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钢筋混凝土框架抗震性能评价
作者Bahram M.Shahrooz 和Jack P.Moehie
美国土木工程师协会成员
摘要：在一个抗矩钢筋混凝土框架的四分之一尺度模型上，对一系列地震模拟的实验结果进行了预处理，利用试验结果，对美国地震设计的一些规定进行了分析。据观察，即使充分提供了漂移容量，但设计过程没有充分预测到漂移的大小。此外，该结构比代码设计力所要求的要强几倍。楼板的贡献、实际材料强度和详细的要求被认为是过度强度的重要来源。评价了这些参数对整体性能的影响。
引言：在过去的二十年里，高密度地区钢筋混凝土框架的设计程序发生了重大变化。许多变化是从20世纪60年代和更早的所谓非导管框架的观察性能中推断出来的。还有一些是通过系统的实验室研究开发的。这些研究的结果是设计规范（统一1982，ACI委员会3181983），其结果是建筑物与过去的建筑有很大的不同。虽然新的建筑通常被认为比它们过去的非导管建筑表现得更好，但必须认识到，许多新的比例和细分要求还没有在美国受到严重地震的影响。因此，最近建造的钢筋混凝土框架的抗震性能仍然令人关切。其中包括实际刚度、强度和延性、破坏机理以及双轴横向响应的影响。为了研究这些效应，对六层、二层、二层的延性弯矩抗性钢筋混凝土框架结构进行了四分之一尺度模型的实验研究。该结构的设计强度和刚度符合1982年《统一建筑规范》（UBC）（1982年），以及满足1983年《ACI建造规范》（ACI-318）（ACI委员会318，1983年）的抗震规定的支持和细节，以及ACI-ASCE委员会352（Comm）的连接建议。（ACI-ASCE 协会3521985）。该结构在振动台上进行了测试，其基本运动首先平行，然后倾斜到框架的主轴上。本文介绍了测试结构的设计、测试和分析。代码设计说明。
1、学部教授助理Civ.和Envir Enrg.，Univ.辛辛那提，741鲍德温霍尔，ML71，辛辛那提，OH45221-0071。
2、联盟学部教授Civ.Enrg.，Univ.加州伯克利，伯克利，加州94720。
讨论截止到1990年10月1日。在这次专题讨论会上，应为个别文件分别进行讨论。若要将截止日期延长一个月，必须向期刊的ASCE经理提出书面请求。这篇论文的手稿已提交审查，并可能于1989年2月15日出版，这篇论文是“结构工程杂志”的一部分，第一卷。116，No.5，1990年5月，CASCE，IS SN0733-9445/90/0005-1403/美元I。00$.15页。文件编号24697. 并通过实验和分析结果对详细的要求进行了评价。
文章结构
试验结构代表了一个六层，两个海湾由两个海湾钢筋混凝土延性弯矩框架，建造规模为一到四。测试结构的总体几何形状如图所示。1.为测试结构的全面版本进行了设计，并使用0.25的长度因子对所有相关数量进行了缩放。设计的细节在其他地方提供（Shahrooz和Moehle，1987年）。这里提供了一个摘要。
设计重力荷载包括自重和40PS F（11915Pa）服务寿命荷载。采用模态谱分析法确定了地震设计效果。设置设计光谱坐标，使第一模基剪等于UBC（均匀1982）要求的设计基剪，在第4区有一个延性抗矩空间框架。采用三维弹性分析模型，确定了柱的大体截面构件性能和梁的大体未开裂弯曲刚度的一半。（采用弯曲刚度近似考虑了板的贡献，a“T”截面具有有效的翼缘宽度，bD用于外梁，b2D用于内梁，其中b是梁腹板宽度，D是梁深度最小板厚度。沿结构的两个主轴独立计算输入的模态谱响应量。
使用CQC方法（Wilson和DerKiureghian，1981）将沿给定轴的单个模态量组合起来。计算基底剪切系数（无荷载因子）分别为0.13W和0.12W平行和横向，其中W为结构的自重。计算出的屋面位移在这两个方向分别为0.00092H和0.00056H，其中H为结构总高度..最大计算层间漂移分别为0.0012h和0.0010h，其中h为层间高度。
选择了成员比例和细节，以满足ACI-318附录A（ACI委员会318，1983年）的抗震方案。连接设计遵循ACI-ASCE委员会352项建议（ACI-ASCE委员会352，1985年）..设计混凝土强度为4000ps i（27.6MPa），所有钢筋复制60级钢[最小屈服应力为60ksi（414MPa）]。典型的柱和梁的细节如图2所示。【铁棒的直径有两个型号，1号和2号分别是0.178和0.2（4.52mm和6.35mm）】长方向梁的纵向配筋率为0.41%~0.66%，短方向梁的纵向配筋率为0.36%~0.72%。总钢面积等于1。外部和内部柱分别占总面积的5%和2.3%。柱纵向钢筋在整个高度上是连续的，除了·中心柱，这些柱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。搭接长度（13英寸）。或330毫米）是使用Sivakumar等人的建议确定的。（1983）
假设在构件末端形成弯曲铰链加上因数重力载荷，梁的最大名义剪应力在2.4radic;fcrsquo;和4.22radic;fcrsquo;之间，柱的最大名义剪应力在3.9radic;fcrsquo;和5.8radic;fcrsquo;之间。柱与梁在接头处的抗弯强度之和在1.6和2.8之间，而最小值为1。4委员会建议。352.设计节点剪应力在11.0radic;fc和13.1radic;fcrsquo;之间；内部接头，3.5radic;fcrsquo;和13.1radic;fcrsquo;用于外部接头，2.5radic;fcrsquo;和6.6radic;fcrsquo;用于角关节。这些值与推荐的（ACI-ASCE委员会3521985）设计强度（名义强度降低0.85）相比，分别为17radic;fcrsquo;和12.8radic;fcrsquo;和10.2radic;fcrsquo; ,具体地说。
试验和装置说明
试验包括不同强度的地震模拟，这些模拟是预处理的，然后是低幅自由振动试验。地震模拟分为两个阶段。单向水平基摩的应用要么平行于长方向框架，要么相对于框架的主轴以45的角度进行。输入信号到摇动表模拟了1940年El Centro记录的加速历史（用于单轴试验ECOU、EC17U和EC49U以及双轴试验EC48U）、1978年宫城-肯-奥基S00E记录（用于双轴试验MO63B）,并且
图三：典型的输入加速和位移：（a）测试EC49U；（b）测试MO63B；（c）测试MX35B
并且1985年SCT墨西哥城S60E记录（双轴试验MX35B），如表1所示。强度低于以前测试的其他测试将重新移植到其他地方（Shahrooz和Moehle，1987年）。代表缩放原型记录的典型表加速度组织在图中绘制。3.除最终测试外，原型记录的持续时间被压缩为两倍，以便基本运动的频率内容与尺度模型的频率内容大致一致。对于测试MX35B，墨西哥城记录被压缩了三倍，以便有效地重新启动测试结构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、Hori-Zontal加速度和地板的相对位移以及梁和柱纵筋上的应变。每个数据通道的数据以0.005秒的间隔进行数字记录。
测试结构的回应
峰值响应量汇总见表1.以下各节概述了一般反应意见。
对单向测试的响应
每次试验后观察到的损伤EC08U和EC17U没有明显的开裂，峰值强化应变低于屈服应变。尽管这些试验强度低到中等，而且损坏有限，但两次试验的最大响应量（表1）都超过了特征设计值。
最后一次单轴试验（EC49U）的峰值基加速度相对较高，为0.49g，顶板位移、顶板加速度和基底剪切随时间的变化如图4所示。基剪切与顶板位移之间的滞后关系（图5）似乎不稳定，有效侧刚度降低，明显夹紧。峰值响应量（表1）明显超过特征设计值。
在基础和第一层长向梁的中心柱中的钢筋约束到最大约4倍的屈服应变。在一层角缝附近的梁上观察到轻微的混凝土剥落，裂缝宽达0.016英寸。（0.41毫米）开在较低的楼层梁附近的接头。在板坯中也观察到了广泛的开裂，这是第一层和第四层的顶部和底部板坯表面上最明显的开裂（图1）。6）.接头附近梁顶部的裂缝通常很好地延伸到板坯中（图6），表明当梁被负弯曲时，板坯与梁一起作为拉伸单元。短方向的芯棒梁经历了倾斜裂纹，表明关节附近的扭转（图）。这显然是由于板膜力在梁上偏心作用所致。这些扭转裂纹的大多数方向表明，板膜力在张力上大于压缩。此外，在顶梁纵向钢筋中测量的应变通常是底部钢筋的几倍；这意味着梁的弯曲在neg-主动弯曲比正弯曲强得多，这可能是由于板坯对负弯矩抵抗的影响。
根据测量的应变和元素框架到梁柱接头的平衡-平衡要求（Shahroozand Moehle，1987），估计了负摩门梁弯曲的近似有效法兰宽度。内梁的平均计算有效法兰宽度为28英寸。（711毫米），它大约相当于一个悬垂板的宽度等于1.5长方向的梁深在梁的两侧。这个值对应于其他人在实验和分析中得到的值（Pantazopoulou等人）。1988年；齐1986年）。
类似地估计了接头剪（Shahrooz和Moehle，1987年）。在EC49U试验中，一楼内部接头的最大剪切值约为21radic;fcrsquo;。在一层角连接处计算的剪应力峰值为7radic;fcrsquo;。
双轴试验响应
第一次双轴地震模拟（EC48B）的强度与前一次单轴试验（EC49U）相似，但在结构主轴45°处具有单向基动。最大响应（Ta-ble1）和损伤与前一次试验中观察到的相似。
第二次双轴模拟（MO63B）（图）。3）导致反应显著增加（表1）和损害。扭转反应是明显可见的，屋顶扭曲高达0.045rad。在第一、第二和第三级的几个地点发生了重大开裂和剥落。柱钢筋在基础上被拉紧到最大6 εy。在两个主要方向的一些外部接头处形成对角开裂。
作为最后的测试，该结构受到SCTmex-ico城市记录的传真（图）。3）.与基本运动的明显共振在响应历史中是可见的（图）。7）.非弹性响应是明显的基础剪切-顶板位移关系（图，8）。最大响应（Ta-ble1）往往略高于前一次试验。梁端和柱脚附近发生延伸开裂和剥落。在第二个。第四层，节点附近的剥落暴露了纵梁的加固。对角线开裂发生在几个接头，大多数壳混凝土剥落在一个外部接头。在四级内接头和基础水平的钢筋分别被拉紧到11εy和7εy。
设计评估
在下面，简要地评论了相对于预期的设计运动的基动强度。评估对这些运动的结构反应，以便可以推测设计程序的有效性。
基本运动强度
三个标准被用来评估基础运动的强度。这些方法包括]傅里叶振幅光谱、线性弹性响应光谱和侯斯纳光谱强度（Shahrooz和Moehle，1987年）。基于对这些标准的总体评估，测试EC08U和EC17U分别被任意分类为低“和”中等强度运动。由于较大的频谱强度，以及结构频率接近最高光谱加速度的频率范围，EC49U、EC48B和MO63B试验期间的基本运动被确定为罕见的设计地震。最后的测试，模拟SCT-墨西哥城记录（MX35B），被认为是一种不寻常的兴奋。
趋势
众所周知，在对土震作出反应期间所维持的横向漂移是非结构和结构损伤的主要原因（Freeman，1980年；Algan，1983年）。研究（Freeman，1980）已经表明，大坝年龄到非结构分区发生在层间漂移约0.005h。这种漂移对应于模型代码中规定的适用性极限（统一的1982年；推荐的1980年）；这种程度的破坏是可以与在不常发生的中等地震中可能被认为可以接受的程度相比较的（推荐的1980年）。《ATC3-06》（《1978年暂定》）的评注建议，层间漂移限制在0.015h，因为在这种漂移水平上可能会发生罕见的“设计”地震；广泛的非结构损伤，而延性混凝土元素可能会被破坏，但结构完整。
考虑到这些细节，测试结构设计可能被认为是适度成功的漂移。在中等强度试验EC17U期间，最大层间漂移为0.004h，而设计极限为0.005h。此外，在EC49U和EC48B的设计试验中，层间最大漂移为0.016h，而设计极限为0.015h。
测量的漂移明显高于设计期间计算的0.0012h的最大值，设计规范（统一1982年；建议1980年）预计漂移将高于计算值，因此要求对等于3/K（这里K=0.67）的漂移进行承载力验证。对于试验结构，得出的0.005h（=3/KX0.0012h）仍远低于设计试验期间测量的0.016h的数值。
测试结构的实际漂移可以通过精细的分析技术（Shahrooz和Moehle1987）或简化技术来估计。针对后者，建立了基于完全开裂截面特性的试验结构弹性计算机模型。根据测量的性质假定5%的临界阻尼（Shahrooz和Moehle，1987年）。利用该阻尼和结构模型（周期等于0.30秒），得到了一个最大层间漂移等于0.013h，用于测试EC49U。根据以前的研究（Newmark和Rosenbloth1971），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，这个值与0.016h的测量值比较得很好。
撇开计算漂移的问题不谈，在上次地震模拟中，试验结构维持横向层间漂移约等于0.03h，这证明了试验结构抵御极端事件的坚韧性。显然，结构比例和细节都得到了充分的提供。
优点
基底剪切与顶板位移关系的出现（图1）。结果表明，试验结构在试验过程中有效地达到了基底剪切强度。最大测量基剪为0.68W（表1），约为0.091W非因子设计基剪的7.5倍。测试结构和其他最近测试的结构的大过强（Charney和Bertero，1982年；Moehleand Diebold，1984年）证明了当前设计算法的趋势，即产生比设计要求更强的结构。为了了解设计过程如何影响过强，计算了几个关键设计要求所要求的结构强度。为此，横向载荷施加在地板水平中心线平行于长方向，分布如图9所示。一个假设梁摇摆机构形成（图9）.后一种假设不是为了精确，而是因为它有助于理解各种设计要求对强度的影响。分
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