唐洋洋，李英民,2，劉立平,2，姜寶龍，余洪翔，姬淑艷

(1.重慶大學(xué) 土木工程學(xué)院，重慶 400045；2.重慶大學(xué) 山地城鎮(zhèn)建設(shè)與新技術(shù)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，重慶 400045；3.重慶大學(xué) 管理科學(xué)與房地產(chǎn)學(xué)院，重慶 400045)

吊腳結(jié)構(gòu)是順著坡地采用長(zhǎng)短不同的豎向構(gòu)件形成的具有不等高約束的結(jié)構(gòu)體系[1]。作為一種典型的山地建筑結(jié)構(gòu)形式，吊腳結(jié)構(gòu)因其較好的場(chǎng)地適應(yīng)性而被廣泛應(yīng)用。在吊腳框架結(jié)構(gòu)中，不等高的接地柱經(jīng)常造成吊腳層內(nèi)豎向構(gòu)件側(cè)向剛度分布的不均勻，坡頂短柱分配的剪力將明顯大于其他柱，在橫坡向地震作用時(shí)，結(jié)構(gòu)將由于偏心的存在而發(fā)生扭轉(zhuǎn)。

在汶川地震[2]和Sikkim地震[3]中，均發(fā)現(xiàn)典型吊腳結(jié)構(gòu)的破壞。目前，已對(duì)吊腳RC框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行了一些研究。Paul等[4]研究了吊腳RC框架結(jié)構(gòu)對(duì)邊坡穩(wěn)定性的影響，認(rèn)為可能發(fā)生的兩種破壞形式分別為：靠近邊坡柱腳的局部破壞和結(jié)構(gòu)范圍內(nèi)的整體破壞。在邊坡穩(wěn)定的前提條件下，賴碧君等[5]的研究表明若將吊腳結(jié)構(gòu)取為等高嵌固，將忽略結(jié)構(gòu)中實(shí)際存在的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)。范重等[6]研究了斜坡地面框架結(jié)構(gòu)的彈性受力特點(diǎn)，并提出了相關(guān)設(shè)計(jì)建議。楊實(shí)君[7]研究了吊腳RC框架結(jié)構(gòu)順坡向的內(nèi)力分布規(guī)律，并通過(guò)靜力彈塑性分析研究了空間結(jié)構(gòu)的彈塑性變形及塑性鉸分布規(guī)律，指出吊腳結(jié)構(gòu)的延性比常規(guī)結(jié)構(gòu)差，但研究中未考慮扭轉(zhuǎn)對(duì)水平側(cè)向力分布模式的影響。秦晨[8]以吊腳RC結(jié)構(gòu)的順坡向框架為研究對(duì)象，指出設(shè)防烈度為7度、8度時(shí)，可能發(fā)生以坡頂短柱為中心的周邊構(gòu)件的嚴(yán)重破壞，無(wú)法滿足“大震不倒”的性能目標(biāo)。李瑞峰等[9-10]進(jìn)行了數(shù)值模擬和兩榀平面吊腳框架的擬靜力試驗(yàn)，研究了層剛度比和吊腳層內(nèi)剛度分布對(duì)吊腳框架破壞機(jī)制的影響，發(fā)現(xiàn)層剛度比對(duì)結(jié)構(gòu)破壞機(jī)制影響較大，而吊腳層內(nèi)剛度分布的影響程度與層剛度比有關(guān)。目前對(duì)吊腳RC框架結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)特征的研究集中于順坡向，對(duì)空間結(jié)構(gòu)的研究不足，且扭轉(zhuǎn)效應(yīng)的存在，使得空間結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)有別于平面結(jié)構(gòu)。對(duì)地震響應(yīng)特征的準(zhǔn)確認(rèn)識(shí)是進(jìn)行合理結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)的前提，因此，有必要對(duì)空間吊腳RC框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行地震響應(yīng)特征研究。

本文對(duì)一縮尺比例為1∶8的5層吊腳RC框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)，并對(duì)其破壞現(xiàn)象、動(dòng)力特性、及地震響應(yīng)進(jìn)行分析，為該類(lèi)結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)提供參考依據(jù)。

1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)概況

1.1 模型設(shè)計(jì)

選擇5層吊腳結(jié)構(gòu)為原型結(jié)構(gòu)，結(jié)構(gòu)布置如圖1所示，其中x向?yàn)轫樒孪?，y向?yàn)闄M坡向，各層梁截面均為300 mm×600 mm，板厚均為140 mm；1層為吊腳層，該層各柱高度不同且④軸側(cè)為結(jié)構(gòu)的坡頂柱側(cè)，2～5層層高均為3 m，柱截面均為600 mm×600 mm；結(jié)構(gòu)的抗震設(shè)防烈度為8度(0.20g)，場(chǎng)地類(lèi)別為II類(lèi)，設(shè)計(jì)地震分組為第一組，采用盈建科軟件進(jìn)行設(shè)計(jì)配筋，部分構(gòu)件配筋結(jié)果見(jiàn)圖1(c)，鋼筋采用HRB400，混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C30。結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)的控制因素為層間位移角和剪壓比，小震作用時(shí)結(jié)構(gòu)的最大層間位移角在順坡向和橫坡向分別為1/570和1/580，滿足GB 50011—2010 《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范(2016年版)》[11]的變形要求，吊腳層④軸柱的剪壓比達(dá)到0.93。

吊腳層中豎向構(gòu)件的相關(guān)信息如表1所示。研究表明，D值法已不適宜用于計(jì)算底層不等高框架的側(cè)向剛度[12]，為表征吊腳層內(nèi)剛度的分布情況，本文采用王麗萍等[13]提出的修正D值法計(jì)算底層各柱的順坡向抗側(cè)剛度；偏心率e/r參照J(rèn)GJ 99—2015 《高層民用建筑鋼結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》[14]中附錄A計(jì)算。采用樓層剪力與層間位移之比的計(jì)算方法，得到吊腳層與第2層的側(cè)向剛度比在x向、y向分別為3.5、2.9。

(a) 平面布置

表1 吊腳層豎向構(gòu)件信息表Tab.1 Information of vertical components at stilted story

根據(jù)振動(dòng)模型相似理論[15-16]，確定模型結(jié)構(gòu)的主要相似系數(shù)如表2所示，并按承載力相似原則進(jìn)行截面配筋設(shè)計(jì)，采用微?；炷梁湾冧\鐵絲模擬混凝土和鋼筋，試驗(yàn)?zāi)Ｐ腿鐖D2所示。通過(guò)材性試驗(yàn)，得到微?；炷恋牧⒎襟w抗壓強(qiáng)度平均值為9.09 MPa，彈性模量平均值為8.41×103MPa，使用的鍍鋅鐵絲型號(hào)為14#、16#、18#、20#、22#，其抗拉強(qiáng)度分別為372 MPa、355 MPa、328 MPa、310 MPa、337 MPa。在各樓面增加配重，使模型總質(zhì)量與各層的質(zhì)量均滿足與原型結(jié)構(gòu)的相似關(guān)系，其中吊腳層的配重為0.612 t，2～4層配重均為0.592 t，5層配重為0.388 t。

表2 模型主要相似系數(shù)Tab.2 Similitude ratios of models

1.2 測(cè)點(diǎn)布置

在模型底座布置一組三向加速度傳感計(jì)，用于與系統(tǒng)反饋的加速度信息相互校核。在結(jié)構(gòu)模型各樓層樓面的對(duì)角線位置，即①軸、軸交點(diǎn)處和④軸、?軸交點(diǎn)處分別設(shè)置一組平行于x向、y向的加速度計(jì)，并在頂層樓面的這兩個(gè)交點(diǎn)位置分別布置一個(gè)豎向加速度計(jì)。在①軸、軸交點(diǎn)處，在底座頂面、1層和5層樓面處分別布置一個(gè)沿x向的位移計(jì)。測(cè)點(diǎn)位置見(jiàn)圖1(a)。

圖2 吊腳RC框架結(jié)構(gòu)試驗(yàn)?zāi)Ｐ虵ig.2 The test model of stilted RC frame structure

1.3 地震波選擇與加載制度

根據(jù)結(jié)構(gòu)的基本周期、場(chǎng)地類(lèi)別，采用雙頻段選波方法[17]，控制主要周期點(diǎn)處地震波的反應(yīng)譜與設(shè)計(jì)反應(yīng)譜的差距，選出4組較為匹配的天然波，并根據(jù)結(jié)構(gòu)的場(chǎng)地類(lèi)型合成一組人工波，作為輸入地震波，天然波的詳細(xì)信息如表3所示。各地震波的動(dòng)力放大系數(shù)譜如圖3所示。

表3 天然波基本信息Tab.3 Information of natural earthquake waves

加載中天然波以峰值加速度較大的水平分量為主方向，雙向、三向加載中各方向的加速度峰值比例與原地震波一致，人工波包括兩個(gè)水平分量，主、次方向的加速度峰值比例為1∶0.85。加載制度與文獻(xiàn)[18]相同，第一試驗(yàn)階段為各組天然波的單向、雙向和三向輸入，以及人工波的單向、雙向輸入，第二試驗(yàn)階段為人工波的單向、雙向輸入和天然波2、天然波3的三向輸入，第三階段為人工波的雙向輸入和天然波2的三向輸入，第四～第八試驗(yàn)階段均為天然波2的三向輸入。由于振動(dòng)臺(tái)系統(tǒng)輸入誤差的存在，本次試驗(yàn)中結(jié)構(gòu)模型在各個(gè)試驗(yàn)階段實(shí)測(cè)的主方向峰值加速度與文獻(xiàn)[18]略有差異，實(shí)測(cè)的峰值加速度及對(duì)應(yīng)的原型結(jié)構(gòu)激勵(lì)水平如表4所示。

圖3 規(guī)范目標(biāo)譜和地震波放大系數(shù)譜Fig.3 The standardized target spectrum and seismic amplification factor spectrum

表4 各加載階段地震強(qiáng)度信息Tab.4 Information of seismic intensity at each loading stage

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

依次輸入峰值加速度為0.11g的地震作用后，吊腳RC框架結(jié)構(gòu)模型無(wú)可見(jiàn)裂縫產(chǎn)生。0.34g地震作用后，模型2～3層坡底柱側(cè)與角柱相連的梁端出現(xiàn)細(xì)微豎向裂縫，軸線④、交點(diǎn)處的3層柱底，軸線④、?交點(diǎn)和軸線①、?交點(diǎn)處的4層柱頂有細(xì)微水平裂縫。0.48g地震作用后，模型梁柱構(gòu)件端部裂縫發(fā)展延伸，且有多處新的裂縫產(chǎn)生，此時(shí)與軸線④、交點(diǎn)處的吊腳柱相連的順坡向梁端部沿豎向開(kāi)裂。0.62g地震作用后，構(gòu)件端部有大量新的裂縫產(chǎn)生，此時(shí)軸線①和軸線④上的2層柱底均已沿水平開(kāi)裂，且軸線①的柱底裂縫寬度增加，軸線①、交點(diǎn)處的吊腳柱柱頂節(jié)點(diǎn)有混凝土小范圍剝落。0.80g地震作用后，裂縫繼續(xù)發(fā)展，軸線④、交點(diǎn)處的吊腳柱柱頂出現(xiàn)水平裂縫，軸線?上③、④軸線間的梁在吊腳層④軸側(cè)沿豎向開(kāi)裂，①軸的2層柱底有混凝土壓碎剝落，2層其他柱破壞加劇，軸線?上2層梁端均沿豎向開(kāi)裂，3～4層部分柱端水平裂縫貫通。

1.07g地震作用后，軸線④、?交點(diǎn)處的吊腳柱柱底角部有細(xì)微開(kāi)裂，軸線④上、軸線間的梁在軸側(cè)沿豎向開(kāi)裂，2～4層柱端裂縫加寬，3層梁柱端部裂縫數(shù)量增加明顯。1.23g地震作用后，2～4層構(gòu)件端部破壞程度加劇，軸線上的3層梁端裂縫在板厚范圍內(nèi)自梁頂向梁底約與水平面呈30°斜向延伸且寬度增加，如圖4(e)所示。1.48g地震作用后，軸線④、?交點(diǎn)處的吊腳柱柱頂節(jié)點(diǎn)出現(xiàn)雙向斜裂縫，軸線④、交點(diǎn)處的吊腳柱柱底沿橫坡向水平開(kāi)裂，此時(shí)模型整體表現(xiàn)為在吊腳層僅坡頂柱端部及與之相連的梁端開(kāi)裂，①軸線的2層柱底部混凝土壓碎脫落現(xiàn)象嚴(yán)重，該軸線上兩角柱底部節(jié)點(diǎn)角部混凝土大塊脫落，軸線②、③的柱底節(jié)點(diǎn)上部出現(xiàn)混凝土塊狀剝起現(xiàn)象，3層部分柱頂節(jié)點(diǎn)混凝土剝落，2層柱底、4層柱頂破壞嚴(yán)重，混凝土壓碎脫落，且有縱筋屈曲鼓出，頂層個(gè)別柱頂開(kāi)裂。

(a) 坡頂短柱

3 結(jié)構(gòu)動(dòng)力反應(yīng)

3.1 動(dòng)力特性

將白噪聲工況中模型各層水平方向的反應(yīng)信號(hào)對(duì)底座相應(yīng)方向輸入信號(hào)作傳遞函數(shù)，得到模型的頻率和振型位移。

表5給出了不同強(qiáng)度地震激勵(lì)前后模型在x向和y向的前三階實(shí)測(cè)頻率。由表5可知，震前模型在順坡向的頻率大于橫坡向，表明其在順坡向的剛度相對(duì)更大些；隨地震強(qiáng)度增加，兩方向的各階頻率均呈降低趨勢(shì)。圖5給出了模型在不同強(qiáng)度地震激勵(lì)后的頻率與震前頻率的相對(duì)關(guān)系，可知隨地震強(qiáng)度增加，兩方向頻率的下降幅度均存在1階>2階>3階的關(guān)系，且多數(shù)工況下模型在x向的頻率降低程度大于y向。最終x向、y向的1階頻率降至震前頻率的33.6%、36.1%。

表5 模型實(shí)測(cè)頻率Tab.5 The measured frequencies of model

圖5 前三階頻率變化規(guī)律Fig.5 Changing trend of first three frequency

圖6為吊腳RC框架結(jié)構(gòu)模型在震前和不同強(qiáng)度地震激勵(lì)后的1階振型曲線。由圖6可知，震前模型在兩方向的1階振型形狀并非典型的剪切型，吊腳層的曲線斜率明顯大于2～4層，這是由于吊腳坡頂短柱的存在造成該層的側(cè)向剛度顯著大于2層，吊腳層變形較小；隨地震強(qiáng)度增加，模型振型曲線在1層發(fā)生明顯突變。

采用半功率帶寬法，得到各強(qiáng)度地震激勵(lì)前后的模型1階振型的阻尼比，如圖7所示。震前模型的阻尼比為4.51%(x向)、4.73%(y向)；隨地震強(qiáng)度增加，模型阻尼比呈增大趨勢(shì)，試驗(yàn)后，模型的阻尼比為16.99%(x向)、20.55%(y向)。

3.2 加速度反應(yīng)

取各試驗(yàn)階段中天然波2的三向加載工況，研究模型加速度反應(yīng)的變化規(guī)律。在同一工況中，定義各層的加速度峰值與底座加速度峰值之比的較大值為該層的加速度放大系數(shù)，以此表征地震作用時(shí)各樓層加速度響應(yīng)的放大程度。

(a) x向

圖8為不同強(qiáng)度地震激勵(lì)時(shí)模型在x向和y向的加速度放大系數(shù)。由圖8可知：0.11g地震作用時(shí)，加速度放大系數(shù)沿樓層增加呈增大趨勢(shì)，且在各層均大于1.0；地震強(qiáng)度≤0.80g時(shí)，隨地震強(qiáng)度增加，模型的加速度放大系數(shù)在樓層平面兩方向均呈減小趨勢(shì)且沿樓層的分布規(guī)律基本不變；地震強(qiáng)度≥1.07g時(shí)，吊腳層的加速度放大系數(shù)明顯大于上部結(jié)構(gòu)，出現(xiàn)上部結(jié)構(gòu)的加速度放大系數(shù)小于1.0的情況，這與吊腳層破壞輕微，而上部結(jié)構(gòu)破壞嚴(yán)重的試驗(yàn)現(xiàn)象是一致的。隨地震強(qiáng)度增加，2～5層的加速度放大系數(shù)在兩方向均呈減小趨勢(shì)，這與結(jié)構(gòu)損傷累計(jì)造成的剛度削弱、基本周期大和結(jié)構(gòu)阻尼增加均有關(guān)系。吊腳層x向加速度放大系數(shù)在地震強(qiáng)度≥1.07g時(shí)有所增大，這與損傷累計(jì)造成結(jié)構(gòu)整體剛度情況發(fā)生變化，吊腳層相對(duì)上部結(jié)構(gòu)的剛度增大有關(guān)。

3.3 位移反應(yīng)

參考文獻(xiàn)[19]中求積分位移的方法，對(duì)本試驗(yàn)中各加載工況得到的樓層加速度響應(yīng)進(jìn)行濾波、基線校正、二次積分等處理，得到模型的變形結(jié)果。對(duì)第一試驗(yàn)階段x向的單向加載工況，將加速度積分得到的位移與位移計(jì)結(jié)果進(jìn)行比較，如圖9所示，以校驗(yàn)加速度積分得到的位移結(jié)果的準(zhǔn)確性。

(a) x向

(b) y向圖8 不同地震強(qiáng)度時(shí)模型的加速度放大系數(shù)Fig.8 Acceleration amplification factors of model under different earthquake intensities

圖9 加速度積分與位移計(jì)結(jié)果對(duì)比Fig.9 Comparison of displacement results obtained by acceleration integral and displacement meter

在第一試驗(yàn)階段，模型始終處于彈性狀態(tài)，不同地震波作用時(shí)模型的頂點(diǎn)位移如表6所示。由表6可知，不同的地震波作用時(shí)模型的變形不同，表明模型的動(dòng)力反應(yīng)受地震動(dòng)特性影響；在x向和y向，不同維度地震作用時(shí)模型的變形一般存在以下關(guān)系：?jiǎn)蜗虻卣鹱饔?雙向地震作用<三向地震作用。

表6 第一試驗(yàn)階段模型頂點(diǎn)位移Tab.6 Top displacements of structure model at first test stage

取各試驗(yàn)階段中天然波2的三向加載工況中各層兩測(cè)點(diǎn)的較大位移為層位移，如圖10所示。由圖10可知：隨地震強(qiáng)度增加，模型兩方向的位移均不斷增大，地震強(qiáng)度為1.48g時(shí)，模型在兩方向的變形程度接近；當(dāng)?shù)卣饛?qiáng)度≥0.80g時(shí)，兩方向上2～4層的位移斜率明顯大于其他樓層。

(a) x向

在各工況中，吊腳層在坡底柱側(cè)和坡頂柱側(cè)的層間位移角如圖11所示。由圖11可知，兩方向上坡頂柱側(cè)的層間位移角總是大于坡底柱側(cè)，這是由于坡頂柱側(cè)柱高遠(yuǎn)小于坡底柱側(cè)，雖然扭轉(zhuǎn)反應(yīng)使結(jié)構(gòu)吊腳層兩側(cè)的變形存在差異，但兩側(cè)的層間位移角仍主要受構(gòu)件長(zhǎng)度的影響。

圖11 吊腳層兩側(cè)的層間位移角Fig.11 Story drifts of model at stilted story

各試驗(yàn)階段天然波2的三向加載工況中，模型的層間位移角如圖12所示。其中層間位移角取值為各層兩測(cè)點(diǎn)結(jié)果的較大值。模型的最大層間位移角如表7所示。

(a) x向

表7 模型最大層間位移角Tab.7 Maximum story drifts of model

由圖12和表7可知：隨地震強(qiáng)度增加，模型層間位移角呈增大趨勢(shì)，且地震強(qiáng)度不大于0.62g時(shí)，兩方向的最大層間位移角相差不大，地震強(qiáng)度為0.80g、1.07g和1.23g時(shí)，y向的最大層間位移角明顯大于x向，地震強(qiáng)度為1.48g時(shí)，兩方向的最大層間位移角接近。地震強(qiáng)度為1.23g和1.48g時(shí)，模型兩方向的最大層間位移角均已大于規(guī)范中的彈塑性層間位移角限值1/50，此時(shí)模型承受的地震強(qiáng)度已遠(yuǎn)大于原型結(jié)構(gòu)的罕遇地震，且結(jié)構(gòu)并未發(fā)生倒塌。

在地震強(qiáng)度為0.80g時(shí)，模型吊腳層在x向的層間位移角明顯增大，其值接近此時(shí)模型的最大層間位移角，表明此階段地震作用時(shí)，模型吊腳層沿x向的破壞程度增加，之后的加載工況中模型2～4層的層間位移角增加趨勢(shì)顯著大于1層，模型的破壞主要在上部結(jié)構(gòu)累積；最終，模型在x向的最大層間位移角出現(xiàn)在4層，此時(shí)吊腳層層間位移角有明顯增大。模型y向的層間位移角變化規(guī)律與x向相似，但最終模型2～4層層間位移角值接近，且吊腳層層間位移角增加程度不大。

3.4 樓層剪力

取各層樓板處質(zhì)量與上下各半層范圍內(nèi)的柱質(zhì)量之和為該層質(zhì)量，與加速度反應(yīng)時(shí)程相乘，得到各樓層的地震作用時(shí)程，模型的層剪力時(shí)程為相應(yīng)樓層及以上所有樓層的地震作用時(shí)程的累加，取層剪力時(shí)程的最大值為該層樓層剪力，得到模型x向、y向的剪力分布，如圖13所示，以反映模型的內(nèi)力分布。

(a) x向

由圖13可知，地震強(qiáng)度不大于1.23g時(shí)，模型兩方向基底剪力均呈增大趨勢(shì)，而1.48g時(shí)基底剪力減小，此時(shí)模型的承載力已有所降低；地震強(qiáng)度≤0.62g時(shí)，各樓層剪力隨地震強(qiáng)度增加逐漸增大；地震強(qiáng)度為0.80g時(shí)，模型在x向的3～4層的層剪力小于前一試驗(yàn)階段，而1～2層的層剪力有顯著增加，結(jié)構(gòu)內(nèi)力重分布明顯，之后模型吊腳層的剪力增大程度相對(duì)上部結(jié)構(gòu)顯著，表明結(jié)構(gòu)吊腳層的剛度退化程度相對(duì)較輕。

3.5 扭轉(zhuǎn)效應(yīng)

在吊腳框架結(jié)構(gòu)中，吊腳層中不同的柱高對(duì)其側(cè)向剛度影響較大，造成側(cè)向剛度在平面內(nèi)分布的不均勻性，且難以通過(guò)調(diào)整柱截面尺寸來(lái)避免這種不均勻，由此引起結(jié)構(gòu)的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)。對(duì)試驗(yàn)?zāi)Ｐ?，將各層樓板上?duì)角測(cè)點(diǎn)在y向的位移時(shí)程之差除以兩測(cè)點(diǎn)在x軸上的投影距離，得到模型的層扭轉(zhuǎn)角時(shí)程，各樓層與相鄰下層的層扭轉(zhuǎn)角時(shí)程之差為該層的層間扭轉(zhuǎn)角時(shí)程，分別取最大值作為樓層的層扭轉(zhuǎn)角和層間扭轉(zhuǎn)角。在不同地震強(qiáng)度天然波2的三向加載工況中，模型的層扭轉(zhuǎn)角和層間扭轉(zhuǎn)角如圖14所示。

(a) 層扭轉(zhuǎn)角

由圖14可知，地震強(qiáng)度≤1.07g時(shí)，結(jié)構(gòu)的層扭轉(zhuǎn)角沿樓層逐漸增加，此時(shí)結(jié)構(gòu)的最大層間扭轉(zhuǎn)角在2層；而地震強(qiáng)度為1.23g、1.48g時(shí)，結(jié)構(gòu)的最大層間扭轉(zhuǎn)角轉(zhuǎn)移至吊腳層，此時(shí)吊腳層與2～4層的層扭轉(zhuǎn)角時(shí)程峰值出現(xiàn)的時(shí)刻相差較大。

4 地震響應(yīng)特征和抗震性能分析

吊腳層和2層柱的內(nèi)力分配是不均勻的。吊腳層坡頂短柱因側(cè)向剛度較大而分擔(dān)大部分的層剪力，但柱端轉(zhuǎn)角明顯大于坡底柱；在多維地震作用時(shí)，坡頂短柱將處于壓-雙向彎剪-扭的復(fù)雜受力狀態(tài)，且剪跨比較小。對(duì)2層柱，可看作坡底柱側(cè)的柱底約束程度大于坡頂柱側(cè)，在相同的2層層側(cè)移時(shí)，坡底柱側(cè)的柱剪力分配比例將大于坡頂柱側(cè)。

結(jié)構(gòu)進(jìn)入彈塑性階段后，吊腳層因側(cè)向剛度較大、層間側(cè)移受限而破壞輕微，且破壞主要在坡頂柱柱端及與其相連的梁端，其他梁柱端部均未出鉸。2層坡底柱側(cè)柱底混凝土均壓碎脫落，構(gòu)件破壞嚴(yán)重，該層柱底破壞程度自坡底柱側(cè)向坡頂柱側(cè)逐漸減弱。最終，結(jié)構(gòu)的2～4層柱端裂縫發(fā)育充分，而梁端裂縫則主要位于2～3層，形成2層柱底、4層柱頂均嚴(yán)重出鉸的部分柱鉸屈服機(jī)制。而由層間位移角結(jié)果可知，結(jié)構(gòu)2～4層層間位移角相差不大，并無(wú)顯著薄弱層存在。地震強(qiáng)度高于罕遇地震時(shí)，結(jié)構(gòu)并未倒塌，具有較好整體性。

在多遇地震時(shí)，結(jié)構(gòu)的最大層間位移角未超過(guò)彈性層間位移角限值1/550，即使在稍強(qiáng)于8度罕遇地震激勵(lì)時(shí)，結(jié)構(gòu)x向和y向的最大層間位移角分別為1/99和1/75，仍滿足彈塑性層間位移角限值1/50的要求?？梢?jiàn)，按照GB 50011—2010 《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》設(shè)計(jì)的吊腳結(jié)構(gòu)能滿足“大震不倒”的目標(biāo)。在吊腳結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)中，應(yīng)盡量使坡頂短柱滿足軸壓比、剪壓比、體積配箍率、縱筋配筋率等的要求，以保證其在高強(qiáng)地震作用時(shí)的承載力和延性要求。吊腳層中坡頂短柱及與之相連梁端的破壞早于該層其他構(gòu)件，該層其他柱將作為結(jié)構(gòu)的后備抗震防線。

5 結(jié) 論

通過(guò)對(duì)一吊腳RC框架結(jié)構(gòu)模型進(jìn)行振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)，得出以下結(jié)論：

(1) 模型的吊腳層和2層破壞不均勻，吊腳層破壞輕微，坡頂短柱及相連梁端開(kāi)裂，2層坡底柱側(cè)柱底破壞嚴(yán)重，且在該層內(nèi)，柱底破壞自坡底柱側(cè)向坡頂柱側(cè)逐漸減弱；最終結(jié)構(gòu)破壞主要集中在吊腳層以上，形成部分柱鉸屈服機(jī)制且無(wú)顯著薄弱層存在。

(2) 模型在兩方向的1階振型曲線并非典型的剪切型，吊腳層斜率明顯大于上部結(jié)構(gòu)；隨地震強(qiáng)度增加，吊腳結(jié)構(gòu)的振型曲線在1層發(fā)生突變，各階頻率不斷降低，且順坡向的頻率降低程度略大于橫坡向，阻尼比增大。

(3) 地震激勵(lì)水平大于罕遇地震時(shí)，模型加速度放大系數(shù)不再沿樓層逐漸增大，吊腳層的加速度放大系數(shù)明顯大于上部結(jié)構(gòu)，且剪力增大程度相對(duì)上部結(jié)構(gòu)更為顯著；吊腳層坡頂柱側(cè)的層間位移角明顯大于坡底柱側(cè)，但吊腳層的層間變形不大，結(jié)構(gòu)的最大層間位移角始終在3～4層；最終，結(jié)構(gòu)的最大變形、最大層間位移角在兩方向均相差不大。

(4) 結(jié)構(gòu)扭轉(zhuǎn)效應(yīng)明顯，且隨地震強(qiáng)度增加，結(jié)構(gòu)的最大層間扭轉(zhuǎn)角由2層轉(zhuǎn)移至吊腳層。

(5) 按照規(guī)范設(shè)計(jì)的吊腳結(jié)構(gòu)能滿足“大震不倒”的目標(biāo)。設(shè)計(jì)中應(yīng)注意坡頂短柱需滿足相應(yīng)要求，且吊腳層中除坡頂短柱外的其他柱將作為結(jié)構(gòu)的后備抗震防線。