不同龄期在役结构的抗震性能评估

张兆波，徐　斌

不同龄期在役结构的抗震性能评估

张兆波1，徐斌2

（1.甘肃农业大学，甘肃 兰州730000；2.武汉铁路局，湖北 武汉430061）

许多国内外地震震害实例表明，随着时间的推移，修建于不同年代的在役建筑结构在各种外部和内部因素的影响下，会产生耐久性损伤，导致结构的抗震性能降低，在大震过程中较容易发生震损破坏。以某8度区在役钢筋混凝土框架结构为背景，利用ETABS有限元分析软件，并基于损伤构件恢复力骨架曲线建立了“锈蚀钢筋混凝土框架结构模型”，以静力非线性（Push-over）分析方法为理论依据，对结构进行抗震性能评估。

在役结构；抗震性能评估；静力非线性；能力谱法

1　概述

地震是一种较为常见的自然灾害，且会造成严重的人员伤亡和财产损失。由于我国处于环太平洋地震构造带和大陆地震构造带的交汇处，因此是地震灾害较多的国家之一。而我国很大一部分城市的建筑物和基础设施的抗震性能较差，有的材料强度不够，还有一些年久失修，使我国多数城镇抵抗地震的能力很脆弱，潜伏着很大隐患［1］。建筑物的抗震性能主要是通过抗震设防指标来体现的。我国现行《建筑抗震设计规范》［2］经历了四个版本的修订。这四个版本的抗震设计规范中所规定的抗震设防标准都有很大差异，因此，对修建于不同年代的在役建筑物进行抗震性能评估，并根据评估结果采取相应的加固措施，将可以有效地降低地震所造成的人员伤亡和财产损失，具有非常重要的意义。静力非线性分析（Push-over）方法可以在预测结构构件的弹塑性变形能力时进行定量化分析，并且可以更好地估计结构构件的非线性变形。跟动力时程分析相比，在应用上也更加方便和简单。本文以某8度区在役钢筋混凝土框架结构为背景，利用ETABS有限元分析软件，采用push-over方法对不同龄期的框架结构进行抗震性能评估。

2　计算模型的建立

某办公楼为7层钢筋混凝土框架结构，平面布置为纵向7m×6m，横向3m×6m，总长度为42m，总宽度为18m。结构第1层层高4.2m，第2～7层层高3.6m，总高度为25.8m。经过现场实测的构件几何尺寸和混凝土强度等级见表1。

表1　结构构件参数表

该建筑物所处地点的设防烈度为8度（0.20g），Ⅱ类场地，设计地震分组为第一组。第1～6层楼面作用有恒载3.0kN/m2，活载3.0kN/m2；第7层屋面作用有恒载4.0kN/m2，活载2.0kN/m2。为比较不同龄期结构的抗震性能，取构件的主筋锈蚀率（钢筋截面面积损失率）分别为0%、10%、15%、20%。

采用ETABS软件建立杆件有限元模型，在程序中构件的非线性行为是通过框架塑性铰来实现的。通常情况下，由于梁单元是弯矩屈服，而柱单元受双向弯矩以及轴力共同作用，故梁单元和柱单元分别采用程序中默认的M3铰和P-M-M铰。完好结构的塑性铰参数采用程序默认的塑性铰属性，而锈损结构的塑性铰参数则需要自定义铰属性，并对其中参数的大小进行折减。指定完塑性铰后定义非线性工况，首先定义重力荷载 （重力荷载代表值：1.0恒载+0.5活载）下的非线性工况PUSH1，然后将其终点刚度设为Push-over分析的初始条件，再定义水平荷载工况。本例在Y向考虑振型荷载工况PUSH2。最后运行push-over分析就可以得到结构的基底剪力-顶点位移曲线。

3　能力谱曲线

运行Push-over分析后，可以把结构在不同锈蚀率下的基底剪力-顶点位移曲线描绘出来，如图1所示。再将其转换为谱位移与谱加速度的关系，即结构的能力谱，如图2所示。

图1　结构基底剪力-顶点位移曲线

图2　结构能力谱曲线

由图1和图2可见，考虑钢筋锈蚀引起的构件损伤后，结构的承载能力有所降低，具体表现为结构达到屈服状态时的基底剪力减小；结构的抗侧刚度有所降低，具体表现为相同基底剪力下的侧向位移增大；结构的延性有所下降，具体表现为屈服平台的缩短，结构进入屈服阶段后更早地达到倒塌破坏的状态。而且这些指标下降的幅度随着钢筋截面损失率和结构构件的损伤程度的增大而不断增大。可见，在评估既有结构的抗震性能时，把构件损伤引起的性能退化这一因素加以考虑能够更真实地反映结构的承载能力、抗侧刚度和延性，是十分必要的。

4　推覆结果

将Push-over分析得到的结构能力曲线和罕遇地震需求曲线转换为ADRS格式画到一张图上，如图3～6所示。

图3　完好结构的ADRS谱

图4 　锈蚀率10%结构的ADRS谱

图5　锈蚀率15%结构的ADRS谱

图6　锈蚀率20%结构的ADRS谱

通过能力谱和需求谱的交点求出不同龄期在役结构在8度罕遇地震下的性能点。由图6可见，钢筋截面损失率20%的结构其能力谱和需求谱没有交点，即不存在性能点，此时结构无法抵御罕遇地震作用。由各性能点处的谱位移、谱加速度反算得到性能点处的目标位移和基底剪力，见表2。

表2　不同龄期结构性能点位置

由表2可见，振型荷载工况下同一结构随着钢筋截面损失率增大，性能点处基底剪力逐渐减小，而目标位移则逐渐增大，这是因为锈损结构的侧向刚度要比完好结构的小，结构显得更柔一些。性能点处层间位移和层间位移角列于表3～表4中。

表3　不同龄期结构罕遇地震层间位移

表4　不同龄期结构罕遇地震层间位移角

由表3、表4可见，8度罕遇地震作用下，在不考虑结构后续使用期的情况下，层间位移和层间位移角随着钢筋锈蚀率的增大而增大。楼层位移和层间位移角曲线见图7～图8。

图7　罕遇地震楼层位移图

图8　罕遇地震层间位移角

由层间位移角图中可以看出，本结构中下部几层（2、3、4层）的层间位移角值较大，表明这些楼层是本结构相对薄弱的楼层。由此可以推断，在不断增大的地震作用下，结构先从这些楼层的构件中产生塑性铰，然后才向其他楼层发展，最后也是由于底部楼层塑性铰的变形过大从而使结构丧失承载能力而倒塌破坏。这些信息也可以从Push-over分析中塑性铰的发展情况获得。

5　推覆过程塑性铰发展情况

ETABS在对结构进行Push-over分析之后可以通过“显示变形形状”命令来查看各分析阶段产生塑性铰的位置及其所处状态，从而通过查看结构的局部变形来找到结构的薄弱环节。以便对结构的抗震性能进行进一步的评估，为制定具体的加固方案提供依据。图9为完好结构对应于初始、性能点处、性能点后、最终这四个阶段的塑性铰发展过程。

图9　完好结构塑性铰　　图10　锈蚀率10%的塑性铰

由图9可见，振型荷载工况下完好结构在推覆过程之初，第3层梁端首先达到弹性极限从而出现塑性铰。而后随着推覆过程的继续，其他楼层梁端也陆续出现塑性铰。直到结构达到性能点前，除顶层梁外，大部分楼层的梁端均出现塑性铰。除底层外的大部分柱端未出现塑性铰。当结构到达性能点之后，最上层的梁端也出现了塑性铰，底层柱底以及第1～4层梁端的塑性铰到达LS点。最后阶段，结构因为底层柱底的塑性铰达到极限变形从而使结构无法继续承载而破坏。

图10～图12分别为钢筋锈蚀率10%、15%和20%的结构在振型荷载工况下对应于性能点和最终两个阶段的塑性铰分布情况。由图中可见，锈蚀率为10%、15%和20%的结构其塑性铰的发展情况与完好结构是基本一致的。

图11　锈蚀率15%的塑性铰　图12　锈蚀率20%的塑性铰

6　结语

以某8度区在役钢筋混凝土框架结构为背景，基于静力非线性（Push-over）分析方法的基本原理，采用ETABS有限元分析软件进行抗震性能的定量化评估，在评估过程中考虑了构件耐久性损伤的影响，得出以下主要结论：钢筋锈蚀率为20%的结构比锈蚀率为0%的结构在屈服状态时的基底剪力减小约9%～19%，屈服平台长度缩短约40%～50%，以上结果表明，随着钢筋锈蚀率的增大，结构的承载能力、抗侧刚度和延性均呈减小趋势，即构件损伤对在役结构的抗震性能产生了不利影响。通过本文的探讨，表明采用静力非线性（Push-over）分析方法对在役结构进行抗震性能评估是完全可行的。

［1］ 胡聿贤.地震工程学［M］.北京：地震出版社.1988.

［2］ GB50011-2010.建筑抗震设计规范［S］.北京：中国建筑工业出版社.2011.

［3］ 孙彬.在役钢筋混凝土结构的性能退化与抗震性能评估［D］.西安建筑科技大学博士学位论文，2006.

［4］ 史庆轩，牛荻涛，颜桂云.反复荷载作用下锈蚀钢筋混凝土恢复力性能的试验研究［J］.地震工程与工程振动，2000，20（4）：44-50.

［5］ 王学民.锈蚀钢筋混凝土构件抗震性能试验与恢复力模型研究［D］.西安建筑科技大学硕士学位论文，2003，3.

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