Испытание Высотное Core стены: эффективная жесткость сейсмическому анализу
Испытание было проведено на большой макет конкретные Экранные из ядра высотного здания. Стены тонкие (высота до длины отношение 7,2), был фланцевые сечения, низкий процент вертикальной арматуры (0,45%), и был подвергнут постоянной осевой сжатия ^ югу 0.1f 'с ^ Ag в моделировать действие силы тяжести нагрузки. Примерно 70% от сопротивления на изгиб стены должен был применять осевого сжатия. Основной упор в испытание было изучение влияния трещин на эффективную жесткость для сейсмического анализа. Особый интерес вызывает восстановление без трещин сечения жесткость за счет осевого сжатия от тяжести нагрузки закрытия изгиб трещины в стенах с низким процентом вертикальной арматуры. Обширные измерения были сделаны из конкретных штаммов по разбитому регионе стены, и они были использованы для калибровки модели нелинейных изгибных жесткости для высотного конкретные shearwalls. Окончательный отказов было выпучивания неподдерживаемые вертикальной арматурного проката, ведущие к конкретным отслаивание и бар разрушения через несколько после потери устойчивости циклов.
Ключевые слова: растрескиванию; эффективной жесткости; изгиб; сейсмического анализа; Экранные; испытания.
(ProQuest: ... означает формулы опускается.)
ВВЕДЕНИЕ
Бетонные shearwalls в высотных зданиях часто расположены по периметру лифт и лестница валов, а также связаны вместе, чтобы сформировать прямоугольной трубки называется ядро, которое распространяется по высоте здания. Когда ядро подвергается концентрических боковой загрузкой в главном направлении, настенные сегментах параллельно боковой нагрузки в первую очередь сопротивление сдвигу, в то время как сегменты стены перпендикулярно боковой нагрузки действовать как фланцы и в первую очередь противостоять над вращающимися изгибающих моментов. Как ядер, как правило, расположен недалеко от здания центра, а столбцы тяжести нагрузки, как правило, расположены по всему периметру, основные стены обычно поддерживают значительные нагрузки тяжести. Благодаря сочетанию осевого сжатия и большой фланцы возрастает во-поворачивая сопротивление, и более высоких мод сокращения чрезмерной поворота спроса, стены высотных основных часто требуют сравнительно низкий процент вертикальной арматуры.
Важной частью сейсмических дизайн высотных зданий является оценка здания из-за смещения проектное землетрясение сил. Дизайн перемещения необходим, чтобы подтвердить здания наносы в приемлемых пределах, чтобы определить заключения усиление требуется в пластическом шарнире регионов стен, а также обеспечить штамповки сдвига сбоев не произойдет в плите столбцов соединения кадров тяжести нагрузки подключены к стенам. Дизайн перемещения конкретных shearwalls должна быть определена с помощью структурной модели, учитывающей влияние растрескивание бетона. Эффективной жесткости, используемых в линейной сейсмической анализ конкретных Экранные, как правило, определяется без трещин разделе жесткости умножается на один фактор, учитывающий изменение трещин по высоте, а также изменения растрескивания при увеличении боковой нагрузки до подкрепления уступок.
МЧС рекомендует 3561 на уровне 80% для ранее без трещин бетонных стенах и в 50% для ранее трещин в стенах. Комментарий к 1995 Новая Зеландия code2 конкретные рекомендации в 25% на бетонной стене без осевой силы и фактором 35% за бетонной стеной осевое усилие сжатия равна 10% от е '^ ^ к югу с Ag . Paulay3 рекомендует эффективную жесткость равна номинальной силы разделены на выход перемещения. До настоящего исследования, не было известно, какие из этих рекомендаций были наиболее подходящими для высотных зданий corewall.
Настоящее исследование начал развивающихся простых нелинейных изгибных модели, которые могут быть использованы для определения эффективных изгибной жесткости высотных конкретные shearwalls. Модель счета для восстановления uncrackedsection жесткость за счет осевого сжатия от тяжести нагрузки закрытия изгиб трещины. Результаты испытаний были необходимы для калибровки модели.
В таблице 1 приводятся примеры предыдущих tests4-13 на конкретных shearwalls с высоты к длине отношения (к югу ч ^ ш ^ / л ^ к югу W ^) больше, чем 2,0. Многочисленные испытания, не включенных в таблицу было бы сделать на приземистые стены к югу ч ^ ш ^ / л ^ к югу W ^ меньше или равна 2,0. Самые тонкие стены в таблице 1, а к югу ^ W ^ / л ^ ^ ш к югу от 3,4. Ни один из уже протестированных стены в таблице 1 имеет все характеристики высотных основной стене в том числе больших югу ч ^ ш ^ / л ^ к югу W ^ значительные осевого сжатия, фланцевые сечение, и низкий процент вертикальной арматуры. Для калибровки модели нелинейного изгиба, подробные показания деформации необходимы по разбитому регионе стены, которую трудно получить от предыдущего испытания сообщили в литературе. Таким образом, тест был проведен крупномасштабный широко настраивается бетонная стена с характеристиками показано в последней строке таблицы 1.
ЗНАЧЕНИЕ ИССЛЕДОВАНИЯ
Представлены результаты крупномасштабных испытаний очень тонкие стены с фланцевым сечения, низкий процент вертикальной арматуры, и подверглись значительным осевого сжатия. Хотя многие предыдущие тесты были проведены на конкретных shearwalls, ни один не имел такого сочетания характеристик, которые имеют особо важное значение для стен высотных ядра. Результаты испытаний используются для калибровки нелинейных изгибных model14 подходит для нажатия на анализ, а также для калибровки рекомендации для эквивалентных stiffness15 подходит для линейного динамического анализа. Результаты испытаний также будет полезной для других исследователей для калибровки своих моделей для высотного конкретные shearwalls. Хотя акцент сделан на эффективной жесткости, данные также представлены около дрейфа потенциала.
Экспериментальная программа
Описание испытания образца
Рисунок 1 представляет собой резюме опытный образец, который был 12,2 м (40 футов) от основания и 1625 мм (5 футов, 4 дюйма) с фланцевым сечения. Сети разделительной стены 1219 мм (4 м) в длину и 127 мм (5 дюймов) толстые, а фланцы были 203 мм (8 дюймов) в длину и 380 мм (15 дюйма) толщиной. Вертикальное усиление в каждом из двух фланцев состояла 5м до 10м арматуры охваченных № 3 обручами расположенных на расстоянии 64 мм (2,5 дюйма) в нижней 3 м (10 футов) для стен и расположенных на расстоянии 152 мм (6 дюймов ) в течение оставшегося высоте стены. Прозрачная крышка с № 3 обручами было 6 мм (0,25 дюйма). Сети была усилена 10М баров расположенных на расстоянии 305 мм (12 дюймов) по вертикали и по горизонтали ( Турники были подключены вокруг вертикальной арматурного проката в фланцев.
В большинстве высотных зданий Есть большие стены по периметру ниже поверхности земли, которые подключены к башне стены, диафрагмы жесткости из бетонных плит. В результате, место наибольший изгибающий момент в башне стены, как правило, в классе, и нет никаких выдвижных вертикальных подкрепление со дня основания, как это происходит, когда пластического шарнира находится непосредственно над фундаментом. Для имитации этого несколько в тесте, в критический раздел для гибки момент находится 426 мм (17 дюймов) по сравнению с стены базы путем предоставления дополнительных вертикальных укрепление стене под строительство совместного на этом месте (см. рис. 1).
Из-за ограниченной высоты лаборатории, стена была построена и испытана в горизонтальном положении. Направления, которые будут вертикали, если стена была построена в нормальном рабочем положении называется вертикальным в этой статье. Фланец стены было подтверждено два подшипников скольжения находится 2,97 м (9 футов, 9 дюймов) от основания стены и два подшипника на 9,83 м (31 футов, 3 дюйма) от основания (см. рис. 1) . До литья стены базы, испытание было проведено с целью определения поперечной силы, необходимые для преодоления трения в подшипниках тефлоновым из-за стены мертвым грузом. Боковые нагрузки, необходимой для поддержания движения стены 3,65 кН (0,83 кип), который составляет 2% от максимальной нагрузки, приложенной в тесте. Стены базы был брошен всему сдвига булавки вставляется в сильной этаже и пост-натянутой на пол, чтобы предотвратить смещение, однако, как отмечается в следующем, некоторое движение база измеряется в ходе испытания.
Свойства материалов
Стена была проведена проверка 140 дней после бетона в стену над швы был отлит из одной партии бетона. В то же время средний цилиндр прочности на сжатие бетона 49 МПа (7,1 KSI). Измеряется напряженно-деформированного ответы от трех цилиндров, свидетельствуют секущий модуль упругости (на 40% Е '^ с ^ к югу), равный 30000 МПа (4350 KSI), а начальной касательной модуля на 30% больше. Напряжение на пике нагрузки сжатия 0,0022.
Все 10М арматуры используются для построения стены пришли из одной тепла арматурной стали. Случайно выбранных образцов баров были протестированы. На основании номинальной crosssectional площадью 100 мм2 (0,16 in.2), в среднем текучести была определена в 455 МПа (66,0 КСИ), а средний предел прочности было установлено, что 650 МПа (94,3 KSI). Голые деформации панели в начало упрочнения был 0,009, в то время как модуль касательной в этой точке было 6000 МПа (870 KSI). Голые бар пятно на предел прочности был 0,08.
Методика проверки
Постоянной осевой нагрузкой 10% Е '^ с ^ к югу Ag = 1500 кН (342 кип) была применена к стене, на протяжении всего испытания. Два гидравлических приводов расположенные ниже стены базы были использованы, чтобы надеть четыре бара Dywidag подключен к верхней части стены (см. рис. 2). Гидравлические приводы подвергались постоянному давлению масла в ходе испытания (нагрузкой), и обладают достаточной инсульта, чтобы необходимые движения Dywidag баров в круговорот боковой нагрузки.
Боковые нагрузки был применен к началу стене с помощью МТС гидравлический привод с максимальной инсульта составляет ± 305 мм (12 дюйма). Привода была сделана операция в любое время на постоянной скорости общим водоизмещением 1 мм / сек (0,04 дюйма в секунду). Боковые нагрузки был применен 11,76 м (38 футов, 7 дюймов) от стены базы, а также 11,33 м (37 футов, 2 дюйма) от строительства сустав (см. рис. 1). Четыре полных циклов перемещения (от нуля до максимального положительного максимально отрицательным или нулевым) были выполнены в каждом из 13 различных уровнях перемещения (табл. 2). Общим водоизмещением в 13 уровней колебалась от 15 до 300 мм (1 / 2 до 12 дюймов), и подробно обсуждаются в разделе экспериментальных результатов.
Измерительные приборы
Рисунок 2 обобщает приборы, используемые для измерения бокового и осевые нагрузки, перемещений, и деформаций. Сотовый LC1 нагрузки был использован для измерения бокового сила, действующая на гидравлический привод. Четыре датчиков (LC2, LC3, LC4 и LC5) были установлены на Dywidag панелей, используемых для осевого сжатия применить к стене. Они были использованы для определения общего осевого сжатия, применяемого к стене, а также подтвердить, что сжатие форме.
Смещение верхней стены измерялась линейных дифференциальный трансформатор переменного (LVDT) датчик перемещения DT1 в гидравлический привод, а также была подтверждена DT2 и DT3. Бокового смещения стены на 5,08 м (200 дюймов) с базы измерялась DT5. Осевого смещения стены измерялась DT4 на 5,08 м (200 дюймов) по сравнению с подошву стены. Датчики перемещения DT6, DT7 и DT8 были использованы для контроля за передвижением подошву стены.
Для измерения осевой деформации стены во многих местах по высоте, металлические мишени были приклеены к стене и цифровой штангенциркуль был использован для измерения относительного смещения целей. По обе стороны стены, 11 мишеней расположенных на расстоянии около 500 мм (20 дюймов) по разбитому регионе стены. Подробная информация о целевых местах вблизи строительства совместного приведены в деталях рис. 2.
Четыре тензодатчиков (SG1, SG2, SG3 и СГ4) были присоединены к 10М вертикальной арматуры на четырех углах стены. Тензодатчики были расположены именно на строительство совместных измерить деформации максимум арматурного проката.
Все датчиков, датчиков LVDT перемещения, и тензодатчиков было зарегистрировано пять раз в секунду на протяжении всего испытания. В первый и последний цикл каждое смещение уровня, перемещение оставалась постоянной на максимальное значение в то время как трещины моделей и трещины шириной были задокументированы и относительной целевой перемещения были измерены (см. рис. 3).
РЕЗУЛЬТАТЫ ИССЛЕДОВАНИЙ
Исправления
Датчики перемещения DT6, DT7 и DT8 же измерить некоторые вращения базы в ходе испытания. Измеряются смещения были использованы для определения движения твердого тела стены, в том числе боковой составляющей перемещения в верхней части стены. Во всей этой работе, измеренные смещения в том числе движения твердого тела стены называются общей перемещений, а исправление перемещений вращения твердого тела устранить называются стены перемещений. Рисунок 4 сравнивает эти два перемещений.
Таблица 2 суммирует 13 перемещения уровнях с точки зрения общего перемещения и перемещения стенки. Из-за проблемы с системой сбора данных, данные были потеряны на 30 и 45 мм (1,2 и 1,8 дюйма) общий уровень перемещения. Таким образом, дополнительный уровень в пределах ± 48 мм (1,9 дюйма) с общим водоизмещением четыре полных циклов был добавлен.
Боковой силы, приложенной к стене была рассчитана как разница между силой привода и силы трения в подшипниках тефлон, которые поддерживали стены мертвым грузом. Постоянная сила трения 3,7 кН (0,83 кип) считалась действовать против направления движения стены, то есть сила трения, предполагалось отменить в пиковые отклонения. Это было подтверждено отношения между неисправленный боковой силы и отклонения, что свидетельствует о сокращении 2
Наблюдения
Отношения между боковой силы, приложенной к стене и перемещения стенки (как скорректированных значений), показана на рис. 5. Для повышения четкости, три отдельные участки предоставляются. Существовал как правило, небольшая разница между первым и вторым циклами с тем же уровнем перемещения. Существовал обычно не отличить от второго, третьего и четвертого циклов с тем же уровнем перемещения. Единственное исключение, когда стена была перемещена на 2,4% дрейфа, когда значительное ухудшение произошло в ходе всех циклов (рис. 5 (с)).
Существовал не растрескивание бетона наблюдается в течение первых трех уровнях перемещения. Третий уровень был общим водоизмещением в 24 мм (1 дюйм) и перемещения стенки 18 мм (0,7 дюйма). Максимальное боковое усилие, приложенное в течение этого уровня составляет 90 кН (20,5 кип). Первый растрескивание произошло, когда боковая сила составляла примерно 100 кН (22,8 кип), а также смещение стены составляла примерно 21 мм (0,86 дюйма). Данные за 30 и 45 мм (1,2 и 1,8 дюйма) общий уровень перемещения были потеряны. Пунктирная линия на рис. 5 () показывает примерный конверт пропавших кривых.
Значительная осадка вертикальных укрепление произошло на строительстве совместных во время первого цикла погрузки до 60 мм (2,4 дюйма) общим водоизмещением, что соответствует 46 мм (1,8 дюйма) перемещение стены и 0,4% мирового дрейфа.
Существовал как правило, очень мало остаточного смещения, когда боковая сила была сведена к нулю. Даже после того, стена была перемещена в более чем 180 мм (7 дюймов) смещение верхней стенки (рис. 5 (с)), что равно 1,5% от общемирового дрейфа и примерно в четыре раза выход перемещения стены, остаточное смещение в нулю боковой силы меньше, чем 10 мм (0,4 дюйма). Сочетание низкой долей вертикальной арматуры и больших осевое усилие сжатия под воздействием силы тяжести причиненного нагрузки на изгиб трещины, чтобы закрыть, когда боковые нагрузки.
Рис 6 () представляет собой нанесение окончательного картина наблюдается трещина в стене. Рисунок был выйти на фотографию трещин. Востока в положительном направлении перемещения, и Запад отрицательном направлении перемещения. Часть стены показали от основания до 3,6 м (11,8 м) от основания. Первые трещины возникают был на строительстве и совместной обозначена C на рис. 6 (а). Трещины, B, D и образуется следующий в этом порядке. A, B, C и горизонтальных трещин, а трещины помечены D несколько склонен. В общем, трещины картина не совсем симметрично, отчасти потому, что на каждом уровне перемещения, стена всегда была первой перемещенных на восток, а затем на запад.
Следующий трещин формы были склонны трещины помечены я и J на западной стороне, а горизонтальные трещины помечены F и G на восточной стороне. В таблице 3 приведены ширины всех этих трещин, которые являются только те, которые существовали, когда стена была перемещена на 46 и -49 мм (1,8 и -1,9 дюйма). Дополнительные трещины произошли перемещения стенки была увеличена. Последнее трещин формы были вертикальные трещины в нижней части Сети, которые не являются пока стены смещение примерно ± 200 мм (7,9 дюйма).
Крупнейших трещины на протяжении всего испытания находился на строительство совместных (табл. 3). Интересно отметить, как на стену, смещение 132 мм (5,2 дюйма), ширина трещины вдоль западного окончания строительства совместного снизилась до 0,3 мм (0,012 дюйма) из-за двух трещин непосредственно над строительством совместное (оба помечены D), которые каждый 1,5 мм (0,059 дюйма) в ширину. Трещина вдоль швы был всегда шире на восточной стороне, чем на западном конце, и окончательный провал стены были сконцентрированы в восточной части строительства сустава. Из-за дополнительных вертикальных укрепление ниже швы (рис. 1), трещины и B никогда не стал шире, чем 0,3 мм (0,012 дюйма).
В общей сложности 15 первичных изгиб трещины произошло в стене фланцев на 3,6 м (11,8 м) высоты, в результате чего средняя трещины шагом 240 мм (9,5 дюйма). Рядом с середины Сети, межстрочный интервал трещин были шире из-за более низкий процент вертикальной арматуры (0,65% в фланцы, 0,25% в Сети) предоставление менее трещины контроля.
Значительная часть изгиба сдвига диагональных трещин наблюдается учетом того, что максимальное напряжение сдвига V / blw лишь 0,78 МПа (113 фунтов на квадратный дюйм). Это соответствует 0,11 [квадратный корень из F] '^ с ^ к югу в единицах МПа, 1,3 [квадратный корень из F]' ^ с ^ к югу в пси единиц, что значительно меньше, чем конкретный вклад Vc для члена подвергается осевой сжатия ^ югу 0.10f 'с ^ Ag. Стена была очень тонкая и деформации сдвига в связи с диагональные трещины были небольшими, однако, диагональные трещины же, как представляется, влияют на напряженность вертикальной арматуры.
Некоторые бетона на сжатие лицо упал примерно в 180 мм (7,1 дюйма) перемещения стенки (1,5% глобального дрейфа), и гораздо большее количество бетона упал в первом цикле до 280 мм (11,0 дюйма) стене перемещения (2,4% глобального дрейфа). Было отмечено, что вертикальная арматурного проката в середине фланец был пряжками из (см. рис. 6 (б)), а бар был оттолкнулся бетона. Обручи в фланцы были расположенных примерно в 6 раз превышает диаметр вертикальной арматуры, что является достаточным для предотвращения значительного бар изгиба, но прямоугольной обручи не были эффективны в предотвращении потери устойчивости неподдерживаемые бар на полпути между углами прямоугольного обручи . Пряжками вертикальной арматурного проката раздробленной в то время как подвергаться напряженности в ходе третьего цикла до 280 мм (11,0 дюйма) перемещения стенки (2,4% глобального дрейфа).
Из-за потери бетона и разломы вертикальных стержней арматуры, стена жесткости значительно снижена и стеной силы сокращены на 8% всего лишь за один цикл. Тест был остановлен после четвертого цикла до 280 мм (11,0 дюйма) перемещения стенки, так как смещение потенциала гидравлического домкрата была достигнута, однако, возможности перемещения стенки была также достигнута.
Деформации
Рис 7 () представляет собой связь между штаммом вертикальной арматуры и стены перемещения измеряется тензометрических SG-1 на восточной стороне (сжатие сторону положительных боковой силы). Циклов до подкрепления уступая ясно показывают два разных склонах когда-укрепление и окружающих бетона на сжатие и, когда подкрепление в напряжении. Кривые смещены из-за происхождения применяются осевого сжатия. В первом цикле до 60 мм (2,4 дюйма) общим водоизмещением (46 мм [1,8 дюйма] перемещения стенки), усиление уступил и напряжение увеличилось внезапно. Эта точка называется первой уступая на рис. 5 (б). В течение последующих трех циклов до 60 мм (2,4 дюйма) общее смещение, усиление вертикальной деформации остается большей, чем доходность напряжение на протяжении всего цикла. Как стена была подвергнута дальнейшей циклов сжатия и деформации бетона увеличении напряженности штамм усиление вертикальной снижается. Для наглядности данные не показали за 90 мм (3,5 дюйма) общий объем перемещения, однако штаммы измеряется всех четырех тензорезисторов на уровне максимума приведены в таблице 4 ..
Относительные смещения цели приклеены к изгиб лица сжатие и изгиб поверхностного натяжения стене, были использованы для изучения средней осевой деформации по разбитому регионе стены. Разница в относительном перемещении цели на два лица стены разделены стеной длиной между гранями равно вращения через стену высотой от целей (как правило, 500 мм [20 дюйма], как показано на рис. 2). Средняя кривизны на каждом сегменте равна вращения, деленная на расстояние по вертикали между целей. Рисунок 8 суммирует эти средняя кривизны на нижнем 5 м (16 м) стены. Первое значение кривизны у стены базы в сегменте от цели на цель 1 3 (см. Подробнее на рис. 2). Этот участок, 665 мм (26 дюймов) и включал в себя строительство сустава. Хотя изгибающий момент изменяется линейно по высоте, кривизны разнообразные примерно билинейно из-за большей кривизны в треснувшем часть стены.
Среднее относительное смещение мишени на стене два лица, деленная на 500 мм (20 дюймов) первоначального расстояния мишень средней осевой деформации. Рисунок 9 суммирует эти над нижней 5 м (16 м) стены. При низких уровнях бокового перемещения, осевой сжимающей штаммы из-за большой силы сжатия, применяемого к стене. Как пик уровня бокового перемещения были увеличены, напряжение деформации по одну сторону стены стало значительно больше, чем сжатия штаммов по другую сторону стены.
Рис 7 (б) представлена общая осевых перемещений, измеряемых в нижней 5,08 м (200 дюймов) высоты стены. Для ясности, только первый цикл показано для каждого пика уровень боковых смещений. Осевого смещения является неотъемлемой осевой деформации показано на рис. 9. Рис 7 (б) показано изменение осевого перемещения (средняя нагрузка), а боковое смещение увеличивается, а на рис. 9 показано изменение осевых деформаций по высоте в один конкретный уровень бокового смещения. Вначале осевое смещение постоянной сжимающей стоимости за счет приложенного осевого сжатия. Как боковых увеличения нагрузки, значительное расширение осевого стены произошло. На 200 мм (7,9 дюйма) общей боковым смещением, что соответствует 185 мм (7,3 дюйма) бокового смещения стены и 1,6% мирового дрейфа, осевой деформации составляла примерно 10 мм (0,4 дюйма), что соответствует средней осевой деформации около 0,002. Рисунок 9 показывает, что на этом уровне бокового перемещения, осевых деформаций варьировала от максимума примерно 0,007 вблизи базы -0,0005 дальше вверх по стене ..
В таблице 4 осевой деформации измеряется в подошву стены из двух источников, средняя напряженность в отношениях между конкретные цели W1 для W4 и E1 на E4, и укрепление штаммы Приборы для SG1 СГ4 (см. рис. 2 места для всех целей и тензодатчиков) . Средний конкретных штаммов включены конкретные напряженности влияние жесткости, а тензодатчиков измеряется максимальное напряжение на укрепление трещины (швы). Тензодатчиков было верхнем диапазоне 9,0 Штамм измерений между Цели W1 и W3 на западной стороне и E1 и E3 на восточной стороне включать перемещения на строительной сустава.
Средний конкретных штаммов в таблице 4 приведены в сравнении с перемещения стенки на рис. 10 экстраполировать на средних деформаций на максимальное смещение стены 280 мм (11 В). Рис 10 () указывает на максимальные напряжения сжатия примерно 3,0 Рис 10 (б) указывает на максимальные напряжения, напряжение между 15 Голые бар укрепление будет перелом примерно в 10% деформации. Напряженность ужесточение конкретные снижает среднюю деформации стержня литой бетон в течение примерно 5%. Разрушение произошло усиление в среднем штамм лишь 2,5% из-за дополнительных местных напряженность, связанная с баром деформации.
Дрифт потенциала
Анализ плоских сечений тест стены подвергаются осевой сжатия 1500 кН (337 кип) дает блока напряжение сжатия глубина = 115 мм (4,5 дюйма), а соответствующая нейтральной оси глубины с = 135 мм (5,3 дюйма ). Предполагая, что конкретные деформации сжатия мощностью 0,003, кривизна потенциала стены, по прогнозам, будет 0.003/135 мм = 22 рад / км (566 мкрад / в.). Наибольший размер кривизны, измеренные в ходе испытаний было примерно 12 рад / км (309 мкрад / в.) (См. рис. 8), но это было в глобальной дрейф только 1,6%. Использование штаммов экстраполировать на рис. 10 для определения максимальной кривизны в максимальной дрейфовой дает (0,025 +0,003) / 1625 мм = 17 рад / км (438 мкрад / в.). Так как эти штаммы среднем штаммов измеряется за определенную высоту, 17 рад / км (438 мкрад / в.) Представляет собой среднее кривизны более 500 мм (19,7 дюйма) высота стены. Максимальной кривизны в пределах 500 мм (19,7 дюйма) будет значительно выше, и, таким образом, можно сделать вывод, что, когда стена достигла дрейфа потенциала на 2,4%, максимальная кривизна было приблизительно равным предсказал кривизны потенциала 22 рад / км (566 мкрад / в.) ..
Неупругих потенциала дрейф изгиб стены, как правило, предсказать с простой модели, в которой неупругих кривизны считается однородным по определенной высоты называется пластическим шарниром длины. Интересно, чтобы определить, какие пластического шарнира длина указал на основе результатов испытаний. Максимального смещения стены 281 мм (11,1 дюйма), а упругая часть была 46 мм (1,8 дюйма). Таким образом, перемещение неупругих стена I = 235 мм (9,3 дюйма). Кривизны потенциала стенки 22 рад / км (566 мкрад / в.), А на рис. 11 () указывает на упругих порция 2 рад / км (51 мкрад / в.). Таким образом, потенциал неупругих кривизны Высота от основания пластического шарнира к уровню стены ч смещение = 11,33 м (37,2 м). Подставив эти значения в выражение I =
Рисунок 8 представляет общей кривизны измеряется при смещении уровня меньше, чем смещение потенциала стены. Как упругой части кривизны постоянной 2 рад / км (51 мкрад / в.) Распределение неупругого кривизны можно визуализировать путем смещения вертикальной оси на рис. 8 той же константой. Измеренные распределения кривизны указать неупругих кривизны не были одинаковыми по длине пластического шарнира, но изменяется линейно. Линейно изменяющегося неупругих распределение кривизны дает тот же неупругих вращения, рассчитанной по максимальной кривизны неупругих предполагается равномерной более половины высоты линейно кривизны разные и два таких неупругих распределения кривизны результат примерно в том же неупругих перемещения стены. На 200 мм (8 дюймов) общим водоизмещением (1,6% дрейфа), неупругие кривизны изменяется линейно с максимумом при 426 мм (1,4 м) от основания до нуля примерно в 2 м (6,6 м) от базы, что составляет более расстояние, равное примерно стены длиной югу л ^ ш = 1625 мм (5,3 кв.м).
Таким образом, эквивалентной равномерной кривизны неупругих будет в течение примерно 50% вл. Рисунок 8 показывает высоту линейно изменяющегося неупругих увеличение кривизны, как увеличение кривизны. При максимальной дрейфовой стены, кривизна возросла примерно 40% от кривизны на уровне 1,6% дрейфа. Таким образом, высота линейно изменяющегося неупругих кривизны и высота эквивалентной равномерной кривизны неупругих будет соответственно увеличиваться максимальный снос стены. Таким образом, оба метода оценки эквивалентной длины равномерной кривизны неупругих, то есть, пластический шарнир длины, предложить Л. ~ 2/3lw ..
Эффективная жесткость
Простые модели нелинейных изгибных
Наиболее общая модель для расчета нелинейных изгибных ответ любого железобетонных раздел волокна (слой) модель, в которой напряженно-деформированного отношения для бетона и арматуры используются для определения напряжений в волокнах (слоев) сечения при заданной уровень деформации. Результаты, полученные волокна model16 были использованы для разработки простых нелинейных изгибных модели для типичных конкретных высотных shearwalls где нелинейные деформации сжатия бетона относительно small.14 простая модель хорошо подходит для нелинейных статических (пустяковое) анализ бетонных стен , и непосредственно приводит к развитию линейной (вступает в силу жесткости) модели для высотных бетонных стен. Нелинейной модели описывается и сравнивается с измеренным стены первого ответа, а также обсуждение линейной модели следующим образом.
Напряженно-деформированного ответ бетона и после уступая напряженно-деформированного ответ подкрепления зависит от деформаций истории, таким образом, циклический изгиб ответ железобетонных зависит от максимальной деформации, достигнутой в ходе предыдущих циклов нагрузки. Вместо того, чтобы справиться со многими различных отношений в зависимости от нагрузки история, концепция верхняя и снизу изгибающий момент кривизны ответ может быть использован. Верхняя ответ соответствует ранее без трещин стены монотонно загружены на провал, а снизу ответ соответствует стене, сильно трещины в ходе предыдущих циклов нагрузки.
Верхняя и снизу гибки momentcurvature отношения типичных бетонная стена может быть аппроксимирована трилинейной curves14 определяется четырьмя параметрами: 1) наклон первый отрезок считается EcIg, 2) наклон второго отрезка прямой Предполагается, что равным трещины разделе Жесткость EcIcr, 3) изгибающий момент М определения пересечения первой и второй линейных участков (значение М различие между верхней и lowerbound случаев) и 4) изгиб возможности раздела Mn.
Для испытания образцов E ^ к югу с = 30000 МПа (4350 КСИ), Ig = 98,0 ). Треснувший разделе Жесткость E ^ с ^ к югу I ^ о ^ к югу от стены может быть определена из первых принципов (начальный наклон изгибающего момента кривизны отношения к нулю осевой нагрузки и каких-либо конкретных растягивающих напряжений), или может быть оценена chart.14 Для теста стене: EcIcr = 0,294
Следующие expression14 могут быть использованы для оценки изгибающего момента определения пересечения первой и второй линейных участков
... (1)
, где в] е '^ с ^ к югу в пси единиц), Sg является валовой сопротивления сечения (Ig / у,, где у, относится к напряженности стороны стены), Р-прикладного осевого сжатия, Ag является валовой площадь поперечного сечения из стене, и к югу л ^ W ^ является стена длиной. Заметим, что если 1.5 (1) дает изгибающего момента в первом крекинга Мкр. Для испытания стене: FR = 2,3 МПа (0,33 КСИ), Sg = 120,1 , суб л ^ ш = 1626 мм (64 дюйма); в результате чего Мкр = 857 кНм (632 K-м), верхняя М = 1190 кНм (877 K-м), а снизу М = 776 кНм (572 K-м).
Последний параметр, необходимо определить трилинейной изгибающий момент кривизны отношения стены номинальная мощность изгиб Mn, которая обычно рассчитывается с использованием максимального напряжения в вертикальное армирование равной текучести, то есть упрочнения игнорируется. Номинальная мощность изгиб стены образца по измеренным текучести вертикальной арматуры Mn = 1594 кНм (1175 K-м). Если осевого сжатия P наносится на стену предполагается равным нулю, Mn сводится к примерно 30% от этой стоимости, таким образом, примерно 70% от стены опрокидывания потенциала Mn связано с П.
Рисунок 11 () сравнивает предсказать и измерить изгибающий момент кривизны отношений. В качестве тестового стена была подвергнута равномерное сжатие и была равномерной вертикальной усиление по высоте, все кривизны показано на рис. 8 могут быть нанесены на один график, определяя связанных изгибающий момент на высоте, где кривизна была измерена. Как кривизны были измерены в пиках нагрузки циклов, предсказал верхняя кривые. Разница между трилинейной кривой и нелинейной кривой, которая определяется с использованием модели волокна, мала по сравнению с разбросом в экспериментальных данных.
Цифры 11 (б) и 11 (с) сравнить предсказал боковой forcedisplacement (пустяковое) прогнозы с измеренным реакциям. Хотя прогноз основан на трилинейной изгиба отношения момента кривизны, в результате прогиба от нагрузки отношений носит нелинейный характер. Использование 11,76 м (38 футов, 7 дюймов) высокого модель консольного типа стены привело в высших без трещин жесткости стенок, чем измеряется из-за деформации стен базы. Вместо того чтобы использовать более сложные модели для учета деформации основания, фиксированного состава консоли с повышенной эффективной высоты 12,08 м (39 футов, 7,6 дюйма) был использован для получения правильного без трещин жесткость стены, и это была использована модель сделать все нажатия на прогнозы.
Рисунок 11 (б) сравнивает предсказал верхняя ответ с измеренной оболочки прогиба от нагрузки кривых, определяемых пик первый цикл загрузки каждого перемещения уровне как в положительном и отрицательном направлениях нагрузки. Существует правило, очень хорошо согласуются, за исключением больших перемещений, где есть сила увеличиваются за счет упрочнения подкрепления, которые не учтены в прогнозе. Наибольший изгибающий момент применяется при строительстве сустава 18% больше, чем предсказано номинальная мощность изгиб стены. Этот рост является относительно небольшим учитывая, что максимальная сила арматура 40% больше, чем предел текучести, используемые для прогнозирования прочности. Причиной изгиба потенциала стены увеличился лишь на 18%, потому что большинство изгиб потенциала стенки за счет осевого сжатия, а не подкрепление.
Предсказал снизу ответа по сравнению с результатами второго цикла погрузки в большей дрейфа уровней на рис. 11 (с). Указанные снос верхней перемещения стены разделены на 11,76 м (38 футов, 7 дюйма) высота стены. Предлагаемого трилинейной изгибающий момент кривизны модель предполагает первоначальный часть всех циклов нагружения будет следовать оригинальной стены без трещин ответа пока применяется изгибающий момент превышает снизу М значение 776 кНм (572 K-м), что соответствует боковых силу 66 кН (15 койка). Экспериментальные результаты действительно указывают на начальный линейный отклик примерно до уровня, чтобы боковые нагрузки, но склон начального линейного участка сводится, как стена толкнул к высшему дрейфа (ущерба) уровнях. Сокращение первоначального жесткости сопровождается соответствующим увеличением остаточной перемещения, так что при боковой нагрузке около 50 кН (11 койка), предсказал и наблюдается смещения равны, за исключением 1,55% дрейфа. Остаточного смещения и соответствующие сокращения первоначального жесткость из-за повреждения на трещины предотвращения трещин от закрытия прекрасно.
Уточненная модель требует закрытия трещины пружины, однако, учитывая хорошее согласие между простым трилинейной модель прогнозирования и измеряется ответ на дополнительные сложности не является оправданным. Значительное сокращение первоначального жесткость 1,55% дрейф из-за конкретных откола в пластическом шарнире регионе стены ..
Линейная модель: эффективный изгибной жесткости
Линейный динамический анализ может дать хорошую оценку смещение спроса высотных бетонных стен при условии, что соответствующие эффективные жесткости используется для учета эффекта растрескивания. Трилинейной изгибающий момент кривизны модели, описанной ранее был использован для разработки общего метода для оценки верхней границы и снизу эффективным Жесткость учета конкретных стены для величины осевого сжатия, количество и распределение вертикальной арматуры, конкретные геометрии , и все параметры, которые влияют на изгиб потенциала wall.15 Кроме того, простые выражения были разработаны для оценки поверхностный и снизу эффективной изгибной жесткости бетонных стен, основываясь только на уровне осевого сжатия на стену base.15 Оба методы учета первоначального сечения без трещин жесткости EcIg до растрескивания и сохранения первоначальной жесткости примерно равна uncrackedsection жесткости после раскрытия трещин из-за осевого сжатия от тяжести нагрузки закрытия ранее разработанных трещины ..
Разработать общий подход к эффективной жесткости кантилевера бетонные стены, ряд упрощающих предположений были использованы. Без трещин сечения (начальный) жесткость EcIg и трещины сечения жесткость EcIcr стены считались равномерным по высоте стены. Многие стены высотных имеют относительно равномерное геометрии по высоте, но даже если это не так, то погрешность будет мала, если изгибных жесткостей у стены базы используются потому, что стены прогибов в первую очередь из-за кривизны вблизи базы. Значение М считалась линейно зависят от значения в базе до нуля в верхней части. Это разумно, потому что осевого сжатия в стене будет изменяться примерно линейно от максимума до нуля базы на самом верху. Эффективной изгибной жесткости определяется из наклона упругой части эквивалентных упруго-пластического нагрузка-смещение кривой, которая имеет такую же площадь под кривой в качестве фактического нелинейных отношений loaddisplacement. Боковая сила считалась изменяется линейно по высоте стены, а также указание боковым смещением было принято в верхней части стены.
... (2)
где а = 1,1 (ICR / Ig) - 0,4. Для испытания стене: кр / м = 0,10, верхняя мл / Mn = 0,75, а снизу мл / Mn = 0,49, следовательно, по формуле. (2), верхняя IE / м = 0,79 и снизу IE / м = 0,39.
Эффективного момента инерции определяется формулой. (2) для широкого круга различных стены были рассмотрены, 16 и было отмечено, что наиболее важным параметром является осевого сжатия применяются на подошву стены. Следующие упрощенные выражения дать разумные оценки верхняя и снизу эффективного момента инерции бетонных стен
... (3)
... (4)
Для испытания стены, которая была подвергнута осевого сжатия P / F '^ с ^ к югу Ag = 0,10, уравнение. (3) дает верхняя е = 0.70Ig, а уравнение. (4) дает снизу е = 0.45Ig. Уравнение (4) как правило, дает более низкий результат, чем снизу получены из уравнения. (2), однако в данном случае, это дает несколько более высокое значение.
Рис 12 (а) представлены конверты нагрузка-смещение для обоих направлений загрузки вместе с двумя эквивалентными билинейных отношения нагрузка-смещение с эквивалентной площади под кривой до такой степени, что нелинейные кривые пересекают номинальной мощности. Полученные результаты указывают на эффективные упругие ке жесткости = 0.79kg когда стена была толкнул востоке и ке = 0.74kg когда стена была толкнул на запад, который вполне сопоставим с верхней границы прогнозов е = 0.79Ig по формуле. (2) и е = 0.70Ig по формуле. (3).
Рис 12 (б) представляет нагрузка-смещение первого цикла погрузки до 1,12% сноса и эквивалентных билинейных отношения, основанные на равные площади под упругой части кривой. Для этого дрейфа уровне эффективных упругих жесткость 39% без трещин жесткость, которая является точной снизу прогноз по формуле. (2). Эта же процедура делается на всех уровнях, а также дрейфа результаты приведены на рис. 12 (с). Снижение эффективной упругой жесткости до дрейфа уровнях показали связано с крекинга, и lowerbound эти результаты хорошо согласуются с предсказал lowerbound. Примерно 1,5% дрейфа, бетона spalled от стенки образца вызывает эффективную жесткость стены сократить до примерно 30% без трещин жесткости. Дополнительные конкретные упала стена на дрейф примерно 2,4%, а эффективная жесткость снижена еще больше. Очевидно, что эффективная жесткость стены будет уменьшить, если бетон удален из-за скалывания, но примерно до 1,5% дрейф, снижение жесткости в первую очередь из-за растрескивание бетона и предсказал снизу очень разумным ..
ВЫВОДЫ
Испытание было проведено на большой макет конкретные Экранные из ядра высотного здания. Благодаря сочетанию значительного осевого сжатия (имитирующих тяжести нагрузки) и низкий процент вертикальной арматуры, горизонтальные трещины закрыты, когда боковая сила была снята, и в целом очень мало остаточного бокового смещения. Даже после того, стена была перемещена более 1,5% мирового дрейфа примерно в четыре раза дрейф на выход вертикальной подкрепления остаточного дрейфа при нулевой поперечной силы составляла менее 0,1%. Когда стена была перезапущена после того, как сильно потрескались, начальная жесткость стены с закрытых трещин был похож на жесткость без трещин стены.
Результаты испытаний были использованы для калибровки простых нелинейных изгибных model14 для высотных бетонных стен. Модель предполагает, что в связи с осевой трещины закрытия сжатия, начальная жесткость ранее трещинами стены равна жесткость без трещин стены. Модель может быть уточнена учетом остаточной раскрытия трещины, но дополнительные сложности как представляется, не является обоснованным. Как рациональная модель была откалибрована этого крупномасштабного испытания, она может быть использована для прогнозирования реакции различных высотных бетонных стен.
Существовал удивительное количество изгиба сдвига диагональных трещин в стене, учитывая низкий уровень напряжения сдвига. Диагональ крекинг-видимому, не влияют на общий ответ стены, помимо расширения круга неупругих кривизны. Дискуссия о том, как на счет деформаций сдвига в бетонной стене можно найти elsewhere.17
Изгибных отказов от стены выпучивания вертикальной арматурного проката вызывает отслаивание бетона и то перелом бар через несколько после потери устойчивости циклов. Максимальная глобального дрейфа стены составляла 2,4%.
Ссылки
1. Американское общество гражданских инженеров ", МЧС и 356 Prestandard Комментарий для сейсмических реабилитации зданий и сооружений", Рестон, Вирджиния, ноябрь 2000.
2. NZS 3101: Часть 2 ", железобетонных конструкций Стандартный Часть 2-Комментарий к проектированию железобетонных конструкций" Стандарты Новая Зеландия, 1995, 264 с.
3. Paulay, T., "сейсмического отклика Структурные Стены: последние изменения" Canadian Journal гражданского строительства, V. 28, № 6, декабрь 2001, с. 922-937.
4. Карденас, А., Магура, D., "Сила Высотное Shear Стены-прямоугольного поперечного сечения," Отклик многоэтажных бетонных конструкций до боковых сил, SP-36, американский институт бетона, Фармингтон-Хиллз, штат Мичиган, 1973, с. 119-150.
5. Оестерл, RG; Fiorato, А. Е.; Johal, Л.; Карпентер, JE; Рассел, HG и Корли, РГ ", сейсмостойкость Структурные Стены-тесты изолированных Стены" Доклад Национального научного фонда, Строительные Технологии Лаборатории, Ассоциация портландцемента , Скоки, штат Иллинойс, ноябрь 1976, 315 с.
6. Оестерл, R.; Aristizasbal-Очоа, JD; Fiorato, А. Е.; Рассел, HG и Корли, РГ ", сейсмостойкость Структурные Стены-тесты изолированных Стены II этапа" Доклад Национального научного фонда, Строительные Технологии Лаборатории, Портленд Цементная Ассоциация Скоки, штат Иллинойс, октябрь 1979, 325 с.
7. Шиу, KN; Daniel, СО; Aristizasbal-Очоа, JD; Fiorato, А. Е. и Корли, РГ ", сейсмостойкость Структурные Стены-тесты стен с учетом и без отверстий," Доклад Национального научного фонда, Строительные Технологии Лаборатории, портландцемент Ассоциация Скоки, штат Иллинойс, июль 1981, 120 с.
8. Оестерл, RG; Aristizabal-Очоа, JD; Шиу, К. и Корли, РГ, "Web Дробление железобетона Структурные Стены", ACI ЖУРНАЛ, Труды В. 81, № 3, май-июнь 1984, с. 231 - 241.
9. Морган, BJ; Хираиши, H.; и Корли, РГ ", США и Японией в квази-статических испытаний изолированных Плоские стены железобетонных конструкций" Доклад Национального научного фонда, Строительные Технологии Лаборатории, Ассоциация портландцемента, Скоки, штат Иллинойс, Август 1986, 111 с.
10. Lefas И., "Поведение железобетонных стен и ее последствий для Ultimate предельное состояние Дизайн", кандидатская диссертация, Лондонский университет, Великобритания, 1988.
11. Aejaz А., Wight, JK, "R / C Структурные Стены со смещенными дверных проемов," Журнал структурной инженерии, ASCE, В. 117, № 5, 1991, с. 1514-1531.
12. Томсен, JH, и Уоллес, JW, "Смещение основе Дизайн RC Структурные Стены: Экспериментальное исследование стен с прямоугольными и Т-образный Сечения" Доклад Национального научного фонда США, Clarkson University, Потсдам, штат Нью-Йорк, июнь 1995 , 353 с.
13. Dazio, A.; Венка, T.; и Bachmann, H., "Испытание железобетонных стен под Static-циклических Действия" ИБК Доклад № 239, Институт строительной техники, Швейцарский федеральный технологический институт в Цюрихе Швейцария, 1999. (На немецком)
14. Adebar П., Ибрагим, AMM, "Простые Нелинейные модели жесткость на изгиб для бетонных стен, ножницы," Землетрясение Spectra, EERI, V. 18, № 3, август 2002, с. 407-426.
15. Ибрагим, AMM, и Adebar П., "Эффективные жесткости на изгиб для линейных сейсмическому анализу бетонных стен, Canadian Journal гражданского строительства, V. 31, № 4, август 2004, с. 597-607.
16. Ибрагим, AMM, "Линейные и нелинейные жесткости на изгиб Модели для бетонных стен в высотных зданиях, кандидатская диссертация, Университет Британской Колумбии, Ванкувер, Британская Колумбия, Канада, 2000, 143 с.
17. Gerin, М., Adebar П., "Бухгалтерский учет для сдвига в сейсмическому анализу железобетонных конструкций", 13 Всемирная конференция по сейсмостойкого строительства, Ванкувер, Британская Колумбия, Канада, август 2004, 13 с.
Перри Adebar, ВВСКИ, является профессор гражданского строительства в Университете Британской Колумбии, Ванкувер, Британская Колумбия, Канада. Он является членом комитетов МСА 341 и сейсмостойких железобетонных мостов; 374, основанным на показателях деятельности проектирование сейсмостойких зданий и сооружений бетона и E803, факультет сети Координационного комитета и совместных ACI-441 ASCE комитетов, железобетонные колонны, и 445, и Shear кручения. Его исследовательские интересы включают проектирование сейсмостойких зданий высотных Экранные.
Входящие в состав МСА М. Ахмед Ибрагим Старший Инженер из Калифорнийского Департамента транспорта США (Колтранс). Он получил степень бакалавра из Каирского университета, Каир, Египет, его MASC из университета Конкордия, Монреаль, Квебек, Канада, и его кандидат в Университете Британской Колумбии. Он является членом комитета ACI 341, сейсмостойкость железобетонных мостов. Его исследовательские интересы включают проектирование сейсмостойких железобетонных конструкций, термического анализа мостов, а также совместные сдвига в изогнутых интегральных шапку.
Майкл Брайсон является инженер проекта с Nishkian Чемберлен, Лос-Анджелес, Калифорния Его исследовательские интересы включают анализ и проектирование конкретных зданий.