逐跨起爆条件下框剪结构楼房内力调整机制试验研究.pdf

第37卷第3期 2020年9月 Vol. 37 No. 3 Sep. 2020 bMg do i 10. 3963/j. issn . 1001 -487X. 2020.03.001 逐跨起爆条件下框剪结构楼房 内力调整机制试验研究 赠康3贾永萨，孙金谢先倉刘昌护2 1.江汉大学爆破工程湖北省重点实验室，武汉430056 ； ；2,武汉爆破有限公司，武汉430056 摘要针对高层楼房定向倾倒爆破拆除的失稳破坏机制问题，依托一栋20层框剪结构楼房爆破拆除工 程，通过现场动态应变测试，分析了逐跨起爆条件下楼房上、中、下等不同部位柱、梁构件在结构倒塌过程中 的内力调整机制。研究结果表明第1排立柱起爆时，切口区上方立柱首先会承受爆炸荷载产生的101量级 附加压应变，该应变随层高增加而衰减;逐排起爆条件下，切口区上方立柱因竖向约束的逐排解除而产生递 增的102量级的附加拉应变；当切口区立柱全部起爆后，支撑区最后排立柱因重力荷载重分配先产生102量 级的拉压应变震荡，最终产生103量级的压应变直至立柱压溃;逐排起爆条件下，前跨梁体由两端固结的超 静定结构变成悬臂结构直至破坏，后跨梁体的梁柱节点会发生多次扭转，并伴有102 - 103量级的拉压应变 转换。研究成果可为高层楼房爆破拆除设计和结构连续性倒塌分析提供参考。 关键词框剪结构楼房；爆破拆除；定向倾倒；逐跨起爆；内力调整机制 中图分类号0389； ； TU746.5 文献标识码A 文章编号1001 -487X202003 - 0001 -07 Experimental Study on I nternal Force Adjustment Mechanism of Frame-shear Wall Structure under Condition of Span-by-span Detonation YAO Ying-kang1,2 , J IA Yong-sheng1,2 ,SUN J in-shan1 ,XIE Xian-Qi1 ,L IU Chang-bang1,2 1. Hu bei Key La bo r a t o r y o f Bl a st in g En gin eer in g o f Jia n gh a n Un iver sit y, Wu h a n 430056, Ch in a ； 2. Wu h a n Expl o sio n s a n d Bl a st in g Co r po r a t io n Limit ed,Wu h a n 430056,Ch in a Abstract The internal force adjustment mechanism was studied in order to analyze the destruction process of di rectional blasting demolition for hig h-rise building s. This study was carried out based on a blasting demolition project of twenty-story frame-shear wall structure building . On-site dynamic strain of columns and beams in different repre sentative positions of upper, middle and bottom part of the building was measured so as to conduct the analysis. The results show that when the first row columns were detonated, the upper columns of the cutting area first bore addi tional compressive strain in 101 mag nitude g enerated by the blasting load, and this strain decreased with the floor in creased. I n the condition of span-by-span detonation, there was additional tension strain in a 102 mag nitude in the up per columns of the cutting area, and the strain increased g radually as the vertical constraints were removed. When all the columns in the cutting area were detonated, the last row columns in the supporting area g enerated 102 mag nitude strain fluctuation because of load redistribution, then g enerated 103 mag nitude compressive strain until the column was crushed. I n the condition of span-by-span detonation, the front beam structure chang ed from statically indetermi nate structure to cantilever structure until destroyed, and the beam-column joints of the back beams reversed multiple time, with 102 103 mag nitude strain fluctuation. The study can provide reference for relevant blasting demolition de sig n and structural prog ressive collapse analysis. Key Words frame-shear wall structure ； ； blasting demolition ； ； directional collapse ； ； span-by-span detonation ； ； in- 2爆破2020年9月 ternal force adjustment mechanism 近年来,随着我国经济社会的快速发展,在城市 更新与工业升级改造过程中，大量建（构）筑物需要 拆除，其中，多高层楼房是主要拆除对象,据统计 “十二五”期间我国每年过早拆除的建筑面积达 4.6亿n ,且有进一步增长的趋势⑴。目前，建 （构）筑物拆除主要有人工、机械和爆破等三种方 式，爆破方式因具有安全高效、经济环保等优点，已 成为高层楼房、高耸构筑物拆除的首选方式⑵。 随着市场需求的快速增长，建（构）筑物拆除倒 塌破坏机理也成为工程爆破和土木工程行业研究的 热点和难点。相关研究主要集中在理论分析和数值 模拟两个方面。理论分析方面金骥良等以建筑物 拆除爆破的破坏机制为基础⑶，并结合结构力学推 导出在爆破荷载作用下砖混结构建筑物失稳倾倒的 基本条件;谢先启将结构整体失稳破坏模型简化为 重心偏移失稳模型、细长压杆失稳模型以及小型刚 架失稳模型的综合作用过程⑷；彭韬宇提出了适用 于框架结构楼房爆破拆除的力学模型⑸；徐钦明等 提出了一种框架结构楼房爆破拆除中求解梁柱结构 失稳运动过程的方法⑹。数值模拟方面赵根等采 用DDA软件，模拟了钢筋混凝土烟囱的双向折叠倾 倒爆破⑺；贾永胜等提出了基于离散元框架的网格 实体模型,以对爆破荷载下建筑物倒塌的复杂力学 机理进行分析⑻；言志信等应用LS-DYNA软件，分 别采用整体式模型和共用节点分离式模型对一栋 16层框剪结构楼房爆破拆除方案进行了模拟⑼。 近年来，作者团队综合采用摄影分析、动应变测试等 技术研究了冷却塔、烟囱等高耸构筑物定向倾倒爆 破拆除过程中结构的内力调整机制和倒塌破坏机 理［10,11］。 综上所述，受建（构）筑物爆破拆除倒塌破坏过 程的强非线性和大变形所限，传统的理论研究和数 值模拟很难客观真实地分析结构内力调整机制，因 而也就难以阐明结构塌落破坏力学机制。为此，论 文依托武汉市20层银丰宾馆大楼定向倾倒爆破拆 除工程开展了现场试验研究，通过代表性梁柱的动 态应变测试数据，分析了逐跨起爆条件下高层楼房 的内力调整机制，为建（构）筑物拆除爆破理论研 收稿日期2020-06-21 作者简介姚颖康（1981 -）,男，博士，高级工程师，（E-ma il） sh a n xiy a o sin a . co mo 通讯作者贾永胜（1970 -）,男，博士，教授级高工，（E-ma il） ja so n 03566 163. co mQ 基金项目2014年度武汉市创新人才计划项目 究、数值模拟、量化设计和结构抗连续性倒塌分析提 供实测数据。 1工程实例 11楼房结构楼房结构 武汉银丰宾馆大楼是一栋20层框剪结构楼房, 主体结构包括1层地下室和19层地面建筑,地上部 分长40.1 m、宽14.9叫高77. 1叫纵向7排立柱， 横向3排立柱，并在外墙、楼梯和电梯井部位设有剪 力墙，主体结构柱网平面布置如图1所示。大楼 1〜4楼代表性立柱尺寸为Z2700 mm X 800 mm、 Z3 800 mm X 1000 mm、Z4 800 mm X 900 mm、Z6 500 mm X500 mm；电梯井处剪力墙厚度250 mm,其 余剪力墙厚度为400 mm；主梁尺寸300 mm X 700 mm。大楼所用混凝土强度等级为C35,其设计 抗压强度35 MPa ,抗拉强度4. 5 MPa ,弹性模量为 3.15 GPao g S 9 O 00 g 7200 帛 7200 冷 7200 帛 7200 眾 7200 殆50哼 ■IIUlinuiMIZ6 1Z2 1Z2 Z2Z6 电帶开 Z6 .Z3 .Z3Z3Z6区Z6zq s.__________Z4 |Z4Z4 IIIIIIHIIII lllllllllllll ilH 图1结构平面布置图（单位mm） Fig . 1 Structural column arrang ement g raph （unit mm） 12爆破方案爆破方案 根据周边环境条件和工程结构特点,银丰宾馆 大楼采用定向倾倒爆破方案，爆破切口位于1〜4 层，为三角形切口第1排（F轴）立柱爆破高度为 1〜4层，第2排（C轴）立柱爆破高度为1 3层，第 3排（〃轴）立柱仅在1层进行小药量松动爆破，切 口区域内电梯井和剪力墙经“化墙为柱”预处理后 进行爆破。 根据结构梁柱和剪力墙的荷载分布特征,确定 切口区域内立柱起爆顺序为第1排（F轴）1〜4层 立柱在0时刻同时起爆;第2排（C轴）1层立柱延 迟第1排（F轴）310 ms起爆;第2排（C轴）2、3层 立柱和第3排（〃轴）立柱再延迟C轴1层立柱 310 ms,即620 ms时刻起爆。 大楼爆破方案切口布置及起爆顺序如图2 所示。 第37卷第3期姚颖康，贾永胜,孙金山，等 逐跨起爆条件下框剪结构楼房内力调整机制试验研究3 2应变测试方案 为研究楼房在逐跨起爆、定向倾倒过程中结构 的内力调整机制,选择在爆破切口外楼房的下、中、 上等不同部位的典型立柱、主梁上布设应变监测点， 具体各测点布置在如图1所示④轴的第2、4、6、9、 15层立柱和主梁上。 应变片采用100 mm、120Q的BX120-100AA混 凝土应变片。立柱和剪力墙部位的应变片布置在距 离地面1.5 m高度处，主梁的应变片布置在梁体中 部偏下处，除第2层立柱部位的应变片粘贴在打磨 平整的钢筋上，其余应变片均粘贴在混凝土表面。 试验现场采用4台DH3810应变仪采集数据，设置 采样频率为100 Hz,为降低噪声，将采集仪固定于 楼房内的测点附近，同时采用低噪声专用数据线连 接至楼房外的控制器进行数据采集。现场应变片布 置如图2所示。 77.1 图2楼房爆破方案及应变测点布置图（单位m） Fig . 2 Blasting demolition scheme and strain monitoring point arrang ement g raph（unit m） 3应变测试结果分析 3.1立柱 3.1.1 前排F轴立柱 楼房第1排F轴第9、15层立柱上设置有应 变测点，各测点应变时程曲线如图3所示，其动态应 变特征见表1。 时间/s 图3第1排立柱动态应变曲线 Fig . 3 Dynamic strain curve of front column 1 第1排立柱起爆后 当切口区第1排立柱起爆时，即t 0 ms时刻, 各测点应变曲线由0开始变为负值，并迅速达到峰 值-15呷0.47 MPa 。随后，在70 ms时刻，各 测附加应变迅速由压转拉，在t 150 ms时达到第 一个应变峰值，第9层和第15层立柱测点的拉应变 峰值分别为240呷7. 56 MPa 和150呷 4.73 MPa 。 上述动态应变与楼房爆破立柱试爆试验应变调 整情况相似Z ,即楼房实际爆破过程中，切口区上 方的未爆立柱首先会承受爆炸荷载产生的附加压应 力。在此过程中，若炮孔较多，受雷管误差和传爆时 间的影响，爆炸荷载产生的压应变持续较时间长。 例如，在本试验中，因大楼第1排立柱爆破高度为4 层,附加压应变持续了约70 ms的时间。在距离爆 破部位较远的部位，爆炸荷载作用快速衰减,不会对 结构产生明显的损伤，本试验中第9层和第15层立 柱监测点的压应变峰值仅为15呷。 此后,前排立柱出现附加拉应变,该拉应变是由 结构初始压缩变形释放所造成的，实际情况应是压 缩状态恢复至中性状态所产生的应变，当“附加拉 应变”超过初始压缩应变时，其超过的部分才是真 正的拉应变。真正的拉应变主要是由爆炸冲击作用 后结构回弹、初始应变快速卸荷以及爆后钢筋笼变 形产生下拉作用所致。 2 第2、3排立柱起爆后 动态应变曲线显示，在力二620 ms时刻，随着切 4爆破2020年9月 口区域内第2、3排立柱同时起爆，第1排（F轴）保 层第一排立柱监测点的第二个附加拉应变峰值分别 留立柱的附加拉应变达到第二个峰值，第9层和15 为400 jjl8（12.6 MPa）和200丛（6.3 MPa） o 表1前排立柱动态应变时程特征 Table 1 Dynamic strain characteristic of front column 测点位置 时刻 0 ms70 mst 150 mst 620 ms 9楼第1排立柱起爆，压应变- 15 J18,结构压缩应变能释放，第2、3排立柱起爆， 第1排立柱应变由平衡转压并由压转拉第1个拉应变峰值240（ （JL8拉应变峰值400 |JL8 15楼第1排立柱起爆，压应变- 15 |JL8,结构压缩应变能释放，第2、3排立柱起爆， 第1排立柱应变由平衡转压并由压转拉第1个拉应变峰值150 pie拉应变峰值200 JJL8 结合楼房失稳倾倒视频分析,切口区前部结构 在楼房倾倒时并未严重破坏,仍能保持较为完整的 框架结构体系（图4）。因此，当切口区第1排立柱 起爆时，其上方立柱的轴向压缩应变释放受到与之 相连的梁和后排立柱的共同限制，其应变仅得以部 分释放。当切口区第2、3排立柱全部起爆后，楼房 结构的底部约束全部解除，初始弹性变形得到进一 步释放，使得其“附加拉应变”得以进一步增大。 图4大楼倒塌过程倾倒方向 Fig . 4 Collapse process collapse direction 分析测试数据可知,前排立柱“附加拉应变”在 达到峰值后便缓慢下降，并逐渐承受压缩作用。分 析其原因，可能是楼房在倾倒过程中，上部框架结构 承受了爆后立柱残余钢筋骨架反作用，以及倾倒过 程中前排立柱的突然触地冲击（1. 8 s时刻后 曲线）。 3.1.2 第2排（C轴）立柱 楼房第2排（C轴）第4层立柱上设置有应变测 点，各测点应变时程曲线如图5所示,其动态应变特 征见表2。 图5第2排立柱动态应变曲线 Fig . 5 Dynamic strain curve of middle column 表2第2排立柱动态应变时程特征 Table 2 Dynamic strain characteristic of middle column 测点位置 时刻 t 0 mst 70 mst 200 mst 620 ms 4楼 第2排立柱 第1排立柱起爆， 应变基本无变化 应变由平衡转压 重力荷载调整，压应 变达到峰值180pL8 第2、3排立柱全部起爆，应变 由压转拉，拉应变峰值250 pie 切口区第1排立柱起爆时，即二0 ms时刻,第 2排立柱的应变状态并未立即变化，大约70 ms后, 即第一排立柱爆破产生的爆炸荷载在楼房内的传播 时间。力二70 ms时刻，应变开始由0转为压缩状态, 并在t二200ms时刻达到峰值约180购 （5.67 MPa）o由爆破方案可知，在该时刻，中间排 立柱并未直接承受第1排立柱爆破时的爆炸冲击作 用,且其应变量远大于第1排上部立柱所承受得爆 破荷载时应变量。因此，可判断其应变增量为重力 荷载重分布所致,即切口区第1排立柱爆破破坏后, 楼房上部荷载发生了重分布，该附加荷载达不到立 柱破坏强度。 在第2、3排立柱起爆前，即200〜620 ms时间 段，测点应变发生了一次振荡，但振荡幅度相对较 小,振荡周期大约0.4 s左右,表明前排立柱爆破破 坏所引起的荷载调整引起了楼房整体的振动，且临 第37卷第3期姚颖康，贾永胜,孙金山，等 逐跨起爆条件下框剪结构楼房内力调整机制试验研究5 近切口区域的构件振动效应较为强烈。 t二620 ms时刻,切口区域内第2、3排立柱全部 起爆，中间排立柱的弹性压缩应变全部释放,测点处 应变状态瞬间由压转拉，其特征与前排立柱类似,拉 应变峰值250 “（5.67 MPa）。 3.1.3 第3排（〃轴）立柱 楼房第3排（轴）第2、9层立柱上设置有应变 测点，各测点应变时程曲线如图6所示，其动态应变 特征见表3。 图6第3排立柱动态应变曲线 Fig . 6 Dynamic strain curve of back column 表3第3排立柱动态应变时程特征 Table 3Dynamic strain characteristic of back column 时刻 力二 0 mst 200 mst 620 mst 1400 ms 2楼第3排立柱 第1排立柱起爆， 应变状态无变化 重力荷载调整， 应变震荡 第2、3排立柱起爆，进入 压应变状态，峰值1200 JJL8 楼房开始倾倒，应变 由压转拉，峰值1000 “ 9楼第3立柱 第1排立柱起爆， 应变状态无变化 重力荷载调整， 应变震荡 第2、3排立柱起爆，进入 压应变状态，峰值500 |JL8 楼房开始倾倒，应变 由压转拉，峰值100 I JL8 注 2楼第3排立柱应变测点布置于打磨光滑的钢筋上 力0 ms时刻，第3排立柱测点应变状态基本无 变化,表明切口区第1排立柱爆破时的爆炸荷载对 后排立柱基本无影响。直至方二200 ms时刻，重力 荷载调整传递至后排立柱,两个应变测点出现了幅 值约100呷的震荡,其频率较低，约3 Hz左右，接 近楼房的主频。 t 620 ms时刻，当切口区立柱全部爆破后，支 撑区后排立柱的压缩应变迅速增大丿1000 ms时 刻，楼房下部2楼立柱测点应变达到峰值1200呷 （37. 8 MPa），超出了混凝土抗压强度，中部9楼立 柱测点压应变峰值500 |jl8（15.7 MPa），峰值压应变 持续时间约0.5 s,该附加荷载导致立柱混凝土被压 溃。2 1400 ms时刻后，后排立柱各测点应变状态 逐渐由压转拉，表明楼房开始“定轴”转动进入倾倒 阶段，其中，因2楼后排立柱测点布置于立柱主筋 上,故其拉应变峰值高达1000呷（31. 5 MPa）。在 荷载重分布过程中，压应变由0增大到1000序左 右的峰值时,耗时约0.5 s左右，其最大应变速率为 2 x 10-3/s ,属于准静态应变过程。 支撑区第3排立柱620 ms时刻后的动态应变 特征，与高层楼房爆破拆除工程中常见的楼房底部 立柱首先被压溃然后再进入倾倒运动状态的“先座 后倾”现象十分吻合（图7）。与此同时，由爆破影像 资料可知,楼房倒塌破坏过程中,后排支撑立柱产生 了强烈的破坏，其原因可能是当最后排支撑立柱的 梁柱节点扭转破坏后,主梁对立柱的水平向约束消 失，支撑立柱变为细长压杆，楼房巨大的重力荷载将 远超立柱承载能力，从而发生“屈曲失稳”，致使大 楼倾倒反方向整体出现空中解体现象。 图7大楼倒塌过程倾倒反方向 Fig . 7 Collapse process opposite collapse direction 3.2主梁主梁 在楼房B轴第6、9、15层前后两跨的主梁上布 置了应变监测点,各测点具体位置见图2。为方便 表述，将邻房倒塌方向的主梁称为“前跨”，倾倒反 方向的主梁称为“后跨”。同一跨主梁上，邻近倾倒 方向的一侧称为“前端”，倾倒反方向一侧称为 O 6爆破2020年9月 3.2.1 前跨主梁（FC轴） 楼房第9层前跨主梁测点布置在前端的顶部和 后端的底部，各测点应变时程曲线如图8所示，其动 态应变特征见表4。 图8前跨主梁动态应变曲线 Fig . 8 Dynamic strain curve of front span main beam 动态应变测试结果表明，第1排立柱爆破瞬间, 爆炸荷载对梁体的影响不明显。在力二70 ms时刻， 梁体后端底部出现附加压应变，梁体前端顶部出现 压应变，而0 70 ms段时间历程为爆破立柱混凝土 被抛出钢筋笼以及爆炸荷载作用后应力调整所需的 时间M。 t 150 ms时刻，梁体后端底部压应变达到峰值 310 jjle（9.77 MPa）,同时前端顶部测点拉应变达到 峰值30序（0.95 MPa），表明在第1排立柱爆破失 效后,随着重力荷载的调整，前跨主梁由最初始的超 静定结构转变成了典型的“悬臂结构”。在第2、3 排立柱起爆前,前跨主梁的应变状态基本保持不变, 存在略微震荡。此外，图8所示的动态应变测试曲 线，前跨主梁的受压区附加应变明显大于受拉区，分 析其原因，可能是受楼板影响，应变片无法布置在梁 体受拉区域最外缘;其次，楼板与主梁顶部共同承受 拉应力作用，由此导致主梁前端上部的拉应变峰值 相对较小。 表4前跨主梁动态应变时程特征 Table 4 Dynamic strain characteristic of front span 测点位置 时刻 0 mst 70 mst 150 mst 620 ms 9楼前跨第1排立柱起爆，重力荷载调整，主梁变为悬臂结构，第2、3排立柱起爆， 后端底部应变状态无变化梁底由平衡转压后端底部压应变峰值310 PL8梁底附加应变减小 9楼前跨第1排立柱起爆，重力荷载调整，主梁变为悬臂结构，第2、3排立柱起爆， 前端顶部应变状态无变化梁顶由平衡转拉前端顶部拉应变峰值30 pee梁顶应变由拉转压 t二620 ms时刻，当2、3排立柱起爆后，前跨主 梁后端底部的附加应变快速衰减，而前端顶部的拉 应变转为压应变。其原因应是第2排立柱对主梁的 竖直向约束突然消失并向下运动，从而导致主梁的 附加应变突然减小。随后,随着楼房的倾倒塌落，梁 柱节点开始破坏并向下加速运动，重力荷载恢复部 分作用，但应变幅值低于前期幅值。此外，在倾倒塌 落过程中,前跨主梁可能发生破坏导致中性轴上移, 致使主梁前端顶部测点由拉应变转为压应变。 3.2.2后跨主梁（CB轴） 后跨主梁应变测点布置在第6、9和15层上，其 中6楼两个测点分别布置在梁体前端和后端的下 部,9楼、15楼测点布置在梁体中部的中性轴附近。 6楼测点应变时程曲线如图9所示,其动态应变特 征见表5。 表5后跨主梁动态应变时程特征 Table 5 Dynamic strain characteristic of back span 测点位置 时刻 力二 0 H1St 100 mst 620 ms 6楼后跨 应变状态基本无变化 重力荷载调整，第2、3排立柱起爆，梁底 前端底部梁底由平衡转压应变由压转拉，直至破坏 6楼后跨 应变状态基本无变化 重力荷载调整，第2、3排立柱起爆， 后端底部梁底由平衡转拉梁顶应变由拉转压 9楼后跨 中部中性轴 应变状态基本无变化应变状态基本无变化 第2、3排立柱起爆，应变 震荡,幅值约200 I JL8 15楼后跨 中部中性轴 应变状态基本无变化应变状态基本无变化 第2、3排立柱起爆，应变 由平衡转压，峰值1200 JJL8 第37卷第3期姚颖康，贾永胜,孙金山，等 逐跨起爆条件下框剪结构楼房内力调整机制试验研究7 第6层后跨主梁的动态应变曲线如图9所示, 第1排立柱起爆瞬间，主梁两端应变基本无变化。 随着重力荷载的调整，自二100 ms时刻起，主梁底 部的的附加应变才逐渐增大，其中，后端底部出现较 小的附加拉应变,前端底部出现附加压应变,该应变 特征与前跨主梁的“悬臂”特征不同。由此分析，当 第1排立柱爆破后，后跨主梁后端发生了梁柱节点 扭转现象。 图9后跨主梁动态应变曲线第6层 Fig . 9 Dynamic strain curve of back span main beam 6th 当第2、3排立柱起爆后，即/二620 ms时刻,后 跨主梁前后端的应变状态迅速发生拉压转变，表明 梁柱节点随着楼房的倾倒破坏再次扭转。随后，前 后端测点处最终产生幅值2000 |X8的拉应变并直至 应变片失效，与高层楼房爆破倒塌后梁柱节点拉裂 的破坏形态相吻合图10。 图10梁柱节点破坏形态 Fig . 10 Destruction of beam-column joint 9楼、15楼后跨主梁的动态应变曲线如图11所 示，第1排立柱的爆破失效以及所引起的重力荷载 调整对后跨主梁中部应变状态基本无影响；同时，结 合9楼后跨主梁的应变特征分析，当第1排立柱爆 破后，后跨主梁以梁柱节点扭转和弯矩破坏为主。 第2、3排立柱起爆后，原位于中性轴附近的测点产 生了明显的压应变，表明主梁的中性轴上移,受压区 范围扩大;同时也出现了应变震荡，进一步表明后跨 主梁在破坏过程中经受了多次梁柱节点扭转。 图11后跨主梁动态应变曲线 Fig . 11 Dynamic strain curve of back span main beam9th ,15th 4结论 依托武汉银丰宾馆20层框■剪结构楼房爆破拆 除工程,采用现场动态应变测试技术,结合倒塌破坏 影像资料，研究了高层楼房定向倾倒爆破拆除的倒 塌破坏机理，得出以下结论 1 切口区立柱起爆时,爆破部位正上方立柱 首先会承受101量级附加压应变，该荷载较小，不会 对切口区域外的楼房结构产生损伤，且随层高增加 而快速衰减。 2 在切口区立柱逐排起爆条件下,上方立柱 因初始压缩变形能释放、爆炸冲击作用后结构回弹、 爆后钢筋笼变形下拉等作用而出现102量级附加拉 应变,且前排立柱的附加拉应变随后排立柱的逐排 起爆而逐步增大。 3 切口区立柱全部起爆后，支撑区立柱首先 出现102量级的低频应变震荡，楼房下部立柱随即 产生103量级的附加压应变直至立柱压溃。同时, 支撑区后排立柱因主梁水平方向约束的消失而变为 细长压杆，从而发生屈曲失稳、空中解体现象。 4 切口区立柱爆破产生的爆炸荷载对楼房主 梁影响不显著。在逐排起爆条件下,前跨主梁因切 口区立柱爆破失效而由两端固结的超静定结构变成 悬臂结构,且主梁逐步破坏使得中性轴上移,受压区 明显大于受拉区;后跨主梁的梁柱节点会发生多次 节点扭转,最终呈现拉裂破坏。 下转第20页 20爆破2020年9月 [14]郭东明，刘康,杨仁树，等.爆炸荷载对邻近巷道背 爆侧裂纹的影响规律[J].煤炭学报,2014,3912 2355-2361. 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