性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析

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西华大学硕士学位论文摘要本文分析近些年的地震特点，结合新抗规，研究基于性能的抗震设计理论。基于性能的抗震设计是现在设计的主要发展趋势。本文着重解释了基于性能的抗震设计的主要内容，并结合工程实例，采用直接基于位移法进行设计，然后对设计的结构进行非线性静力分析，然后检测预先假定的侧移形状是否和分析出来的侧移形状一致，分别比较了结构在不同情况下的变形能力和抗震性能，还比较了这种抗震设计方法和传统设计方法情况下的结构基底剪力，最后通过非线性时程分析在该方法设计下的结构，并验证其合理性。从本文实例设计可以看出，本文采用的位移指标具有简单、直观的特点，能够在设计中准确地反映出结构的抗震性能，本文采用的层间位移角作为结构的性能水平量化指标很好地反映m了基于性能的抗震设计理论的主要思想。．在对基于性能的抗震设计和传统的设计比较中可以发现，前者更能保证结构在罕遇地震时的抗震性能。通过对结构进行非线性时程分析，发现基于性能的抗震设计和此分析结果是保持r‘致的。关键词：直接基于位移的抗震设计；地震设防水准；结构性能水平。 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析AbstraetThispaperanalyzedthecharacteristicsofearthquakeinrecentyears．combiningwiththenewrulesofseismicdesign，thispaperproposedperformance—basedseismicdesign．performance—basedseismicdesignwasthemaintrendofthedesignsnOW．Thispaperexplainedthemaincontentoftheperformance-basedseismicdesign，andwithanengineeringexample，useddirectdisplacement—basedmethodtodesign，thenanalysiseddesignedstructurewithnonlinearstaticanalysis，thencomparedpriorassumptionlateralshapewithanalysisedresult，comparedandanalysisedthedeformationabilityandtheseismicperformanceofthestructureindifferentconditions，Alsocomparedthestructurebasementshearoftheseismicdesignmethodandthetraditionaldesignmethod，finallyanalysiseddesignedstructurethroughthenonlineartimehistoryanalysisandverifieditsrationality．Fromthedesignexamplewefoundthatthedisplacementindexusedinthispaperhadthecharacteristisofsimpleandintuitive，itcouldaccuratelyreflectseismicperformanceofstructureinthedesign．throuthusinginterstorydriftindextoquantitativestructureperformancelevelinthispaper，itreflectedthemainideasoftheperformance—basedseismicdesigntheory．throughcomparingtheperformance-basedseismicdesignandthetraditionaldesign，theformercouldmoreensurestructuralseismicperformanceunderthepowerfulearthquake．throughthenonlineartimehistoryanalysisofthestructure，wecouldfoundthatperfoma,ance-basedseismicdesignandtheanalyticalresultsaleconsistent．KeyWords：Directdisplacement·basedseismicdesign；Earthquakeresistancelevel；Structureperformancelevel．IIfI1 西华大学硕士学位论文目录摘要⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．IAbstract⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯II1绪{念⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯11．1论文选题背景、目的和意义⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯11．1．1地震破坏特点⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯l1．1．2论文题目的提出⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯21．2国内外研究现状⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯31．3本文的主要研究点和主要思路⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯41．3．1本文的主要研究点⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯41．3．2本文的主要思路⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯41．4本章小结⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯52基本理论⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．62．1概念⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．62．2特点⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯62．3优越性⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．72．4与相关学科的关系⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．72．5应用范围⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯82．6主要思路⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯82．7主要内容⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯92．7．1-地震设防水准⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．102．7．2结构性能水平⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．102．7．3结构性能目标⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯l32．8本章小结⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．153设计方法⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．163．1与多遇地震作用下的设计法区别与联系⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．163．2直接基于位移的设计方法⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．173．2．1主要思路⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．173．2．2建筑结构性能水平的划分和量化⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．173．2．3框架结构侧移模式⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．173．2．4等效参数⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．193．2．5目标位移⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯24 r—一性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析3．2．6薄弱层的确定⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯253．2．7设计步骤⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯253．3本章小结⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．264工程实例计算及分析⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．274．1工程概况⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．274．2荷载统计⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．284．3按结构性能水平1设计⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．294．3．1按假定侧移曲线计算⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯294．3．2静力弹塑性分析⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯。3l4．3．3按修正侧移曲线计算⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．364．4按结构性能水平3设计⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．384．5按结构性能水平4设计⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．404．6检验是否满足结构性能目标⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯434．7传统的基于承载力的抗震设计比较⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．444．8本章小结⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．465非线性时程验证分析⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．475．1非线性动力分析⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯475．2加速度输入地震波⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯475．3建立模型⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯一485．4结果分析⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯一495．5本章小结⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯。50结论与展望⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯一⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．51参考文献⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯。53攻读硕士学位期间发表的论文及科研成果⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯．．56致谢⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯⋯57IV 西华大学硕士学位论文1绪论1．1论文选题背景、目的和意义1．1．1地震破坏特点我国的国土面积约占全球的1／15，但发生的地震却占到了全球地震的1／3，在地震中死亡的人数占全球的60％【l】。由此可以看出，我国的地震发生频率和强度在世界排名靠前。据统计，自中华人民共和国成立以来，就先后发生51次7级以一卜的地震，仅20世纪90年代以来，6级以，卜．地震，就发生近800次，涉及范围几乎遍布全国【21。从我国地震烈度区划图可以看出，我国70％的大城市的地震烈度处在7度或者7度以．卜，一些省会城市如北京、兰州、西安、太原等的地震烈度甚至处在8度或8度以一卜。地震造成的破坏作用主要包括地表的破坏、建筑物的破坏和次生灾害【3】。地表的破坏包括：1)地裂缝；2)喷砂冒水；3)陡坡和河岸滑坡：4)地表下沉。建筑物的破坏包括：1)地基失效：2)承重构件承载力不足引起的破坏；3)结构丧失整体稳定性。次生灾害包括：当发生地震时，可能引起水灾、火灾、污染、瘟疫和毒气泄漏等严重次生灾害，有时造成的损失比地震直接造成的还大。正是这种人类生活的自然界中常见的自然灾害从古至今都经常给人类带来了深重的灾难。近年来地震及损失情况统计见表】．1：表1．1近年来地震及损失情况Tab．1．1Inrecentyearstheearthquakeandlosssituation时问地点震级死亡人数经济损失1992．3．13土耳≥￡：。．艾耳津6．88008亿美元坎1993．9．29印度，凯拉里6．2100001994．1．17美国，北岭6．757200亿美元1995．1．17LI奉，神户7．25438>1000亿美元1995．5．27俄罗斯，萨哈林7．62965>10亿美元1996．2．23中国，丽江7．0309250亿人民币1996．3．19巾国，伽师6．930亿人民币1996．5．13中国，包头6．426270亿入民币 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析1997．5．10伊朗’篓雾一伊尔7．-·56。1998．2．9中国，张北6．24990亿人民币1999．8．土耳其：。伊兹米7．14000174>100亿美元．。7．>亿美元1999．9．21中国台湾，集集7．32450>1000亿人民币2008．5．12巾国，汶川7．8692298451亿人民币2010．4．14中国，玉树7．120646400亿人民币2011．3．11口本8．6100003000亿美元随着近些年来社会经济的飞速发展，结构的设防要求也不断进步，当地震发生时，人员伤亡明显下降，但是造成的经济损失却让人们难以接受。特别是在罕遇地震下，结构的破坏情况相当严重，相应的加固维修费用也会相当的庞大。从表1．1中可以看出，在有些震级不大的情况下，造成的经济损失却大得惊人。例如，1996年中国的包头地震，地震等级为6．4，人员伤亡约为26人，产生的经济损失约为270亿人民币。1．1．2论文题目的提出建筑物在地震时造成了巨大经济损失的主要原因是结构的抗震性能没有得到保证。目前的结构设计人员在实际工程抗震设计中(从结构性能方面考虑)还存在以下局限性：1)结构设计人员在进行设计时，不是充分明确建筑的抗震性能，目前只是按照规范给出的步骤进行抗震设计。因为没有对建筑要求的抗震性能进行明确规定，所以很少评估结构的抗震性能。2)由于没有人向业主和使用者进行建筑的抗震性能说明，使用者和业主对其了解很少，因此有时会引起误解。现在的建筑物已成为一种商品的背景下，使用者和业主都更有权知道它的实际抗震性能。从多遇地震作用下的设计思想中可以看出，主要是以保证人们的生命安全为主，但是在地震等级不大时，造成的财产经济损失却很大，因此，我们需要更好的抗震设计理论，于是10版抗规中描述的性能化设计体现出了这一点。本文通过采用基于性能的抗震设计来实现，其目的就是为了在未来的建筑抗震设计中，在不同强度水平地震作用下，让经济财产损失降到最低，达到符合人们能够接受的性能水平要求。基于性能的抗震设计推动了现代设计的发展，为现代结构设计的创新提供了新的思想，虽然在这个过程中还存在着很多的不足，但是对我们的设计水平的提高有着很大的2 西华大学硕士学位论文帮助。由于其自身的优点，比多遇地震作用下的设计更先进，因此让我们的设计师有了更多的发挥自己才能的空间，也对这个行业的发展提供了很好的途径。1．2国内外研究现状国外对基于性能的抗震设计的研究状况如下：1)奥斯陆(1963)14J的NKB为了实现现有建筑法规的统⋯化，统一一了北欧五个国家的建筑法规，定义了基于性能的抗震设计理论的4级框架。2)国际标准化组织ISO(1980、1984)15J在建筑法规中给出了基于性能的抗震设计的相关初步使用标准。3)英国(1991)161、新西兰BIA(1995)【7】、澳大利亚ABCB(1996)【81都以基于性能的抗震设计为基础进行了建筑法规的修订。4)联合国欧洲经济委员会(1996)【9】以NKB框架体系为基础，出台了建筑条例法规。5)日本(1995)工程界在阪神大地震之后对这种基于性能的抗震理论和工程实用价值展开了广泛的研究，于1998年对其建筑法规进行了修改以符合基于性能的设计思想，并于2000年6月在《建筑标准法》中提出了基于性能的抗震理论框架。6)20世纪90年代初美国学者率先提出了基于性能的结构抗震设计概念，美国和加拿大也已将基于性能设计作为建筑抗震性能的设计方法而推行。目前我国学者已经认识到基于性能的抗震设计的影响，并对基于性能的抗震设计理论和方法也进行了不少研究。我国的基于性能的抗震设计虽然大幅落后日本和美国等发达资本主义国家，但总体的发展趋势是，‘致的。1)吕西林(1999)IloJ对这种理论中位移的容许值作出了详细的介绍，并对未来的发展给出了宝贵意见。2)王光远(1999)⋯J提出对该理论的概念和优化概念作m了介绍，并提出了将两者能够很好地结合在一起的意向，给出了一般性的优化设计过程，但是没有具体的方法提出。3)马宏旺等(2002)【12】、周定松等(2005)【131、梁兴文等(2005)【141对钢筋混凝土框架结构基于性能抗震设计时的有关性能指标的确定方法进行了研究。主要是对基于性能的抗震设计的概念的介绍，但是没有合理的目标性能水平的划分与确定。4)钱稼茹和徐福江(2007)B5】研究了钢筋混凝土剪力墙基于位移的抗震设计(主要涉及结构的变形能力)。而且提出了获得钢筋混凝土结构位移需求和目标延性的方法，其方法主要是通过研究等效单自由度体系的特征延性系数谱。 r—————————————一性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析5)门迸杰等(2008)116】主要研究了钢筋混凝土框架结构在基于性能的抗震设计方法中性能水平和性能目标的确定。通过试验表明，按照现行抗震规范设计的结构，想要做到“中震可修”必须提高抗震设防水准。6)龚胡广和沈蒲生(2005)1171通过建立位移关系分析了钢框架结构，并进行了设计。7)聂建国等(2005)[IS】、刘晶波等(2008)【191分别对lO层和15层方钢管混凝土框架结构采用了非线性静力分析。文中需要改进基于性能的抗震设计分析方法，也就是需要更加细致的结构非线性分析。8)王文达等(2010)1201进行了对钢管混凝土框架结构基于性能的抗震设计探讨。通过此设计方法来确定结构尺寸，计算量大。对设计的结构进行了非线性分析，发现该方法设计的结构能满足性能水平要求，但是针对结构的薄弱层，进行基于性能的抗震设计研究较少。从学者们的研究成果可以看出，我国要发展适合我国国情的基于性能的抗震设计理论【2l】。1．3本文的主要研究点和主要思路1．3．1本文的主要研究点目前国内外学者对基于性能的抗震设计的研究大都集中在基于性能的抗震评估方面，针对抗震设计的研究成果还是很少。综合以前学者的研究成果和他们的不足，主要从两方面研究：1)对要实现该理论的中心思想而提H{一种途径；2)该理论设计的结构是否和现在的设计方法相’一致，并进行比较。1．3．2本文的主要思路本文通过细化地震设防水准、结构抗震性能水平的划分、结构反应性能参数和目标性能水平的确定，并根据基于直接位移法对框架结构进行设计，然后对该方法设计出来的结构进行一种基于位移的非线性静力分析，判断假定的侧移形状是否与软件分析的一致，如果存在较大差异，将软件分析得到的侧移曲线当作修正后的侧移曲线再进行结构设计，然后评价结构的强度要求及变形能力是否达到要求。最后采用非线性动力时程分析，运用软件SAP2000，通过三种地震波形(EMCFAIRVIEW波、兰州波和上海人工波)模拟地震作用，进行分析验证。 西华大学硕士学位论文1．4本章小结本章分析近些年来的地震灾害及出现的特点，对地震灾害进行反思，采用基于性能的抗震设计，提出了本文题目研究的背景、目的和意义。最后结合国内外对基于性能的抗震设计理论研究现状，提出本文的主要研究点和研究思路。 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析2基本理论框架结构由于其自身具有平面布置灵活、空间划分方便等特点，因此被广泛应用于多层和高层办公楼、医院、旅馆和教学楼等【221。因此，研究框架结构的设计有着非常重要的意义。2．1概念基于性能的抗震设计最早出现在1976年，新西兰学者帕克首先提出了不同设计方法的思想，要求我们在设计结构时考虑到结构构件的能力问题，其中也就包含了该理论的很多思想。在20世纪90年代初，基于性能的结构抗震设计的概念首先被美国学者提出来，此概念在整个地震工程界中引起了许多国家学者极大的兴趣，各国学者陆续开展了深入的各方面研究，于是人们开始广泛地讨论基于性能的抗震设计，并且认为此思想是未来结构抗震设计的主要发展方向。美国FEMA、ATC．40【23】和SEAOC[24】等组织给出了基于性能的抗震设计比较权威的定义：1)FEMA的定义为“根据不同的地震设防水准，划分出不同的性能水平和目标。在设计和分析中，通过采用线性静力和非线性静力分析得出结构的一系列性能平”【l引。2)ATC．40的定义为“基于性能的抗震设计是用一系列划分好的结构性能目标来表示结构的设计标准。主要是将基于能力的设计原理应用在混凝土结构中”【2引。3)SEAOC的定义为“基于性能的抗震设计是首先确定一定的设计标准和合适的结构形式，然后合理设计建筑物的结构与非结构的细部构造，并且控制其在建造过程中的质量，最好保证其在长期使用中的维护，使得建筑结构在遇到不同地震作用时，要求结构的破坏情况符合我们的预期要求’，【25婀。此外，日本1995年启动的“建筑结构现代工程开发”项目对该理论的发展方向和思想作出了基本的介绍【271。我国根据世界上对此理论的发展趋势也作出了符合我国基本情况的发展基本思路【28·3们。从这些定义可以看出，虽然对基于性能的抗震设计理论阐述不一样，但是其主要思想是一致的。2．2特点基于性能的抗震设计有着其自身的特点f31,32]：1)基于性能的抗震设计理论更强调个性设计，业主和使用者可按实际需要确定结构的性能目标，在实际的应用过程中，推广了高强高性能混凝土等新材料和减、隔震技6 西华大学硕士学位论文术。该理论主要是按选定的抗震功能目标进行设计，故得出的结构抗震能力具有可预见性。2)目前基于性能的抗震设计理论中的设计方法还没有统一，很多学者在研究过程中提出了采用定点位移或结构层间位移作为结构的性能目标，它将弹性设计方法转变成为弹塑性的设计方法，是将传统的基于力的抗震设计转变成基于结构变形的抗震设计。3>基于性能的抗震设计更能满足社会或个人对建筑物的需要，即考虑建筑物是否可靠，是否满足了使用者或业主对建筑物功能的使用要求。4)针对具体工程的需要和可能，可以对整个结构，也可以对某些部位或关键构件，灵活运用各种措施达到预期性能目标。2．3优越性基于性能的抗震设计作为未来抗震设计的主要发展趋势，有着它自身很大的优越性见下面几点：1)有利于新结构形式的发展。2)有利于新材料的研发。3)针对建筑物个体进行设计和施工，建筑物能经济有效的运行。4)业主或使用者对设计的建筑物结构的抗震性能有一个非常清楚的认识。5)从基于性能的抗震设计特点来看，基于性能的抗震设计目标是非常理想化的，而设计的结构也会更加合理和经济，并且对结构在未知地震情况下的抗震性能具有可预知性。2．4与相关学科的关系虽然基于性能的抗震设计有其自身的特点和优越性，但是由于基于性能的抗震设计理论本身的前沿性和复杂性，目前还有很多问题有需要解决。例如：1)合理考虑发生地震时的不确定因素；2)合理划分结构性能水平和目标；3)确定结构在地震时自身的抗震性能；4)模拟结构会在大震变形情况下的地震分析；5)合理的抗震设计方法；6)在抗震设计中考虑地基与上部结构之间的相互作用等问题。如果要将此理论发展得更远，当务之急就要把研究中的这些问题解决了。基于性能的抗震设计的完善还有赖于与之相关的学科的综合发展，如图2．1所示： 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析图2．1基于性能的抗震设计与相关学科的关系Fig．2．1Relationshipofperformance-basedsosmicdesignandrelateddisciplines2．5应用范围基于性能的抗震设计在未来最有可能马上被广泛应用到实际工程中的范围如下：1)复杂高层建筑结构在抗震设计时遇见了特殊要求和问题时。 西华大学硕士学位论文图2．2基于性能的抗震设计思路图Fig．2．2Ideasofperformance-basedseismicdesign将基于性能的设计法和多遇地震作用下的设计法的一般程序进行比较见下表2．1，可以看出基于性能的设计法优于多遇地震作用下的设计法。表2．1基于性能设计和多遇地震设计的一般程序比较Tab．2．1Comparisonprogramofperformance-basedmethodandfrequentearthquakemethod2．7主要内容当采用基于性能的抗震设计时，其实他只是基于性能的地震工程(包括设计、施工和监测等)中的一部分，在ATC．40[23】已经有人对该理论的主要内容提出了基本建议，并对实现该理论思想的途径也就是提出一种方法也作出了一些指导，因此，借鉴其中钢9 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析筋混凝土结构基于性能的抗震研究方法，可初步确定基于性能的抗震设计理论应该主要包括地震设防水准的划分、明确的结构性能水平和结构性能目标。2．7．1地震设防水准(1)我国地震设防水准的划分地震设防水准就是地震风险水平的划分或地震危险性分析。地震设防水准就是对未来某个地区中将要遭遇地震动(烈度)的大小、不同地震动(烈度)水平的概率、或超过给定地震动(烈度)水平的概率进行预测估计的工作。其目的是预测某场地在未来一段时期内出现各种强度地震的可能性，即在一定时期内不同强度地震的发生概率或超越概率。主要与建筑物的功能、建筑物的性能水平以及建筑物的设计使用年限有关。地震设防水准在基于性能的抗震设计中处于十分重要的位置，我国现在仍然采用的是全国基本烈度区划图的抗震设防方法，将来有向地震危险性区划发展的趋势。我国地震设防水准的划分标准【33】见下表2．2：表2．2我国地震设防水准的划分标准Tab．2．2ClassificationofearthquakelevelinOUl"country(2)本文地震设防水准的划分本文结合我国实际情况，地震设防水准的划分标准采用《建筑抗震设计规范》GB50011-2010的划分标准。2．7．2结构性能水平(1)我国结构性能水平的划分其实性能水平也就是在不同地震水准要求下，看结构的破坏程度达到不同的级别，虽然结构的破坏描述有很多种，我们主要从结构整体或结构构件进行描述。其主要包括结构性能的描述(也就是结构地震时的破坏状态)和性能水平等级。主要与建筑物在地震时的破坏程度和结构性能水平的量化指标有关。现阶段各个国家根据自己的国情对结构性能水平的划分也不同。我国《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3—2010表3．11．2按结构预期的震后性能状况把结构性能水平分成五类【34。51，见下表2．3：lO 西华大学硕士学位论文表2．3我国结构性能水平的划分标准Tab．2．3Performancelevelofstructureinourcountry结构性能水平1：完好(无损坏)，即所有构件保持弹性状态：首先运用该理论对求出结构构件的内力，然后进行截面的设计且要求S<尺／y。E，层间变形(以弯曲变形为主的结构宜扣除整体弯曲变形)满足规范在多遇地震下的位移角限值[△儿]。这是各种预期性能目标在多遇地震下的基本要求。结构性能水平2：基本完好(轻微损坏)，同结构性能水平l，只是层问变形可能略微超过弹性变形限值。结构性能水平3：轻度损坏，结构构件出现很小的塑性变形，其破坏程度没有达到屈服状态，地震作用标准组合的效应小于按材料标准值计算的承载力。结构性能水平4：中度损坏，结构的变形就比较大了，且出现了较大的塑性变形，但是通过加固补救后还能正常使用。结构性能水平5：严重破坏，主要结构构件出现了非常大的塑性变形，严重的情况下，而且会让某些构件丧失稳定，因此需要的加固费用会非常大，但是还可以勉强使用。(2)本文结构性能水平的划分 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析随着结构抗震加固工程的发展，对建筑物的震后修复和加固技术越来越成熟，这对基于性能的抗震设计提供了可行性依据。在基于性能的抗震设计中，为了满足具有不同的抗震性能或变形性能，对结构性能水平的划分要求较高。因此本文采用国内对结构性能水平的划分标准。(3)结构性能水平的量化在基于性能的抗震设计中，为了满足业主和使用者对结构性能提出的要求，我们需要对结构性能水平进行定量描述，也就是为了量化结构性能水平。因此，也就是需要落实到具体设计指标。位移指标不但可以反映结构性能水平，还可以反映非结构构件性能水平。由于位移指标直观方便，可以准确反映结构性能水平，因此目前在国内外应用得较多。我国在《建筑抗震设计规范》GB50011-2010中给出了结构的竖向构件在不同破坏状态下层间位移角的参考控制目标【351。从工程应用的角度，参照常规设计时各楼层最大层间位移角的限值，框架结构变形最大的楼层中竖向构件最大位移角限值见下表2．4：表2．4我国结构性能水平的量化Tab．2．4Quantificationofperformancelevelofstructureinourcountry注：1)表中的层间位移角为层间位移和楼层层高的比值。从很多实验和地震分析我们可以看出，结构的破坏的主要表现在其变形上，因此说明两者之间有着很好的相关性。本文根据我国规范的结构性能水平划分，在综合考虑国内外对结构性能水平的量化的情况下，本文结构性能水平的量化(框架结构)变形取楼层中竖向构件的最大位移限制，见表2．5所示：表2．5本文结构性能水平的量化Tab．2．5Quantificationofperformancelevelofstructureinthispaper注：1)表中的层间位移角为层间位移和楼层层高的比值。12 西华大学硕士学位论文2．7．3结构性能目标要提高结构的抗震能力，使结构在不同的地震水准下满足符合我们预期的效果，首先要解决的问题是确定怎样一个让业主或使用者都能满意和清楚的性能目标非常重要。这个性能目标要符合结构抗震设计的三个基本原则一安全性、适用性、耐久性。性能目标不能太高，虽然满足了安全性的原贝Ij，但是不经济，不能满足市场经济的要求。性能目标也不能太低，不然满足不了安全性的原则。所以确定的性能目标要符合投资．效益原则。因此该理论在确定性能目标是要首先考虑这个问题。在多遇地震作用下的设计中，也对结构性能目标也进行了分类，但是结构性能目标还是不够明确，其主要特点见下表2．6：表2．6我国现行结构性能目标划分特点Tab．2．6Characteristicsofperformanceobjectofstructureinourcountry本文在地震设防水平的划分和结构性能水平的划分的基础上，由三个地震设防水准和五个结构性能水平把结构的抗震性能目标划分为4个等级见下表2．7：表2．7本文结构性能目标Tab．2．7Performanceobjectofstructureinthispaper将建筑分成四类：1)第一类建筑(结构性能目标D)为使用上人员较少，允许在一定条件下适度降低要求的建筑；2)第二类建筑(结构性能目标C)为一般使用要求 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析的建筑：3)第三类建筑(结构性能目标B)对安全有一定要求的建筑；4)第四类建筑(结构性能目标A)为对安全有十分危险影响的建筑。结构性能目标A：结构在遭遇大震作用下，其构件的破坏程度基本处于弹性状态，因此结构的细部构造只需要满足基本的构造要求，一些工程实践表明，当烈度设防较低且风力很大或者采用减、隔震技术时才有可能实现这个性能目标；有的情况下，该理论也可以针对结构构件本身。结构性能目标B：结构构件在中震作用下完好，在预期大震作用下可能屈服，其细部构造需满足低延性的要求。结构性能目标C：发生中震时，结构会出现小的塑性变性，发生大震时，结构会出现大的塑性，通过构造来保证延性。结构性能目标D：发生中震时，破坏程度更大，但是还是通过构造来保证延性。不同结构性能目标的位移，对非隔震、减震结构可参见图2．2。从中可以看出：结构性能目标A：在遭遇大震作用时层间位移可按线性弹性计算，约为[舡。]([△以]参考《建筑抗震设计规范》GB50011-2010中的取值为1／50)，地震后基本不存在残余变形。结构性能目标B：地震时层间位移小于2[zx∥。】，地震后残余变形小于0．5[A／J。】。结构性能目标C：考虑阻尼有所增加，地震时层问位移约为4-5[a／。。]，按退化刚度估计地震后残余变形约为[A／．t。】。结构性能目标D：发生地震时，结构的刚度降低，阻尼也会跟着退弱，位移约为7-8[△以】，残余变形为2[△儿】。图2．3不同结构性能目标要求的位移需求示意图Fig．2．3Displacement-demandedofdifferentperformancerequiresofstructure14 西华大学硕士学位论文2．8本章小结本章阐述了基于性能的抗震设计的基本概念，分析了基于性能的抗震设计的基本特点、优越性及应用范围，描述了基于性能的抗震设计的基本思路和基本内容，给出了本文的地震设防水准的划分和结构性能水平的划分与量化，以及结构反应性能参数和结构性能目标。 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析3设计方法3．1与多遇地震作用下的设计法区别与联系基于性能的抗震设计的方法与多遇地震作用下的设计方法有着很大的区别，但是也有着一定的联系。(1)区别【12]：1)多遇地震作用下的设计提到了三水准，但是没有对结构性能水平具体量化，在实际工程中得到保证还是比较困难的，而在基于性能的抗震设计中明确了结构的性能水平和性能目标。2)在基于性能的抗震设计中，性能水平和性能目标的确定考虑了社会的经济水平、建筑的重要性以及在可能遭受地震作用下的直接和间接损失等。这里的性能水平和性能目标不仅针对了结构体系，而且针对了非结构构件。也就是基于性能的抗震设计，需要更具体或更高的抗震设防目标，而在多遇地震作用下的设计中这些却比较模糊。3)多遇地震作用下的设计是计算结构构件的承载能力并验算结构的弹性变形，在罕遇地震作用下验算结构的弹塑性变形，这种抗震设计方法是一种基于力的设计方法。虽然目前基于性能的抗震设计方法还没有得到统一，但是有很多学者提出用结构的顶点位移(或层间变形)作为结构性能水平的量化指标，通过结构的变形来描述其在地震作用下的破坏状态(结构的性能水平)。在基于性能的抗震设计中采用目标位移作为设计变量，避免了现行抗震设计中的反复验算的问题。4)该理论比多遇地震作用下的设计法更先进，能满足使用者的自己预期的需求，由于其自身的特点，在设计师进行设计时能充分发挥他们的创造性，也利于新技术和新材料在实际工程的应用。(2)联系【12J：1)多遇地震作用下的设计和基于性能的抗震设计都要经过地震危险性分析来进行地震设防水准划分。2)多遇地震作用下的设计和基于性能的抗震设计中都有很多不确定的因素存在，其中地震作用在空间、时间和强度等方面的不确定性很大。3)虽然结构的抗震设计理论和抗震计算方法都有了很大改进，但是由于地震的复杂性导致我们对抗震设计认识的局限性，我们依靠计算还不能完全可靠的保证结构的安全。因此在基于性能的抗震设计与多遇地震作用下的设计中都需要进行结构的细部构造设计和概念设计。16 西华大学硕士学位论文3．2直接基于位移的设计方法本文通过直接基于位移的方法，实现基于性能的抗震设计。3．2．1主要思路先确定结构的位移目标，采用结构动力中的方法，将多自由度体系转换成等效单自由度体系，然后求出此体系在地震作用下的各质点的位移，最后根据位移形式反算出结构原体系各质点的位移，最后求出结构构件的内力并进行设计【231。3．2．2建筑结构性能水平的戈IJ分和量化根据以往学者的研究表明，建筑结构的性能水平与在其相应各阶段的变形指标有很好的相关性【241。因此，建筑结构性能水平的划分和量化见本文第二章。3．2．3框架结构侧移模式引起框架结构的侧移，主要是水平侧向力(本文主要研究地震水平荷载)的作用。该类结构在地震力作用下的侧移主要包括：1)弯曲变形，该曲线主要呈剪切型，位移向上逐渐增大；2)剪切变形，该曲线主要呈弯曲型，位移向上逐渐增大。从图3．1可以看出第一种变形是主要的，因此该种结构的侧移曲线主要是剪切型【36】。△=A1+AzyfIf7』一上』(a)(b)(c)图3．1在侧向力作用下钢筋混凝土框架结构的侧移曲线Fig．3．1InlateralforceundertheroleofreinforcedconcreteframestructureofthelateralCtLrve处于地震设防地区的框架结构，其特点是建筑结构的高度小、层数少，当遭受水平地震作用时，建筑结构的主要变形特征为楼盖的平动与层间构件的相互错动。由图3．1可以看出来，框架结构的侧移曲线与下段固定、上段自由的等截面剪切悬臂杆的剪切变形曲线相似。 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析图3．2等截面剪切悬臂杆的侧移模式Fig．3．2Uniformshearcantileverbarlateralpattern假设等截面剪切悬臂杆在遭受水平地震作用时的侧向荷载为倒三角形分布，根据结构力学位移计算的一般公式：△=∑，挚+∑，挚+∑J％}㈦·，因此，忽略轴力和弯矩的影响，主要考虑剪力引起的侧移。得：△：yf丝竺‰(3．2)一JGW等截面剪切悬臂杆(图3．2)在任意截面Z处的侧移p(z)可表示为：心)=￡世毫塑出=筹唁一(和(3．3)令善=z／H，则公式3．3可改写成：“(孝)=—圭(3善一善3)“，=≯(善)“，(3．4) 西华大学硕士学位论文3．2．4等效参数将有n个自由度的多自由度体系(图3．3a)转换为等效单自由度体系(图3．3d)的示意图见图3．3：Z。’l／一E，^．．Il／圳Fz————d2F1一|■o[1{蔬矿(a)多自由度体系(b)位移形状(c)加速度和惯性力(d)等效单自由度体杀图3．3等效单自由度体系与多自由度体系Fig．3．3EquivalentSDOFsystemandMDOFsystem假定图3．3中多自由度体系的地震反应(各质点的侧移)按假定的侧移形状产生，多自由度体系中任意一个质点的位移他(争))为：{“(争))={矽(毒))zO)(3．7)z(f)：时间函数≯(孝)：采用式(3．5)如假定多自由度体系的各质点在水平地震作用下做简谐振动，加速度和位移分别为：{“(争))={矽(孝))虼sin(cot)(3．8){a(Ct))=一{矽(善))∞2Ksin(cot)=一国2缸(争)}(3．9)虼：表示振幅如图3．3d所示，等效体系的等效参数计算如下：(1)等效质量M西19帆胁m恤帆 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析将原体系各质点的位移“，与等效位移“万的比值用c，表示，由式(3．9)可以看出，各质点的位移U，与加速度口，成比例关系，因此得出：cj=uf／“万=af／a够(3．10)a巧：等效加速度原体系各质点f处受到的水平地震力可表示为：E=miai=miciaeff(3．11)，f2L)·¨，假定两种体系的基地水平力相同，可得：％=∑E=[∑(m，cf)k万=M够口够(3．12)i=li=1由式(3．10)和(3．12)得等效质量M够为：M矿=[∑(m，“f)]／“够(3．13)i=1由式(3．10)、(3．11)、(3．12)可得出各质点出受到的水平地震作用E为：E=‘盟圪=●卫圪(3．14)●nuHp∑(，，z，c，)∑(聊，“，)1=1i=1(2)等效位移“∥假定水平地震力在两种体系上所做的功相等，水平地震力在两种体系上所做的功相等得：圪“咿=∑(f“，)(3．15)i=1将式(3．14)代入式(3．15)得：∑(小，“；)U够=等一(3．16)∑(m，“，)i=1(3)等效周期％自振周期丁的计算方法：①瑞利(Rayleigh)法【3】瑞利法也叫能量法。先计算出在水平力作用下各质点的侧移，其结构的自振周期丁： 西华大学硕士学位论文T=2yr(3．17)Gi：简化成第f点的重力荷载代表值U；：第z层的侧移值y，：结构周期折减系数，我国《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3．2010第4．3．17条中有规定，本文的yr取0．7②折算质量法【3’折算质量法也叫等效单质点法，是求体系基本频率的另外一种常用的近似计算方法。其结构的自振周期丁为：厂一丁：2万，犀(3．18)VKm：集中质量K：结构的侧移刚度主要以具有各种阻尼比(建筑结构的材料不同)的位移反应谱为基础来研究直接基于位移的抗震设计，其基本图形如图3．4所示：sd△。石厂图3．4位移反应谱Fig．3．4Responsespectrumofdisplacement位移反应谱：1)记录大量的强震(地震波)，通过数值积分的方法求出建筑结构的最大位移反应&与其自振周期丁之间的函数关系；2)运用我国现行抗震规范中的加速度反应谱￡(即(地震影响系数曲线)转换得到的位移反应谱。目前我国规范还没给出符合我国实际情况的位移反应谱，在这种情况下，本文暂时通过加速度反应谱S。(丁)转换来确定位移反应谱。我国动力系数夕为： 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析肛虎地震系数K为：K：也将地震影响系数口定义为地震系数K与动力系数∥的乘积，口：印：量(3．19)(3．20)因此由式(3．19)与(3．21)耻(刍2驴(勺2昭(3．22)现行《建筑抗震设计规范》GB50011-2010第5．1．5条给出了地震影响系数曲线，由式(3．22)换算出的加速度反应谱可得：Teff．[0．45+10(1"／2-0．45)％】=石4n-2Sd(％≤㈨(3．23a)％=27r％=(等×石S—dg)专(t≤％s5疋)Teff[0．2rr／2-rh(％_5驯=等(5疋≤％妯叫y_0．9+面0．05瓦-(at，7。=。．。2+．=0r．0瓦5-(咿玎：=1+而0．0瓦5-(万(3．23e)(3．23d)口懈：水平地震影响系数最大值，设防地震情况下按现行《建筑抗震设计规范》GB50011．2010第3．10．3条取值：6度、7度(0．109)、7度(0．159)、8度(0．209)、 西华大学硕士学位论文8度(O．309)、9度可分别采用0．12、0．23、O．34、0．45、0．68、0．90。多遇地震和罕遇地震按照现行《建筑抗震设计规范》GB5011-2010表5．1．4．1取值。％：等效阻尼比y：曲线下降段的衰减指数，7。：直线下降段的下降斜率调整系数，小于O时取0772：阻尼调整系数，当小于0．55时，应取O．55疋：特征周期值∞：等效位移“甜％：等效周期(4)等效刚度K∥如图3．5所示，等效刚度K∥取割线刚度，最大位移为体系的等效位移，再根据式(3．18)得：K∥=(·笋)2M万(3．24)}幻№-ol图3．5等效刚度Fig．3．5Equivalentstiffness(5)等效基底剪力矿6根据结构力学原理得基底剪力：Vb=K酊u呼(6)等效阻尼比白等效阻尼与结构体系的类型有关，如图3．6所示：(3．25) 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析霰30、一耋20霉1012j延性图3．6等效阻尼Fig．3．6Equivalentdamping等效阻尼比厶可表示为：％=六+f2(3．26)￡：滞回阻尼比厶：粘滞阻尼比众多研究者广泛的研究了钢筋混凝土结构等效阻尼比的取值，给出了很多确定等效阻尼比的方法，本文采用Sozen和Gulkan[371提出的公式：f万=0+0．2(1一l／4／a)(3．27)厶：一般可取0．05∥：结构延性需求，取值见表3．1结构的延性需求与结构的使用状态或性能水平都有很大的关系，我国学者吕西林【38】和国外学者Vidict391都对结构的延性系数∥进行了研究，在此不妨认为结构在不同地震设防水准下处于不同的结构性能水平并具有不同的延性需求，本文综合考虑国内外的研究成果，给出结构的延性系数见表3．1所示：表3．1结构的延性系数Tab．3．1Ductilitycoefficientofstructure3．2．5目标位移要确定等效单自由度体系的各种等效参数，首先要确定等效位移，即目标位移，但是从式(3．16)可以看出首先要确定体系每个质点的位移。 西华大学硕士学位论文首先根据业主要求，确定框架结构在一定地震设防水准下的性能水平，也就是结构的性能目标，然后确定与结构性能水平相对应的层间位移角限值，再计算各楼层处的相对位移(au)，，绝对位移U，以及结构的顶点位移“，：(Au)，=[O]hf“i=∑(△“)／(3．28)j--I“，=∑(△“)；i=1我们从工程实践中了解到，框架结构的薄弱位置一般是底部一层或某几层(一般二至三层)，所以按式(3．28)确定目标位移是不够合理的，要进行修正。框架结构的刚度与质量沿结构高度分布比较均匀时，一般是其底部一层或二至三层可能首先达到极限状态，可由式(3．28)的前两个式子来确定U；，然后根据楼层的位置计算出善=z／H(Z表示层间位移角达到极限状态的这一层楼层处的计算高度)，将孝及相应的U；代入式(3．4)得结构顶点位移U，：“，：兰(3．29)‘3善一毒3然后根据式(3．4)求出各楼层的位移，最后根据式(3．16)求出等效位移。3．2．6薄弱层的确定由本文3．2．5可知，对于质量和刚度沿结构高度分布比较均匀的框架结构(竖向规则的结构)，其薄弱层一般是底部一层或二至三层，但是对质量和刚度沿结构高度分布不均匀的框架结构(竖向不规则的结构)进行直接基于位移的抗震设计时确定出结构的薄弱层。对于薄弱层的判别方法：1)计算初始结构各楼层的侧向刚度，根据《建筑抗震设计规范》GB50011-2010由楼层的侧向刚度直接判别结构的薄弱层；2)对初始结构进行建模，由结构的振型分析并结合实践经验的方法进行判断。为了避免初始判断的薄弱层位置和设计后结构的薄弱层位置的不一致，可以在初步确定结构的薄弱层以后，针对结构的薄弱层和薄弱层相邻的二至三层进行直接基于位移的抗震设计。3．2．7设计步骤采用此方法对结构进行设计的计算步骤主要如下：1)对结构进行初步设计，确定结构的布置、结构构件的几何特性及材料的强度指标。2)初步判断结构的薄弱位置。 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析3)按需要选定结构的性能目标，接着确定相应的层间位移角限值。当质量与刚度沿结构高度分布比较均匀时，建筑结构的薄弱位置可取底层，然后通过计算出各楼层位置处的侧移来确定建筑结构的目标侧移曲线。4)进行体系转换，计算出转换后体系的各个等效参数。5)利用以上求得的等效参数计算出建筑结构在水平地震作用下的各质点的水平侧向力和等效基底剪力，将计算出的地震荷载与其他荷载进行组合，分析出结构构件截面的最不利设计内力，最后设计出结构的各个构件。6)对上述方法设计的结构进行非线性静力分析，检验建筑结构是否满足层间位移角的要求。如果初始的曲线和分析的曲线差别很大，然后按照分析的曲线重新计算。7)采用非线性动力分析进行验证。3．3本章小结总结了基于性能的抗震设计与多遇地震作用下的设计的区别与联系。本章着重介绍了采用直接基于位移的方法，先根据结构的特点提出一种位移形式，采用结构动力学中的方法，进行体系转并且算出等效参数，根据这些参数算出地震作用力，最后按照位移形式反算出原体系各质点的地震作用力。 西华大学硕士学位论文4工程实例计算及分析4．1工程概况一个8层现浇钢筋混凝土框架结构，7度，0．19，第三组，Ⅲ类场地。建筑面积约为8238．4m2，宽度为15．2m，长度为54．2肌，底层层高为4．2m，其他层高为3．6聊。混凝土强度等级为C30，考虑钢筋的重量，取混凝土的容重为26KN／m3，受力主筋和箍筋均采用HRB400。楼面板厚120mm，屋面板厚140mm，柱截面尺寸为600ram×600聊肌，横向主梁截面尺寸为300mmX600mm、250ramx400mm，纵向主梁截面尺寸为350mmX800mm。该建筑为第二类建筑，结构的平面布置图见图4．1，结构计算简图见图4．2：墓百i]量[【Ⅱ‘]_1萎lI钓∞9啪舢∞∞铂∞5柏∞图4．1结构平面布置图Fig．4．1Structurelayout姗舶∞60∞图4．2结构计算简图Fig．4．2Calculationdiagramofstructure 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析4．2荷载统计(1)屋面(不上人)永久荷载标准值：140mm厚钢筋混凝土板30mm厚保护层20mm厚水泥砂浆找平层防水层150mm厚水泥蛭石保温层20ram厚板底抹灰合计(2)楼面永久荷载标准值：120mm厚钢筋混凝土板地面装饰20mm厚板底抹灰合计(3)屋面活荷载标准值：按不上人的屋面(4)楼面活荷载标准值：走道、楼梯：2．5剧／聊2(5)墙体自重：26×0．14=3．64KⅣ／m222×0．03=0．66KⅣ／所220×0．02=0．4尺Ⅳ／聊20．4K^厂／m25×0．15=0．75KⅣ／聊。17×0．02=0．34KⅣ／，，126．19KⅣ／m226×0．12=3．12KN／m20．55KN／m217×O．02：0．34KN／m24．01KN／m20．5KN／m2其它：2．0KN／m2墙体为200mm后粘土多孔砖，墙两面均为20mm抹灰，考虑门窗洞口，根据经验乘以这件系数0．7。墙体荷载标准值(15X0．2+17×0．02×2)×0．7=2．58KN／m2(6)梁柱板自重：梁柱按净长计算。(7)楼层重力荷载代表值本文对整体钢筋混凝土框架结构进行统计，其重力荷载代表值见表4．1：表4．1框架重力荷载代表值Tab．4．1Gravityloadrepresentvalueoftheframeworkstructure28 西华大学硕士学位论文(8)楼层的质量统计表4．2框架质量Tab．4．2Qualityoftheframeworkstructure4．3按结构性能水平1设计4．3．1按假定侧移曲线计算由工程概况可知该建筑为第二类建筑，查表2．7得该建筑的结构性能水平1要求是在多遇地震作用下结构完好，查表2．5取层间位移角限值为[0】=1／550，用PKPM软件对初始结构进行分析，无薄弱层。则U，=【O]h=4200／550=7．64mm。再将U；及善=Z／H=4．2／29．4=0．1429代入式3．29可得U，=2u；／(3孝一善3)=35．89ram。再将U。代入式3．4，可以得出钢筋混凝土框架结构的各层侧移U；，见表4．3所示。因此，满足该结构的位移形状。表4．3钢筋混凝土框架结构的楼层位移参数计算Tab．4．3StorydriftparametersoftheRCframeworkstructurefloor 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析由式3．16得等效位移“酊=900．093／31．343=28．72ram，由式3．13得等效质量M胛：31．343／28．72=1．091。根据预期目标，将结构的层间位移角要保持在1／550以内，再根据表3．1得，此时结构的延性系数为∥=1．0。根据现在设计中，也就是上一章中取阻尼比厶=O．05，最后根据式3．27得，通过计算求出结构的等效阻尼比为％=0．05+0．2x(1—1／√1)=0．05，通过求出的等效阻尼比来求下列的式子为：’，：o．9+—0．05-—(盯=0．94．Q：Q兰二Q：Q!：o．9’O．3+69玎0．3+6×0．05”o．02+面0．05-(∥10．05一毛毋玑。1+斌：o．02+Q：Q三二旦：旦至：0．024+32×0．05：一+Q：Q!二Q：Q!：111．0一=+一=．0．08+1．6×0．05由我国《建筑抗震设计规范》GB50011-2010表5．1．4．2可得建筑场地特征周期值疋=0．65s，根据表5．1．4．1可以看出结构的口一=0．08。将水平地震影响系数最大值口一=0．08、阻尼调整系数叩2=1．0和等效单自由度体系的等效位移代入式3．23中，可得相应的等效周期％：％=E4z×志S厂1--，-(,万4x3．142×羔淼)赤“魄因为(t=0．655≤％=1．995≤st,=5x0．65=3．25s)，所以符合要求，所以转化后的体系的周期为1．995。将等效周期％和等效质量M∥代入式3．24可求得等效单自由度体系的等效刚度K谚：牛(净2Md等)2X1．091=1b．866KN胁通过式3．25求出结构的圪为：圪=K玎“矿=10．866×28．72=312．1KN将钢筋混凝土框架结构在多遇地震作用下等效单自由度体系的各项等效参数统计见．表4．4： 西华大学硕士学位论文表4．4多遇地震作用下等效单自由度体系的各项参数Tab．4．4CoefficientsofequivalentSDOFunderfrequentearthquake将结构的基底剪力代入式3．14得结构的楼层侧移和地震剪力见表4．5：表4．5各楼层地震剪力Tab．4．5Earthquakeseismicshearofeachfloor按上面求出的地震荷载与结构自身的重力荷载、遭受的活荷载及风荷载组合，比较出构件在不同组合下最终的不利内力，最后按照此值对构件本身进行设计，并且设置构造措施。4．3．2静力弹塑性分析(1)静力弹塑性分析的原理在基于性能的抗震设计中，目前常用的是非线性静力分析法(静力弹塑性分析法)，又称pushover分析法。该方法计算简单，主要原理是首先建筑结构承受自身的重力荷载并且施加一定的活荷载给结构，接着将水平地震作用转换成倒三角形式荷载施加给结 -性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析构，将施加的水平地震荷载逐渐按比例增大，这样利用软件交替反复运行下去，直到建筑结构达到预定的破坏状态，最终通过软件的分析结果得出建筑结构的基底剪力一监测点位移曲线。其目的是评估现有结构及检验新结构的抗震性能是否满足在不同地震设防水准下的结构性能目标，而且还可以确定结构目标侧移、判断结构抗震承载能力大小等【20】O(2)静力弹塑性分析的基本假定非线性静力分析是基于多自由度体系的地震作用可以用一对等的单自由度体系的地震反应来预测。一般是基于以下两个假定m】：1)结构地震反应由单一振型(一般为基本振型)控制；2)在整个结构地震反应中结构振型形状不变。(3)静力弹塑性分析的主要步骤1)建立计算模型；2)定义钢筋混凝土框架结构的铰属性并指定其给该结构单元；3)定义钢筋混凝土框架结构的荷载工况和静力与动力分析工况；4)运行设计需要的分析；5)运行pushover分析工况；6)审阅pushover结果。(4)用于非线性静力分析的软件从非线性静力分析的主要步骤可以看出，该过程并不复杂，对软件要求也不高，现在许多软件都有这个功能。常见的软件：PKPM中的EPDA模式，SAP2000，MIDAS等。本文采用SAP2000中文版对钢筋混凝土框架结构进行非线性静力分析。(5)工程实例的静力弹塑性分析本文应用SAP2000中文版对结构进行pushover分析，从pushover方法的基本假定可以看出该假定只是近似地描述结构反应。对于刚度和质量沿结构高度分布不均匀的结构，高阶振型在地震反应(包括层间位移角及层间剪力等)中占的比例比较大。所以在pushovel"方法中要考虑结构的高阶振型的影响【41'42'431，本文采用Chopra提出的模态推覆分析法(modalpushoveranalysis即MPA)[44,45撕】来考虑这个问题。SAP2000中文版对框架结构构件有默认的塑性铰定义，我们直接通过默认的塑性铰定义到构件单元上，可以定义一个，也可以定义多个。本文对梁单元，塑性铰只考虑弯矩(M)屈服；对柱单元，塑性铰同时考虑了双向弯矩和轴力(PMM)。从分析结果得到塑性铰分布及出现次序和pushover曲线，即顶点位移．基底剪力曲线，分别见图4．3和图4．4所示。由图4．3可以看出结构的薄弱位置出现在第3层。32 西华大学硕士学位论文{719{B201917_r'r121513161412'r_7_F_r'F1r910911109'F’r1r’F'P'P458541r_r_r’r_r_r151-_—。●-_『●●-I262'r1r'r’r1P1F3j375一l2221二l{旦122二图4．3钢筋混凝土框架结构塑性铰分布Fig．4．3PlastichingesoftheRCframeworkstructure注：1)图中的数字为钢筋混凝土框架结构构件出现塑性铰的顺序。050100150200250300顶点位移(姗)图4．4顶点位移一基底剪力曲线Fig．4．4ThetopdisplacementveI'SUSbaseshearforcecalve0O0加∞∞∞伯印明们∞∞m一萤一R躲世醐 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析从分析结果可以得到每一步荷载下的钢筋混凝土框架结构楼层位移和层间位移角，分别见表4．6和4．7所示：表4．6静力弹塑性分析的楼层位移Tab．4．6Storydriftofpushoveranalysis表4．7静力弹塑性分析的楼层层间位移角Tab．4．7Interstorydriftindexofpushoveranalysis由表4．7可以看出，在30步时，层间位移角最大值第一次达到1／550(弹性层间位移角限值)；在61步时，此时的最大值达到1／250；在116步时，此时的最大值达到1／120。 西华大学硕士学位论文初始的两条曲线1与分析所得到两条曲线2绘制在同一坐标系中，见图4．5和图4．6所示：叫g罄010203040楼层侧移(]ttm)图4．5楼层侧移比较Fig．4．5Comparisonofstorydrift层间位移角(tad)图4．6层间位移角比较Fig．4．6Comparisonofinterstorydriftindex00从图4．5和图4．6可以看出在该结构性能水平点时两条曲线存在一些差异，结构达到性能目标时(即达到层问位移角限值时)，由于首先在第3层出现塑性铰，可以看出最大层问位移角出现在第3层。可以看出两条曲线虽然趋势是一样的，但是没有完全重合也就是不完全一致，因此对假定的曲线进行修正。8765432l0罾f聱 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析4．3．3按修正侧移曲线计算本文以分析后所得到的曲线作为修正曲线。采用相同的方法对原结构重新设计，首先计算出原结构的等效参数。见表4．8所示：表4．8修正后的楼层位移参数计算Tab．4．8Modifiedstorydriftparameters由式3．16得等效位移“毋=845．696／29．735=28．44mm，由式3．13得等效质量M毋=29．735／28．44=1．046。根据预期目标，将结构的层间位移角要保持在1／550以内，再根据表3．1得，此时结构的延性系数为∥=1．0。根据现在设计中，也就是上一章中取阻尼比厶=0．05，最后根据式3．27得，通过计算求出结构的等效阻尼比为％=o．05+0．2×(1-1／√1)=o．05，通过求出的等效阻尼比来求下列的式子为：'，：o．9+竺：竺!二鱼：o．9+Q：Q!=Q：Q!：o．9。0．3+6％o．3+6×o．05叩。：o．02+—o．05-—(∥：o．02+j墨旦三二堕：o．02”4+32％4+32×o．05刁，：1+竺!兰立：1+-_掣二堕：1．o“0．08+1．6f够0．08+1．6×0．05 西华大学硕士学位论文由我国《建筑抗震设计规范》GB50011-2010表5．1．4．2可得建筑场地特征周期值疋=0．65s，由表5．1．4—1可得结构的口嘲=0．08。将水平地震影响系数最大值口一=0．08、阻尼调整系数r／：=1．O和等效单自由度体系的等效位移代入式3．23中，可得相应的等效周期％：砀=(等×忐)击=(岩×丽0．02844)赤乩％因为(疋=0．65s≤％=1．97s≤5t=5xO．65=3．25s)，所以符合要求，所以转化后体系的周期为1．97S。将等效周期％和等效质量M珂代入式3．24可求得等效单自由度体系的等效刚度K∥：舻(净2Md等)2x1．046=10．630KN胁根据式3．25可得结构的圪：圪=K盯甜∥=10．63×28．44=302．3KN将钢筋混凝土框架结构在多遇地震作用下等效单自由度体系的各项等效参数统计见．表4．9：表4．9修正后多遇地震作用下等效单自由度体系的各项参数Tab．4．9ModifiedcoefficientsofequivalentSDOFunderfrequentearthquake将结构的基底剪力代入式3．14得结构的楼层侧移和地震剪力见表4．10：表4．10修正后各楼层地震剪力Tab．4．10Modifiedearthquakeseismicshearofeachfloor誓篇、敲比墓鬈嚣侧≯嚣层乙协)’,r=Z万i纵朋研)荔；J(而翟) 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析725．8622．2518．6415．O311．427．8l4．20．8780．7550．6330．5100．3880．2650．14334．6732．3228．7523．9718．OO11-424．880．0007o．00lO0．0013O．ool70．00180．001255．3751．6245．9238．2828．7518．248．04111．44163．06208．98247．9．6276．01294．25302．30从表4．10可以看出，按修正后的侧移曲线求得结构的基底剪力值为302．3KN，这个数值小于假定情况计算出来的值，故初始假定的曲线设计的构件截面满足构件对承载能力的要求。4．4按结构性能水平3设计查表2．7得该建筑的结构性能水平3要求是在设防地震作用下结构轻度损坏。从表2．5可以看出，此性能水平要求结构的层间位移角限值为1／250。由表4．7可以看出，当推覆分析到61步时，层间位移角最大值达到1／250，因此，取此时的推覆曲线作为结构的侧移曲线。见表4．11所示：表4．11修正后的楼层位移参数计算Tab．4．1lModifiedstorydriftparameters楼高度层重层Z，(肌)(KN)质量mfO)高度比鬟曼肌，“，m，“，z孝：互黑心．赫∽磊o-HU产一——二If．埘埘l，』⋯．Z、’’j(mm)V”⋯Vu研”玎J829．4725．8622．2518．6415．O31l-427．81510．41540．00．15410．15711．0000．8780．7550．6330．5100．3880．26576．8074．1069．0761．4751．3238．7024．2911．835908．91911．641862．60610．851749．4719．6578．069．6．0803．816593．612413．761235．28792．690 西华大学硕士学位论文14．21588．50．16210．14310．12∑29．412338．91．25881．64016．60163．5823872．947由式3。16得等效位移“够=3872．947／63．582=60．91ram，由式3．13得等效质量M够=63．582／60．91=1．044。根据预期目标，将结构的层间位移角要保持在1／250以内，再根据表3．1得，此时结构的延性系数为∥=2．0。根据现在设计中，也就是上一章中取阻尼比o=0．05，最后根据式3．27得，通过计算求出结构的等效阻尼比为厶=O．05+0．2x(1—1／√2)=0．1086，通过求出的等效阻尼比来求下列的式子为：’，：o．9+竺：竺!二鱼：o．9+Q：壁三二Q：!Q堑：o．8380·3+6‘酊0．3+6×0·108677．：o．02+!!兰堕：o．02+—Q』!三二』兰堕：o．0122～4+32≤万4+32×0．1086，7，：1+竺：竺三二!笪：1+旦：Q兰二Q：!Q!鱼：o．769～0·08+1．6‘∥0．08+1．6×0·1086由我国《建筑抗震设计规范》GB50011-2010表5．1．4．2可得建筑场地特征周期值疋=0．65s，由第3．10．3条可得水平地震影响系数最大值口脚。=0．23。将水平地震影响系数最大值口一=0．23、阻尼调整系数r／：=0．769和等效单自由度体系的等效位移代入式3．23中，可得相应的等效周期％：％=(等×石S描d)2-it．4∞x3y．1⋯42一x茄黝志乩8帆根据(t=0．65s≤％=1．807s≤5r+=5x0．65=3．25s)，所以符合要求，所以等效单自由度体系的周期为1．807s。将等效周期％和等效质量M万代入式3．24可求得等效单自由度体系的等效刚度K万：白=(净2Md等)2×1．044=12．610KN砌聊根据式3．25可得结构的圪：％=K,,cu够=12．610x60．91=768．1KN将钢筋混凝土框架结构在设防地震作用下等效单自由度体系的各项等效参数统计见．表4．12：39 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析表4．12修正后设防地震作用下等效单自由度体系的各项参数Tab．4．12ModifiedcoefficientsofequivalentSDOFundernormalearthquake将结构的基底剪力代入式3．14得结构的楼层侧移和地震剪力见表4．13：表4．13修正后各楼层地震剪力Tab．4．13Modifiedearthquakeseismicshearofeachfloor4．5按结构性能水平4设计查表2．7得该建筑的结构性能水平4要求是在罕遇地震作用下结构中度损坏。从表2．5可以看出，此性能水平要求结构的层间位移角限值为1／120。由表4．7可以看出，当推覆分析到116步时，层间位移角最大值达到1／120，因此，取此时的推覆曲线作为结构的侧移曲线。见表4．14所示： 西华大学硕士学位论文表4．14修正后的楼层位移参数计算Tab．4．14Modifiedstorydriftparameters由式3．16得等效位移／'／eft=15355．629／128．524=119．48mm，由式3．13得等效质量M。一=128．524／119．48=1．076。根据预期目标，将结构的层间位移角要保持在1／120以内，再根据表3．1得，此时结构的延性系数为肛=4．0。根据现在设计中，也就是上一章中取阻尼比氛=0．05，最后根据式3．27得，通过计算求出结构的等效阻尼比为幺矿=o．05+0．2x(1-1／√4)=O．15，通过求出的等效阻尼比来求下列的式子为：’，：o．9、+—o．05-—(,g：o．9+竺：Q!二Q：!兰：o．817O．3+69矿0．3+6×0·15rh：o．02+—0．05-—(,!r：o．02+Q：Q兰二Q：!至：o．00864+32厶4+32×0．15"，：1+竺：竺三二!笪：1+Q：Q!二Q：!兰：o．688“O．08+1．6厶O．08+1．6xO．15由我国《建筑抗震设计规范》GB50011-2010表5．1．4．2可得建筑场地特征周期值t=0．65s，由表5．1．4．1可得结构的口一=0．50。将水平地震影响系数最大值4l 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析一一_一⋯。————————————————————————————————————————————————————一口雠=O．50、阻尼调整系数叩：=0．688和等效单自由度体系的等效位移代入式3．23中，可得相应的等效周期％：砀=(等×忐)=(4岫x3r．1⋯4z．×丽0．11948)志-1．787s根据(瓦=o．65s≤％=1．7878≤5r,=5x0．65=3．258)，所以符合要求，所以转化后体系的周期为1．787s。将等效周期％和等效质量M矿代入式3．24可求得等效单自由度体系的等效刚度K万：驴(等2Md篇)2x1．076=13．289KN伽m根据式3．25可得结构的％：圪=Kguar=13．289x119．48=1587．8KN将钢筋混凝土框架结构在罕遇地震作用下等效单自由度体系的各项等效参数统计见．表4．15：表4．15修正后罕遇地震作用下等效单自由度体系的各项参数Tab．4．15ModifiedcoefficientsofequivalentSDOFunderrareearthquake将结构的基底剪力代入式3．14得结构的楼层侧移和地震剪力见表4．16：表4．16修正后各楼层地震剪力Tab．4．16Modifiedearthquakeseismicshearofeachfloor譬篡、蔓Zl蓑曩嚣侧妒嚣层z，(m)善2百“，(ram)(，口d)(而淼 西华大学硕士学位论文518．6415．O311．427．8l4．20．6330．5100．3880．2650．143125．04107．8383．6054．1024．170．00480．0067O．0082O．00830．0058242．681062．87209．281272．15162．251434．40105．001539．4048．401587．804．6检验是否满足结构性能目标根据表2．9可以看出在各种情况下的层间位移角限值。从表4．9、4．12、4．15中，可以得出推覆至相应状态的侧移曲线作为结构修正用的侧移曲线时的基底剪力。本文将推覆至修正的侧移曲线计算的基底剪力时的楼层侧移曲线和层间位移角曲线与修正的曲线绘于同一坐标，如图4．7和图4．8所示，检验两者之间的关系，评价结构的变形是否满足要求。：8765篓4321050100150200楼层侧移(胍)图4．7修正后楼层侧移比较Fig．4．7Comparisonofmodifiedstorydrift43 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析层间位移角(tad)图4．8修正后层间位移角比较Fig．4．8Comparisonofmodifiedinterstorydriftindex修正的两种曲线见图4．7、4．8中的曲线1、3、5，推覆至修正的曲线计算的基底剪力时的曲线见图4．7、4．8中的曲线2、4、6。由图4．7和图4．8中的曲线1、2可以看出，“完好”性能点时的两条曲线基本吻合，可见结构的变形能力满足要求。由图4．7和图4．8中的曲线3、4可以看出，在“轻度损坏”性能水平下，结构的位移符合此时状态结构的变形。由图4．7和图4．8中的曲线5、6可以看出，“中度损坏"性能点时结构的位移需求小于变形能力，在分析时“中度损坏”性能水平时结构的基底剪力比“完好”性能水平时结构的基底剪力大很多，因此要想满足“中度损坏”性能，必须加大结构构件的截面尺寸、加大配筋或者加强材料强度等级等措施来提高结构构件的承载能力。4．7传统的基于承载力的抗震设计比较按照我国给出的建筑工程抗震性态设计准则【471，本文案例结构计算其地震作用时，采用底部剪力法，根据此法算出案例结构在不同地震水平下结构的底部的地震剪力。(1)多遇地震作用将表4．8中的数据代入式3．17得结构在多遇地震作用下的自振周期T=0．236s。由建筑工程抗震性态设计准则第6．2节得，由于丁=0．236s<疋=0．65s，所以水平地震影响系数的增大系数叩。=1．0。由建筑工程抗震性态设计准则第4．2节得地震影响系数口，=即=Ap／g=0．0342×2．25=0．077。由建筑工程抗震性态设计准则表6．1．2得结构影响系数C=0．35。由下式可求结构的基底剪力： 西华大学硕士学位论文G盯l2Xlj=(hf／h)J，，一、2l∑G，x。，I＼i=1／(4．1)(f=1,2，．．⋯．，以)(4．2)∑G，x：i=1％=CO^口lG盯1(4．3)‰：结构总水平地震作用标准值G矿，：相应于结构基本振型的有效重力荷载G：集中于质点f的重力荷载代表值X¨：结构基本振型质点i的水平相对位移h，：质点f的计算高度h：结构的总计算高度万：结构基本振型指数，应按建筑工程抗震性态设计准则表6．2．2—2采用砼：质点数将表4．8中的数据代入式4．1、4．2中可得G们=9919．55KN，将G们代入式4．3得：％=Cr／^口lG∥1=0．35x1．0x0．077X9919．55=267．3KN(2)设防地震作用将表4．11中的数据代入式3．17得结构在设防地震作用下的自振周期T=0．346s。由建筑工程抗震性态设计准则第6．2节得，由于T=0．346s<疋=0．65s，所以水平地震影响系数的增大系数r／。=1．0。由建筑工程抗震性态设计准则第4．2节得地震影响系数a，=矽=Ap／g=0．ix2．25=0．225。由建筑工程抗震性态设计准则表6．1．2得结构影响系数c=o．35。将表4．8中的数据代入式4．1、4．2中可得G∥。=9919．55KN，将G矿l代入式4．3得：k=Cr／^口lG矿l=O．35×1．0x0．225X9919．55=781．2KN(3)罕遇地震作用将表4．14中的数据代入式3．17得结构在罕遇地震作用下的自振周期T=0．484s。由建筑工程抗震性态设计准则第6．2节得，由于T=0．484s<疋=0．65s，所以水平地震影响系数的增大系数刁。=1．0。由建筑工程抗震性态设计准则第4．2节得地震影响系数口1=矽=Ap／g=O．1344×2．25=0．3024。由建筑工程抗震性态设计准则表6．1．2得结构影响系数C=0．35。 -__。’—————’、。。。。。__●______。’’’’————。。。。。1。。。’————性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析将表4．8中的数据代入式4．1、4．2中可得G矿l=9919．55KN，将G矿l代入式4．3得：fk=Cr／^口lG矿l=0．35x1．0x0．3024x9919．55=1049．9KN将直接基于位移和传统的基于承载力计算的基底剪力统计见表4．17所示：表4．17直接基于位移法和传统的基于承载力法计算的基底剪力Tab．4．17Baseshearcomparisonofdisplacement-basedmethodandbearingcapacity-basedmethod由直接基于位移法和传统的基于承载力法计算的基底剪力结果比较，由表4．17可以看出：在结构承受的地震荷载较小时，两者的计算结果较近，可以看出本文采用的方法是合理的，而结构承受的地震荷载较大时，两者的计算结果差距较大，但是可以看出本文采用的方法计算结果更为保守，可以看出在设计中用此方法的话是可靠的。4．8本章小结本文主要通过工程实际结构进行设计，发现采用的这种方法设计的结构其抗震性能与多遇地震作用下的设计法两者的结果相似，同时把层间位移角作为结构的性能指标可以有效地控制结构的变形，从推覆分析结果可以看出：结果顶点的位移还没有达到限制，中间有的楼层可能已经达到了其限值。将本文采用的设计方法与传统设计运用的方法同时计算出结构的基底剪力并进行比较，发现本文采用的方法使结构的抗震性能在罕遇地震荷载下更能得到保证。该方法直接体现了本文采用的理论的中心思想，也就是可以针对不同性能水平进行设计计算，能对结构在不同地震设防水准下的结构性能进行有效控制。 西华大学硕士学位论文5非线性时程验证分析动力时程分析是一种通过软件模拟地震作用来研究结构地震反应和破坏机理的最直接方法，还可以用来研究结构的动力特性和评价结构抗震性能等内容。本文通过SAP2000建模，模拟地震作用，对第四章的计算结果进行验证。5．1非线性动力分析非线性动力分析现在一般采用的是时程分析法，我国现行《建筑抗震设计规范》GB50011-2010第孓1．2给出了规定。当在使用时程分析法时，通过软件输入人工模拟的地震加速度波和常见的地震加速度波模拟分析。5．2加速度输入地震波本文主要根据场地特征来选用的地震波形有：EMCFAIRVIEW波、兰州波和上海人工波。EMC—FAIRVIEW波，全部波形长28．28秒，加速度波形离散时间间隔为0．02秒，加速度峰值为130．4，其时程曲线见图5．1所示。兰州波，全部波形长16．6秒，加速度波形离散时间间隔为0．02秒，加速度峰值为187．4，其时程曲线见图5．2所示。上海人工波，由E1Ccntro波改造而来，全部波形长30秒，加速度波形离散时间间隔为0．02秒，加速度峰值为230．3，其时程曲线见图5．3所示。01020时间(s)图5．1EMC_FAIRVIEW波时程曲线Fig．5．．SchedulecurveofEMC—FAIRVIEW30∞0∞l-l^竹＼n／眦u一醚煅最 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析200150100500-50—100—150-200300200墨100∞1o0皑譬一100．F鼋-200-3000510时间(s)图5．2兰州波时程曲线Fig．5．2SchedulecurveofLanzhou20。，JI，出fI．Il—o地lL“抽I‰』11．Ilml^-⋯fml广『fI呵叫’㈣"IlW11|”PpII’l0102030时间(s)图5．3上海人工波时程曲线Fig．5．3ManualSchedulecurveofShanghai5．3建立模型本章采用SAP2000建立模型，构件的截面尺寸和配筋和第四章的模型一致。其主要目的是为了和第四章的直接基于位移计算方法的结果进行比较。一∞＼们／眦。赵缎是 西华大学硕士学位论文5．4结果分析通过输入三种地震波得出结构的楼层侧移与层间位移角和直接基于位移的计算方法得出的楼层位移与层间位移角绘制于同一图中，可以得到结构的楼层侧移包络图和层间位移角包络图(在大震情况下)，见图5．4、5．5所示：0100200楼层位移(触)图5．4楼层侧移包络图Fig．5．4Envelopeofstorydrift300层间位移角(rad)图5．5层间位移角包络图Fig．5．5Envelopeofinterstorydriftindex498765432l0啮饕 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析从图5．4和图5．5中可以看出，按直接基于位移计算方法得出的侧移曲线和层间位移角曲线沿楼层高度的分布情况和输入地震波得出的结果大致相同，但是不同地震波得出的结果差别较大，因此结构在大震情况下要满足相应的变形需求，还需要加大截面尺寸或构件的截面配筋面积。由此可以看出，这是与第四章的pushover分析结果是一致的。5．5本章小结最后运用非线性动力时程分析方法，运用软件SAP2000，通过三种地震波形(EMCFAIRVIEW波、兰州波和上海人工波)模拟地震作用，将其计算结果与按直接基于位移计算方法得出的结果进行比较，得出两者是保持一致的。 西华大学硕士学位论文结论与展望(1)结论本文以地震灾害为背景，结合我国新出版的抗震设计规范和高层建筑混凝土结构技术规程中对基于性能的抗震设计的一些要求，采用理论分析和计算机软件模拟分析相结合方法，通过采用基于性能的抗震设计对钢筋混凝土框架结构设计进行研究，得出了以下结论：1>位移直观方便，不但可以反映结构性能水平，还可以反映非结构构件性能水平。根据实际试验表明，结构变形破坏的主要形式为发生位移与结构的破坏程度相关性非常大，因此本文采用层间位移角作为结构性能量化指标，更有利于实现基于性能的抗震设计思想。2)在以前学者的研究和现行规范相结合基础上，对结构性能目标划分更详细，也是符合基于性能的抗震设计基本思想的。3)根据本文提出的设计方法对工程实际结构进行设计，并进行非线性静力分析，分析的结果表明，根据位移变形作为结构破坏的量化指标的合理性，采用此法设计的结构的变形能得到有效的控制并能保证其抗震能力，因此，这一点对结构设计者在钢筋混凝土框架结构抗震设计中是非常有利的；本文采用的抗震设计方法计算简单、概念清晰，对这个模型进行推覆分析的结果表明该抗震设计方法能将结构的位移控制在目标位移以内，但是当地震设防水准提高时，为了满足结构的性能目标，需要加大结构构件的截面尺寸或截面配筋面积。4)本文在采用的设计方法与传统设计方法两种计算结构的基底剪力并进行比较，根据两者的结果表明，在多遇地震的情况下，两者设计结果较接近，当在罕遇地震情况下，本文设计方法的结果更保守。5)通过非线性时程分析，其结果表明非线性时程分析和非线性静力分析基本保持一致。(2)展望基于性能的抗震设计是抗震设计在未来的一种主要发展趋势，但该理论目前主要还是处于理论研究阶段，发展也还不够成熟，因此也只是在极少的行业中得到应用。在本文的研究中还有以下一些问题有待进一步解决：1)在结构性能水平划分时，本文只考虑了结构和构件破坏情况为主要因素，而如何考虑建筑场地特征的影响、震后重建时间，尤其是费用之间的定量关系等因素。51 性能目标下的钢筋混凝土框架结构弹塑性分析2)由于框架结构在实际地震中的侧移是不确定的，文中采用的位移形式虽然可以在一定程度上反映钢筋混凝土框架结构的变形特点，但是这种做法还是不够准确，与实际情况存在一定的差距。3)虽然位移直观方便，可以反映结构性能水平，但是可以反映结构性能水平的量化指标还有能力耗散、延性系数等，因此本文在结构性能水平量化指标选定时如何综合考虑其他量化指标。一4)本文采用的位移反应谱是根据现在规范中的加速度反应谱推算出来的，故没有专门研究位移反应谱的形成。5)在多自由度体系转化成等效单自由度体系过程中，在确定等效阻尼的精确值时，虽然一些文献提出了有关延性系数与等效阻尼比的计算公式，但等效阻尼的计算在国内外还没有统一的形势，也就间接阻碍了该理论的深入研究。只是在弹塑性变形不大的情况下，才可以用等效阻尼简化模型。如果要式弹塑性计算结果更加可靠，就要借助理想弹性假定的计算结果。6)建筑结构在地震中，其地震反应是相当复杂的，因此在基于性能的抗震设计研究中需要一种更加细致的非线性分析。7)建筑结构在地震中，结构与地基之间的相互作用等问题还存在，在基于性能的抗震设计研究中应该如何考虑。52 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