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5 5，抗震變形驗算5 5,1，根據(jù)本規(guī)范所提出的抗震設防三個水準的要求。采用二階段設計方法來實現(xiàn),即、在多遇地震作用下、建筑主體結(jié)構(gòu)不受損壞、非結(jié)構(gòu)構(gòu)件、包括圍護墻 隔墻，幕墻、內(nèi)外裝修等、沒有過重破壞并導致人員傷亡。保證建筑的正常使用功能 在罕遇地震作用下,建筑主體結(jié)構(gòu)遭受破壞或嚴重破壞但不倒塌、根據(jù)各國規(guī)范的規(guī)定。震害經(jīng)驗和實驗研究結(jié)果及工程實例分析 采用層間位移角作為衡量結(jié)構(gòu)變形能力從而判別是否滿足建筑功能要求的指標是合理的，對各類鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)和鋼結(jié)構(gòu)要求進行多遇地震作用下的彈性變形驗算，實現(xiàn)第一水準下的設防要求、彈性變形驗算屬于正常使用極限狀態(tài)的驗算.各作用分項系數(shù)均取1，0.鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)構(gòu)件的剛度。國外規(guī)范規(guī)定需考慮一定的非線性而取有效剛度 本規(guī)范規(guī)定與位移限值相配套。一般可取彈性剛度 當計算的變形較大時。宜適當考慮構(gòu)件開裂時的剛度退化,如取0。85EcI0,第一階段設計,變形驗算以彈性層間位移角表示,不同結(jié)構(gòu)類型給出彈性層間位移角限值范圍 主要依據(jù)國內(nèi)外大量的試驗研究和有限元分析的結(jié)果。以鋼筋混凝土構(gòu)件,框架柱,抗震墻等。開裂時的層間位移角作為多遇地震下結(jié)構(gòu)彈性層間位移角限值，計算時,一般不扣除由于結(jié)構(gòu)重力P、效應所產(chǎn)生的水平相對位移、高度超過150m或H.B 6的高層建筑 可以扣除結(jié)構(gòu)整體彎曲所產(chǎn)生的樓層水平絕對位移值,因為以彎曲變形為主的高層建筑結(jié)構(gòu)。這部分位移在計算的層間位移中占有相當?shù)谋壤?，加以扣除比較合理，如未扣除、位移角限值可有所放寬，框架結(jié)構(gòu)試驗結(jié)果表明.對于開裂層間位移角,不開洞填充墻框架為1,2500，開洞填充墻框架為1,926、有限元分析結(jié)果表明、不帶填充墻時為1 800.不開洞填充墻時為1 2000.本規(guī)范不再區(qū)分有填充墻和無填充墻、均按89規(guī)范的1,550采用、并仍按構(gòu)件截面彈性剛度計算、對于框架。抗震墻結(jié)構(gòu)的抗震墻 其開裂層間位移角、試驗結(jié)果為1、3300。1.1100,有限元分析結(jié)果為1。4000,1 2500、取二者的平均值約為1、3000，1 1600 2001規(guī)范統(tǒng)計了我國當時建成的124幢鋼筋混凝土框，墻、框，筒、抗震墻.筒結(jié)構(gòu)高層建筑的結(jié)構(gòu)抗震計算結(jié)果 在多遇地震作用下的最大彈性層間位移均小于1 800.其中85。小于1，1200。因此對框，墻、板柱,墻,框,筒結(jié)構(gòu)的彈性位移角限值范圍為1.800。對抗震墻和筒中筒結(jié)構(gòu)層間彈性位移角限值范圍為1。1000、與現(xiàn)行的混凝土高層規(guī)程相當，對框支層要求較框.墻結(jié)構(gòu)加嚴.取1.1000 鋼結(jié)構(gòu)在彈性階段的層間位移限值，日本建筑法施行令定為層高的1、200,參照美國加州規(guī)范.1988。對基本自振周期大于0 7s的結(jié)構(gòu)的規(guī)定，本規(guī)范取1,250.單層工業(yè)廠房的彈性層間位移角需根據(jù)吊車使用要求加以限制，嚴于抗震要求、因此不必再對地震作用下的彈性位移加以限制，彈塑性層間位移的計算和限值在本規(guī)范第5。5,4和第5、5。5條有規(guī)定。單層鋼筋混凝土柱排架為1.30。因此本條不再單列對于單層工業(yè)廠房的彈性位移限值,多層工業(yè)廠房應區(qū)分結(jié)構(gòu)材料,鋼和混凝土。和結(jié)構(gòu)類型?？?排架、分別采用相應的彈性及彈塑性層間位移角限值?？蚺偶芙Y(jié)構(gòu)中的排架柱的彈塑性層間位移角限值，在本規(guī)范附錄H第H,1節(jié)中規(guī)定為1,30.5 5。2、震害經(jīng)驗表明、如果建筑結(jié)構(gòu)中存在薄弱層或薄弱部位,在強烈地震作用下,由于結(jié)構(gòu)薄弱部位產(chǎn)生了彈塑性變形 結(jié)構(gòu)構(gòu)件嚴重破壞甚至引起結(jié)構(gòu)倒塌,屬于乙類建筑的生命線工程中的關(guān)鍵部位在強烈地震作用下一旦遭受破壞將帶來嚴重后果 或產(chǎn)生次生災害或?qū)葹?，恢復重建及生產(chǎn)、生活造成很大影響，除了89規(guī)范所規(guī)定的高大的單層工業(yè)廠房的橫向排架,樓層屈服強度系數(shù)小于0、5的框架結(jié)構(gòu)。底部框架磚房等之外、板柱。抗震墻及結(jié)構(gòu)體系不規(guī)則的某些高層建筑結(jié)構(gòu)和乙類建筑也要求進行罕遇地震作用下的抗震變形驗算,采用隔震和消能減震技術(shù)的建筑結(jié)構(gòu)，對隔震和消能減震部件應有位移限制要求.在罕遇地震作用下隔震和消能減震部件應能起到降低地震效應和保護主體結(jié)構(gòu)的作用,因此要求進行抗震變形驗算 考慮到彈塑性變形計算的復雜性，對不同的建筑結(jié)構(gòu)提出不同的要求，隨著彈塑性分析模型和軟件的發(fā)展和改進 本次修訂進一步增加了彈塑性變形驗算的范圍。5.5,3、對建筑結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下薄弱層,部位.彈塑性變形計算，12層以下且層剛度無突變的框架結(jié)構(gòu)及單層鋼筋混凝土柱廠房可采用規(guī)范的簡化方法計算 較為精確的結(jié)構(gòu)彈塑性分析方法,可以是三維的靜力彈塑性.如push.over方法.或彈塑性時程分析方法，有時尚可采用塑性內(nèi)力重分布的分析方法等,5、5。4。鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)及高大單層鋼筋混凝土柱廠房等結(jié)構(gòu).在大地震中往往受到嚴重破壞甚至倒塌 實際震害分析及實驗研究表明，除了這些結(jié)構(gòu)剛度相對較小而變形較大外.更主要的是存在承載力驗算所沒有發(fā)現(xiàn)的薄弱部位,其承載力本身雖滿足設計地震作用下抗震承載力的要求.卻比相鄰部位要弱得多、對于單層廠房,這種破壞多發(fā)生在8度,類場地和9度區(qū)。破壞部位是上柱、因為上柱的承載力一般相對較小且其下端的支承條件不如下柱.對于底部框架.抗震墻結(jié)構(gòu) 則底部和過渡層是明顯的薄弱部位、迄今，各國規(guī)范的變形估計公式有三種 一是按假想的完全彈性體計算、二是將額定的地震作用下的彈性變形乘以放大系數(shù)，即 up。ηp ue 三是按時程分析法等專門程序計算，其中采用第二種的最多.本條繼續(xù)保持89規(guī)范所采用的方法,1。根據(jù)數(shù)千個.1,15、層剪切型結(jié)構(gòu)采用理想彈塑性恢復力模型進行彈塑性時程分析的計算結(jié)果,獲得如下統(tǒng)計規(guī)律.1。多層結(jié)構(gòu)存在、塑性變形集中，的薄弱層是一種普遍現(xiàn)象，其位置,對屈服強度系數(shù)ξy分布均勻的結(jié)構(gòu)多在底層。分布不均勻結(jié)構(gòu)則在ξy最小處和相對較小處。單層廠房往往在上柱,2，多層剪切型結(jié)構(gòu)薄弱層的彈塑性變形與彈性變形之間有相對穩(wěn)定的關(guān)系.對于屈服強度系數(shù)ξy均勻的多層結(jié)構(gòu) 其最大的層間彈塑變形增大系數(shù)ηp可按層數(shù)和ξy的差異用表格形式給出。對于ξy不均勻的結(jié)構(gòu).其情況復雜，在彈性剛度沿高度變化較平緩時，可近似用均勻結(jié)構(gòu)的ηp適當放大取值.對其他情況、一般需要用靜力彈塑性分析。彈塑性時程分析法或內(nèi)力重分布法等予以估計.2。本規(guī)范的設計反應譜是在大量單質(zhì)點系的彈性反應分析基礎(chǔ)上統(tǒng)計得到的。平均值，彈塑性變形增大系數(shù)也在統(tǒng)計平均意義下有一定的可靠性 當然、還應注意簡化方法都有其適用范圍 此外 如采用延性系數(shù)來表示多層結(jié)構(gòu)的層間變形,可用μ ηp，ξy計算,3 計算結(jié)構(gòu)樓層或構(gòu)件的屈服強度系數(shù)時，實際承載力應取截面的實際配筋和材料強度標準值計算。鋼筋混凝土梁柱的正截面受彎實際承載力公式如下,式中。NG為對應于重力荷載代表值的柱軸壓力 分項系數(shù)取1.0。注。上角a表示、實際的.4，2001規(guī)范修訂過程中.對不超過20層的鋼框架和框架.支撐結(jié)構(gòu)的薄弱層層間彈塑性位移的簡化計算公式開展了研究,利用DRAIN.2D程序?qū)θ绲钠矫驿摽蚣芎椭锌鐬榻徊嬷蔚娜玟摻Y(jié)構(gòu)進行了不同層數(shù)鋼結(jié)構(gòu)的彈塑性地震反應分析、主要計算參數(shù)如下,結(jié)構(gòu)周期、框架取0.1n 層數(shù) 支撐框架取0。09n、恢復力模型，框架取屈服后剛度為彈性剛度0 02的不退化雙線性模型、支撐框架的恢復力模型同時考慮了壓屈后的強度退化和剛度退化.樓層屈服剪力.框架的一般層約為底層的0,7,支撐框架的一般層約為底層的0。9、底層的屈服強度系數(shù)為0，7、0.3 在支撐框架中.支撐承擔的地震剪力為總地震剪力的75?？蚣懿糠殖袚?5.地震波取80條天然波 根據(jù)計算結(jié)果的統(tǒng)計分析發(fā)現(xiàn)，純框架結(jié)構(gòu)的彈塑性位移反應與彈性位移反應差不多 彈塑性位移增大系數(shù)接近1、隨著屈服強度系數(shù)的減小、彈塑性位移增大系數(shù)增大 樓層屈服強度系數(shù)較小時 由于支撐的屈曲失效效應。支撐框架的彈塑性位移增大系數(shù)大于框架結(jié)構(gòu)、以下是15層和20層鋼結(jié)構(gòu)的彈塑性增大系數(shù)的統(tǒng)計數(shù)值，平均值加一倍方差。上述統(tǒng)計值與89規(guī)范對剪切型結(jié)構(gòu)的統(tǒng)計值有一定的差異,可能與鋼結(jié)構(gòu)基本周期較長,彎曲變形所占比重較大、采用桿系模型時樓層屈服強度系數(shù)計算。以及鋼結(jié)構(gòu)恢復力模型的屈服后剛度取為初始剛度的0,02而不是理想彈塑性恢復力模型等有關(guān)。5.5、5，在罕遇地震作用下,結(jié)構(gòu)要進入彈塑性變形狀態(tài) 根據(jù)震害經(jīng)驗、試驗研究和計算分析結(jié)果,提出以構(gòu)件.梁。柱.墻。和節(jié)點達到極限變形時的層間極限位移角作為罕遇地震作用下結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角限值的依據(jù) 國內(nèi)外許多研究結(jié)果表明，不同結(jié)構(gòu)類型的不同結(jié)構(gòu)構(gòu)件的彈塑性變形能力是不同的、鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的彈塑性變形主要由構(gòu)件關(guān)鍵受力區(qū)的彎曲變形,剪切變形和節(jié)點區(qū)受拉鋼筋的滑移變形等三部分非線性變形組成 影響結(jié)構(gòu)層間極限位移角的因素很多。包括、梁柱的相對強弱關(guān)系，配箍率 軸壓比，剪跨比 混凝土強度等級，配筋率等,其中軸壓比和配箍率是最主要的因素.鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)的層間位移是樓層梁 柱,節(jié)點彈塑性變形的綜合結(jié)果 美國對36個梁,柱組合試件試驗結(jié)果表明,極限側(cè)移角的分布為1 27。1.8，我國學者對數(shù)十榀填充墻框架的試驗結(jié)果表明，不開洞填充墻和開洞填充墻框架的極限側(cè)移角平均分別為1 30和1 38.本條規(guī)定框架和板柱 框架的位移角限值為1、50是留有安全儲備的 由于底部框架砌體房屋沿豎向存在剛度突變,因此對其混凝土框架部分適當從嚴.同時，考慮到底部框架一般均帶一定數(shù)量的抗震墻、故類比框架?？拐饓Y(jié)構(gòu)。取位移角限值為1.100,鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下。抗震墻要比框架柱先進入彈塑性狀態(tài) 而且最終破壞也相對集中在抗震墻單元,日本對176個帶邊框柱抗震墻的試驗研究表明、抗震墻的極限位移角的分布為1,333、1、125。國內(nèi)對11個帶邊框低矮抗震墻試驗所得到的極限位移角分布為1，192.1,112.在上述試驗研究結(jié)果的基礎(chǔ)上。取1.120作為抗震墻和筒中筒結(jié)構(gòu)的彈塑性層間位移角限值,考慮到框架.抗震墻結(jié)構(gòu),板柱，抗震墻和框架,核心筒結(jié)構(gòu)中大部分水平地震作用由抗震墻承擔，彈塑性層間位移角限值可比框架結(jié)構(gòu)的框架柱嚴。但比抗震墻和筒中筒結(jié)構(gòu)要松,故取1、100、高層鋼結(jié)構(gòu)、美國ATC3,06規(guī)定。類危險性的建筑，容納人數(shù)較多,層間最大位移角限值為1。67。美國AISC、房屋鋼結(jié)構(gòu)抗震規(guī)定.1997、中規(guī)定 與小震相比。大震時的位移角放大系數(shù) 對雙重抗側(cè)力體系中的框架，中心支撐結(jié)構(gòu)取5.對框架.偏心支撐結(jié)構(gòu)、取4.如果彈性位移角限值為1.300,則對應的彈塑性位移角限值分別大于1 60和1,75.考慮到鋼結(jié)構(gòu)在構(gòu)件穩(wěn)定有保證時具有較好的延性.彈塑性層間位移角限值適當放寬至1，50、鑒于甲類建筑在抗震安全性上的特殊要求、其層間變位角限值應專門研究確定