钢管再生混凝土框架体系抗震性能研究

2018-08-06胡乐乐

安徽建筑大学学报 2018年2期

胡乐乐，李凡，关群

(合肥工业大学土木与水利工程学院，安徽合肥 230009)

关键字：再生混凝土；RCFST框架；时程分析；抗震性能

0 引言

再生混凝土是混凝土中的骨料部分或全部来自废弃混凝土而成的复合材料。再生混凝土技术可以实现对废弃混凝土的回收利用，响应了国家绿色环保可持续发展政策。目前钢管再生混凝土构件在结构中一般作为轴向承重的柱和拱肋，在结构中的受力特征会受到其他构件和整体结构形式的影响，其力学性能和工作机理与单个构件仍有一定区别，而国内外对钢管再生混凝土研究主要集中在构件性能上的研究，对钢管再生混凝土整体结构性能研究需深入，尤其是框架结构整体体系的抗震性能研究，从而为形成相应的设计方法提供一些参考依据。

国内外研究表明随着再生骨料取代率的增加，再生混凝土的抗压强度、弹性模量[1-3]、耐久性能[4]有所下降。而将再生混凝土应用于钢管混凝土（CFST）组合结构中，能使钢材和混凝土两种不同性质材料发挥各自特长，利用钢管对核心再生混凝土套箍作用，使再生混凝土处于三向受压状态，从而改善再生混凝土强度和变形性能[5]，弥补再生混凝土的不足。

本文通过对比分析CFST、RCFST框架在地震作用下的动力响应，研究RCFST框架体系的抗震性能。

1 RCFST框架计算模型

本文采用的结构模型为钢管混凝土框架结构体系，为10层的办公楼，层高3.3 m，总高为33 m。该工程抗震设防烈度为8度，基本地震加速度为0.2 g，设计地震分组为第二组，Ⅱ类场地。钢管柱、梁采用Q345钢，L2为H M300×200×8×12，其余梁为H M500×300×11×18，楼板为普通C30混凝土，板厚均为120 mm，钢管混凝土柱外径600 mm，壁厚10 mm。结构平面图如图1所示。

图1 模型平面图

钢管混凝土柱中再生骨料取代率分别为0%（N C）、100%（R C100），再生混凝土的力学性能采用文献[6]的实测数据，见表1所列。

钢材采用文献[7]的本构模型；钢管核心混凝土应考虑三向约束效应，在韩林海[8]提出的核心混凝土本构模型基础之上，对核心再生混凝土本构关系[9]进行修正。其表达式为:

表1 钢管柱再生混凝土实测性能

f'c,r为不同取代率下的圆柱体轴心抗压强度，下标r表示取代率，fcu,r为不同取代率下的立方体抗压强度，fc,r表示棱柱体轴心抗压强度。

其修正后的核心再生混凝土三向应力-应变曲线如图2所示。

图2 核心再生混凝土应力-应变曲线

在S A P2000有限元模型中，通过截面编辑器定义钢管混凝土组合柱，将前面计算所得核心混凝土应力-应变曲线分别输入各个模型，从而模拟出不同再生骨料取代率下的RCFST框架结构。结构的梁、柱选用框架单元来模拟，结构的楼板选用薄壳单元来模拟，模型底层支座设为嵌固端，考虑刚性楼板假定。有限元模型如图3所示。

图3 三维有限元模型

2 模态分析

提取模型的前12阶振型，其周期和振型特征如表2所示。

表2 模型主要振型及周期

由模态分析结果可知：

（1）两种模型同阶模态周期相差不大，RCFST模型相比CFST模型，结构自振周期变大，最大增幅7%。类比单自由度周期计算公式可知，再生混凝土的M和K均减小，刚度对自振周期影响大于质量的影响。

（2）两种模型各阶振型特征基本相同。第一振型都是Y向平动，第二振型X向平动，第三振型为扭转振型。符合规范中规定第一、第二振型不能以扭转为主。两种模型周期比均为0.87，小于0.9，符合规范相关规定[10]。

（3）各阶振型特征相同，可以认为RCFST和CFST框架体系有着极为相近的动力特性。

（4）选取前12阶振型的质量参与系数均大于90%，满足规范相关规定[11]。

3 动力时程分析

弹性和弹塑性时程分析采用EL-Centro波、Taft波和人工波输入模型，地震波峰值加速度调整系数见表3,地震波加速度时程见图4。

表3 地震峰值加速度调整系数

图4 地震波加速度时程

3.1 多遇地震下弹性时程分析

多遇地震时阻尼按规范规定[12]取0.04，地震波沿Y向（结构刚度弱方向）输入，并按表3对峰值进行调整，持续时间设为20 s，EL-Centro波和Taft波时间步长取0.02 s，人工波取0.01 s。

RCFST和CFST模型在多遇地震下结构动力响应指标最大绝对值见表4所列。三种地震波作用下，RCFST模型比CFST模型的最大层间位移角和顶层位移稍微增大，而基底剪力有所减小。其中层间位移角最大增幅为3.6%，顶层位移增幅为2.3%，基底剪力减幅16%。RCFST模型最大层间位移角为1/659，CFST模型最大层间位移角为1/673，满足规范不大于1/300的规定[11]。

RCFST和CFST框架体系基底剪力时程如图5所示，在三条地震波作用下，RCFST比CFST模型基底剪力时程总体上要小，且峰值均小于CFST模型。这是由于RCFST模型的刚度和重力荷载代表值较CFST模型小，地震作用下吸收的地震能量较CFST模型小，基底剪力随之减小。

3.2 罕遇地震下弹塑性时程分析

罕遇地震时阻尼比按规范规定[12]取0.05，时程类型采用直接积分，积分方法选Hiber-Huges-Taytor，采用塑性铰方法来模拟梁、柱的非线性性能，地震波沿Y向输入，按表3对峰值进行调整，持续时间设为15 s。

图5 多遇地震Y向基底剪力时程

表4 多遇地震作用下结构动力响应指标最大绝对值

RCFST和CFST框架体系罕遇地震下结构动力响应指标最大绝对值见表5所列，三种地震波作用下，RCFST模型比CFST模型的最大层间位移角和顶层位移有所增大，而所受基底剪力减小，其中层间位移角最大增幅为5.8%，顶层位移增幅为4%，基底剪力减幅3.2%。RCFST模型最大层间位移角为1/135，CFST模型最大层间位移角为1/142，满足规范不大于1/50的规定[11]。

RCFST和CFST框架体系基底剪力时程如图6所示，三条地震波作用下，基底剪力时程相差不大，RCFST模型基底剪力时程峰值比CFST模型小。

RCFST和CFST框架体系Y向顶层位移时程如图7所示，在三种地震波作用下，两种模型位移时程反应相近，但RCFST模型顶层位移时程峰值比CFST模型略大，从曲线形状分析可知，波峰间距随时间的增加逐渐增大，这表明随着时间的增加结构塑性损伤增加，结构刚度逐渐下降导致周期增大。

RCFST和CFST框架体系Y向层间位移角包络线如图8所示，总体情况下RCFST层间位移角包络值要大于CFST模型，沿结构高度变化比较均匀。