韋 鋒,劉 剛,王曉鋒,朱愛萍,傅劍平

（1.華南理工大學土木與交通學院,廣州 510640;2.中國建筑科學研究院,北京 100092;3.重慶大學 土木工程學院,重慶 400045）

為了更有效地節(jié)約和利用礦產資源,實現建筑行業(yè)的可持續(xù)發(fā)展,中國正在土木建筑工程中推廣使用更高強度等級的鋼材。HRB500級鋼筋是我國近年研制生產的一種新型高強、高延性的熱軋帶肋鋼筋[1],正在修訂的《混凝土結構設計規(guī)范》擬列入這種鋼筋,以便推廣應用高強度鋼筋。到目前為止,已有多家科研單位對配置HRB500鋼筋的各類混凝土構件的抗震性能進行了試驗研究,并取得了一系列的試驗研究結果[2-7]。但是,以HRB500鋼筋作為主要受力鋼筋的混凝土結構的整體抗震性能研究還相對缺乏,而從理論分析角度對配置HRB500鋼筋的混凝土結構所進行的相關研究也非常少,尤其缺乏這類結構在強烈地面運動激勵下的非彈性動力響應分析研究。為了從理論分析角度研究配置HRB500鋼筋的混凝土結構的整體抗震性能,該文按《混凝土結構設計規(guī)范》最新修訂的送審稿設計了8度0.3g區(qū)一級抗震等級的3個民用建筑鋼筋混凝土典型平面框架結構,3個框架結構的梁、柱截面尺寸及荷載取值均相同,分別采用了 HRB500、HRB400和 HRB335等3種不同強度的鋼筋作為梁、柱的縱向鋼筋;然后完成了3個框架結構在多波輸入的彈塑性動力時程分析,并將配置HRB500級鋼筋的混凝土框架結構與配置HRB400及HRB335鋼筋的相應框架的非彈性地震響應進行了對比分析,對其在罕遇地震下的反應規(guī)律及抗震性能進行了初步評價。

1 算例結構設計和分析方法

該文所涉及的算例結構包括按《混凝土結構設計規(guī)范》最新送審稿設計的3個8度0.30g區(qū)一級抗震等級的丙類規(guī)則平面框架結構。3個平面框架均取自如圖1（a）所示結構平面中的中間榀框架,共3跨8層,其跨度、層高、總高度及梁、柱截面尺寸均相同,如圖1（b）所示。各框架均按Ⅱ類場地、第一設計分組進行設計。樓蓋采用現澆結構,板厚度取為100mm。樓面恒載取4.0 kN/m2,使用活荷載取2.0 kN/m2,框架梁上填充墻荷載取為9 kN/m2。3個框架的混凝土強度均采用C40,梁、柱縱筋分別采用H RB500、HRB400和 HRB335級熱軋帶肋鋼筋,其設計強度fy分別為435M Pa、360MPa和300 MPa,相應的各框架編號分別取為 F500、F400和F335。板筋采用HPB300鋼筋,fy=270 N/mm2。各框架的梁、柱縱向鋼筋配置數量如圖2所示。

圖1 典型框架結構平立面及截面尺寸

為了獲得結構在強震下可能出現的偏不利的反應性態(tài),3個框架均按“恰能滿足規(guī)范要求”進行設計,即在確定結構梁、柱截面尺寸時盡可能取偏小值,使結構在多遇地震作用下的層間位移角接近但不超過設計規(guī)范規(guī)定的限值1/550,同時保證柱軸壓比滿足規(guī)范控制限值、梁柱縱筋滿足最大配筋率限制條件、梁柱作用剪力不超過截面抗剪能力上限等。而且,在梁、柱截面選筋時,除按照一般設計習慣的構造做法所導致的不可避免的配筋增大之外,盡可能不再人為增大鋼筋用量;各層柱縱筋均按設計習慣取其上、下端所需配筋量中的較大值,并按對稱配筋貫通布置。另外,在設計過程中為了避免商業(yè)設計軟件中可能存在的對設計過程的人為調控,只在結構內力分析和內力組合階段利用ETABS軟件來完成,然后嚴格按規(guī)范規(guī)定的抗震措施手工進行內力調整,最后利用自編的工具軟件,嚴格按調整后的組合內力及規(guī)范規(guī)定的抗震構件截面設計方法進行構件的配筋計算。

結構非彈性動力分析所用程序是重慶大學土木工程學院自編并經多途徑驗證確認可靠的擬三維非彈性動力反應分析程序FW-EPA[8-9],該程序可進行鋼筋混凝土框架結構、框架-剪力墻結構的無扭轉擬三維動力時程分析。其框架梁、柱單元采用修正的單分量模型和改進的武田滯回模型,可以考慮水平地震作用引起的柱軸力變化對滯回模型的影響以及梁縱筋在不同節(jié)點中的粘結滑移對動力反應的影響。在確定各桿端恢復力模型的屈服彎矩時,鋼筋和混凝土的材料強度均取用其平均值,以反映實際已建成工程中材料強度的平均水平,同時考慮了有效板寬范圍內與梁平行的板筋對梁單元端部抗負彎矩能力的貢獻[10]。

對以上3個框架結構均分別輸入符合或接近Ⅱ類場地、第一設計分組條件的5條地面運動加速度時程,其中包括與抗震規(guī)范設計反應譜相適應的3條實際地面運動記錄,另外還包括常用的El Centro記錄和Taft記錄。所有5條地面運動記錄均按規(guī)范給定的各烈度區(qū)的罕遇水準的地面運動峰值加速度進行直接標定。

圖2 3個典型框架結構截面配筋圖

2 非彈性動力分析結果

在結構非彈性地震反應分析中,通常利用結構的層間位移角、頂點位移、塑性鉸分布和塑性轉動等響應來評價結構的抗震性態(tài)[11]。下面分別從這幾個方面給出各算例框架結構在罕遇水準地面運動輸入下的彈塑性地震反應分析結果。

2.1 結構位移反應

表1給出了3個算例框架結構在罕遇水準的5條地面運動輸入下的頂點位移和層間位移角的最大值及平均值?？梢钥闯?在各條地面運動輸入下,配置3種不同強度縱筋的框架結構的最大頂點位移相差不大,其基本變化規(guī)律是框架F400的最大頂點位移稍大于框架F335,而框架F500的最大頂點位移稍小于框架F400,但框架F500的最大頂點位移通常仍大于框架F335,三者的最大頂點位移基本屬于同一數量級。進一步考察3個框架結構的最大層間位移角,可以發(fā)現,隨著縱筋強度的提高,相應框架的最大層間位移角有增大的趨勢,但增大的幅度較小,且框架F500的最大層間位移角要比框架F400稍小,總體上看三者的變化幅度較小,也屬于同一數量級。3個框架結構在各條地面運動輸入下的最大層間位移角大多發(fā)生在第3層,少數出現在第2或第4層。3個結構在罕遇水準的5條地面運動輸入下的最大層間位移角均未超過0.02,預計可以滿足設計規(guī)范對框架結構在罕遇地震下的彈塑性層間位移角限值的要求。

表1 罕遇地震輸入下3個算例結構的位移反應最大值

圖3 3個框架在罕遇水準USA00830輸入下的側向位移沿高度的分布

圖3展示的是3個算例框架結構在罕遇水準的USA 00830輸入下在頂點位移最大時刻和某層層間位移最大時刻的各層側向位移沿高度的分布?？梢钥闯?3個結構在該兩個反應較大時刻的各層側移分布規(guī)律較為一致,其側向位移在中間樓層增長較快,到了上部樓層其增長減緩,結構沿高度的側移曲線呈反S型分布,是典型的剪切型側移曲線。3個算例結構在其它地面運動輸入下的側移曲線與圖3是類似的。圖4則給出了各結構在USA 00830輸入下的頂點位移時程曲線。從中可觀察到3個結構在罕遇水準地面運動輸入下的振動波形十分相似,只是在振動幅值上有所差異,而且這個振幅上的差異并不明顯。

圖4 3個框架在罕遇水準USA00830輸入下的頂點位移時程曲線

圖5給出的是各結構在罕遇水準的USA 00830輸入下在結構反應的2個偏不利時刻（頂點位移和某層層間位移角最大時刻）各層層間位移角沿高度的分布圖,同時給出了整個時程中各層的最大層間位移角沿高度的分布。從中可以看出,3個結構的層間位移角分布趨勢是相同的,都是呈現出上部樓層小,底部樓層稍大,而中間樓層最大的分布規(guī)律。其中最大層間位移角都發(fā)生在結構的中下部樓層（第2或第3層）。表明3個結構的中下部樓層構件發(fā)生了較大的塑性變形。3個結構在其它地面運動輸入下的層間位移角沿高度的分布規(guī)律是類似的。

圖5 3個框架在罕遇水準USA00830輸入下的各層層間位移角分布

2.2 塑性鉸分布

圖6和圖7給出了3個框架在罕遇水準的有代表性的2條地面運動輸入下在某層層間位移角達到整個時程各層層間位移角的最大絕對值時的瞬間塑性鉸分布情況以及每個鉸的弦轉角大小。從圖中可以看出,3個配置不同強度鋼筋的框架結構在罕遇水準地震作用下,除部分底層柱底出現塑性鉸外,所形成的絕大多數為梁端塑性鉸;梁鉸普遍集中在結構底部的2～5層樓面梁,其它樓層僅有個別塑性鉸或者沒有塑性鉸出現;其中框架F400和F335的梁鉸在結構2～5層發(fā)展比較充分,分布比較均勻,特別是3、4層所有樓面梁的兩端均出現了塑性鉸;而框架F500的梁鉸數量較少,分布相對不均勻。梁端塑性鉸在結構的中下部樓層集中出現,同時其塑性轉動較大,導致這些樓層的層間位移角也相對偏大,這與圖5中結構的各層層間位移角沿高度的分布規(guī)律是一致的。

圖6 3個框架在罕遇水準USA00106輸入下在層間位移角最大時刻的塑性鉸分布

圖7 3個框架在罕遇水準USA00830輸入下在層間位移角最大時刻的塑性鉸分布

3 對分析結果的討論

通過統計3個算例結構在各條地面運動輸入下的塑性鉸數量,可以發(fā)現,在罕遇水準的各條地面運動激勵下,3個結構在整個時程中出現塑性鉸的總數隨著配筋強度的提高而減少,其中框架F400的出鉸數量與框架F335相差不大,減少的幅度較小,而框架F500的出鉸總數則比另外2個框架明顯減少。初步分析其原因,一方面雖然HRB500鋼筋的強度要比HRB400及HRB335鋼筋的強度要高很多,但這3種不同強度鋼筋的彈性模量幾乎相同,強度越高,則鋼筋的屈服應變越大,根據試驗實測結果,HRB500鋼筋的屈服應變可達到0.002 7～0.002 8,而HRB335的屈服應變則只有0.001 9～0.002,由統計回歸公式[12]所計算出來的配置HRB500鋼筋的混凝土結構構件的屈服轉角明顯大于配置HRB400和HRB335鋼筋的混凝土構件,這意味著配置更高強度鋼筋的混凝土構件需要歷經更大的變形或桿端轉動后才可能進入屈服;在遭受相同的地面運動激勵時,與配置較低強度鋼筋的混凝土結構相比,配置H RB500鋼筋的混凝土結構中的構件將更不容易進入屈服,或者將更晚進入屈服,這必然導致進入屈服后狀態(tài)的構件數量相應減少。另一方面,根據相關試驗結果,配置H RB500鋼筋的混凝土結構構件的開裂后裂縫發(fā)展較快,其開裂后剛度退化較多,從而導致整體結構的剛度退化也較配置其它兩種強度鋼筋的混凝土結構要更為明顯,這就使得配置HRB500鋼筋的框架結構在其構件普遍開裂后的后期剛度相對較小,從結構動力響應的角度來看,其后期地震反應就會有一定程度的減小,從而導致其梁、柱端更不容易出現塑性鉸。從統計結果來看,3個算例結構在相同位置的塑性鉸的最大塑性轉動量是比較接近的,而轉角延性需求卻差別較大,3個算例結構中各塑性鉸的轉角延性需求隨配筋強度的提高而逐級減小,這與3種鋼筋在材性上的差異是密切相關的。

總體上看,3個算例框架結構在罕遇水準的地面運動激勵下都基本上形成了梁鉸機構,從而能夠實現“強柱弱梁”的抗震控制目標。這自然要歸功于新的規(guī)范送審稿進一步加強了一級抗震等級框架結構的“強柱弱梁”措施,從而進一步減小了混凝土框架結構中出現柱鉸的可能性。在罕遇水準的地面運動激勵下,3個算例結構中各塑性鉸的轉動距其塑性轉動能力還都有相當的裕量,同時結構沒有出現抗震薄弱環(huán)節(jié)或形成薄弱層,預計3個算例結構均可滿足設計規(guī)范的抗震性能要求。

4 結 語

利用典型混凝土框架結構算例的非彈性動力反應分析結果,對比了配置HRB500鋼筋的8度0.3g區(qū)一級抗震等級混凝土框架結構與配置HRB400及HRB335鋼筋的對應框架結構的彈塑性地震響應規(guī)律,從中可得到以下初步結論：

1）配置HRB500鋼筋的一級抗震等級混凝土框架結構的最大頂點位移及層間位移角均與配置HRB400及HRB335鋼筋的對應框架的相應位移反應量大致相當,屬于同一數量級。

2）配置HRB500鋼筋的混凝土結構構件的屈服轉角明顯大于配置其它2種強度等級鋼筋的混凝土構件;在罕遇水準的地面運動激勵下,其構件桿端的塑性轉角延性需求較配置其它2種強度等級鋼筋的結構偏小。

3）配置HRB500鋼筋的一級抗震等級混凝土框架結構表現出與配置其他兩種等級鋼筋對應框架結構類似的抗震性能,在罕遇水準的地面運動激勵下形成了梁鉸塑性耗能機構,結構沒有出現抗震薄弱環(huán)節(jié)或形成薄弱層,初步判斷其可以滿足設計規(guī)范所規(guī)定的抗震性能要求。

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（編輯王秀玲）