宋滿榮，胡忍強，黃慎江，劉辰譜，何嘉軒，柳炳康

(1. 合肥工業(yè)大學 土木與水利工程學院，安徽 合肥 230009；2. 合肥工業(yè)大學 土木工程結構與材料安徽省重點實驗室，安徽 合肥 230009)

0 引 言

近年來建筑結構的抗連續(xù)倒塌問題引起中國工程界的普遍關注[1-2]。結構連續(xù)倒塌是因偶然災害(恐怖襲擊、地震)或意外事件(火災、施工缺陷、煤氣爆炸等)導致結構產(chǎn)生初始局部損傷或破壞，進而引發(fā)整體結構不成比例的倒塌。

Sasani等[3]利用試驗和分析結果對某10層鋼筋混凝土(RC)結構建筑中間邊柱初始破壞后的連續(xù)倒塌能力進行評估。Song等[4]對足尺4層鋼框架建筑進行了原位拆除試驗。Dinu等[5]從低地震區(qū)6層純鋼框架結構中提取出2層雙向端板螺栓連接鋼框架，移除中柱支撐進行了擬靜力試驗和數(shù)值分析。Li等[6]通過現(xiàn)場試驗和計算模擬，研究了具有填充墻的足尺鋼與混凝土復合結構建筑的連續(xù)倒塌性能。易偉建等[7]對一榀三層四跨的鋼筋混凝土平面框架進行了連續(xù)倒塌試驗。呂大剛等[8]提出一種定量評估結構連續(xù)倒塌魯棒性的新方法。李易等[9]認為懸鏈線機制下的連續(xù)倒塌抗力需求計算是RC框架結構大變形階段抗連續(xù)倒塌設計的關鍵。高佳明等[10]對兩層兩跨空間有板RC框架進行了拆除邊柱的連續(xù)倒塌擬靜力試驗。錢凱等[11]通過試驗與有限元模擬研究了邊柱失效工況下RC梁-板子結構抗連續(xù)倒塌性能。

裝配式結構抗連續(xù)倒塌的研究受到國內(nèi)外學者廣泛關注。Nimse等[12]通過對比試驗研究了濕式連接裝配式梁柱組合構件的抗倒塌性能。Al-Salloum等[13]對牛腿插銷桿連接的裝配式混凝土子結構開展了靜力Pushdown試驗。Ravasini等[14]采用非線性動力有限元分析方法，研究了預制混凝土框架結構的連續(xù)倒塌抗力及梁柱連接強度。潘毅等[15]利用試驗結果，采用抽柱法對一棟6層無黏結預應力裝配式框架結構進行了連續(xù)倒塌分析。張望喜等[16]對1個現(xiàn)澆RC和2個裝配式整體混凝土空間子結構進行了擬靜力試驗。余洋等[17]采用靜載方式研究了角鋼連接、無黏結預應力連接以及混合連接等不同連接方式對邊柱失效工況下裝配式結構抗連續(xù)倒塌性能的影響。劉祎霖等[18]開展了不同梁柱縱筋連接方式的裝配整體式結構在擬均布加載下的靜力連續(xù)倒塌試驗。

目前涉及預應力裝配式框架結構抗倒塌性能的研究較少，且多為無黏結預應力裝配式結構，針對后張有黏結預應力裝配式結構抗連續(xù)倒塌性能的研究不足。課題組曾對預壓裝配式預應力混凝土結構開展了多項抗震性能的試驗研究。該結構是采用后張預應力筋來連接裝配式框架結構，工廠化生產(chǎn)的預制缺口梁、牛腿柱構件運至實驗室拼裝后對穿張拉預應力筋，并實施孔道壓力灌漿。后張預應力筋既是拼裝手段也是使用階段梁端彎矩的擔當者，使節(jié)點形成整體受力機制，使裝配式框架能夠連續(xù)受力。課題組前期的試驗研究對象包括：梁柱節(jié)點、單層雙跨框架、二層二跨框架和三層單跨框架，試驗中均表現(xiàn)出良好的抗震性能，可應用于整體裝配式框架[19-23]。

為進一步研究該結構抗連續(xù)倒塌性能，采用與前述抗震試驗相同的設計配筋及拼裝施工方式，本文對二層二跨預壓裝配式框架拆除邊柱時的抗倒塌性能進行試驗研究，通過評價其裂縫發(fā)展、破壞模式、變形性能和阻力機理，進而了解邊柱破壞后該結構的抗連續(xù)倒塌能力[24-27]。

1 試驗概況

1.1 試件設計

按照《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010—2010)和《預制預應力混凝土裝配整體式框架結構技術規(guī)程》(JGJ 224—2010)、《建筑結構抗倒塌設計規(guī)范》(CECS 392:2014)設計了一榀二層二跨預壓裝配式預應力混凝土平面框架，用于研究邊柱拆除時預壓裝配式預應力混凝土框架結構的抗連續(xù)倒塌性能。為減小縮尺對裝配式連接的影響及在實驗室有限空間內(nèi)測試更大尺寸的試件，試驗框架設計為1/2縮尺模型，由4根相同的缺口梁、2根完整的帶牛腿中柱和1根底層缺失的邊柱構成。框架尺寸及配筋如圖1所示。預應力鋼絞線在梁內(nèi)上下位置貫通。預制缺口梁、牛腿柱拼裝后，預應力鋼絞線一端張拉，按照張拉控制應力σcon=0.75fpt(fpt為抗拉強度)設置。

圖1 試驗框架尺寸及配筋(單位:mm)Fig.1 Test Frame Dimensions and Reinforcement (Unit:mm)

試驗前測定的試驗框架梁、柱混凝土立方體抗壓強度fcu=37.1 MPa，預應力筋每孔選取1束7Φj15低松弛鋼鉸線，屈服強度實測值fpy=1 833 MPa，fpt=1 960 MPa；普通鋼筋和箍筋選取HRB400級熱軋鋼筋，屈服強度實測值fy=457.1 MPa，抗拉強度實測值fu=625.9 MPa。

1.2 加載和測量方案

試驗框架如圖2所示，用地腳螺栓、螺紋鋼和工具梁將試件固定在實驗室地面上模擬框架底部固接。為保證其在拆柱過程中平面外的穩(wěn)定性，在所有框架柱的兩側均安裝側向支撐。失效邊柱下方設置千斤頂防止后續(xù)加載過程中突然發(fā)生坍塌而引起的安全隱患。試驗過程中，失效邊柱上部的荷載采用美國MTS作動器逐級施加，行程為500 mm，同時用千斤頂以0.3的軸壓比將軸向力施加在右邊柱與中柱柱頂。

圖2 試驗框架Fig.2 Test Frame

正式加載開始時將失效邊柱下方的千斤頂卸載，失效柱上部的MTS按位移控制逐級加載，行程為500 mm，根據(jù)裂縫發(fā)展情況，分級為1、2、5、10 mm，初始裂縫出現(xiàn)階段為1 mm，后期塑性鉸發(fā)展階段為10 mm。

圖3 試驗測點布置Fig.3 Test Measuring Points Arrangement

試驗框架梁端節(jié)點編號和測點位置如圖3所示。梁端節(jié)點和柱腳編號從左到右、從下到上依次為①～⑩。鋼筋的應變片主要布置在梁端和柱端截面，其中1-1、1-2、1-3為梁端布置鋼筋應變片截面，2-1、2-2、2-3、2-4、2-5為柱端布置鋼筋應變片截面；梁縱筋應變片編號從1-1-1至1-3-4；柱縱筋應變片編號為2-1-1至2-5-4。位移測量主要為層間位移、梁端轉角位移以及柱腳處的轉角位移。位移計D1～D16用于測量梁端轉角位移，D17～D20用于測量柱腳處的轉角位移，D21～D24用于測量每層層間位移。

試驗時失效柱上方的豎向荷載和豎向位移可以由MTS加載數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)自動記錄。逐級加載的應變片及位移傳感器的數(shù)據(jù)可以由數(shù)據(jù)采集儀獲取。

2 試驗現(xiàn)象

荷載施加初始階段，框架尚位于彈性階段，沒有明顯的破壞跡象。圖4為混凝土裂縫的發(fā)展過程以及框架最終的破壞形態(tài)。當失效邊柱處的位移施加至16 mm時，失效柱相鄰區(qū)域框架梁遠端一層梁端2頂部受拉區(qū)域混凝土首先出現(xiàn)裂縫；位移施加至20 mm時遠端二層梁端6頂部出現(xiàn)受拉裂縫，同時梁端2的頂部受拉裂縫進一步延伸至1/3梁高；加載至24 mm時，梁端6的頂部受拉裂縫進一步延伸至1/3梁高，下部受拉區(qū)牛腿接合面出現(xiàn)了斜裂縫；加至28 mm時近端一層梁端1底部出現(xiàn)受拉裂縫。后續(xù)梁端3、7受拉區(qū)域相繼出現(xiàn)裂縫。

圖4 混凝土裂縫發(fā)展及試驗框架破壞形態(tài)Fig.4 Crack Development of Concrete and Failure Mode of Test Frame

加載至40 mm時，梁端2頂部受拉裂縫寬度為0.2 mm，下部受拉區(qū)牛腿接合面有多條水平微裂縫，失效邊柱靠近梁端1出現(xiàn)水平裂縫，隨后靠近梁端5也出現(xiàn)水平裂縫。

位移施加至80 mm時，梁端2混凝土受拉裂縫延伸至接近梁中線，下部受拉區(qū)牛腿出現(xiàn)密集水平裂縫和斜裂縫。

位移施加至150 mm時，裂縫發(fā)展程度越來越高，梁端2受拉裂縫寬度已發(fā)展為2.4 mm；梁端6牛腿處斜裂縫已發(fā)展至2.2 mm，并且梁端2處受壓區(qū)混凝土出現(xiàn)剝落現(xiàn)象，梁端與柱面拼接面出現(xiàn)拉脫裂縫。

位移施加至220 mm時，試驗框架產(chǎn)生劇烈的聲響，梁端2、6處受壓區(qū)混凝土壓潰，大量混凝土脫落，荷載在此刻驟降；梁端1、5受壓區(qū)混凝土有少許細碎石剝落。

位移施加至300 mm時，試驗框架再次產(chǎn)生劇烈的響動，梁端5處受壓區(qū)混凝土壓潰，嚴重剝落，受拉區(qū)牛腿接合面拉脫裂縫很大。

位移施加至360 mm時，試驗框架再次出現(xiàn)巨響和荷載驟降，梁端1處混凝土壓潰剝落嚴重，梁端與牛腿接合面完全拉開，出現(xiàn)很大傾角。

位移施加至430 mm時，試驗框架再次產(chǎn)生劇烈的響動，梁內(nèi)預應力筋拉斷，失效柱相鄰跨完全倒塌，MTS清零，而失效柱遠離跨基本完好，試驗結束。

3 試驗結果分析

3.1 荷載-位移曲線

試驗過程中由MTS加載數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)自動記錄，失效邊柱上方的豎向荷載-豎向位移曲線如圖5所示。圖5中曲線OA段斜率大致呈直線變化，表明試驗框架整體處于彈性階段，未觀察到明顯裂縫。

圖5 荷載-位移曲線Fig.5 Load-displacement Curve

A點后荷載-位移曲線斜率下降，試驗框架表現(xiàn)出彈塑性，梁端相繼出現(xiàn)較多裂縫。梁內(nèi)產(chǎn)生壓拱效應，在失效邊柱上出現(xiàn)橫向裂縫。

B點后荷載增加不大，位移大幅增加，框架進入屈服階段，梁端2、6、5、1混凝土都相繼達到極限壓應變，非預應力鋼筋未貫通梁柱節(jié)點，受拉預應力鋼筋屈服。

C點時荷載出現(xiàn)陡降，失效邊柱相鄰區(qū)域框架梁遠端2、6受壓區(qū)混凝土壓潰，試件由梁機制階段轉為倒塌階段。

D點時荷載再次出現(xiàn)陡降，失效邊柱相鄰區(qū)域框架梁近端5上部受壓區(qū)混凝土出現(xiàn)貫通水平裂縫和斜裂縫，完全喪失抗彎承載能力。

E點時荷載再次出現(xiàn)陡降，失效邊柱相鄰區(qū)域框架梁近端1上部受壓區(qū)混凝土壓潰。

F點時失效邊柱相鄰區(qū)域框架梁遠端鋼絞線斷裂，荷載降低到0，試驗框架左側發(fā)生大幅度向下變形，失效邊柱落至其下方保護千斤頂上，瀕臨倒塌，試驗結束。

3.2 框架水平位移

圖6為框架水平位移-失效邊柱豎向位移曲線，當框架朝內(nèi)偏移時，水平位移值為正，當框架朝外偏移時，其值為負。

圖6 框架水平位移-失效柱豎向位移曲線Fig.6 Curves of Frame Horizontal Displacement and Failure Column Vertical Displacement

圖6(a)為框架底層的水平位移，試驗框架右側邊柱一層水平位移(D23)基本保持在初始位置不變，左側邊柱一層水平位移(D21)則先逐漸向負值增大后向正值減小，表明隨著豎向位移的增加框架向外推后內(nèi)收。框架不斷朝外偏移，表明此階段有壓拱作用，梁內(nèi)存在軸壓力。失效邊柱位移至C點時，試件由梁機制階段轉為倒塌階段，框架梁內(nèi)軸向壓力逐漸減小，框架向內(nèi)收。E點時框架梁回到初始位置，此后繼續(xù)向內(nèi)不斷偏移，表明試驗框架梁由軸向受壓狀態(tài)轉為軸向受拉狀態(tài)。

由圖6(b)可知，在初始加載階段，左側邊柱二層層間位移(D22-D21)向正值先增大，達到0.5 mm后開始減小并逐漸向負值增大，二層框架呈先內(nèi)收后外推趨勢。在邊柱位移達到200 mm時，達到外推最大值，之后逐漸降低，框架進入內(nèi)收階段，至E點附近時二層框架達最大內(nèi)收位移為3.1 mm。

空腹效應使得邊柱發(fā)生微小位移時二層層間位移表現(xiàn)為內(nèi)收狀態(tài)，隨著邊柱位移的增加，變?yōu)橥馔茽顟B(tài)，與底層趨勢相符。由于空腹效應和側向剛度的共同作用，框架在梁機制階段一層層間外推位移略大于二層，在倒塌階段一層層間內(nèi)收位移小于二層。

3.3 鋼筋應變

3.3.1 梁端鋼筋應變

圖7為梁端縱筋應變與邊柱位移之間的關系曲線，受拉為正，受壓為負，鋼筋編號如圖3所示。試驗框架梁柱節(jié)點處只有預應力筋是貫通的，普通鋼筋未拉通，缺口梁與牛腿柱之間的普通鋼筋拉力傳遞依賴于兩者之間的環(huán)氧樹脂黏結力。

圖7 梁端縱筋應變-邊柱位移曲線Fig.7 Curves of Beam-end Reinforcement Strain and Side-column Displacement

如圖7(a)所示，失效邊柱處梁端1下部受拉縱筋(1-1-3、1-1-4)在失效柱位移達到B點時受拉區(qū)牛腿接合面一側出現(xiàn)拉脫裂縫，拉脫一側應力不再增加，未拉脫一側拉應力仍緩慢增加，峰值達到149 MPa；此時上部受壓區(qū)混凝土出現(xiàn)水平微裂縫，達到極限壓應變，受壓縱筋(1-1-1、1-1-2)應力達到峰值193 MPa。D點時，梁端1所有縱筋應力全部降至0(受拉區(qū)牛腿接合面局部黏連側普通縱筋尚有拉應力存在)，說明此時處于全截面受拉的臨界狀態(tài)。

如圖7(b)所示，在失效柱位移35 mm時梁端2混凝土底部出現(xiàn)水平微裂縫，曲線出現(xiàn)拐點，拉應力為216 MP，壓應力為91 MP。梁端與柱面拼接，一直沒有完全失去黏結，拉應力持續(xù)緩慢增長，最大值達到285 MPa，但均未屈服。E點時，梁端2所有縱筋為拉應力，全截面受拉。

如圖7(c)所示，梁端6在失效柱位移40 mm時，拉應力達到峰值188 MPa，壓應力峰值達到140 MPa。C點時受壓區(qū)一側混凝土出現(xiàn)斜向貫穿裂縫，受壓縱筋1-3-3應變片破壞，顯示異常，D點時兩側混凝土出現(xiàn)貫穿裂縫，受壓縱筋1-3-4應變片破壞，顯示異常。受拉縱筋1-3-1和1-3-2在F點前一直處于受拉狀態(tài)。

由圖7(b)、(c)可知，由于空腹效應存在，二層梁端6頂部鋼筋1-3-1和1-3-2的拉應變比一層梁端2頂部鋼筋1-2-1和1-2-2的拉應變小，二層梁端6底部鋼筋1-3-3和1-3-4的壓應變比一層梁端2的底部鋼筋1-2-3和1-2-4的壓應變大。

3.3.2 柱腳鋼筋應變

圖8為柱端縱筋應變與和邊柱位移之間的關系曲線，受拉為正，受壓為負，鋼筋編號如圖3所示。

圖8 框架柱縱筋應變-邊柱位移曲線Fig.8 Curves of Frame Column Reinforcement Strain and Side-column Displacement

加載初期，失效邊柱二層柱底左側縱筋(2-1-1、2-1-4)、中柱底層柱底及二層靠近失效邊柱側柱底縱筋(2-2-1～2-2-4、2-3-1、2-3-4)、失效邊柱遠離跨邊柱底層及二層左側柱底縱筋(2-4-1、2-4-4、2-5-1、2-5-4)的壓應力隨其位移的增大而增大。

左側邊柱二層柱底右側縱筋(2-1-2、2-1-3)、中柱二層柱底右側縱筋(2-3-2、2-3-3)、右側邊柱底層柱底右側縱筋(2-4-2、2-4-3)及其二層柱底右側縱筋(2-5-2、2-5-3)的壓應力隨其位移的增大而減小，表明在該階段框架底層朝外偏移，存在壓拱作用，處于梁機制階段。

隨著加載位移增大，框架逐漸從梁機制向倒塌機制轉變，框架開始內(nèi)縮。中柱與右側邊柱底層及二層縱筋應變在C點時出現(xiàn)駐點，隨后向相反方向發(fā)展。

右側邊柱一層和二層柱底的縱筋及中柱二層柱底的縱筋在位移至E點附近時，出現(xiàn)壓應變近似恢復至初始階段的現(xiàn)象，表明這時試驗框架底層水平位移近似為0，恢復至初始狀態(tài)，而二層有向內(nèi)較小的水平位移。E點后，中柱二層柱底外側縱筋處于受壓狀態(tài)，失效邊柱二層柱底縱筋處于受拉狀態(tài)，同時應變逐漸減小，表明失效柱相鄰跨向內(nèi)的水平位移逐漸增大，該現(xiàn)象與圖6所示框架水平位移關系曲線吻合。

3.4 梁柱轉角

3.4.1 梁端轉角

兩側梁端上下處位移計讀數(shù)之差與位移計之間距離的比值即為試驗框架的梁端轉角。圖9為梁端轉角和邊柱位移之間的關系曲線，順時針轉動為正，逆時針轉動為負，梁端節(jié)點編號如圖3所示。

圖9 梁端轉角-邊柱位移曲線Fig.9 Curves of Beam-end Rotation and Side-column Displacement

由圖9可知，在加載結束時，梁端節(jié)點5的轉角順時針最大為15.3°，梁端節(jié)點1的轉角順時針為11.4°，梁端節(jié)點2的轉角逆時針最大為10.3°，梁端節(jié)點6的轉角逆時針為10.0°，梁端各節(jié)點塑性鉸都得到了充分轉動，故框架延性較好。梁端節(jié)點3、8的轉角近似為0，破壞時框架右跨基本完好。梁端節(jié)點1截面轉角初始小于其他3個節(jié)點，在失效柱位移達到D點時梁端1除受拉區(qū)牛腿接合面局部黏連側普通縱筋尚有拉應力存在，其余縱筋應力全部降至0，處于全截面受拉的臨界狀態(tài)，轉角突然由6.6°增加到9.4°，破壞程度加劇。

3.4.2 柱腳轉角

底層框架柱柱腳兩側位移計讀數(shù)之差與位移計之間距離的比值即為試驗框架的柱腳轉角，圖10為柱腳轉角和邊柱位移之間的關系曲線，順時針轉動為正，逆時針轉動為負。

圖10 柱腳轉角-邊柱位移曲線Fig.10 Curves of Column-bottom Rotation and Side-column Displacement

C點時失效邊柱相鄰區(qū)域框架梁遠端一、二層梁端混凝土壓潰，中柱柱腳轉角負向迅速增大，即發(fā)生大幅度逆時針轉動。D點失效邊柱相鄰區(qū)域框架梁近端二層梁端混凝土壓潰，中柱柱腳轉角正向迅速增大，即大幅度順時針回轉，但仍然為負值。

在整個加載過程中，框架右側邊柱一層柱腳(節(jié)點10)未出現(xiàn)明顯轉動。

4 理論分析

4.1 抗倒塌承載力

由前述試驗分析結果可知，試驗框架在B點后受拉預應力筋進入屈服階段，達到承載力極限前的變形主要來自失效邊柱相鄰區(qū)域框架梁遠端2和6截面的塑性鉸轉動，從而控制著結構的破壞，故本文針對邊柱失效后預壓裝配式框架的抗倒塌極限承載力計算，提出了一種簡化計算模型，見圖11。

圖11 簡化計算模型Fig.11 Simplified Calculation Model

試驗框架達到極限狀態(tài)時，梁端受拉區(qū)預應力筋屈服，而受壓區(qū)預應力筋和非預應力筋沒有屈服，梁端受壓區(qū)混凝土壓潰。相關研究表明[28-29]，對于受彎構件而言，在計算其極限彎矩時，采用平截面假定可以得出較為準確的計算結果。忽略梁軸向變形和剪切變形，梁截面上的應變分布如圖12所示。

圖12 框架梁截面應變分布Fig.12 Strain Distribution of Frame Beam Section

根據(jù)應變協(xié)調(diào)，可以得到

(1)

(2)

(3)

試驗框架抗倒塌承載力P為

(4)

將試驗數(shù)據(jù)代入式(4)可得P=69.3 kN。曲線在BC間(圖5)豎向荷載最大值為60.9 kN，因此相對誤差為13.8%。

4.2 非線性動力響應分析

根據(jù)前文所述的加載試驗能夠獲得邊柱失效時試驗框架的單調(diào)靜力荷載-位移曲線，但實際工程中邊柱突然失效時，框架不可避免產(chǎn)生非線性動態(tài)響應。根據(jù)Izzuddin能量平衡的方法，突加豎向荷載工況下結構的動力響應可以通過框架靜力加載的試驗結果近似得到。

結構發(fā)生破壞時，其造成的重力不平衡荷載為

(5)

式中：F為擬靜力加載下試件的承載力；Fd,r為同一位移處與靜力荷載相對應的等效動力荷載；vd,r為相應的位移值。

該荷載引發(fā)的外力功Wn為

Wn=Fd,rvd,r

(6)

結構內(nèi)能Un為

(7)

Wn=Un

(8)

通過式(5)～(8)可以近似得到結構的非線性動力響應曲線，見圖13。

圖13 簡化動力響應評估曲線Fig.13 Simplified Dynamic Response Evaluation Curves

圖14為基于上述能量平衡法得出的邊柱失效時預壓裝配式框架動力響應曲線。

圖14 非線性動力響應評估曲線Fig.14 Nonlinear Dynamic Response Evaluation Curves

由圖14可知，在動力荷載作用下該框架的荷載-位移曲線仍可分為彈性、彈塑性、塑性鉸發(fā)展和倒塌4個階段。該曲線比靜力加載曲線平滑，達到極限荷載后下降平緩，表明預應力可以提高結構在動力荷載作用下的延性，延緩建筑倒塌過程。

可將這種簡化方法作為結構在動力荷載下是否發(fā)生倒塌的判定依據(jù)，即可通過動力曲線上最大荷載點保守判斷結構在動力荷載下是否發(fā)生倒塌。

5 結 語

(1)試驗加載過程中，框架的混凝土裂縫開展集中在失效邊柱相鄰區(qū)域框架梁兩端梁端接合部；破壞時受拉區(qū)牛腿接合面和梁端與柱面拼接面拉脫裂縫很大，梁端混凝土受拉裂縫延伸至接近梁中線，梁端受壓區(qū)混凝土壓潰，深度屈服。失效邊柱靠近梁端處有水平微裂縫，其余框架柱以及框架右側跨梁端基本完好。

(2)框架在小變形階段按梁機制受力，存在壓拱效應，框架柱有外推的趨勢，失效邊柱出現(xiàn)橫向裂縫；在大變形階段，框架梁不能形成懸鏈線機制。在小變形和大變形階段，空腹效應均與其他抗倒塌機制共同抵抗框架的連續(xù)倒塌。最大抗力達到60.9 kN，最終倒塌位移為430 m，破壞時梁端轉角為10.0°～15.3°。

(3)基于框架達到承載力極限前的變形控制截面提出了一種簡化的抗力分析模型，并推導出邊柱失效后預壓裝配式框架抗倒塌極限承載力的計算公式。

(4)從能量角度分析了框架連續(xù)倒塌過程，建立近似的能量評估模型，根據(jù)試驗框架靜力加載荷載-位移曲線近似得到其在邊柱瞬時失效時的動力響應曲線。