不同齡期在役結構的抗震性能評估

張兆波，徐　斌

不同齡期在役結構的抗震性能評估

張兆波1，徐斌2

（1.甘肅農業大學，甘肅 蘭州730000；2.武漢鐵路局，湖北 武漢430061）

許多國內外地震震害實例表明，隨著時間的推移，修建于不同年代的在役建筑結構在各種外部和內部因素的影響下，會產生耐久性損傷，導致結構的抗震性能降低，在大震過程中較容易發生震損破壞。以某8度區在役鋼筋混凝土框架結構為背景，利用ETABS有限元分析軟件，并基于損傷構件恢復力骨架曲線建立了“銹蝕鋼筋混凝土框架結構模型”，以靜力非線性（Push-over）分析方法為理論依據，對結構進行抗震性能評估。

在役結構；抗震性能評估；靜力非線性；能力譜法

1　概述

地震是一種較為常見的自然災害，且會造成嚴重的人員傷亡和財產損失。由于我國處于環太平洋地震構造帶和大陸地震構造帶的交匯處，因此是地震災害較多的國家之一。而我國很大一部分城市的建筑物和基礎設施的抗震性能較差，有的材料強度不夠，還有一些年久失修，使我國多數城鎮抵抗地震的能力很脆弱，潛伏著很大隱患［1］。建筑物的抗震性能主要是通過抗震設防指標來體現的。我國現行《建筑抗震設計規范》［2］經歷了四個版本的修訂。這四個版本的抗震設計規范中所規定的抗震設防標準都有很大差異，因此，對修建于不同年代的在役建筑物進行抗震性能評估，并根據評估結果采取相應的加固措施，將可以有效地降低地震所造成的人員傷亡和財產損失，具有非常重要的意義。靜力非線性分析（Push-over）方法可以在預測結構構件的彈塑性變形能力時進行定量化分析，并且可以更好地估計結構構件的非線性變形。跟動力時程分析相比，在應用上也更加方便和簡單。本文以某8度區在役鋼筋混凝土框架結構為背景，利用ETABS有限元分析軟件，采用push-over方法對不同齡期的框架結構進行抗震性能評估。

2　計算模型的建立

某辦公樓為7層鋼筋混凝土框架結構，平面布置為縱向7m×6m，橫向3m×6m，總長度為42m，總寬度為18m。結構第1層層高4.2m，第2～7層層高3.6m，總高度為25.8m。經過現場實測的構件幾何尺寸和混凝土強度等級見表1。

表1　結構構件參數表

該建筑物所處地點的設防烈度為8度（0.20g），Ⅱ類場地，設計地震分組為第一組。第1～6層樓面作用有恒載3.0kN/m2，活載3.0kN/m2；第7層屋面作用有恒載4.0kN/m2，活載2.0kN/m2。為比較不同齡期結構的抗震性能，取構件的主筋銹蝕率（鋼筋截面面積損失率）分別為0%、10%、15%、20%。

采用ETABS軟件建立桿件有限元模型，在程序中構件的非線性行為是通過框架塑性鉸來實現的。通常情況下，由于梁單元是彎矩屈服，而柱單元受雙向彎矩以及軸力共同作用，故梁單元和柱單元分別采用程序中默認的M3鉸和P-M-M鉸。完好結構的塑性鉸參數采用程序默認的塑性鉸屬性，而銹損結構的塑性鉸參數則需要自定義鉸屬性，并對其中參數的大小進行折減。指定完塑性鉸后定義非線性工況，首先定義重力荷載 （重力荷載代表值：1.0恒載+0.5活載）下的非線性工況PUSH1，然后將其終點剛度設為Push-over分析的初始條件，再定義水平荷載工況。本例在Y向考慮振型荷載工況PUSH2。最后運行push-over分析就可以得到結構的基底剪力-頂點位移曲線。

3　能力譜曲線

運行Push-over分析后，可以把結構在不同銹蝕率下的基底剪力-頂點位移曲線描繪出來，如圖1所示。再將其轉換為譜位移與譜加速度的關系，即結構的能力譜，如圖2所示。

圖1　結構基底剪力-頂點位移曲線

圖2　結構能力譜曲線

由圖1和圖2可見，考慮鋼筋銹蝕引起的構件損傷后，結構的承載能力有所降低，具體表現為結構達到屈服狀態時的基底剪力減?。唤Y構的抗側剛度有所降低，具體表現為相同基底剪力下的側向位移增大；結構的延性有所下降，具體表現為屈服平臺的縮短，結構進入屈服階段后更早地達到倒塌破壞的狀態。而且這些指標下降的幅度隨著鋼筋截面損失率和結構構件的損傷程度的增大而不斷增大?？梢姡谠u估既有結構的抗震性能時，把構件損傷引起的性能退化這一因素加以考慮能夠更真實地反映結構的承載能力、抗側剛度和延性，是十分必要的。

4　推覆結果

將Push-over分析得到的結構能力曲線和罕遇地震需求曲線轉換為ADRS格式畫到一張圖上，如圖3～6所示。

圖3　完好結構的ADRS譜

圖4 　銹蝕率10%結構的ADRS譜

圖5　銹蝕率15%結構的ADRS譜

圖6　銹蝕率20%結構的ADRS譜

通過能力譜和需求譜的交點求出不同齡期在役結構在8度罕遇地震下的性能點。由圖6可見，鋼筋截面損失率20%的結構其能力譜和需求譜沒有交點，即不存在性能點，此時結構無法抵御罕遇地震作用。由各性能點處的譜位移、譜加速度反算得到性能點處的目標位移和基底剪力，見表2。

表2　不同齡期結構性能點位置

由表2可見，振型荷載工況下同一結構隨著鋼筋截面損失率增大，性能點處基底剪力逐漸減小，而目標位移則逐漸增大，這是因為銹損結構的側向剛度要比完好結構的小，結構顯得更柔一些。性能點處層間位移和層間位移角列于表3～表4中。

表3　不同齡期結構罕遇地震層間位移

表4　不同齡期結構罕遇地震層間位移角

由表3、表4可見，8度罕遇地震作用下，在不考慮結構后續使用期的情況下，層間位移和層間位移角隨著鋼筋銹蝕率的增大而增大。樓層位移和層間位移角曲線見圖7～圖8。

圖7　罕遇地震樓層位移圖

圖8　罕遇地震層間位移角

由層間位移角圖中可以看出，本結構中下部幾層（2、3、4層）的層間位移角值較大，表明這些樓層是本結構相對薄弱的樓層。由此可以推斷，在不斷增大的地震作用下，結構先從這些樓層的構件中產生塑性鉸，然后才向其他樓層發展，最后也是由于底部樓層塑性鉸的變形過大從而使結構喪失承載能力而倒塌破壞。這些信息也可以從Push-over分析中塑性鉸的發展情況獲得。

5　推覆過程塑性鉸發展情況

ETABS在對結構進行Push-over分析之后可以通過“顯示變形形狀”命令來查看各分析階段產生塑性鉸的位置及其所處狀態，從而通過查看結構的局部變形來找到結構的薄弱環節。以便對結構的抗震性能進行進一步的評估，為制定具體的加固方案提供依據。圖9為完好結構對應于初始、性能點處、性能點后、最終這四個階段的塑性鉸發展過程。

圖9　完好結構塑性鉸　　圖10　銹蝕率10%的塑性鉸

由圖9可見，振型荷載工況下完好結構在推覆過程之初，第3層梁端首先達到彈性極限從而出現塑性鉸。而后隨著推覆過程的繼續，其他樓層梁端也陸續出現塑性鉸。直到結構達到性能點前，除頂層梁外，大部分樓層的梁端均出現塑性鉸。除底層外的大部分柱端未出現塑性鉸。當結構到達性能點之后，最上層的梁端也出現了塑性鉸，底層柱底以及第1～4層梁端的塑性鉸到達LS點。最后階段，結構因為底層柱底的塑性鉸達到極限變形從而使結構無法繼續承載而破壞。

圖10～圖12分別為鋼筋銹蝕率10%、15%和20%的結構在振型荷載工況下對應于性能點和最終兩個階段的塑性鉸分布情況。由圖中可見，銹蝕率為10%、15%和20%的結構其塑性鉸的發展情況與完好結構是基本一致的。

圖11　銹蝕率15%的塑性鉸　圖12　銹蝕率20%的塑性鉸

6　結語

以某8度區在役鋼筋混凝土框架結構為背景，基于靜力非線性（Push-over）分析方法的基本原理，采用ETABS有限元分析軟件進行抗震性能的定量化評估，在評估過程中考慮了構件耐久性損傷的影響，得出以下主要結論：鋼筋銹蝕率為20%的結構比銹蝕率為0%的結構在屈服狀態時的基底剪力減小約9%～19%，屈服平臺長度縮短約40%～50%，以上結果表明，隨著鋼筋銹蝕率的增大，結構的承載能力、抗側剛度和延性均呈減小趨勢，即構件損傷對在役結構的抗震性能產生了不利影響。通過本文的探討，表明采用靜力非線性（Push-over）分析方法對在役結構進行抗震性能評估是完全可行的。

［1］ 胡聿賢.地震工程學［M］.北京：地震出版社.1988.

［2］ GB50011-2010.建筑抗震設計規范［S］.北京：中國建筑工業出版社.2011.

［3］ 孫彬.在役鋼筋混凝土結構的性能退化與抗震性能評估［D］.西安建筑科技大學博士學位論文，2006.

［4］ 史慶軒，牛荻濤，顏桂云.反復荷載作用下銹蝕鋼筋混凝土恢復力性能的試驗研究［J］.地震工程與工程振動，2000，20（4）：44-50.

［5］ 王學民.銹蝕鋼筋混凝土構件抗震性能試驗與恢復力模型研究［D］.西安建筑科技大學碩士學位論文，2003，3.

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