作者：郑晓敏
国内外专家学者对一般框架结构，在连续倒塌机理及防控措施方面，已进行了深入研究并取得了一定成果。本文对近来在实际工程中广泛应用的异形柱钢筋混凝土框架结构体系在该方面进行了相关研究：在试验室内制作了一个1/3缩尺的两层3x2跨异形柱钢筋混凝土框架，在其二层角柱柱顶作用液压伺服作动器，以模拟柱中竖向轴力，进行静力加载。
1 异形柱框架试验模型
按照《混凝土结构设计规范》( GB 50010-2010)和《混凝土异形柱结构技术规程》(JCJ 149-2006)，设计并制作了一个1/3缩尺的两层3x2跨异形柱框架结构，层高均为Im，采用刚性十字交叉条形基础，并用地脚螺栓将主体结构固定在地槽中。图1为模型实体图及结构平面布置图。
试验采用了机械式位移计，钢筋电阻应变片，混凝土电阻应变片，替代柱为A4柱（A4柱为轴A与轴4交点位置柱），具体测点布置图如图2所示。对于图2中的钢筋电阻应变片作如下说明：括号外表示应变片布置于梁上部钢筋，括号内表示应变片布置于梁下部钢筋。
建筑材料选用：C40商品混凝土，HRB400纵筋，HPB300箍筋。框架模型施工过程中，每批次均预留钢筋和混凝土试块，施工完成后对预留钢筋进行了力学试验，对混凝土28d强度进行了测试，并得到混凝土实测抗压强度为41. 2MPa；纵筋实测屈服强度为433. 6MPa，极限强度为627. 8MPa。图3为梁板柱尺寸及配筋图。
2试验设计
2.1试验测试方法
选用静态数据采集仪( DH3816N)进行数据采集，采集频率为1Hz；采用机械式位移计来量测框架结构模型的水平和竖直方向的位移；钢筋应变片和混凝土应变片均采用电阻式应变片。
2.2试验加载方法及加载制度
试验通过每块楼板上均匀布置500kN/袋的沙袋，以模拟楼面活荷载2kN/m2，满跨布置。沙袋这种柔性加载体，避免了加载过程中由于楼板等构件的变形而产生的加载体相互挤压，从而保证了模拟的准确性。
试验通过液压伺服作动器在替代柱（A4柱）失效位置的二层柱顶进行竖向加载，为保证试验过程中现象的连续性和明显程度，加载制度选用位移、力混合控制，由安装在作动器上的力传感器测量轴力的变化。第1-12级采用力控制，每级加载lOkN，加载速度20kN/min；第13 - 18级采用位移控制，每级加载2mm，加载速度2mm/min；从19级开始每级加载Smm，加载速度维持2mm/min不变，直至试验终止。每级加载结束后，等待lOmin - 15min用来读取试验数据、观测并记录试验现象。
3 试验结果及分析
试验结果从荷载与位移关系、框架水平变形、框架内力重分布及框架受力机理四个方面阐释了异形柱框架的倒塌全过程及梁板空间受力机制的体现。
3.1 荷载一位移关系
液压伺服作动器在模型框架A4柱柱顶施加的竖向荷载与该位置处竖向位移之间的关系，如图4所示。
从图中可以看出，该模型框架的倒塌破坏全过程分为四个阶段：弹性变形阶段( OA)、弹塑性变形阶段(AB)、塑性变形阶段(BC)和破坏阶段(CD)。
OA段：框架整体变形处于弹性变形阶段，随着荷载的增加，竖向位移并未明显增大，且结构中基本未出现裂缝，框架结构的抗力与竖向位移接近线性关系；直到A点，在二层A4柱梁柱节点出现较明显裂缝，A点对应的竖向位移为2. 15mm，抗力为30. SkN。
AB段：随着竖向荷载继续增加，竖向位移增加的速度变快。裂缝开始在失效柱附近的梁柱节点及梁板柱构件中出现并不断开展，随着梁中纵筋及板中分布筋的应变逐渐增大，到达B点时，与失效柱相连的梁端受拉钢筋屈服，形成第一个塑性铰；B点对应的竖向位移为19. llmm，抗力为110. 7kN。
BC段：随着竖向位移继续增大，构件开始进入塑性变形阶段，与失效柱相连的框架梁的梁端受拉钢筋相继屈服并形成塑性铰；与此同时，失效柱周围的楼板内分布筋也相继屈服并形成塑性铰线；这样由梁端塑性铰和板内负弯矩塑性铰线形成的梁板空间受力机制共同抵抗上部竖向荷载，到达C点时，该梁板机制形成的抗力达到最大值。C点对应的竖向位移为56. 28mm，抗力为152. 7kN。
CD段：竖向位移继续增大，梁端塑性铰转角也随之增大，受压区混凝土应变逐渐达到极限压应变，梁端及板内塑性铰线压区混凝土逐渐被压碎剥落而退出工作，梁板受力体系的抗弯能力逐步下降，其中的突变点表示部分受拉钢筋突然断裂。
综上可知，由梁端塑性铰和板内负弯矩塑性铰线构成的梁板空间受力机制在延缓框架倒塌过程中起着极大作用。
3.2框架侧向位移
框架整体侧向位移和角柱竖向位移关系曲线，如图5所示。其中，正值表示框架向外侧运动，负值表示框架向内侧运动。
底层角柱失效后，失效柱周围结构形成了梁板空间受力机制共同抵抗上部竖向荷载，根据图5可将框架的侧向位移曲线分为两部分：梁板空间受力机制增大阶段和梁板空间受力机制减弱阶段。转折点为角柱竖向位移达到60mm附近处，该值处于荷载一竖向位移曲线的破坏阶段，且和梁板空间受力机制达到最大值时角柱的竖向最大位移56. 28mm相契合，这也验证了梁板空间受力机制在异形柱框架结构中存在的合理性。
另外，从图中还可以看出，加载过程中，梁板空间受力体系带动周围构件整体向着失效柱方向发生偏移，且距离失效柱越近的构件位移越大（通过位移的矢量和进行比较），此外，结构的二层位移大于首层位移。
3.3框架内力重分布
失效柱周围的二层框架梁梁端钢筋微应变比值变化曲线，如图6所示；失效柱周围框架柱柱脚及柱中混凝土微应变变化曲线如图7所示。
静力加载过程中的内力重分布发生在图6中MN之间的下降段，M点和N点对应的角柱竖向位移分别为20mm和60mm左右，该段对应着结构的弹塑性阶段和塑性阶段，即荷载位移曲线的AC段。
M点之前，结构处于弹性阶段，失效柱周围的二层框架梁梁端钢筋微应变比值基本维持不变，内力重分布现象尚未发生；随着荷载增加，梁端钢筋微应变比值开始减小，裂缝开始出现并扩展以及梁端钢筋受拉屈服并形成第一个塑性铰，使得结构构件的抗弯刚度发生变化，结构开始进入MN段，内力重分布开始出现；随着荷载不断增加，梁端钢筋微应变比值继续减小，梁端钢筋的塑性铰逐渐增多，失效柱周围的楼板内塑性铰线不断发展，内力重分布现象趋于明显；随着荷载继续增加，梁端钢筋塑性铰及楼板塑性铰线发展完全，结构结束塑性阶段，曲线达到N点。此后，梁端钢筋微应变比值基本维持不变，内力重分布现象逐渐趋于消失。
从图7中也可以看出，随着荷载的增大，在框架梁板对框架柱的“拉动”作用下，失效柱周围框架柱侧向变形不断增大，在角柱竖向位移达到60mm时，混凝土微应变达到最大值，此时正对应图6中的N点，此后框架梁对框架柱的约束作用因内力重分布现象基本结束、塑性铰发展趋于完全而减弱，框架柱侧向变形也因此开始逐渐减小。另外，对于失效柱周围的框架柱，面向失效柱一侧的混凝土微应变稍大于背向失效柱一侧的混凝土微应变，表明在加载过程中，框架整体是向着失效柱方向偏移的，这也从混凝土微应变的角度证明了图5的结论。
3.4框架受力机理
抗力体系单元见图8。负弯矩塑性铰线试验图见图9。
角柱失效后，由梁板形成的悬挑受力机制共同抵抗由失效柱在失效前所承担的荷载，采用塑性计算理论，计算该结构抗力机制的塑性最大抗力，即参照如下公式：
式中：Mp为梁端弯矩；M8为楼板负弯矩塑性铰线处弯矩；L1为纵向柱距；L2为横向柱距；d为楼板角点到负弯矩塑性铰线的垂直距离。
将试验框架相应的计算参数代人式(l)得该结构的塑性最大抗力为154. 6kN，与试验值152. 7kN较为接近，由此可得出梁板空间受力体系的科学性。
4 结论
本试验对一个1/3缩尺的两层3x2跨的空间框架模型在移除底层角柱的条件下完成了静力倒塌破坏性试验，基于试验数据和现象得出以下结论：
1)框架的倒塌破坏全过程可分为弹性阶段、弹塑性阶段、塑性阶段和破坏阶段四个阶段。
2)在角柱失效后，由框架梁端塑性铰和楼板中的负弯矩塑性铰线构成的空间受力机制为抵抗框架倒塌破坏的主要体系。
5[摘要]按照我国现有抗震标准设计了一个1/3缩尺的两层3x2跨异形柱框架结构模型，并在替代柱的二层柱顶进行了竖向静力加载，以研究模型框架在失去底层角柱后，框架结构在倒塌破坏过程中的水平变形、传力方式及受力机理。研究结果表明：框架的倒塌破坏全过程可分为弹性阶段、弹塑性阶段、塑性阶段和破坏阶段；在角柱失效后，由梁端塑性铰和板内负弯矩塑性铰线构成的梁板空间受力机制为抵抗框架倒塌破坏的主要体系。
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