁的豎向承載力；當n>0.1時，繼續增加軸向剛度對于雙跨梁的豎向承載能力影響很小。由此可知，組合梁柱子結構的承載能力并不能隨著周邊構件軸向約束的增大而無限增大。

(4)考慮樓板組合效應，梁機制峰值承載力提高了42.0%，懸鏈線機制峰值承載力提高了49.9%。說明樓板組合效應顯著的提高了結構在梁機制和懸鏈線機制的承載能力，并且樓板的存在可使結構在動力荷載作用下具有更好的抗倒塌能力。