高强混凝土抗震框架结构的地震破坏检测与预测外文翻译资料

 2022-10-08 10:10

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高强混凝土抗震框架结构的地震破坏检测与预测

摘要:本文介绍了对一两层的高性能混凝土结构的特别研究项目,研究了在一系列地震作用下结构的破坏形态、破坏检测及预测。通过对施加了持续地震力的结构进行重复的动力模拟试验,从而导致对结构的永久性破坏。为了监测破坏程度,在每次动力模拟试验后进行强迫振动试验,并用于掌握建筑物关键动力性能的变化。这种测试的组合首次应用于拥有最新详细地震资料的高强度混凝土框架结构。本文介绍了结构试验、强迫振动振动和动力模拟试验的设计思路以及建筑物破坏评估。为了验证这一试验程序,结构的刚度降低与在动力模拟测试期间测量的量和检测到的破坏有关。一种更新的模型程序,包括正则化,被应用于预测建筑中增加的破坏的位置。

关键词:地震破坏 破坏检测 损伤识别 动力模拟试验 强迫振动试验 高强混凝土

模态识别

1.简介

土木结构的破坏检测与识别对其安全性、管理和维护具有十分重要的意义。传统的方法,如目视检查或声学方法效率通常十分的有限,因为破坏的位置必须是已知的,并且并不是结构的所有部分都是可检测的。因为这些原因,在过去的二十年里,对基于结构动力特性的破坏检测方法产生了兴趣,这种方法允许对完整的结构进行测量。虽然不同的技术已被成功地应用,但他们中的大多数使用模拟数据[ 1 ]或简单的实验试样,如梁、板或理想的简化结构,通过人为引入破坏[ 2,3 ]进行试验。真正的结构的测试是很少的,并且因为环境和其他不可控因素的影响[ 4,5 ],往往不会产生令人满意的结果。

关于改变结构动力特性的方法的详细文章,可以在参考文献[6,7]中找到。试验中,一些方法被用在钢筋混凝土试件(常规梁)上并取得了不同程度的成功,它们都是基于试件的自振频率的改变,Salawu在他的一个的文献综述[ 8 ]中专门提到过。这些方法在检测破坏发生[9,10]方面往往非常直接但十分有效,但它们也有一定局限性,由于发生破坏的结构的频率变化,确实可以由温度变化而引起,或破坏发生在监测点的附近,尽管它们很小。 在大多数情况下,定位和量化破坏是不可能的,因为自振振频率是唯一的全局参数。然而,一些研究提供了可以通过仅使用基于频率的指数来方便地定位RC波束中的裂纹区域的方法[11,12]。一种更广泛的破坏检测方法基于模态振型,因为模态振型包括了可以更加切实定位和量化结构破坏的基本信息。 在这些方法中,关于钢筋混凝土试件破坏检测,文献中使用最广泛的指标是MAC(模态保证标准)和CoMAC [13]。形状模态曲率[14,15]; 柔度矩阵[14,4]; 弯曲刚度[16]; 和应变能[17]。 有限元模态振型型修正是另一种流行的破坏检测方法,它使用频率和振型来校准选定的物理参数的数值结构[ 18 ]。这种方法是本文采用的方法。一些采用振型修正法对钢筋混凝土进行结构试验的研究,数据的得到了满意的结果,,但大多局限于小的结构单元[19,20],他们经常通过将实际破坏[ 21,16 ]模型化以减少校准参数的数量。在文献中发现这些方法在实际结构中的应用很少,他们只关心与人为破坏[ 22 ]的联系。模态振型修正法应用于大型建筑物是是十分罕见的,其中大部分只涉及数值模型校准,无伤检测[ 23 ]。实验室在钢柱与混凝土板复合结构上采用模振型型修正法进行了全面的地震破坏检测研究,详见参考文献[ 24 ]

本文中,我们在在两层的大型高强度混凝土(HSC)抗震框架建筑上进行了大型地震测试工程。 作为HSC结构的抗震性能和破坏预测和检测的研究项目的一部分,该建筑物进行了重复的拟动力和强迫振动试验。测试的主要目的是评估在使用拟动力测试技术的地震力增加下的破坏和性能,并提供强迫振动测试的实验数据,以预测在增加的地震荷载下的破坏。在抗震设计中使用高强度混凝土的目的可以在Mousseau和Paultre [25]中找到,并且关于地震反应的建模可以在Mousseau [26]中找到。

2.实验程序

拟动力技术用于模拟结构上增加的地震荷载。地面运动的输入被扫描到五个不同的强度区域,并在试件上成功应用来增加破坏的水平。每次在加载模拟地震载荷程式之间进行强迫振动试验,以利用安装在建筑物顶部的偏心摇块振动器来获得振动频率,振型和模态阻尼比。 强迫振动试验的初始结果用于校准拟动力试验的数学模型。这种技术需要一个数字模型结构的精确发展。最后,参数化模型在增加负载的每个步骤中都用动态属性进行同步,以检测构件的刚度降低并识别对结构的破坏。

3.双层高强混凝土建筑试件

两层高强混凝土建筑图2所示。在东西方向开间5米,在南北方向开间4米,层高3米。该建筑物是根据加拿大国家建筑规范(NBCC)设计的,位于加拿大蒙特利尔,框架具有一定延性。结构使用标准的办公室建筑活荷载2.40 kN/m2,雪荷载估计为2.32kN/m2。 一楼采用了1.70 kN/m2的叠加静力荷载,对应于机械运转、地板装修和分区装载,而施加2.10 kN/m2的超强静力载荷作为屋顶机械和隔离物重量。建筑物的平面图和立面图如图2所示。

图3表示了建筑物单位质量下的地震基底剪力(V/P),根据2005年在蒙特利尔的NBCC规定[27],建成了具有一定延性的作为抗震框架的基本横向振动周期的函数模型。该函数采用简化代码方程和有限元模型分别得到0.2875s和0.4313s基本自振周期,如图3所示。

结构构件的设计符合《混凝土结构设计规范》CSA A23.3-94[28]的特别规定。柱尺寸都采用300mmtimes;300mm。双向板板厚取150mm,板四周采用300mmtimes;300mm的支承梁。混凝土强度为70MPa,采用钢材的屈服强度为400MPa。梁、柱和节点处的加强具体情况如图4所示。 更多详情可以在Mousseau和Paultre[25]找到。

4.通过动力模拟试验引起地震破坏

通过动力模拟试验(PSD)模拟持续地震作用引起的破坏[29,30,25]。动力模拟试验(PSD) 需要与常规准静态试验相同的设备,其中通过可进行位移控制的液压执行器对试样施加预计的荷载或位移。在这个项目中,四个500kN动态额定伺服液压执行器作用在反力墙上,向建筑物施加横向地震荷载(图1)。在每层楼的东西方向的板和支承梁的跨中处安装了两个传感器。用于测量对两个独立的三角钢桁架施加的位移,这两个使用了位移传感器的桁架在图1中可以清楚的看到。两层建筑中梁、柱和板中纵向和横向加强钢筋的形变全部采用应变仪测量。

用于动力模拟试验的横向刚度矩阵是对应于具有两个系统自由度的完整2times;2矩阵,每个楼层一个。通过对建筑物进行初步的静态位移测试来确定结构的初始状态刚度矩阵。 对角线2times;2的质量矩阵包含集中在地面的质量。假想阻尼矩阵与质量刚度矩阵(瑞利阻尼)成正比,并且采用未破坏结构的初始强迫振动试验获得的模态阻尼比为1.57%和0.76%来确定。

4.1 地面运动

建筑物的抗震设计采用标准地震反应谱,对应蒙特利尔(加拿大)50年(2475年回归期)超过2%的概率。动力模拟试验采用两种不同的加速度。第一次地震记录是1940年5月18日,加利福尼亚州帝王谷地震期间,由埃尔森特罗(El Centro)记录的加速度图,地震输入的前30秒时间历程如图图5(a)所示。地震波分解成不同的地面峰值加速度(PGA)睡平:0.129g、0.180g、0.270g和0.4g,以研究结构持续破坏下的抗震性能。第一个地面峰值加速度值对应于1年内概率大于1%的小规模地震,而最后一个值对应于50年概率超过的2%的非常强烈的地震作用。0.180g的地面峰值加速度值对应于在50年内概率超过10%的强烈地震作用,还使用了0.129g和0.270g的中间值。

历史上第二次进行动力模拟试验的是一种名为M7R70A1的合成波,模拟蒙特利尔地区50年一遇超越概率为2%的地震波[32]。该地面运动与2005年NBCC[27,33]中使用的标准地震反应谱(UHS)一致。这个合成时间历程(图5(b))在距离震源70公里处产生了7.0级地震,峰值地面加速度(PGA)为0.271g。图5列出了蒙特利尔地区密实土和软岩(C类)的2005年NBCC给出的该区标准地震反应谱,以及在每次强迫振动试验获得的第一和第二弯曲模量的周期范围。表1给出了在测试期间使用的每个地震运动的5%阻尼的模拟加速度反应谱(PSA)。

4.2 地震响应

建筑物的小震反应是通过埃尔森特罗波产生激励,地面峰值加速度为0.078 g,达到蒙特利尔1年超越概率为1%(表1中的level 1)的地震反应水平。地面位移-时间曲线如图图6(a)所示,基底剪力-时间曲线如图7(a)所示。第一层和第二层的最大层间位移分别为6.5 mm和5.9 mm,分别对应于0.22%和0.20%的位移比,远低于灾后建筑物的1%位移比限值(学校建筑物为2%,所有其他建筑物则为2.5%)。试验过程中最大基底剪力为68.1 kN。除了在初始动力模拟试验之前进行的恒荷载和活载荷以及初始强制振动试验以获得初始动力特性(频率和振型)产生了较细裂缝之外,没有大的裂缝产生。因为破坏没有明显的变化,在该试验之后没有进行动态表征。

通过对结构作用调制成峰值地面加速度为0.129g(0.078 g和0.180 g 的平均值)的埃尔森特罗波,使结构产生损伤破坏,实现了中等水平的地震响应。地面位移-时间曲线如图6(b)示,基底剪力-时间曲线如图7(b)所示。第一层和第二层的最大层间位移为10.5 mm和10.6 mm,对应于0.35%的位移比,这仅为普通建筑物的最大极限位移的14%。在试验期间测量的最大基底剪力为96.4 kN,刚好在基底剪力设计值99.8 kN的范围内。没有检测到加强区的屈服,同时没有明显的混凝土剥落。 由恒荷载和活荷载引起的细裂缝进一步扩大和延长。

通过将埃尔森特罗波峰值地面加速度调整为0.180 g(表1中的level 3),对应于建筑的设计值(图5),实现了中等水平地震响应,该结构的地震反应如图6(c)和7(c)。所示。从反应时程可以观察到一些周期的延长。在这种地震波输入下,结构在梁、柱和板的两端都产生了明显的裂缝,没有记录到钢筋屈服,也没有看到混凝土的剥落。 该建筑物的一层最大位移为24.5 mm,最大顶层位移为52.4 mm。第一和第二层的最大层间位移为24.5 mm和28.3 mm,约占加拿大国家规范要求的建筑物震后允许的最大层间位移量1%的82%和94%。测量的最大基底剪力刚刚达到2005年的NBCC规定的基底剪力设计值(99.8kN)。测试表明,高强度度混凝土在这种激励水平下表现很好,并且损坏较小。

在PSD测试期间观测到第一次屈服发生时,El Centro波的地面峰值加速度调谐到0.270g(表1中的level 4)。结构的位移-时间曲线如图6(d)和7(d)所示。在第一次屈服的时候,基底剪力是144.4kN。从图5(d)中可以看出,对于第一种弯曲模量,建筑物在这种振动周期下激发的模拟加速度响应水平明显高于蒙特利尔波的设计反应谱,最大层间位移为24.6mm和41.9mm,分别对应于1.15%和1.40%的位移比。试验期间结构表现非常好,在当前裂缝扩大的同时,在梁、柱和板的端部几乎没有产生新的裂缝,保护层未发生剥落,加强区部位也没有发生失稳情况。

最后一次动力模拟试验将地面峰值加速度调谐到0.430g(表1中的level 6),对应于蒙特利地区50年内超越概率为2%的地震[33]。结构的地震时间历程反应如图6(e)和7(e)所示。从第一次小震激励与最后一次最高等级的地震激励试验之间的响应历史(70%以上)可以观察到十分关键的时间延长,第一层和第二层最大层间位移为50.9mm和67.5mm。在测试期间最大基底剪力为204.3kN,这是基底剪力设计值的两倍以上。结果分析显示结构具有明显的弹塑性。梁中靠近柱面的纵向加强筋和第一层柱的柱底受到非弹性拉应变。在第一层梁柱交接处的柱纵筋和第二层柱中的所有纵筋保持在钢筋的弹性范围内。现有的裂缝几乎都大幅扩大,从柱和梁的一面向另一面扩大,梁、柱、板和节点处出现了几个新的裂缝。另一方面,没有观察到混凝土保护层的剥落,这意味着加强区没有发生局部失稳。节点处用两个方形抗震箍加固,表现良好,只出现了几个相对较小的斜裂缝,表明横向钢筋没有发生屈服。尽管地震激励水平很高,但建筑保持了其结构完整性和承载能力。

在最后动力模拟试验中模拟了十分严重的地震激励,对建筑物进行了静力弹塑性测试。测试的目标是验证结构的最终承载能力,以及其超强和塑性水平。对该结构进行了逐渐增加的水平荷载的测试,其分布形状可以采用2005年NBCC规定设计反应谱的结构模态分析获得的水平荷载组合的平方和开平方来计算。

图8显示了增加El Centro地震波激励和倾覆试验时的基底剪力与屋顶位移,图中还给出了结构响应的模型化双线性曲线。初始刚度基于由El Centro波地面峰值加速度在0.078g、10129g、0.180g和0.270g的拟动力激励下的滞后响应(图8(a-d))。模型化双线性曲线的第二个斜率是基于由地面峰值加速度为0.430g的动态激励产生的滞后响应(图8(

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