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钢筋混凝土框架的抗震性能评价
作者：Bahrain M. Shahrooz(1) ， Jack P. Moehle(2)（ASCE组织准成员）
摘要：
本文展示了一系列在四分之一比例的钢筋混凝土抗弯实验模型上进行的地震模拟试验的实验结果，并利用这些结果，对美国一些抗震设计规范进行了检验。据观察到的结果所得，尽管详细地考虑到了存在位移的问题，设计过程中却并未充分预计到位移的大小。此外，该结构的强度比按照同样规范设计出的结构的理论强度高出几倍。本文发现，楼板的贡献、实际材料强度和细节部分的需求被确定为额外强度的重要来源，并评估了这些参数对整体性能的影响。
导言：
在过去的二十年中，高地震区钢筋混凝土框架的设计程序发生了重大变化。许多变化都是从20世纪60年代和更早的所谓非破坏性框架的观测性能中推断出来的，其他的则是通过实验中进行的系统的研究开发出来的。以这些研究结果所得出的设计规范（1982年统一标准，1983年ACI 318委员会），导致了从此之后，建筑与过去相比有了极大不同。尽管新建筑的性能通常比过去的“无延性的”建筑要好，必须认识到，许多新的配比和细部设计要求还没有在美国经过强地震环境测试。因此，最近建造的钢筋混凝土框架的抗震性能仍然令人担忧。其中尤其令人关注的是实际刚度、强度和延展性、失效机理和双轴横向响应的影响。为了研究这些影响，在一个六层二跨-二跨延性的钢筋混凝土框架结构的四分之一缩尺模型上进行了试验研究。该结构的设计具有：根据1982年统一建筑规范（UBC）（1982），符合1983年ACI建筑规范（ACI-318）（ACI委员会318 1983）抗震规定的比例和细节，以及ACI-ASCE委员会352（Comm.352）（ACI-ASCE委员会352 1985）的连接建议。该结构在振动台上进行测试，基础运动首先平行，然后倾斜到框架的主轴上。本文记录了测试结构的设计、测试和分析。通过实验和分析结果对规范设计和详细要求进行了评估。
1.民事系、环境工程系、土木工程系副教授，辛辛那提大学，BaldwinHall职业系统编号741-ML 71，辛辛那提大学，俄亥俄州，联系电话45221-0071
- 民事系系副教授，加州大学伯克利分校，联系地址：加利福尼亚州-94720
注意：讨论将持续到1990年10月1日。应就本次专题讨论会的个别文件分别进行讨论。若要将截止日期延长一个月，必须向ASCE学术期刊经理提交书面请求。本文原稿已于1989年2月15日提交审查并可能出版。本文是《结构工程学报》第二卷的一部分。116卷，第5期，1990年5月出版【刊号：copy;ASCE，ISSN 0733-9445/90/0005-1403/每页$1.00 $.15/】，第24697号文件。
结构测试
试验结构为一个六层、2*2间隔的钢筋混凝土延性抗弯框架，按1/4的比例建造。测试结构的整体几何结构如图1所示。其中，对试验结构的全尺寸版本进行了设计，并使用0.25的长度系数对所有相关数量进行了缩放，其他地方给出了设计细节（Shahrooz和Moehle于 1987年设计）。此处提供摘要。
设计重力荷载包括自重和40 psf（1915 年标准单位为Pa）工作活荷载。通过模态谱分析确定了结构的抗震设计效果。设计谱坐标的设置使得第一模态基底剪力等于UBC（Uniform 1982）要求的位于抗震等级4级区域的延性抗力矩空间框架的设计基底剪力。根据柱的总截面构件特性和梁的总无开裂抗弯刚度的一半的数据，采用三维弹性分析模型确定地震设计作用。（考虑板的大致影响的时候，使用了外梁的“T”截面具有的B D有效翼缘宽度和内梁的B 2D来考虑弯曲刚度，其中B为梁腹板宽度，D为梁深减去板厚。）以沿结构的两条主轴输入的方法来独立地计算模态谱响应量。使用CQC方法（Wilson和DE KiurgHIAN 于1981年提出）将给定轴线上的单个模态量组合起来。计算出的基础剪力系数（无荷载系数）分别为0.13W和0.12W，分别平行和横向于长方向，其中W是结构的自重。在这两个方向上，计算的屋顶位移分别为0.00092H和0.00056H，其中H是结构总高度。最大计算层间偏移量为0.0012h和0.0010h，其中h为层间高度。
选择的结构部分的比例和细节符合ACI-318文件（ACI委员会1983年318文件）附录A标示的抗震规定；连接设计遵循ACI-ASCE委员会352建议（ACI-ASCE委员会1985年提出）。设计混凝土强度为4000磅/平方英寸（27.6兆帕），所有钢筋均为60级钢[最小屈服应力60 ksi（414 MPa）]。典型的柱和梁细节如图2所示。[杆1和杆2的直径为0.178英寸。（4.52毫米）和0.25英寸（6.35毫米）。]长跨梁纵向配筋率在0.41%～0.66%之间，短跨梁纵向配筋率在0.36%～0.72%之间。外柱和内柱的总钢面积分别为总面积的1.5%和2.3%（类似配筋率）。柱纵向钢筋在整个高度上是连续的，但中心柱除外，中心柱的钢筋是在第一层和第二层之间以及第三层和第四层之间拼接的。搭接接头长度（13英寸,或330 mm）使用Sivakumar等人的建议确定。（1983年提出）。
假设在构件端部形成挠性铰链，加上重力荷载，梁的最大标称剪应力介于和之间，柱的最大标称剪应力介于和之间。与352号常规（Comm.352）建议的最小值1.4相比，节点处的柱与梁弯曲强度之和的比率在1.6到2.8之间。设计接缝剪应力范围内接缝为至，外接缝为和，角接缝为和。这些值分别与ACI-ASCE委员会1985年352文件推荐的设计强度和以及进行了比较。
测量和仪器说明
试验包括在低振幅自由振动试验之前和之后的不同强度的地震模拟。地震模拟分两个阶段进行。单向水平基础运动要么平行于框架的长方向，要么与框架主轴成45°角。振动台的输入信号模拟了1940 EL中心记录的加速度历史（单轴试验ECUU、EC17U和EC4U、双轴试验EC48 U）、1978宫崎OKI S00 E记录（用于双轴试验M063B）和1985 SCT墨西哥城S60E记录（用于双轴试验MX35B），如表1所示。其他地方报告了强度低于先前试验的附加试验（Shahrooz和Moehle 于1987年试验）。图3绘制了代表缩放原型记录的典型表加速度的历史记录。除了最后的测试，原型记录的持续时间被压缩了两倍，使得主要内容中的基本运动的频率和比例模型的频率将大致一致。对于测试MX35B，墨西哥城记录被压缩了三倍，以便有效地让测试结构“共振”并达到目标损伤状态。
共有126个数据通道记录了振动台的运动、楼层的水平加速度和相对位移以及选定梁柱纵筋的应变。每个数据通道以0.005秒的间隔以数字方式记录数据。
结构响应试验
峰值响应量汇总在表1中，以下小节总结了一般性的响应意见。
单向试验响应
EC08U和EC17U试验后并未观察到明显的开裂损伤，且钢筋应变的峰值低于屈服应变。尽管这些试验的强度为低等至中等，损伤有限，表1中显示的，两种试验中的最大响应量依然超过了特征设计值。
最后的单轴试验（EC49 U）具有较高的峰值加速度，数值为0.49g。顶部位移、顶部加速度和基底剪力随时间的变化如图4所示。基底剪力与顶部位移之间的滞回关系（图5）似乎不稳定，有效侧向刚度降低，且具有明显挤压的现象，峰值响应量（表1）明显超过特征设计值。在基部和第一层长向梁中的中心柱的应变的最大应变约为屈服应变的4倍。在靠近一楼转角接缝处的梁上观察到轻微的混凝土剥落，并且在接缝附近的较低楼层梁中出现了宽度为0.016 in（0.41 mm）的裂缝。在楼板中也观察到大量开裂，最明显的是在第一层和第四层的顶部和底部楼板表面（图6）。接缝附近的梁的顶部的裂缝，通常很好地延伸到板中（图6），这表明当梁被负力矩弯曲时，板与梁一起充当拉伸元件。短向拱肩梁出现倾斜裂缝，表明接缝附近发生扭转（图6），这显然是由于平板膜上的力偏心作用于梁上。大多数扭转裂缝的方向表明，板膜的张力大于压缩力。此外，顶梁纵筋的实测应变通常比底筋小几倍；这意味着，梁在负弯曲时的弯曲强度比正弯曲时的弯曲强度大得多，这可能是板对负弯矩阻力贡献的结果。
根据测得的应变和对梁柱接头（SHauloZoand Moele 于1987年提出）中的元件的平衡要求，估算了在负弯矩（弯曲板）弯曲的梁的近似有效翼缘宽度。内部梁的平均计算有效翼缘宽度为28英寸（711 mm），其近似对应于悬臂梁的宽度等于梁的每一侧上的1.5个长方向梁深度。该值与其他人通过实验和分析获得的值相对应（Pantazopoulou等人1988年试验；Qi1986年的试验），节点处剪力也与此类似（Shahrooz和Moehle 1987年试验）。在EC4U试验中，一层内节点最大剪力达到左右，一楼转角连接处最大计算剪应力为。
双轴响应试验
第一轴地震模拟（EC48）与前一次轴测（EC49 U）相似，区别是作用于结构主轴45°的方向上具有单向基底运动。最大响应（表1）和损伤与前面试验中观察到的相似。第二次双轴模拟试验（M063B）（图3）导致显著增加的响应（表1）和损伤。扭转响应清晰可见，顶部扭转高达0.045 rad。一级、二级和三级的几个位置出现了严重的开裂和剥落。地基上的钢筋柱应变最大为，在两个主要方向的一些外部接缝处形成了对角线裂纹。
作为最后的测试，该结构经受了复刻的SCT墨西哥城记录的强度（图3）。非弹性响应很明显来自于基底和顶部的剪切位移关系。最大响应（表1）倾向于稍高于之前测试所得的数值。在梁端和靠近柱脚处发生了广泛的开裂和剥落。在第二层和第四层，接缝附近的剥落使纵梁的钢筋暴露出来。多个接缝处出现斜裂缝，其中一个外部接缝处的壳体的大部分混凝土剥落。第四层内部接缝处和基脚处的钢筋分别被拉紧至达到和的应变。
设计评价
在下文中，对基础运动相对于预期设计运动的强度作了简要评论。对这些运动的结构响应进行评估，以便推测设计程序的有效性。
基础运动强度
使用了三个标准用来评估基础运动的强度。这些方法包括傅里叶振幅谱、线弹性响应谱和Housner谱强度（Shahrooz和Moehle 1987年提出）。根据对这些标准的全面评估，试验EC08U和EC17U分别被划分为“低”和“中等”强度运动。由于频谱强度较大，并且结构频率接近频谱内最高加速度的频率范围，EC4U、EC48 B和M063B测试中的基底运动被认为是罕见的“特殊”地震。最后的测试，模拟SCT墨西哥城记录（MX35B），被认为是一个不寻常的激励。
位移
地震响应期间的横向位移是非结构和结构部分损伤的主要原因（Freeman 1980；Algan 1983）。研究（弗里曼1980年研究）已经表明，非结构隔板的破坏发生在层间漂移约0.005英尺的时候。这种漂移对应于模型规范（统一规范1982；“推广规范”1980）中规定的正常使用极限；这种损伤程度可与在不经常发生的中等地震（“推广规范”1980）中认为可接受的损伤程度相比较。ATC 306（“暂定”1978）的评论指出，对于罕见的“特殊”地震，层间位移限制在0.015h；在该位移水平下，可能会产生广泛的非结构损伤，而延性混凝土构件可能会受损，但结构完整。
鉴于这些限制，结构试验的设计可被视为在位移方面取得了一定的成功。在中等强度试验EC17U中，最大层间位移为0.004h，相对的，设计极限为0.005h。此外，在设计试验EC4U和EC48 B中，最大层间位移为0.016h，而设计极限为0.015h。然而，在试验M063B期间，等于0.03h的位移明显超过了0.015h的设计值。
测得的位移显著高于设计过程中计算的最大值0.0012h。设计规范（统一1982；“推荐”1980）预计位移将高于计算值，因此，要求对计算值等于3/K（此处K=0.67）乘以位移的构件承载能力进行验证。对于试验结构，0.005h（=3/K X 0.0012ft）的结果值仍远低于设计试验期间测得的0.016h。
试验结构的实际位移可以通过精细分析技术（Shahrooz和Moehle 1987）或简化技术进行估算。为了验证后者，建立了基于全裂截面特性的试验结构弹性计算机模型。根据测量特性，假设临界阻尼为5%（Shahrooz和Moehle 1987年提出）。利用这种阻尼和结构模型（周期等于0.30秒），获得了最大的层间位移等于0.013h。根据先前的研究（Newmark和Rosenblueth，1971年试验），对于试验结构的周期范围，0.013h的弹性值应该是非弹性漂移的合理估计。事实上，该值与0.016h的测量值相比比较好一些。
计算位移的问题另说，在最后一次地震模拟中，试验结构保持横向层间位移约等于0.03h，证明了试验结构的韧性足以抵抗极端事件。显然，结构数据提供了很充分的比例和细节。
强度
基础剪切与屋顶位移之间关系的出现（图5和图8）表明试验结构在实验过程中有效地达到了其基础剪切强度。最大测量的基础剪切为0.68W（表1），这是未考虑的设计基础剪切0.091W的约7.5倍。测试结构和其他最近测试的结构（Charney和Bertero 1982；Moehle和Diebold 1984）的大量超过要求的强度的现象证明了：当前设计算法倾向于产生比设计要求强度更高的结构。为了理解设计过程如何影响超强度，计算了几个关键设计所要求的结构的强度。为此目的，在平行于长方
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