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２０２４年３月第４０卷第２期㊀沈阳建筑大学学报(自然科学版)ＪｏｕｒｎａｌｏｆＳｈｅｎｙａｎｇＪｉａｎｚｈｕＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙ(ＮａｔｕｒａｌＳｃｉｅｎｃｅ)㊀Ｍａｒ.㊀２０２４Ｖｏｌ.４０ꎬＮｏ.２㊀㊀收稿日期:２０２３－０３－０９基金项目:国家自然科学基金项目(５１８０８３５１)ꎻ沈阳市科学技术计划项目(２１－１０８－９－３４)作者简介:张波(１９７９ )ꎬ男ꎬ教授级高级工程师ꎬ主要从事装配式建筑㊁道路工程及隧道工程等方面研究ꎮ文章编号:２０９５－１９２２(２０２４)０２－０２５９－０８ｄｏｉ:１０.１１７１７/ｊ.ｉｓｓｎ:２０９５－１９２２.２０２４.０２.０８钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能分析张㊀波１ꎬ２ꎬ秦笑笑１ꎬ徐光朋３ꎬ任庆新４(１.沈阳建筑大学土木工程学院ꎬ辽宁沈阳１１０１６８ꎻ２.辽宁省交通高等专科学校建筑工程系ꎬ辽宁沈阳１１０１２２ꎻ３.中国建筑第八工程局有限公司东北分公司ꎬ辽宁大连１１６０２１ꎻ４.佛山科学技术学院交通与土木建筑学院ꎬ广东佛山５２８２２５)摘㊀要目的研究钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能ꎬ为实际工程提供参考ꎮ方法通过ＡＢＡＱＵＳ有限元分析软件建立ＩＳＯ￣８３４标准火灾下钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点的温度场模型和力学模型ꎻ在试验与有限元模拟相吻合的基础上ꎬ分析此类构件空间节点的温度场分布㊁破坏模态㊁变形和内力分布等工作机理ꎮ结果由于梁板的保护作用ꎬ节点区温度远低于非节点区ꎻ当梁㊁柱火灾荷载比相同ꎬ梁由２根增加至３根㊁４根时ꎬ空间节点耐火极限分别降低了４１ ５８％和４３ ７５％ꎻ高温和轴向荷载的共同作用下ꎬ内部钢管混凝土承担内力从常温的４３ ２７％增加至１８０ｍｉｎ的５２ ９％ꎮ结论钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点具有较好的耐火性能ꎬ能够满足实际工程中对耐火性能的要求ꎮ关键词钢管混凝土叠合柱ꎻＲＣ梁ꎻ空间节点ꎻ工作机理ꎻ耐火性能中图分类号ＴＵ３９８㊀㊀㊀文献标志码Ａ㊀㊀㊀引用格式:张波ꎬ秦笑笑ꎬ徐光朋ꎬ等.钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能分析[Ｊ].沈阳建筑大学学报(自然科学版)ꎬ２０２４ꎬ４０(２):２５９－２６６.(ＺＨＡＮＧＢｏꎬＱＩＮＸｉａｏｘｉａｏꎬＸＵＧｕａｎｇｐｅｎｇꎬｅｔａｌ.ＦｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅａｎａｌｙｓｉｓｏｆｔｈｅｓｐａｃｅｎｏｄｅｓｆｏｒＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍ[Ｊ].ＪｏｕｒｎａｌｏｆＳｈｅｎｙａｎｇｊｉａｎｚｈｕｕｎｉｖｅｒｓｉｔｙ(ｎａｔｕｒａｌｓｃｉｅｎｃｅ)ꎬ２０２４ꎬ４０(２):２５９－２６６.)ＦｉｒｅＲｅｓｉｓｔａｎｃｅＡｎａｌｙｓｉｓｏｆｔｈｅＳｐａｃｅＮｏｄｅｓｆｏｒＣＦＳＴＲＣＣｏｌｕｍｎ￣ＲＣＢｅａｍＺＨＡＮＧＢｏ１ꎬ２ꎬＱＩＮＸｉａｏｘｉａｏ１ꎬＸＵＧｕａｎｇｐｅｎｇ３ꎬＲＥＮＱｉｎｇｘｉｎ４(１.ＳｃｈｏｏｌｏｆＣｉｖｉｌＥｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇꎬＳｈｅｎｙａｎｇＪｉａｎｚｈｕＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬＳｈｅｎｙａｎｇꎬＣｈｉｎａꎬ１１０１６８ꎻ２.ＤｅｐａｒｔｍｅｎｔｏｆＳｔｒｕｃｔｕｒａｌＥｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇꎬＬｉａｏｎｉｎｇＰｒｏｖｉｎｃｉａｌＣｏｌｌｅｇｅｏｆＣｏｍｍｕｎｉｃａｔｉｏｎｓꎬＳｈｅｎｙａｎｇꎬＣｈｉｎａꎬ１１０１２２ꎻ３.ＮｏｒｔｈｅａｓｔＢｒａｎｃｈＣｈｉｎａＣｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎＥｉｇｈｔｈＥｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇＤｉｖｉｓｉｏｎＣｏ.Ｌｔｄ.ꎬＤａｌｉａｎꎬＣｈｉｎａꎬ１１６０２１ꎻ４.ＳｃｈｏｏｌｏｆＴｒａｎｓｐｏｒｔａｔｉｏｎꎬＣｉｖｉｌＥｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ＆ＡｒｃｈｉｔｅｃｔｕｒｅꎬＦｏｓｈａｎＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬＦｏｓｈａｎꎬＣｈｉｎａꎬ５２８２２５)２６０㊀沈阳建筑大学学报(自然科学版)第４０卷Ａｂｓｔｒａｃｔ:ＴｏｉｎｖｅｓｔｉｇａｔｅｔｈｅｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｏｆＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍｓｐａｃｅｎｏｄｅｓａｎｄｐｒｏｖｉｄｅａｒｅｆｅｒｅｎｃｅｆｏｒｐｒａｃｔｉｃａｌｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ.ＴｈｅＡＢＡＱＵＳｓｏｆｔｗａｒｅｗａｓｕｓｅｄｔｏｅｓｔａｂｌｉｓｈｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅａｎｄｍｅｃｈａｎｉｃａｌｆｉｅｌｄｍｏｄｅｌｓｏｆＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍｓｐａｃｅｎｏｄｅｓｕｎｄｅｒＩＳＯ￣８３４ｓｔａｎｄａｒｄｆｉｒｅ.ＯｎｔｈｅｂａｓｉｓｏｆｔｈｅｒｅｓｕｌｔｓｆｒｏｍｔｅｓｔａｎｄＦＥＡａｒｅｉｎｇｏｏｄａｇｒｅｅｍｅｎｔꎬｔｈｅｗｏｒｋｉｎｇｍｅｃｈａｎｉｓｍｏｆｔｈｅｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅｆｉｅｌｄｄｉｓｔｒｉｂｕｔｉｏｎꎬｆａｉｌｕｒｅｍｏｄｅꎬｄｅｆｏｒｍａｔｉｏｎａｎｄｉｎｔｅｒｎａｌｆｏｒｃｅｄｉｓｔｒｉｂｕｔｉｏｎｏｆｔｈｅｓｅｍｅｍｂｅｒｓ ｓｐａｔｉａｌｎｏｄｅｓｗｅｒｅａｎａｌｙｚｅｄ.ＴｈｅＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅａｔｔｈｅｂｅａｍ￣ｃｏｌｕｍｎｊｏｉｎｔｒｅｇｉｏｎｓｉｓｗｅｌｌｂｅｌｏｗｔｈｅｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅａｔｔｈｅｎｏｎ￣ｊｏｉｎｔｒｅｇｉｏｎｓｄｕｅｔｏｔｈｅｐｒｏｔｅｃｔｉｏｎｏｆｔｈｅｂｅａｍ￣ｓｌａｂ.Ｔｈｅｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｌｉｍｉｔｏｆｔｈｅｊｏｉｎｔｎｏｄｅｓｄｅｃｒｅａｓｅｓｂｙ４１ ５８％ａｎｄ４３ ７５％ｕｎｄｅｒｔｈｅｓａｍｅｌｏａｄｒａｔｉｏｏｆｂｅａｍａｎｄｃｏｌｕｍｎｗｈｅｎｔｈｅｂｅａｍｉｎｃｒｅａｓｅｓｆｒｏｍ２ｔｏ３ａｎｄ４.Ｔｈｅｃｏｒｅｃｏｎｃｒｅｔｅｆｉｌｌｅｄｓｔｅｅｌｔｕｂｅｗｉｔｈａｘｉａｌｆｏｒｃｅｉｎｃｒｅａｓｅｓｆｒｏｍ４３ ２７％ｒｏｏｍｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅｔｏ５２ ９％ａｔ１８０ｍｉｎｕｎｄｅｒｈｉｇｈｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅａｎｄａｘｉａｌｃｏｍｐｒｅｓｓｉｏｎ.ＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍｓｐａｃｅｎｏｄｅｓｈａｖｅｇｏｏｄｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅꎬｗｈｉｃｈｃａｎｍｅｅｔｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇｒｅｑｕｉｒｅｍｅｎｔｓ.Ｋｅｙｗｏｒｄｓ:ＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎꎻＲＣｂｅａｍꎻｓｐａｃｅｎｏｄｅｓꎻｍｅｃｈａｎｉｓｍꎻｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅ㊀㊀钢管混凝土叠合柱和钢筋混凝土梁组合而成的框架结构是目前工程中最常见的组合结构形式ꎬ根据梁的根数及平面位置㊁柱所处位置不同ꎬ可将钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点类型分为 Ｌ 形㊁ Ｔ 形㊁ 十 字形等空间节点ꎮ目前针对钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点的耐火性能研究较少ꎬ实际工程中缺乏该类结构的应用ꎮ国内外学者针对钢管混凝土叠合柱和梁－柱空间节点耐火性能进行了大量研究:徐蕾等[１－２]和侯舒兰等[３]分别对不同受火边界工况下的钢管混凝土叠合柱开展了耐火性能研究ꎬ并对升温阶段和降温阶段进行分析ꎬ研究表明ꎬ钢管混凝土叠合柱耐火性能主要受到受火方式和降温时间比的影响ꎮＴ.Ｙ.Ｓｏｎｇ[４]采用试验与模拟相结合的方法对ＣＦＳＴ￣钢梁节点耐火性能进行了研究ꎬ研究表明ꎬ由于外围钢筋混凝土和梁板的保护作用ꎬ节点区温度远低于非节点区温度ꎮＳ.Ｓ.Ｈｕａｎｇ等[５]对ＣＦＳＴ柱￣钢梁节点的力学性能进行试验研究ꎬ结果表明ꎬ该类空间节点具有较好的延性和耐火性ꎮ周侃[６]对轴向荷载和全过程火灾作用下的钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点进行了耐火性能的试验研究与理论分析ꎬ得出了空间节点耐火极限随不同参数的变化规律ꎮ包延红等[７－８]对钢管混凝土叠合柱－钢筋混凝土平面框架开展研究ꎬ结果表明ꎬ梁㊁柱荷载比是影响平面框架耐火性能的主要因素ꎮ宋天诣[９]采用试验与理论相结合的方法对钢－混凝土组合框架节点进行耐火研究ꎬ结果表明ꎬ梁㊁柱荷载比㊁升温时间比等是影响耐火性能的主要因素ꎮ谭清华[１０]对型钢混凝土柱－混凝土梁在火灾全过程中的力学性能分析ꎬ结果表明ꎬ节点可能发生梁破坏㊁柱破坏㊁梁和柱均破坏的情况ꎮ丁发兴等[１１]考虑混凝土的瞬态热应变和高温徐变 ＣＤＰ 模型中的非弹性应变的影响ꎬ将其应用于钢－混凝土组合结构平面框架局部火灾的抗火性能分析ꎮ综上所述ꎬ目前针对钢－混凝土组合结构的耐火性能研究主要集中在柱㊁梁柱平面节点和平面框架ꎬ缺乏广泛应用于实际工程的钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点的耐火性能研究ꎮ鉴于此ꎬ笔者考虑实际受火边界工况ꎬ按照节点所处位置设计不同的受火边界工况ꎬ采用ＡＢＡＱＵＳ有限元分析软件分析了其空间节点在火灾下的温度场㊁耐火性能以及节点破坏模态ꎻ研究表明:钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点具有较好的耐火性能ꎬ能够满足实际工程中对耐火性能的要求ꎮ１㊀有限元模型１.１㊀模型建立基于ＡＢＡＱＵＳ有限元分析软件ꎬ通过第２期张㊀波等:钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能分析２６１㊀热－力顺序耦合 的方法进行耐火性能的研究ꎮ分析模型中外环板式牛腿㊁钢管和加载端板均选用壳单元ꎬ混凝土选用实体单元ꎬ钢筋选用桁架单元ꎮ钢与混凝土材料的热工参数选用Ｔ.Ｔ.Ｌｉｅ[１２]建议的热工模型计算式ꎮ笔者参考实际梁㊁柱节点所处建筑内部的位置不同ꎬ假设钢管混凝土叠合柱四周以及楼板以下所受火灾作用以建筑构件耐火试验方法[１３]为参考ꎮ综合辐射系数取０ ５ꎬ热对流系数在受火面取２５Ｗ/(ｍ２ Ｋ)ꎬ在背火面取９Ｗ/(ｍ２ Ｋ)ꎮ忽略接触面的热阻ꎬ钢管与混凝土采用 Ｔｉｅ 约束ꎬ钢筋 Ｅｍｂｅｄ 混凝土中ꎮ钢材选取文献[１４]所建议的本构模型ꎬ钢管外围混凝土㊁梁和板混凝土均采用文献[１４]所建议的本构关系ꎬ圆钢管内部核心混凝土选用文献[１５]建议的本构关系ꎮ对于钢管与混凝土采用面面接触ꎬ在其法向采用 硬接触 ꎬ在其切向采用摩擦系数为０ ６的罚摩擦ꎬ外环板与钢管外表面通过 Ｔｉｅ 约束ꎬ牛腿 Ｅｍｂｅｄ 混凝土中ꎮ为将有限元模型得到的温度场(ＯＤＢ)文件正确地导入力学分析模型中ꎬ需要保持两个模型中的网格划分一致ꎮ对于混凝土高温徐变和瞬态热应变ꎬ针对硅质混凝土ꎬ参考文献[６]研究成果ꎬ笔者不考虑高温徐变和瞬态热应变的影响ꎻ参考文献[７ꎬ１１]所取得成果ꎬ将过镇海[１６]建议的高温徐变和瞬态热应变叠加至 ＣＤＰ 模型中的非弹性应变ꎮ１.２㊀模型验证由于篇幅有限ꎬ笔者仅展示具有代表性的试验结果与有限元模拟计算结果ꎬ对比温度场具体详见文献[６－７]ꎮ１.２.１㊀钢管混凝土叠合柱对文献[６]中钢管混凝土叠合柱耐火试验进行有限元计算ꎬ其中混凝土为硅质混凝土ꎬ具体参数详见文献[６]ꎮ图１(ａ)为Ｓ０组试件截面温度－时间试验关系曲线与有限元模拟曲线对比ꎬ图１(ｂ)为Ｓ０组试件竖向位移－受火时间关系试验曲线与有限元模拟曲线对比ꎮ耐火极限试验结果与模拟结果比值的平均值和方差为０ ９９８和０ ００８ꎬ可见有限元模拟结果可较好地反映试验结果ꎮ图１㊀温度场和耐火极限对比Ｆｉｇ １㊀Ｔｈｅｃｏｍｐａｒｉｓｏｎｒｅｓｕｌｔｓｏｆｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅｆｉｅｌｄａｎｄｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｌｉｍｉｔ１.２.２㊀钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁板节点选取文献[６]中钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁板节点耐火试验进行有限元分析ꎬ其边界条件为板底受火ꎬ板上部外包石棉ꎬ柱端固接ꎮ图１(ｃ)为试件Ｊ０￣２梁非节点区温度－受火时间关系曲线ꎬ图１(ｄ)为Ｊ０组试件竖２６２㊀沈阳建筑大学学报(自然科学版)第４０卷向位移－受火时间关系试验曲线与有限元模拟结果对比ꎮ耐火极限试验结果与模拟结果比值的平均值和方差为１ ０４５和０ ０５ꎬ可见有限元计算结果吻合度较好ꎮ１.２.３㊀钢管混凝土叠合柱平面框架选取文献[７]所进行的平面框架耐火性能试验进行有限元模拟ꎬ其采用的混凝土为钙质混凝土ꎬ选用文献[１１]方法考虑混凝土高温徐变和瞬态热应变ꎮ图１(ｅ)为试件ＳＦＲＣ￣１梁板跨中处温度－受火时间关系曲线ꎬ图１(ｆ)为ＳＦＲＣ组试件梁跨中挠度－受火时间关系曲线与ＳＦＲＣ￣１的破坏模态对比ꎮ耐火极限试验结果与有限元模拟结果比值的平均值和方差分别为０ ９０１和０ ０３８ꎬ可见有限元模拟结果与试验值的吻合度较好ꎮ２㊀耐火性能分析２.１㊀模型设计以周侃[６]根据钢管混凝土叠合柱结构技术规程[１７]所设计的梁㊁板㊁柱的主要参数为参考ꎬ笔者所设计的钢管混凝土叠合柱空间节点的受火工况及荷载比见表１㊁设计方案见表２ꎮ由于篇幅有限ꎬ空间节点具体的受火工况㊁边界条件和加载方式见图２ꎮ表１㊀空间节点受火工况及荷载比Ｔａｂｌｅ１㊀Ｔｈｅｆｉｒｅｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓａｎｄｌｏａｄｒａｔｉｏｏｆｓｐａｃｅｎｏｄｅｓ节点类型部件名称受火工况荷载比 Ｌ 形空间节点柱双面０ ４㊁０ ８梁双面０ ５㊁０ ２ Ｔ 形空间节点柱三面０ ４㊁０ ８梁三面㊁双面０ ５㊁０ ２ 十 字形空间节点柱四面０ ４㊁０ ８梁三面０ ５㊁０ ２表２㊀空间节点设计方案Ｔａｂｌｅ２㊀Ｔｈｅｄｅｓｉｇｎｓｃｈｅｍｅｏｆｓｐａｃｅｎｏｄｅｓ部件各部件截面尺寸/ｍｍ抗压强度/ＭＰａ纵筋型号箍筋型号屈服强度/ＭＰａ柱ＢＣˑＢＣˑＨ(６００ˑ６００ˑ６０００)５０＋８０１６Φ２５Φ１０＠１００４００梁ＢＬˑＨＬˑＬ(４００ˑ６００ˑ４０００)５０８Φ２５＋４Φ２２Φ８＠１００/２００４００板Ｂˑｔ(８６００ˑ１２０)５０ 双层Φ１０＠１５０３００钢管ＤＳˑｔＳ(３００ˑ１０) ３４５牛腿ＢｎˑＨｎˑｔｎ(５００ˑ２２５ˑ１０)３４５㊀㊀注:ＢＣ㊁Ｈ分别为柱的方形柱的截面边长㊁柱高ꎻＢＬ㊁ＨＬ㊁Ｌ分别为梁的宽㊁高㊁长ꎻＢ㊁ｔ分别为楼板宽和厚ꎻＤＳ㊁ｔＳ分别为钢管直径㊁厚度ꎻＢｎ㊁Ｈｎｎ分别为牛腿的高㊁宽㊁厚ꎮ图２㊀火灾工况及加载条件Ｆｉｇ ２㊀Ｔｈｅｏｎ￣ｆｉｒｅｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓａｎｄｌｏａｄｉｎｇｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓ第２期张㊀波等:钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能分析２６３㊀２.２㊀计算结果分析２.２.１㊀空间节点温度场图３为构件截面温度－时间(Ｔ－ｔ)关系曲线ꎬ其中图３(ａ)为钢管混凝土叠合柱温度－时间关系曲线ꎮ升温２４０ｍｉｎ时ꎬ非节点区测点１处温度６１０ħ远高于节点区温度４２０ħꎬ这是由于节点区受到外围钢筋混凝土和梁板的保护作用ꎬ其测点温度普遍低于非节点区的温度ꎮ图３(ｂ)为梁跨中截面温度－时间关系曲线ꎮ由于梁底部处于均匀受火的边界条件ꎬ升温２４０ｍｉｎ时ꎬ测点１处的温度为９１８ħꎬ而测点４处的温度还不足３００ħꎮ混凝土具有较好的吸热性能ꎬ随着测点距离梁下表面越近ꎬ其温度越高ꎬ越远离梁下表面ꎬ温度越低ꎮ图３㊀构件截面温度(Ｔ)－时间(ｔ)关系曲线Ｆｉｇ ３㊀ＴｈｅｃｕｒｖｅｓｏｆｓｅｃｔｉｏｎａｌｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅＴ－ｔｉｍｅｔ２.２.２㊀空间节点变形图４为钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁板空间节点在不同梁㊁柱荷载比作用下ꎬ空间典型节点的竖向位移(Δ)－受火时间(ｔ)关系曲线ꎮ试件编号中Ｌ表示梁ꎬ其后数字分别表示梁的根数和梁荷载比ꎻＺ表示柱ꎬ其后数字表示柱荷载比ꎮ如试件编号(ａ)Ｌ２￣Ｚ０４￣Ｌ０５表示为空间节点有２根梁㊁柱荷载比为０ ４㊁梁荷载比为０５ꎮ图４㊀竖向位移－受火时间关系曲线Ｆｉｇ ４㊀Ｔｈｅｃｕｒｖｅｓｏｆｖｅｒｔｉｃａｌｄｉｓｐｌａｃｅｍｅｎｔ￣ｆｉｒｅｔｉｍｅ２６４㊀沈阳建筑大学学报(自然科学版)第４０卷㊀㊀由图４可见ꎬ空间节点的主要破坏形式有梁破坏㊁梁与柱先后破坏㊁柱破坏三种形式ꎮ(１)对于柱的耐火极限大于梁时的空间节点ꎬ其梁端竖向位移－受火时间关系曲线可能会呈现 Ｚ 字形ꎮ这是由于梁挠曲变形增大后ꎬ梁上部受压钢筋转变为受拉钢筋ꎬ进而抑制梁的挠曲变形ꎬ随着受火时间的增加ꎬ梁会出现 二次破坏 的情况ꎮ但由于忽略梁在大变形下产生的裂缝ꎬ其耐火极限计算值可能偏高ꎮ(２)对于 Ｔ 形空间节点ꎬ虽然边(东西)梁处于双面受火㊁中(北)梁处于三面受火ꎬ但边(东西)梁的竖向位移在 一次破坏 后的竖向位移要远大于中(北)梁的竖向位移ꎮ(３)在相同的梁㊁柱荷载比下ꎬ当梁根数由２增加到３和４时ꎬ空间节点的耐火极限分别降低了４１ ５８％和４３ ７５％ꎬ空间节点的耐火极限随着梁根数的增加而减少ꎮ２.２.３㊀空间节点破坏模态图５为钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点在不同的梁㊁柱荷载比和受火工况作用下ꎬ空间典型节点的等效塑性应变云图ꎬ可见牛腿区域存在较大的塑性变形ꎮ图５㊀空间节点等效塑性应变云图Ｆｉｇ ５㊀Ｔｈｅｅｑｕｉｖａｌｅｎｔｐｌａｓｔｉｃｓｔｒａｉｎｃｌｏｕｄｍａｐｏｆｓｐａｃｅｎｏｄｅｓ㊀㊀(１)对于 Ｌ 形空间节点ꎮ由于梁均处于双面受火ꎬ因温度场分布不呈单轴对称和材料在不同温度下的劣化程度不同ꎬ梁会出现不均匀的内力重分布ꎬ导致梁会出现一定程度的扭转变形ꎻ由于柱处于双面受火和双向压弯的共同作用ꎬ破坏时呈现典型的 双向压弯 破坏特征ꎮ(２)对于 Ｔ 形空间节点ꎮ由于边(东㊁西)梁处于双面受火㊁中(北)梁处于三面受火㊁柱处于三面受火的工况ꎮ虽然梁上的荷载一样ꎬ但由于南侧无梁布置ꎬ可能导致双面受火的边(东㊁西)梁在 一次破坏 后的竖向位移远大于三面受火的中(北)梁ꎻ由于柱处于三面受火㊁单向偏压的工况下ꎬ柱在破坏时呈现典型 压弯 破坏特征ꎮ(３)对于 十 字形空间节点ꎮ由于梁均处于三面受火ꎬ当梁的耐火极限小于柱时ꎬ各梁的破坏模态与耐火极限均相同ꎻ当柱的耐火极限小于梁时ꎬ由于初始缺陷的存在ꎬ可见柱呈现典型的 压弯 破坏特征ꎮ第２期张㊀波等:钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点耐火性能分析２６５㊀２.２.４㊀空间节点内力图６为钢管混凝土叠合柱轴力－时间关系曲线ꎮ在火灾作用下ꎬ构件受热膨胀ꎬ钢管混凝土叠合柱在高温和外部轴向荷载的作用下引起截面内力重分布ꎮ受火初期:核心钢管混凝土和外围钢筋混凝土分别承担轴向荷载的４３ ２７％和５６ ７３％ꎻ火灾发展阶段:外围钢筋混凝土材料由于持续高温发生严重的劣化现象ꎬ承载能力减弱ꎬ不足以承担大量外部轴向荷载ꎬ外部荷载逐渐向内传递ꎬ核心钢管混凝土承担大部分内力ꎬ并逐渐趋于平缓ꎬ截面内力出现重分布的现象ꎮ此时核心钢管混凝土和钢筋混凝土分别承担轴向荷载的５２ ９％和４７ １％ꎮ图６㊀轴力－时间关系曲线Ｆｉｇ ６㊀Ｔｈｅａｘｉａｌｆｏｒｃｅ￣ｔｉｍｅｃｕｒｖｅｓ㊀㊀图７为梁跨中截面弯矩－时间关系曲线ꎮ在火灾全过程中ꎬＲＣ梁跨中截面由于火灾和荷载作用下发生了弯矩重分布的现图７㊀梁跨中弯矩－时间关系曲线Ｆｉｇ ７㊀Ｔｈｅｍｏｍｅｎｔ￣ｔｉｍｅｃｕｒｖｅｓｏｆｂｅａｍ象ꎮ常温加载后ꎬＲＣ梁底部受拉ꎻ受火作用阶段ꎬ由于叠合柱的约束作用ꎬＲＣ梁底部受火发生膨胀ꎬ此时在一定程度上削弱了梁底部的弯矩大小ꎻ随着受火作用的持续ꎬ梁底部出现负弯矩ꎬ此时拉弯矩为３００ｋＮ ｍꎬꎻ随着持续高温ꎬ发生材料劣化ꎬ负弯矩逐渐减小ꎬ直至１８０ｍｉｎ时弯矩为１７０ｋＮ ｍꎮ３㊀结㊀论(１)钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁空间节点由于其受火工况㊁构造形式和梁㊁柱荷载比等条件的复杂性ꎬ进而导致 Ｌ 形㊁ Ｔ 形㊁ 十 字形空间节点的ꎬ破坏主要形式有梁破坏㊁梁和柱先后破坏㊁柱破坏ꎮ(２)当梁㊁柱火灾荷载比相同时ꎬ梁由２根增加至３根㊁４根时ꎬ空间节点耐火极限分别降低了４１ ５８％和４３ ７５％ꎻ空间节点耐火极限随着梁根数的增加而减低ꎮ(３)当柱的耐火极限远大于梁时ꎬ随受火时间的增加ꎬ梁会出现 二次破坏 的情况ꎻ由于梁竖向变形增大后ꎬ梁上部受压钢筋转变为受拉ꎬ进而抑制梁的竖向位移ꎬ其梁端竖向位移－受火时间关系曲线呈现 Ｚ字形ꎮ(４)由于高温和轴向荷载的共同作用ꎬ空间节点内力出现重分布的现象ꎬ外围钢筋混凝土和核心钢管混凝土分别由５６ ７３％和４３ ２７％重分布为４７ １％和５２ ９％ꎬ在受火后期ꎬ外部荷载主要转移至内部钢管混凝土ꎮ参考文献[１]㊀徐蕾ꎬ王明涛ꎬ王文达.钢管混凝土叠合柱非均匀受火性能研究[Ｊ].自然灾害学报ꎬ２０１４ꎬ２３(４):２６３－２６９.㊀(ＸＵＬｅｉꎬＷＡＮＧＭｉｎｇｔａｏꎬＷＡＮＧＷｅｎｄａ.Ｒｅｓｅａｒｃｈｏｎｔｈｅｎｏｎ￣ｕｎｉｆｏｒｍｆｉｒｅｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｏｆｃｏｎｃｒｅｔｅｆｉｌｌｅｄｓｔｅｅｌｔｕｂｅｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅ(ＣＦＳＴＲＣ)ｃｏｌｕｍｎ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｎａｔｕｒａｌｄｉｓａｓｔｅｒｓꎬ２０１４ꎬ２３(４):２６３－２６９.)[２]㊀徐蕾ꎬ刘玉彬.钢管混凝土叠合柱耐火性能研究[Ｊ].建筑结构学报ꎬ２０１４ꎬ３５(６):３３－４１.２６６㊀沈阳建筑大学学报(自然科学版)第４０卷㊀(ＸＵＬｅｉꎬＬＩＵＹｕｂｉｎ.ＲｅｓｅａｒｃｈｏｎｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｏｆＳＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎｓｓｕｂｊｅｃｔｅｄｔｏｆｉｒｅ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｂｕｉｌｄｉｎｇｓｔｒｕｃｔｕｒｅｓꎬ２０１４ꎬ３５(６):３３－４１.) [３]㊀侯舒兰.均匀受火下钢管混凝土叠合柱耐火性能研究[Ｄ].北京:清华大学ꎬ２０１４.㊀(ＨＯＵＳｈｕｌａｎ.Ｒｅｓｅａｒｃｈｏｎｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｏｆｃｏｎｃｒｅｔｅ￣ｅｎｃａｓｅｄＣＦＳＴｃｏｌｕｍｎｏｎａｌｌｓｉｄｅｓ[Ｄ].Ｂｅｉｊｉｎｇ:ＴｓｉｎｇｈｕａＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬ２０１４.) [４]㊀ＳＯＮＧＴＹꎬＨＡＮＬＨꎬＵＹＢ.ＰｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｏｆＣＦＳＴｃｏｌｕｍｎｔｏｓｔｅｅｌｂｅａｍｊｏｉｎｔｓｓｕｂｊｅｃｔｅｄｔｏｓｉｍｕｌａｔｅｄｆｉｒｅｉｎｃｌｕｄｉｎｇｔｈｅｃｏｏｌｉｎｇｐｈａｓｅ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎａｌｓｔｅｅｌｒｅｓｅａｒｃｈꎬ２０１０ꎬ６６(４):５９１－６０４.[５]㊀ＨＵＡＮＧＳＳꎬＤＡＶＩＳＯＮＢꎬＢＵＲＧＥＳＳＩＷ.Ｅｘｐｅｒｉｍｅｎｔｓｏｎｒｅｖｅｒｓｅ￣ｃｈａｎｎｅｌｃｏｎｎｅｃｔｉｏｎｓａｔｅｌｅｖａｔｅｄｔｅｍｐｅｒａｔｕｒｅｓ[Ｊ].Ｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇｓｔｒｕｃｔｕｒｅｓꎬ２０１３ꎬ４９:９７３－９８２. [６]㊀周侃.钢管混凝土叠合柱￣ＲＣ梁节点耐火性能研究[Ｄ].北京:清华大学ꎬ２０１７.㊀(ＺＨＯＵＫａｎ.Ｆｉｒｅｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｏｆｃｏｎｃｒｅｔｅ￣ｅｎｃａｓｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅｆｉｌｌｅｄｓｔｅｅｌｔｕｂｕｌａｒｃｏｌｕｍｎ￣ＲＣｂｅａｍｊｏｉｎｔｓ[Ｄ].Ｂｅｉｊｉｎｇ:ＴｓｉｎｇｈｕａＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬ２０１７.)[７]㊀包延红.钢管混凝土叠合柱平面框架结构耐火性能研究[Ｄ].兰州:兰州理工大学ꎬ２０１８.㊀(ＢＡＯＹａｎｈｏｎｇ.Ｒｅｓｅａｒｃｈｏｎｂｅｈａｖｉｏｒｏｆｃｏｎｃｒｅｔｅｆｉｌｌｅｄｓｔｅｅｌｔｕｂｅｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅｐｌａｎｅｆｒａｍｅｓｓｕｂｊｅｃｔｅｄｔｏｆｉｒｅ[Ｄ].Ｌａｎｚｈｏｕ:ＬａｎｚｈｏｕＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙｏｆＴｅｃｈｎｏｌｏｇｙꎬ２０１８.) [８]㊀包延红ꎬ孙建刚ꎬ王文达ꎬ等.钢管混凝土叠合柱－钢筋混凝土梁平面框架耐火性能有限元分析[Ｊ].建筑结构学报ꎬ２０１５ꎬ３６(增刊１):４７－５３.㊀(ＢＡＯＹａｎｈｏｎｇꎬＳＵＮＪｉａｎｇａｎｇꎬＷＡＮＧＷｅｎｄａꎬｅｔａｌ.ＦＥＡｏｎＣＦＳＴＲＣｃｏｌｕｍｎ￣ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅｂｅａｍｐｌａｎｅｆｒａｍｅｓｓｕｂｊｅｃｔｅｄｔｏｆｉｒｅ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｂｕｉｌｄｉｎｇｓｔｒｕｃｔｕｒｅｓꎬ２０１５ꎬ３６(Ｓ１):４７－５３.)[９]㊀宋天诣.火灾后钢－混凝土组合框架梁－柱节点的力学性能研究[Ｄ].北京:清华大学ꎬ２０１０.㊀(ＳＯＮＧＴｉａｎｙｉ.Ｒｅｓｅａｒｃｈｏｎｐｏｓｔ￣ｆｉｒｅｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｏｆｓｔｅｅｌ￣ｃｏｎｃｒｅｔｅｃｏｍｐｏｓｉｔｅｂｅａｍ￣ｃｏｌｕｍｎｊｏｉｎｔｓ[Ｄ].Ｂｅｉｊｉｎｇ:ＴｓｉｎｇｈｕａＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬ２０１０.) [１０]谭清华.火灾后型钢混凝土柱㊁平面框架力学性能研究[Ｄ].北京:清华大学ꎬ２０１２.㊀(ＴＡＮＱｉｎｇｈｕａ.Ｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅｏｆｓｔｅｅｌｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅ(ＳＲＣ)ｃｏｌｕｍｎａｎｄｐｏｒｔａｌｆｒａｍｅａｆｔｅｒｅｘｐｏｓｕｒｅｔｏｆｉｒｅ[Ｄ].Ｂｅｉｊｉｎｇ:ＴｓｉｎｇｈｕａＵｎｉｖｅｒｓｉｔｙꎬ２０１２.)[１１]丁发兴ꎬ周政ꎬ王海波ꎬ等.局部火灾下多层钢－混凝土组合平面框架抗火性能分析[Ｊ].建筑结构学报ꎬ２０１４ꎬ３５(６):２３－３２.㊀(ＤＩＮＧＦａｘｉｎｇꎬＺＨＯＵＺｈｅｎｇꎬＷＡＮＧＨａｉｂｏꎬｅｔａｌ.Ｆｉｒｅｐｅｒｆｏｒｍａｎｃｅａｎａｌｙｓｉｓｏｆｍｕｌｔｉ￣ｓｔｏｒｙｓｔｅｅｌ￣ｃｏｎｃｒｅｔｅｃｏｍｐｏｓｉｔｅｐｌａｎｅｆｒａｍｅｕｎｄｅｒｌｏｃａｌｆｉｒｅ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｂｕｉｌｄｉｎｇｓｔｒｕｃｔｕｒｅｓꎬ２０１４ꎬ３５(６):２３－３２.)[１２]ＬＩＥＴＴ.Ｆｉｒｅｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｏｆｃｉｒｃｕｌａｒｓｔｅｅｌｃｏｌｕｍｎｓｆｉｌｌｅｄｗｉｔｈｂａｒ￣ｒｅｉｎｆｏｒｃｅｄｃｏｎｃｒｅｔｅ[Ｊ].Ｊｏｕｒｎａｌｏｆｓｔｒｕｃｔｕｒａｌｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇꎬ１９９４ꎬ１２０(５):１４８９－１５０９.[１３]中华人民共和国国家质量监督检验总局ꎬ中国国家标准化管理委员会.建筑构件耐火试验方法:第１部分:通用要求:ＧＢ/Ｔ９９７８.１ ２００８[Ｓ].北京:中国标准出版社ꎬ２００８.㊀(ＧｅｎｅｒａｌＡｄｍｉｎｉｓｔｒａｔｉｏｎｏｆＱｕａｌｉｔｙＳｕｐｅｒｖｉｓｉｏｎꎬＩｎｓｐｅｃｔｉｏｎａｎｄＱｕａｒａｎｔｉｎｅｏｆｔｈｅＰｅｏｐｌｅᶄｓＲｅｐｕｂｌｉｃｏｆＣｈｉｎａꎬＳｔａｎｄａｒｄｉｚａｔｉｏｎＡｄｍｉｎｉｓｔｒａｔｉｏｎｏｆｔｈｅＰｅｏｐｌｅᶄｓＲｅｐｕｂｌｉｃｏｆＣｈｉｎａ.Ｆｉｒｅ￣ｒｅｓｉｓｔａｎｃｅｔｅｓｔｓ￣ｅｌｅｍｅｎｔｓｏｆｂｕｉｌｄｉｎｇｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎ￣ｐａｒｔ１:ｇｅｎｅｒａｌｒｅｑｕｉｒｅｍｅｎｔｓ:ＧＢ/Ｔ９９７８.１ ２００８[Ｓ].Ｂｅｉｊｉｎｇ:ＳｔａｎｄａｒｄｓＰｒｅｓｓｏｆＣｈｉｎａꎬ２００８.) 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收稿日期:2005-09-20基金项目:国家自然科学基金资助项目(50508008);辽宁省博士启动基金资助项目(20041014)作者简介:张延年(1976-),男,副教授,博士,主要从事防震减灾及优化研究.文章编号:1671-2021(2006)01-0001-06双向耦合地震作用下的混合控制结构研究张延年1,刘剑平2,李 艺2,董锦坤3,朱朝艳3(1.沈阳建筑大学土木工程学院,辽宁沈阳110168; 2.东北大学资源与土木工程学院,辽宁沈阳,110004;3.辽宁工学院土木建筑系,辽宁锦州121001)摘 要:目的为了改善滑移隔震结构的减震效果和适用范围,研究双向耦合地震作用对控振结构的影响.方法提出3种磁流变阻尼器(MRD )与滑移隔震混合方案,建立了双向耦合地震作用下MRD 与滑移隔震混合控制结构的动力分析模型,推导出其运动微分方程,采用瞬时最优控制算法对6层MRD 与滑移隔震混合控制结构进行地震反应分析.结果MRD 与滑移隔震混合结构的3种混合方案在3种工况荷载作用下的相对加速度峰值、相对速度峰值、相对位移峰值和层间剪力峰值分别比3种工况下的滑移隔震结构有不同程度的降低.结论当考虑竖向地震作用存在时,随着竖向地震作用的加大,结构的地震反应有小幅度地增加,但各种结构方案都具有良好地减振效果。
各混合方案在各种工况下的各种地震反应均得到了更好地控制,而混合方案3的控制效果更加明显.关键词:混合控制;滑移隔震结构;MRD ;耦合地震作用中图分类号:TU31113 文献标识码:A 0 引 言近年来,我国在工程结构的隔震、减振与振动控制方面研究十分活跃,工程应用日益增多[1],其中滑移隔震结构技术具有简单易行、造价低廉、性能稳定、性价比远大于橡胶隔震、几乎不会出现共振现象等优点[2],是一种经济实用的隔震体系[3],特别适用于多层砌体结构,因而在我国有广阔的发展前景[4].然而,它作为被动控制装置存在着无法避免的缺陷[5].磁流变阻尼器(Mag 2netorheological damper ,简称MRD )是现今最新的半主动控制装置,除性能安全可靠,制造成本较低外[6],还具有体积小、功耗少、耐久性好、机构简单、可靠性强、适用面大、响应速度快、动态范围广、频率响应高、阻尼力大且连续可调等特点,特别是它能根据系统的振动特性产生最佳阻尼力,因而具有广阔的应用前景[7-10].目前,结构振动控制的地震反应通常只考虑水平地震动而不考虑竖向地震动的影响.地面的水平运动和竖向运动具有相关性,从而影响控制效果.因此笔者提出3种MRD 与滑移隔震混合控制方案,建立双向耦合地震作用下MRD 与滑移隔震混合控制结构的动力分析模型,推导出其运动微分方程,采用瞬时最优控制算法对6层MRD 与滑移隔震混合控制结构在3种工况下的地震反应进行分析.1 动力分析模型的建立假定同一层各构件的上下移动量基本相同,采用层间剪切型分析模型,墙体的质量集中于各层,整个结构建立在刚性地基上,不考虑基础的提离,不考虑土与结构的相互作用.以n 层MRD 与滑移隔震混合控制结构为例,MRD 恢复力模型采用平行板模型[11],隔震层U 型带片限位阻尼器采用双线性恢复力模型[12],建立动力分析模型如图2006年1月第22卷第1期 沈阳建筑大学学报(自然科学版)Journal of Shenyang Jianzhu University (Natural Science ) Jan. 2006Vol 122,No 111所示.m b 为隔震层质量,m 1～m n 分别为上部结构各层质量;k z ,b 和k x ,b 分别为隔震层总的竖向和水平刚度,k z ,1～k z ,n 、k x ,1～k x ,n 分别为上部结构各层竖向和水平刚度;c z ,b 、c x ,b 分别为隔震层竖向和水平阻尼,c z ,1～c z ,n 、c x ,1～c x ,n 分别为上部结构各层竖向和水平阻尼;c mc ,b ,c m v ,b 分别为隔震层MRD 提供的库仑阻尼和粘滞阻尼,c mc ,1～c mc ,n 、c m v ,1～c m v ,n ,分别为上部结构各层MRD 提供的库仑阻尼和粘滞阻尼;μ为隔震层摩擦系数;¨x g (t )、¨z g (t )分别为水平和竖向加速度时程.图1 动力分析模型2 滑动与啮合状态判别准则在地震作用下,滑移隔震结构总是处于滑动状态与啮合状态不断交替之中,其状态转换的判别准则是:当满足式(1)时,结构处于滑动状态;当满足式(2)时,结构处于啮合状态.|m b (¨x b +¨x g )+∑ni =1mi(¨x b +¨x g )|>μ[g (m b +∑ni =1m i)](1)|m b (¨x b +¨x g )+∑ni =1mi(¨x b +¨x g )|<μ[g (m b +∑ni =1m i)]且x b=0(2)3 竖向运动微分方程的建立由于在水平与竖向地震同时输入时,结构竖向运动是独立的;由于相对于动力体系的静力平衡位置的运动方程不受重力影响,则MRD 与滑移隔震混合结构竖向运动微分方程为M ¨z +C z z +K z Z =F ¨z g(3)式中:z 、 z 、¨z 分别为MRD 与滑移隔震混合结构各层竖向相对位移、速度和加速度列向量;M 、K z 、C z 分别为MRD 与滑移隔震混合结构质量、竖向刚度和阻尼矩阵,¨z 为竖向地震加速度输入;F 为地面地震加速度转换矩阵: F =(-m 1,-m 2,…,-m n -1,-m n )T (4)4 水平运动微分方程的建立411 水平啮合状态运动方程图2 柱受力图在水平与竖向地震同时输入时,水平运动与竖向运动因结构的几何非线性而耦联,第i 层柱受力如图2所示,则该柱柱端剪力表达式为F i =k h ,i (x i -x i -1)+p i Δih i=k h ,i (x i -x i -1)+p i (x i -x i -1)h i(5)式中:h i 为第i 层层高;Δi 为第i 层层间位移;p i 为结构第i 层含竖向地震影响的轴向力,其表达式为p i =EA ih i(z i -z i -1)-m i g (6) 当MRD 与滑移隔震混合结构所受惯性力小于最大静摩擦力时,体系处于啮合状态,则MRD 与滑移隔震混合结构水平啮合状态运动微分方程为M ¨x +C x x +(K x +K p )x =C m +F ¨x g (7)式中:x 、 x 、¨x 分别为MRD 与滑移隔震混合结构各层水平相对位移、速度和加速度列向量;M 、C x 、K x 分别为MRD 与滑移隔震混合结构的质量、水平阻尼和水平刚度矩阵;K p 为考虑竖向地震力影响的几何刚度矩阵;¨x g 为地震水平加速度2 沈阳建筑大学学报(自然科学版)第22卷输入;C m 为MRD 的总阻尼向量.如果MRD 与滑移隔震混合结构每一层都安装MRD ,问题将容易解决,但是某些情况下是在滑移隔震结构上选择安装MRD ,并不是在每一层间都安装MRD .假设安装r 个MRD ,则需要引入一个n ×r 控制装置位置矩阵E ,这时的C m 为r 维MRD 的总阻尼向量,则运动方程为M ¨x +C x x +(K x +K p )x =EC m +F ¨x g(8) 如果在每一层均设置MRD ,那么就很容易得到阻尼系数矩阵,若不是在每一层间都设置MRD ,则得到阻尼系数矩阵就比较复杂.将MRD所产生的总阻尼力向量C m 分解:C m =C v +U(9)式中:C v 、U 分别为MRD 的粘滞阻尼力和库仑阻尼力向量.一般情况下,MRD 都采用同一型号,因此,黏滞阻尼系数均为c v ,则C v =-c v V(10)式中:V 为各自MRD 活塞与缸体间的相对速度向量,它与各楼层的运动速度向量 x 的关系为V =-E T x(11)则C v 为C v =-c v EE Tx(12)运动方程为M ¨x +(C x +c n EE T) x +(K x +K p )・x =EU +F ¨x g (13)412 水平滑动状态运动方程当MRD 与滑移隔震混合结构所受惯性力大于最大静摩擦力时,隔震层与基础之间发生相对滑动,隔震层受到的摩擦力达到最大值,并随滑动方向改变而改变,体系由n 个自由度变为n +1个自由度.F b 表示隔震层在滑动中所受到的库仑摩擦力,其方向与运动方向相反.考虑竖向振动,该结构在滑动状态下各层的水平力平衡方程为F b =-sign ( x b )μ[g (m b +∑ni =1m i)+c z ,1 z 1+k z ,1z 1](14)由于竖向地震作用对结构水平地震反应的影响相当于附加一水平剪力,因此整个MRD 与滑移隔震混合结构写成矩阵形式的水平运动微分方程为M ¨x +(C x +c n EE T) x +(K x +K p )x =EU +F ¨x g (15)这时x 、 x 、¨x 、F 由n 维变为n +1维;M 、C z 、K z 、K p 由n ×n 维变为(n +1)×(n +1)维.5 工程实例分析以6层MRD 与滑移隔震混合结构为例,1～6层的层高为316m ,结构主要参数见表1.隔震层的摩擦材料采用聚四氟乙烯滑移板,其摩擦系数μ=0118;屈服刚度k b 2=0111k b 1;屈服位移x y =014cm .经计算,结构隔震前水平及竖向自振周期T x =01268s ,T y =01089s ,隔震后水平自振周期T ′x =11426s .在隔震结构上安装Load 公司生产的20t 足尺MRD ,其主要性能参数见表2.MRD 与滑移隔震混合方案分为3种:方案1:在上部结构层间各安装一个MRD ;方案2:在隔震层安装一个MRD ;方案3:在隔震层和上部结构层间各安装一个MRD.3种方案的地震波均选用El -Centro (1940-05-18),各混合方案的地震波输入均分为3种工况:工况1:水平加速度峰值为220cm/s 2,无竖向地面加速度输入;工况2:水平加速度峰值为220cm/s 2,竖向加速度为水平向的1/3倍;工况3:水平加速度峰值为220cm/s 2,竖向加速度为水平向的2/3倍。
钢筋混凝土框架结构的抗震性能研究地震是一种自然灾害，它会给人们的生命和财产带来巨大的损失。
为了减少地震造成的灾害，建筑学与结构工程学领域的研究者们一直在不断提高建筑物的抗震性能。
其中，钢筋混凝土框架结构是一种常见的建筑结构类型，通过对其抗震性能的研究，有助于提高地震区建筑的安全性。
一、抗震设计的重要性在地震区建筑设计中，抗震设计显得尤为重要。
钢筋混凝土框架结构是一种在地震区广泛使用的结构类型，它的抗震性能直接关系到建筑物在地震中的安全性。
因此，对钢筋混凝土框架结构的抗震性能进行深入研究，不仅可以优化结构设计，提高建筑物的安全性，也可以为抗震设计提供更加准确可靠的依据。
二、钢筋混凝土框架结构的抗震性能研究方法1.数值模拟分析数值模拟分析是一种常用的研究钢筋混凝土框架结构抗震性能的方法。
模拟分析可以通过结构响应的数值计算，得到结构在地震荷载下的变形和变形轨迹变化规律，从而分析结构变形和破坏机制。
2.试验研究试验研究是另一种研究钢筋混凝土框架结构抗震性能的方法。
试验研究可以通过对钢筋混凝土框架结构进行模拟地震试验，观察结构的受力变形及裂缝形成、扩展等情况，从而确定结构的破坏形式和破坏机制。
三、影响钢筋混凝土框架结构抗震性能的因素1.设计参数钢筋混凝土框架结构的各种设计参数对结构的抗震性能影响非常大，包括结构的几何尺寸、框架数量、材料和构造、刚度和强度等。
因此，在设计钢筋混凝土框架结构时，需要对建筑物所处的地震区域、地基、土层、荷载等情况进行充分考虑，设计出合理的结构参数，以提高结构的抗震性能。
2.构造缺陷钢筋混凝土框架结构中的构造缺陷也会对抗震性能产生重要影响，这些缺陷包括钢筋的质量和粘结性、混凝土的质量和力学性能、连接构件的质量和刚度等。
因此，在施工过程中，需要对各个环节进行严格的质量控制，确保构造缺陷不会对钢筋混凝土框架结构的抗震性能产生负面影响。
四、提高钢筋混凝土框架结构抗震性能的方法1.变形控制与耗能设计变形控制与耗能设计是目前最为常用的一种提高钢筋混凝土框架结构抗震性能的方法。
钢筋混凝土框架结构在地震中的抗震性能研究摘要：地震是一种自然灾害，给人类社会和经济发展带来了严重的破坏和损失。
钢筋混凝土（RC）框架结构是现代建筑中常见的结构形式，其在地震中的抗震性能显得尤为重要。
本文综述了钢筋混凝土框架结构在地震作用下的抗震性能研究现状，并讨论了影响框架结构抗震性能的关键因素及其改善措施。
1. 引言地震是由地球内部的板块运动引起的地壳震动现象，其能量释放巨大，对建筑结构造成巨大的威胁。
地震对建筑结构的抗震性能要求越来越高，因此研究钢筋混凝土框架结构在地震中的抗震性能具有重要意义。
2. 钢筋混凝土框架结构抗震性能的研究现状2.1. 抗震设计规范的发展钢筋混凝土框架结构的抗震性能研究始于20世纪初。
随着地震工程学的发展，抗震设计规范逐渐成熟，并对钢筋混凝土框架结构的抗震性能提出了一系列的要求。
国内外的抗震设计规范主要包括中国GB 50011-2010《建筑抗震设计规范》、美国ACI 318-19《混凝土建筑规范》等。
2.2. 抗震性能参数的评估与分析钢筋混凝土框架结构的抗震性能参数包括刚度、强度、耗能能力和剪力传递性能等。
通过实验和数值模拟，研究者可以评估和分析钢筋混凝土框架结构在地震中的抗震性能。
相关研究表明，在一定的抗震设计条件下，增加钢筋含量、采用预应力技术和透水混凝土等可以有效提高框架结构的抗震性能。
2.3. 地震作用下的框架结构破坏机理钢筋混凝土框架结构在地震中常常经历弯曲屈服、剪切破坏和轴向压力破坏等多种破坏形态。
通过研究框架结构的破坏机理，可以更好地理解其抗震性能。
当前，研究者对框架结构的破坏机理已有了一定的认识，但仍存在一些问题有待进一步研究。
3. 影响框架结构抗震性能的关键因素3.1. 材料性能和构件质量钢筋混凝土框架结构的抗震性能受材料性能和构件质量的影响。
材料性能包括混凝土的抗压强度、钢筋的屈服强度等。
构件质量涉及施工质量控制、钢筋的加工和焊接质量等。
3.2. 结构形式和布置框架结构的形式和布置对其抗震性能有着重要影响。
概析钢筋混凝土框架结构抗震性能1、引言钢筋混凝土框架结构是指由钢筋混凝土梁和柱连接而成，共同构成承重体系的建筑结构，该结构建筑的墙体都为自承重墙，仅起到分隔和围护的作用。
钢筋混凝土框架结构因其具有平面布置灵活和抗震性能好等优点，在工业与民用建筑中得到了广泛的应用。
但是，近几年我国地震频繁发生，暴露出我国很多钢筋混凝土框架结构的基础设施与建筑物的抗震性能依然较差，震害比较严重，造成了人员伤亡和经济损失。
因此，分析钢筋混凝土框架结构的特点及造成震害的原因，并以此为基础提出科学合理的抗震措施，对完善我国钢筋混凝土框架结构的抗震设计，优化我国钢筋混凝土框架结构建筑的抗震性能，减少地震造成的损失具有十分重要的意义。
2、钢筋混凝土框架结构的特点及震害分析2.1钢筋混凝土框架结构的特点钢筋混凝土框架结构的特点是自重比较轻，具有较好的抗震性能。
其主要构件是柱和梁，分别承受使用过程中的竖向荷载与水平荷载，其屋盖和楼板的荷载经过板传给梁，又由梁传给柱，再由柱传给基础。
通过合理的设计，钢筋混凝土框架结构能够具有良好的延性性能，有效耗散地震造成的输入能量。
但同时也具有明显的缺点，就是其侧向刚度较小导致抵抗水平荷载的能力较低，在地震作用下水平变形较大，进而造成非结构构件的破坏。
当建筑结构较低时，水平变形以剪切变形为主，由钢筋混凝土框架柱的弯曲变形与节点转角引起；当建筑结构较高时，水平变形则表现为弯剪型，过大的水平位移引起较大的P-△效应，使结构损伤更为严重，甚至出现极少数倒塌现象[1]。
2.2钢筋混凝土框架结构的震害分析总的来说，钢筋混凝土框架结构的震害分为柱、梁及梁柱节点等结构构件破坏和填充墙等非结构构件破坏两类。
（1）钢筋混凝土框架柱的破坏一般情况下，地震对钢筋混凝土框架柱的破坏重于梁，柱顶端的破坏重于柱底，角柱的破坏重于中柱和边柱，短柱的破坏重于一般柱。
由于钢筋混凝土框架柱的两端弯矩较大，故柱的两端极易发生弯剪破坏，形成水平裂缝和斜裂缝，有时甚至形成交叉裂缝，并进一步导致箍筋严重扭曲而崩断。
钢筋混凝土框架结构的抗震性能研究一、研究背景钢筋混凝土框架结构是目前建筑结构中应用最为广泛的一种结构形式，其具有良好的承载能力、刚度和稳定性，但在地震等自然灾害中容易受到破坏。
因此，研究钢筋混凝土框架结构的抗震性能，对于提高建筑结构的抗震能力具有重要意义。
二、研究内容1. 钢筋混凝土框架结构的基本原理钢筋混凝土框架结构是一种由柱、梁、板和墙体等构件组成的框架结构，其基本原理是通过各个构件之间的相互作用，承担建筑物的荷载。
其中，柱和梁是框架结构中最为重要的构件，它们的截面尺寸和钢筋配筋量的大小，直接影响到结构的抗震性能。
2. 钢筋混凝土框架结构的抗震性能评价方法钢筋混凝土框架结构的抗震性能评价方法主要包括弹性静力分析、弹塑性时程分析、非线性静力分析和非线性时程分析等方法。
其中，弹性静力分析适用于结构刚度较大，地震作用较小的情况；弹塑性时程分析适用于结构刚度较小，地震作用较大的情况；非线性静力分析适用于结构复杂、难以进行时程分析的情况；非线性时程分析则是目前应用最为广泛的评价方法。
3. 影响钢筋混凝土框架结构抗震性能的因素影响钢筋混凝土框架结构抗震性能的因素主要包括结构的刚度、强度、耗能能力、稳定性和层间位移能力等。
其中，结构的刚度和强度是影响结构抗震能力的重要因素，而耗能能力和稳定性则是结构在地震作用下能够维持完整性的关键因素。
4. 钢筋混凝土框架结构的抗震加固方法钢筋混凝土框架结构的抗震加固方法主要包括增加构件截面尺寸、增加钢筋配筋量、设置剪力墙、加装加强板、加固节点和设置减震装置等措施。
其中，剪力墙是目前应用最为广泛的加固方法之一，其能够显著提高结构的刚度和稳定性。
三、研究方法本研究采用非线性时程分析方法，以某高层建筑钢筋混凝土框架结构为研究对象，对结构的抗震性能进行评估，并探究加固措施的有效性。
具体步骤如下：1. 建立结构的有限元模型；2. 确定地震波输入条件；3. 进行非线性时程分析，得出结构的响应曲线；4. 根据结构的响应曲线，评估结构的抗震性能；5. 设计加固措施，并进行加固后的非线性时程分析，比较加固前后结构的抗震性能。
钢筋混凝土框架结构的抗震性能分析与设计钢筋混凝土框架结构是当前主要的建筑结构形式之一，其在抗震性能方面具有较高的稳定性和承载能力，广泛应用于各类建筑中。
本文将对钢筋混凝土框架结构的抗震性能进行分析与设计，以提高建筑在地震等自然灾害中的安全性和稳定性。
一、抗震性能分析钢筋混凝土框架结构的抗震性能主要体现在其刚度、强度和韧性三个方面。
1. 刚度刚度是指结构在受力时抵抗变形的能力，是保证结构整体稳定性的基础。
钢筋混凝土框架结构通常具有较高的刚度，其主要受到构件的截面尺寸和材料的影响。
在抗震设计中，应根据地震作用的水平和垂直特点，合理确定结构的刚度。
2. 强度强度是指结构在受到外力作用下抵抗破坏的能力。
钢筋混凝土框架结构的强度主要体现在构件的截面大小和材料的抗压和抗拉强度上。
在抗震设计中，应根据结构所处地震烈度区域和设计要求，合理确定构件的截面尺寸和材料的强度等级。
3. 韧性韧性是指结构在受到地震荷载作用时具有较大的变形能力，能够消耗地震能量，减小地震反应。
钢筋混凝土框架结构的韧性主要受到构件的延性和连接的影响。
在抗震设计中，应采用具有良好延性的构件和可靠的连接方式，确保结构具有足够的韧性。
二、抗震性能设计根据钢筋混凝土框架结构的抗震性能要求，设计中应遵循以下几个原则。
1. 合理选取结构形式根据建筑的高度、用途和地震烈度等因素，选择合适的钢筋混凝土框架结构形式，如普通框架、剪力墙-框架结构等。
并根据具体情况增加防震措施，如设置剪力墙、加强柱-梁节点等。
2. 优化结构参数通过合理调整结构的刚度和强度等参数，实现结构的韧性和稳定性之间的平衡。
根据设计要求和结构的受力特点，选择合适的构件尺寸、钢筋配筋和混凝土强度等参数。
3. 加强结构连接结构的连接部位是钢筋混凝土框架的薄弱环节，需要采用可靠的连接方式，如焊接、螺栓连接等。
同时，应加强节点的抗震设计，通过设置剪力墙、加强节点钢筋配置等措施，提高结构的整体抗震性能。
钢筋混凝土框架结构抗震性能的研究一、引言钢筋混凝土框架结构因其具有较好的力学性能和施工性能，被广泛应用于建筑工程中。
然而，地震是世界各地都会遭遇的自然灾害之一，钢筋混凝土框架结构在地震中的抗震性能问题备受关注。
因此，本文旨在通过对钢筋混凝土框架结构的抗震性能进行研究，找出其存在的问题，并提出相应的改进措施，以提高其抗震能力。
二、钢筋混凝土框架结构的抗震性能2.1 钢筋混凝土框架结构的基本构造钢筋混凝土框架结构由柱、梁、框架等构件组成。
其中，柱是支撑结构的主要承载构件，而梁和框架则是起连接作用的构件，它们共同构成了一个相对稳定的体系。
2.2 钢筋混凝土框架结构的抗震性能钢筋混凝土框架结构的抗震性能主要受到以下因素的影响：（1）结构的设计和施工质量：结构的设计和施工质量是决定其抗震性能的重要因素。
如果设计和施工不符合规范要求，那么结构的抗震性能就会大大降低。
（2）结构的刚度：结构的刚度越大，其抗震能力就越强。
因此，在设计结构时应尽可能增加其刚度。
（3）地震力的作用：地震力是导致结构发生破坏的主要原因。
因此，在设计结构时应考虑地震力的影响，以减小结构的受力程度。
三、钢筋混凝土框架结构存在的问题3.1 抗震设计和施工质量低下一些设计和施工单位在进行钢筋混凝土框架结构的抗震设计和施工时，存在一定的失误。
例如，一些单位在进行结构设计时，没有考虑地震力的影响，或者对于地震力的估算不够准确；在施工过程中，一些单位在钢筋混凝土的浇筑和养护方面存在一定的缺陷。
3.2 结构刚度不足钢筋混凝土框架结构的刚度是其抗震性能的重要指标之一。
如果结构的刚度不足，那么在地震中就容易发生崩塌现象。
因此，在设计结构时应尽量增加其刚度。
3.3 结构的耗能能力不足结构的耗能能力是指在地震中结构所能吸收的能量。
如果结构的耗能能力不足，那么在地震中就容易发生破坏。
因此，在设计结构时应尽量增加其耗能能力。
四、提高钢筋混凝土框架结构的抗震能力的措施4.1 加强抗震设计和施工质量管理为了提高钢筋混凝土框架结构的抗震能力，必须加强抗震设计和施工质量管理。
2010年3月第26卷第2期 沈阳建筑大学学报(自然科学版)Journal of Shenyang J ianzhu U niversity (N atural Science ) M ar . 2010V ol.26,N o.2 收稿日期:2009-10-26基金项目:十一五国家科技支撑计划项目(2006BA1006B01-5);住房和城乡建设部基金项目(2008-k3-7);沈阳建筑大学省级重点实验室开放基金项目(JG -200911)作者简介:张延年(1976—),男,副教授,博士后,主要从事防震减灾和结构检测与加固研究.文章编号:1671-2021(2010)02-0261-07不同时期建造的混凝土框架结构建筑物抗震能力评估张延年1,邢 然1,武 迪2(11沈阳建筑大学土木工程学院,辽宁沈阳110168;21山东建固特种工程有限公司,山东济南250100)摘 要:目的研究依据不同时期《建筑抗震设计规范》建造的混凝土框架结构建筑物抗震能力的差异.方法基于Pushover 分析方法,建立依据不同的《建筑抗震设计规范》建造混凝土框架结构三维分析模型,采用S AP2000软件对结构进行分析,根据能力谱法,将Pushover 曲线转换为能力谱曲线,将规范中的设计反应谱转换得到弹塑性需求谱,通过能力谱和需求谱的叠加,求出结构的性能点,进而得到结构的顶点位移及塑性铰分布、层间位移角和楼层位移,从而得到框架结构的抗震能力.结果通过一个5层混凝土框架结构教学楼的抗震能力分析,分别得到依据我国1974年、1989年和2001年《建筑抗震设计规范》建造的建筑物能力谱曲线和达到性能点时的塑性铰发展过程.结论依据不同的《建筑抗震设计规范》建造的建筑物抗震能力差异明显,建议在抗震能力评估时,应给予充分考虑.关键词:既有建筑;混凝土框架结构;抗震能力评估;静力弹塑性分析中图分类号:TU 435 文献标志码:A 地震灾害具有突发性和毁灭性,严重威胁着人类生命、财产的安全[1].我国是世界上遭受地震灾害最严重的国家之一,近100年来因地震死亡的人数超过全球的一半,经济损失十分巨大[2].2008年5月12日在汶川发生M 810级地震,造成了重大的人员伤亡和经济损失.谢礼立院士指出汶川地震的最重要的教训是没有将土木工程防灾放在预防工作之首[3].地震中建筑物的大量破坏与倒塌,是造成地震灾害的直接原因[4],经济损失和人员伤亡都取决于建筑物的震害情况,因此提高建筑物的抗震能力是减轻震害最有效的措施.在我国,建筑结构抗震能力的评估方法主要分为两大类:确定性评估方法和非确定性评估方法.目前,确定性评估方法被广泛使用.确定性评估方法大致可以归纳为以下几类[5-8]:①经验评估法、②振动测量评估法、③规范校核法、④能量法、⑤简化的弹塑性分析评估方法、⑥以地震影响系数为指标的反应谱法.在国外主要有简化非线性分析方法[9]和以一个抗震指标作为抗震能力评估的方法[10]等.由于建筑物新、旧时间间隔长,依据不同时期的《建筑抗震设计规范》建造的建筑物的抗震能力差异明显,大量建筑物抗震能力差,急需进行抗震能力评估与加固改造.笔者建立了依据不同时期《建筑抗震设计规范》建造建筑物的抗震能力评估模型,能够更真实地反映建筑物的动态抗震能力,并能对其在未来地震中的破坏程度进行预测,明确抗震薄弱环节,对减少地震灾害损失有一定的科学意义.1 抗震能力评估模型建立111 分析模型建立采用SA P 2000软件中的Pushover 分析方法262 沈阳建筑大学学报(自然科学版)第26卷评估建筑物抗震能力,建立一个多自由度(m u lti 2p le degree 2of 2freedom system ,简称M DO F )体系的等效单自由度(single degree 2of 2freedom sys 2tem ,简称SDO F )体系[11].结构在地面运动的动力微分方程为M ¨x +C x +Q =-M I ¨x g ,(1)式中:M 、C 和Q 分别为M DO F 系统的质量、阻尼和恢复力矩阵;¨x 和 x 为结构加速度和速度列向量;¨x g 为地震动加速度;I 为单位向量.假定结构相对位移向量x 可以由结构顶点位移x t 和形状向量Φ表示,即x =Φx t .(2)则方程式(1)为M Φ¨x t +C Φ x t +Q =-M I ¨x g .(3)定义等效单自由度体系的参考位移x 3为x 3=ΦT M ΦΦT M Ix t .(4)用Φ前乘方程式(3),并用方程式(4)替换x t ,则将结构多自由度体系在地面运动下的动力微分方程转化为等效单自由度体系的动力微分方程为M3¨x 3+C 3 x 3+Q3=-M 3¨x g .(5)从等效单自由度体系的相关参数(M 3、C 3)的表达式可以看出,它与原实际结构的联系是振型向量Φ.若将力-位移关系简化为双线性模型,则如图1所示.图中V 、Q 代表力,x i 、x 3代表位移.图1 M DO F 系统与等效SDO F 系统的力-位移关系 这样,等效单自由度体系的周期T eq 和刚度K 3计算如下:T eq =2πM3K3,(6) x y =ΦT M ΦΦT M Ix t,y ,(7)Q 3y =ΦTQ y ,(8)K3=Q 3y x y,(9)式中:x 3y 为SDO F 体系的屈服位移;Q 3y 为SDO F 体系的屈服强度;x t,y 为M DO F 体系屈服时所对应的顶点位移;Q y 为M DO F 体系屈服时所对应的基底剪力.这样,就把原结构的M DO F 体系转化为等效的SDO F 体系.112 侧向荷载分布形式进行静力弹塑性分析时,侧向加载模式的选择是能否准确对结构的抗震性能进行估计的关键.一般认为对于10层以下的建筑[12],采用倒三角分布形式的Pushover 分析能得到比采用考虑高阶振型影响的Pushover 分析更精确的结果,因此笔者选用倒三角形式的侧向荷载分布模式.113 Pushover 曲线生成11311 塑性铰的施加结构的三维模型建立完成以后,就要在结构的梁和柱的两端施加塑性铰.笔者选用sap 2000软件中默认的塑性铰属性.塑性铰只能在框架单元中引进,它们可被指定到框架单元的任意位置.塑性铰的本构关系模型如图2所示,其中AB 、BC 、CD 、D E 分别表示弹性段、强化段、卸载段和破坏段.图2 塑性铰的本构关系模型第26卷张延年等:不同时期建造的混凝土框架结构建筑物抗震能力评估263 11312 能力谱的转换为把Pushover 曲线转变为能力谱曲线,需要对每个点进行转换,从Pushover 曲线上任一点的V i (基底剪力),Δi (顶点位移)转换到能力谱的相应的点S a i (谱加速度)和S d i (谱位移)(见图3),可采用以下的公式逐点进行转换[13]:S a i =V i M 31,(10)S d i =Δiγ1<1,T,(11)式中:V i ,Δi 为力-位移曲线上的任一点;S a i ,S d i 为能力谱曲线上相应的点;<1,T 为第一振型顶点振幅;M 31为第一振型的有效质量;γ1为第一振型参与系数.图3 Pushover 曲线转变为能力谱曲线11313 需求谱的转换需求谱曲线采用我国现行抗震设计规范中的加速度设计反应谱,即地震影响系数曲线(见图4).图4 标准加速度反应谱 S d i =T 2i4π2S a i ,(12)式中:S a i 和S d i 分别为周期T i 处的谱加速度和谱位移.114 结构抗震能力的检验将能力谱曲线和需求谱曲线放在同一个坐标系中得到结构的性能点(见图5).则出现2种情况:(1)若需求谱曲线将能力曲线完全包含在内,两者不相交,则表明该结构无法抵御给定的地震,即在地震作用达到最大值之前已经破坏.(2)若需求谱曲线和能力曲线相交,则根据该点处于能力谱曲线的位置,可定性宏观评估结构在给定的地震作用下的反应特征和破坏情况,并且由其交点可以求出结构在地震运动下的谱加速度需求值和位移需求值.此外,还可以通过结构达到目标位移时的塑性铰分布情况、结构达到目标位移时的层间位移及结构达到目标位移时结构楼层位移,综合检验结构的抗震能力.图5 性能点的确定2 工程实例本工程为沈阳市某小学教学楼,5层混凝土框架结构,1层层高为415m ,2～5层层高均为313m.设计使用年限为50a,上部结构的安全等级为二级.抗震分类为丙类建筑,抗震设防烈度为7度,设计基本地震加速度为0110g .场地类别为Ⅱ类,设计地震分组为第一组,特征周期为0135s .基础形式为钢筋混凝土独立柱基础.分别建立依据不同时期《建筑抗震设计规范》设计的混凝土框架结构三维分析模型.2001版《建筑抗震设计规范》三维分析模型如图6所示.图6 依据2001版《建筑抗震设计规范》建立的三维分析模型 进行Pushover 分析得到Pushover 曲线如264 沈阳建筑大学学报(自然科学版)第26卷图7～图9所示. ①结构承载能力曲线通过Pushover 分析得到曲线以后,按照式(10)、式(11)将Pushover 曲线转换成能力谱曲线如图10所示.图10 能力谱曲线 ②需求谱曲线和目标位移采用V idic 模型,其中的参数选用双线型对应的数据.用式(12)将地震反应谱转换成相应的不同延性系数的弹塑性反应需求谱,确定了能力曲线与不同延性系数的需求曲线后,便可求解等价SDO F 体系的谱位移.将能力曲线与不同延性系数的需求谱曲线绘制在同一坐标系下,如图11所示.图11 能力谱与需求谱的迭加 从图11可以看出依据2001版《建筑抗震设计规范》和1989版《建筑抗震设计规范》设计建筑物的抗震能力明显的比依据1974版《建筑抗震设计规范》设计建筑物的抗震能力要高,从需求谱曲线和能力曲线相交得到的性能点可知依据1989版《建筑抗震设计规范》和2001版《建筑抗震设计规范》设计的建筑物能够满足该地区7度罕遇地震的抗震设防要求.依据1974版《建筑抗震设计规范》设计建筑物的需求谱曲线将能力曲线完全包含在内,两者不相交,该结构无法抵御给定的地震,即在地震作用达到最大值之前已经破坏. ③塑性铰分布 从图12～图14可以得到建筑物塑性铰出现的顺序.从图12塑性铰的发展过程可以看出,在地震力没有达到最大值时底层柱就已经屈服.说明依据1974版《建筑抗震设计规范》设计的建筑物无法抵御给定的地震.与图11所得的结果相一致.应该对底层柱进行加固处理,可以增大底层柱的截面或对柱进行其他的加固方式.图13、图14塑性铰的发展过程表明当地震力达到最大值时柱的承载力也达到了极限,充分地发挥了各材料的性能.从而也说明了依据1989版、2001版《建筑抗震设计规范》设计建筑物的抗震能力比依据1974版《建筑抗震设计规范》设计建筑物的抗震能力要高. 第26卷张延年等:不同时期建造的混凝土框架结构建筑物抗震能力评估265266 沈阳建筑大学学报(自然科学版)第26卷 ④结构层间位移和结构楼层位移在图11能力谱曲线上可以直接找到性能点,性能点所对应的位移即为等效单自由体系在该地震作用下的谱位移.将谱位移转换为原结构的顶点位移.结构X 向层间位移角沿竖向分布如图15图15 结构X 向层间位移角沿竖向分布所示.从图15中可以直接看出,依据不同建筑抗震设计规范设计建筑物X 向一层和二层的层间位移角最大,从而得到建筑物的薄弱部位.结构-层间剪力变化如图16所示,从图16中可以直接得到建筑物各层的层间剪力的大小,可以从抗力方面检验结构是否满足抗震设防要求.各楼层的位移曲线如图17所示,从图17中可以直接得到建筑物的层间位移,与规范允许值比较可以得到建筑物是否满足该地区的抗震设防要求.从以上数据显示出依据不同《建筑抗震设计规范》设计的建筑物其抗震能力差别比较大.3 结 论(1)得到不同时期建筑物的抗震能力,建筑的破坏顺序,找到了不同时期建筑存在的薄弱环节,有利于提高建筑物的抗震能力.(2)承载力和变形分析表明1989版《建筑抗震设计规范》设计建筑物的抗震能力比1974版有显著提高,2001版比1989版略有提高,尤其是柱的承载力和延性提高明显.建筑物抗震能力对比分析结果表明依据不同年代《建筑抗震设计规范》建造的建筑物抗震能力差异明显,因此建议在抗震能力评估时,应给予充分考虑.参考文献:[1] 张延年,刘丽,刘明.基于地震预警的台阵布局优化研究[J ].沈阳建筑大学学报:自然科学版,2009,25(1):1-5. 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