多层宾馆建筑结构设计 132页

'多层宾馆建筑结构设计摘要本毕业设计题目为“洛阳市好客旅馆及地下娱乐城建筑结构设计”。设计的内容包括建筑设计、结构设计两部分。建筑设计是在总体规划的前提下，根据设计任务书的要求，确定设计方案，画出建筑施工图。结构设计是在建筑物初步设计的基础上确定结构方案；绘制结构施工图。其中结构设计只选取了宾馆的左半部分进行设计，目的是熟悉设计过程。该设计采用钢筋混凝土现浇框架结构，建筑层数主体为六层，主体高度为21.45m，总建筑面积7407.46㎡。根据设计要求，设防烈度为7度，抗震等级为三级，设计中考虑抗震设计。根据任务书先确定出柱网布置图，本方案主体结构为纵横向承重框架。先估算构件的截面尺寸，然后选取一榀具有代表性的框架进行计算，计算内容包括框架梁柱截面尺寸的选取及线刚度的计算；恒载、活载、地震作用下梁柱内力计算；框架内力组合；框架梁柱板配筋计算；楼梯配筋计算及桩基础配筋计算。框架受力钢筋主要采用Ⅲ级钢筋，箍筋主要采用Ⅰ级钢筋。整个方案设计基本符合结构要求，具有一定的合理性。通过对宾馆楼层平面图、立面图、剖面图、构造图的绘制和结构的设计，熟悉了设计的全过程，掌握了结构设计计算的基本方法，顺利地完成了毕业设计任务。同时，对这些年所学的专业知识和基本概念有了更深的理解，从而提高了分析和解决实际问题的能力。关键词：框架结构，建筑设计，结构设计，抗震设计129 THEARCHITECTURALANDSTRUCTURALDESIGNOFHAOKEHOTELANDUNDERGROUNDENTERTAINMENTCENTERINLUOYANGABSTRACTThegraduationprojectentitled“TheArchitecturalandStructuralDesignofHaokehotelandundergroundentertainmentcenterinLuoyang”.Thedesignincludingthearchitectureandstructuredesign.Architecturaldesignisthepremiseoftheoverallplan,inaccordancewiththerequirementsofthedesigntaskofthebook,tofinalizethedesignofconstructionplansdrawn.Structuraldesignisinthepreliminarydesignofbuildingsbasedonthestructureoftheprogram;mappingthestructureoftherelevantworkingdrawings.Inthestructuraldesignofwhichonlyselectedasubsidiaryofofshunhehotel,thepurposeofthedesignisfamiliarwiththeprocess.Thisschemeadoptsthecast-in-placeframestructure.Theheightofthetotalbuildingis21.45mwithsix-storey,Constructionareaof7407.46㎡.Accordingtothedesignrequirement,theanti-seismicis7degreesandthegradeofantdetonationis3grades,consideredAnti-seismicdesigninthedesign.Accordingtoassignmentbookdefineeverylayerblueprintandplanearrange.Themainstructureoftheprogramtoload-bearingframeworkofverticalandhorizontal.Calculateandcomponentsectionafterestimating,chooseonePinframecalculatetoloadtogoondesign,considerationsubstanceincludeselectframecolumnsectionmeasurementandthreadrigidity;calculatedeadloadsandliveloadsandseismicactionproduceroofbeamextremityandcolumnextremitybendingmoment,shearandaxlepower;Frameinternalforcemakeup;Matesteel;Stairsmatesteelandfoundationmatesteelcalculate.FramebesubjecttopowersteeladoptⅢlevelandhoopsteeladoptⅠlevel.Thewholeconceptual129 designaccordswiththedesignandstructuredemandbasically,havecertaincreativityandrationality.Throughthehorizontalplan,elevation,sectionaldrawingofthehotelconstruction,constructedprofileandconstructionaldrawing,Iamfamiliarwiththeprincipledesignofconstruction,andmasteredthebasicmethodsofcomputationoftheconstructiondesign.Atthesametime,IhaveabetterunderstandingoftheProfessionalknowledgeandbasicconceptsintheseyears.Thus,myabilitytoanalysisandsolveproblemshasbeendevelop..KEYWORDS:Framestructure，Architecturaldesign，Constructiondesign，Anti-seismicdesign129 多层宾馆建筑结构设计前言本设计是按照河南科技大学规划与建筑工程学院2013年毕业设计要求做的毕业设计。题目为“洛阳市好客旅馆及地下娱乐城建筑结构设计”。内容包括建筑设计、结构设计两部分。毕业设计是大学本科教育培养目标实现的重要阶段，是毕业前的综合学习阶段,是深化、拓宽、综合教和学的重要过程,是对大学期间所学专业知识的全面总结。在设计中，温习了大学四年的知识，是对大学四年的总复习。在本设计中，由于设计的是框架混凝土结构，主要用到了《混凝土结构设计》（上下）及《建筑抗震设计》两书的内容。用到了混凝土设计的相关内容，如弯矩二次分配法、底部剪力法等进行计算。并查用了一系列建筑规范。在对弯矩二次分配、内力组合及梁柱配筋计算时，由于重复计算太多，主要应用了电脑excel进行计算，很大程度上减轻了工作量。由于电脑的应用使计算减少了很多。毕业设计的三个月里，在指导老师的帮助下，经过资料查阅、设计计算、计算书撰写以及外文的翻译，加深了对新规范、规程、手册等相关内容的理解。巩固了专业知识、提高了综合分析、解决问题的能力。在绘图时熟练掌握了AutoCAD，天正，及PKPM辅助软件.以上所有这些从不同方面达到了毕业设计的目的与要求。框架结构设计的计算工作量很大，在计算过程中以手算为主，辅以一些计算软件的校正。由于自己水平有限，难免有不妥和疏忽之处，敬请各位老师批评指正。2013年5月30日129 第一章设计的基本资料§1.1初步设计资料一、工程名称：好客旅馆及地下娱乐城建筑结构设计二、建设地点：洛阳市区三、工程概况：建筑主体高度：21.45m，地上6层，层高3.3m，地下1层，地下室层高3.6m，室内外高差0.45m。大厅单层高度5.4m，餐厅2层，层高4.2m。四、温度：最热月平均28℃，最冷月平均-5℃，夏季极端最高温度38℃，冬季极端最底温度-11.5℃。五、相对湿度：年平均34%。六、主导风向：北风，基本风压0.4kN/㎡。七、雨雪条件：年降雨量870mm，最大积雪深度25cm，雪荷载0.35KN/㎡。八、地震设防烈度：第二组，7度，设计基本地震加速度为0.01g，建筑场地为Ⅱ类场地土。九、建筑物的安全等级为二级。十、建筑材料：混凝土：采用C50，重度γ=25kN/m3；钢筋：受力钢筋均采用热轧钢筋HRB400级；墙体：填充墙都采用加气混凝土砌块，其尺寸为190mm×190mm×390mm其重度γ=5.5kN/m3；女儿墙采用240蒸压粉煤灰砖γ=15kN/m3。拉升房价拉酷热拉开距离是看见对方阿里看见阿拉斯加发链接了解了实得分就拉开房间离开家窗：塑钢窗，γ=0.35；门：木门，γ=0.2。129 §1.2结构选型和结构平面布置图一、结构体系的选型：采用筋混凝土现浇框架结构体系。二、屋面结构：采用现浇钢筋混凝土屋盖，刚柔性相结合的屋面，屋面板厚120mm。三、楼面结构：全部采用现浇钢筋混凝土楼盖，板厚120mm。四、楼梯结构：采用钢筋混凝土梁式楼梯。五、电梯间：采用砌体砖墙结构。六、框架结构平面布置图如图1-1所示图1-1框架结构布置图§1.3计算简图及梁柱线刚度计算§1.3.1框架的计算简图的确定取中间一榀框架作为计算单元，假定框架柱嵌固于基础顶面，框架梁与129 柱刚接。层高3.3m，地下室层高3.9m。计算简图如图1-2。§1.3.2梁尺寸的确定框架梁的截面尺寸应该根据承受竖向荷载的大小，梁的跨度，柱距，是否考虑抗震设防要求及选用的混凝土材料强度等诸多因素综合考虑确定。边跨梁：，取，取图1-2框架计算单元简图中跨梁：，因为，取，次梁截面高度：，截面框架梁的惯性矩为：；129 ；§1.3.3柱尺寸的确定按层高确定住的截面尺寸，取底层，初选柱截面尺寸为惯性矩为：§1.3.4梁柱线刚度的计算根据公式可得出梁柱的线刚度如下：梁：,柱：,对现浇楼板的中框架梁I=2I0，取值作为基准值2，算得梁柱线刚度如下图：129 图1-3梁柱线刚度比129 第一章荷载计算§2.1恒荷载标准值计算§2.1.1屋面防水层（刚性）30厚C20细石混凝土防水防水层（柔性）三毡四油铺小石子找平层：15厚水泥砂浆找坡层：40厚水泥石灰焦渣砂浆3%找平保温层：80厚矿渣水泥结构层：120厚现浇钢筋混凝土板抹灰层：10厚混合砂浆合计：6.59§2.1.2楼面30mm厚水泥砂浆面层结构层：120mm厚现浇钢筋混凝土板抹灰层：10厚混合砂浆合计：3.77§2.1.3梁边跨梁：梁自重抹灰层：10厚混合砂浆合计：4.82中间跨梁：梁自重：129 抹灰层：10厚混合砂浆合计：0.96次梁：梁自重：抹灰层：10厚混合砂浆合计：2.84§2.1.4柱柱自重：抹灰层：10厚混合砂浆合计：9.41§2.1.5外纵墙标准层纵墙：铝合金窗：贴磁装墙面：水泥粉刷墙面：合计：2.86底层纵墙：水泥粉刷墙面：合计：14.40§2.1.6内纵墙、横墙标准层主梁下纵墙、横墙：水泥粉刷墙面：129 合计：4.83次梁下横墙自重：水泥粉刷墙面：合计：5.01§2.1.7卫生间隔墙双面抹灰板条隔墙：§2.2活荷载标准值计算§2.2.1屋面和楼面活荷载标准值根据《荷载规范》查得：不上人屋面：0.5旅馆楼面：2.0§2.2.2雪荷载屋面活荷载和雪荷载不同时考虑，取二者中较大值。§2.3竖荷载下框架受荷简图荷载传递示意图如图2-1所示§2.3.1A～B、C～D轴间框架梁屋面板传荷载：恒载：129 活载：楼面板传荷载：恒载：活载：梁自重：4.82kN/mA~B轴间框架梁均布荷载为：图2-1板传荷载示意图屋面梁：恒载=板自重+板传荷载=4.82+22.18=27kN/m活载=板传荷载=1.68kN/m楼面梁：恒载=板自重+板传荷载=4.82+17.52=22.34kN/m129 活载=板传荷载=8.73kN/mC~D轴间框架梁由对称性可知，所受荷载同A~B轴间框架梁§2.3.2B—C轴间框架梁屋面板传荷载恒载：活载：楼面板传荷载恒载：活载：B~C轴间框架梁均布荷载为屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载=0.96+8.65=9.61kN/m活载=板传荷载=0.66kN/m楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载=0.96+4.95=5.91kN/m活载=板传荷载=2.63kN/m§2.3.3A、D轴柱纵向荷载的计算顶层柱女儿墙自重：（做法：墙高1100mm，100mm的混凝土压顶）顶层柱恒载=女儿墙自重+梁自重+板传荷载+次梁传荷载129 顶层柱活载=板传活载=次梁传活载=标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传活载+次梁荷载标准柱活载=板传荷载+次梁传活载==6.56基础顶面恒载=底层外纵墙自重+基础梁自重==§2.3.4B、C轴柱纵向荷载的计算顶层柱恒载=梁自重+板传荷载+次梁传活载顶层柱活载=板传荷载+次梁传活载标准层柱恒载=梁自重+板传荷载+次梁传活载+墙自重标准层柱活载=板传活载+次梁传活载129 基础顶面恒载=基础梁自重框架柱在竖向荷载作用下的受荷总图如图2-2所示：图2-2竖向受荷总图注：1.图中各值单位均为kN2.图中数值均为标准值129 第三章内力计算§3.1恒荷载标准值作用下框架的内力计算荷载取为标准值，恒荷载作用下框架受荷简图如图3-1所示图3-1受荷简图§3.1.1偏心造成的梁端弯矩顶层柱：标准层柱：§3.1.2梁的固端弯矩可按下面的方法计算§3.1.3弯矩分配系数根据梁柱的相对线刚度，算出各节点的弯矩分配系数129 如A7点：用弯矩分配法计算框架内力，传递系数为，各节点分配两次即可。分配结果如图3-2图3-2弯矩分配计算图129 §3.1.4恒荷载作用下的弯矩图恒荷载作用下的弯矩图如图3-3所示图3-3恒荷载作用下的弯矩图（括号内为调幅后弯矩）§3.1.5恒荷载作用下框架剪力的计算恒荷载作用下框架的剪力图如图3-4所示梁：129 图3-4计算简图梁：柱：§3.1.6恒荷载作用下框架轴力的计算柱自重标准值：底层：标准层：129 恒荷载作用下框架的轴力图如图3-6所示图3-5恒荷载作用下框架的剪力图129 图3-6恒荷载作用下框架的轴力图§3.2活荷载作用下框架的内力计算活载按满跨布置，计算方法同恒载，计算结果如下当采用满布荷载法时，求得的内力在支座处与按最不利荷载位置法求得的内力极为相近，可直接进行内力组合，但求得的梁跨中弯矩却比最不利荷载位置法的计算结果要小，因此对跨中弯矩应乘以1.2的系数予以增大。129 图3-7活荷载作用下框架的弯矩图129 图3-8活荷载作用下框架的剪力图129 图3-9活荷载作用下框架的轴力图129 第四章地震作用下框架的内力计算§4.1各楼层重力荷载代表值采用加气混凝土砌块，自重取5.5kN/m3，窗洞口去，门洞口取，女儿墙高1200mm§4.1.1顶层梁板自重：=框架柱自重：填充墙：轴：轴：~轴：次梁下填充墙：卫生间隔墙：女儿墙：活载：机房尺寸：129 §4.1.2标准层梁板自重框架柱自重：填充墙：轴：轴：~轴：次梁下填充墙：卫生间隔墙：活载：§4.1.3底层梁板自重：框架柱自重：轴：轴：~轴：活载：129 §4.2水平地震作用下框架的侧移验算§4.2.1梁柱线刚度为简化计算，框架梁界面的惯性矩增大系数边跨取1.5，中跨取2.0。（C50混凝土）梁的线刚度AB、CD跨梁：BC跨梁：柱的线刚度底层：标准层：§4.2.2框架柱的侧移刚度D值底层柱D值的计算表4-1D值边柱（18根）0.4960.39935540中柱（18根）0.6510.434386582-7层柱的D值计算表4-2D值边柱（18根）0.4200.17421647中柱（18根）0.5510.21626872129 §4.2.3框架自振周期的计算§4.2.4水平地震作用标准值和位移的计算多遇地震作用下，设防烈度为7度，查《抗规》，Ⅱ类场地设计地震分组为第二组，查《抗规》5.1.4-2，，结构阻尼比，则：，因为，故因为，所以不考虑顶部附加地震作用结构总水平地震作用标准值各层水平地震作用标准值、楼层地震剪力及楼层间位移计算如下、和的计算表4-3129 层间位移角限制，满足要求§4.3水平地震作用下横向框架的内力计算反弯点高度采用下式确定地震作用下框架柱剪力和柱端弯矩如图表4-4所示，地震作用下梁端剪力和柱轴力表4-5所示。129 129 图4-1地震作用下框架的剪力图129 第五章横向框架的内力组合§5.1弯矩调幅框架结构梁端弯矩较大，配筋较多，考虑框架的延性及抗震设防要求，由于超静定钢筋混凝土结构具有内力重分布的性质，所以重力荷载作用下可乘以调幅系数β，适当降低梁端弯矩。根据工程经验，对现浇钢筋混凝土框架，可取β=0.8～0.9,调幅后的结果在弯矩图括号内。梁端弯矩降低后，跨中弯矩增加,这样梁端弯矩调幅后不仅可以减少梁端配筋数量，达到方便施工的目的，而且还可以提高柱的安全储备，以满足“强柱弱梁”的设计原则。对于活荷载的跨中弯矩，考虑活荷载满跨布置法对跨中弯矩的不利影响，在调幅后跨中弯矩应乘以1.1～1.2的增大系数，梁端负弯矩减少后，应按平衡条件计算调幅后的跨中弯矩。梁跨中正弯矩至少应取按简支梁计算的跨中弯矩之半，如为均布荷载。则内力组合时采用的都是调幅后的弯矩。梁支座边缘处的内力值：式中，M边——支座边缘处截面的弯矩标准值；V边——支座边缘截面的剪力标准值；M——梁柱中线交点处的弯矩标准值；V——与M相应的梁柱中线交点处的剪力标准值；q——梁单位长度的均布荷载标准值；b——梁端支座宽度（即柱截面高度）考虑三种荷载组合：①、1.2恒+1.4活；②、1.35恒+0.7×1.4活；③、1.2（恒+0.5活）+1.3地震，地震荷载参与组合时考虑左震和右震两种情况。横梁内力组合表，见表5-1至表5-6129 §5.2横梁内力组合表129 129 129 129 129 129 §5.3横梁弯矩控制值计算及剪力调整7层梁的控制截面计算表5-7129 6层梁的控制截面计算表5-8129 5层梁的控制截面计算表5-9129 4层梁的控制截面计算表5-10129 3层梁的控制截面计算表5-11129 2层梁的控制截面计算表5-12129 1层梁的控制截面计算表5-13129 §5.4框架柱的内力组合及剪力调整框架柱内力组合表表5-14129 6层框架柱内力组合表表5-15129 5层框架柱内力组合表表5-16129 4层框架柱内力组合表表5-17129 3层框架柱内力组合表表5-18129 2层框架柱内力组合表表5-19129 1层框架柱内力组合表表5-20129 框架梁的内力调整表5-21§5.4强柱弱梁调整129 梁端节点弯矩表5-22调整后弯矩表5-23129 129 第六章梁、柱配筋计算§6.1框架梁的配筋计算§6.1.1框架横梁正截面的承载力计算根据横梁控制截面内力控制值，利用受弯构件正截面承载力和斜截面承载力计算公式，算出所需纵筋及箍筋并配筋。弯矩调幅：考虑到地震作用的影响，根据规范，现浇框架梁支座的承载力抗震调整系数取为0.75，跨中弯矩为组合得到的最不利内力，故不必调整直接进行计算。材料选择：混凝土：采用强度为C50的混凝土，其抗压强度为,抗拉强度为。钢筋：钢筋均采用HRB400钢筋，抗拉强度设计值，梁截面尺寸，取跨中按T形截面考虑，翼缘计算宽度为：取框架梁的正截面承载力计算如表6-1至6-所示129 129 129 §6.1.2框架横梁斜截面的承载力计算框架梁箍筋加密区长度取1.5h和500mm中较大值。对于边跨，取加密区长度为，对于中跨取。加密区箍筋最大间距取8d、0.25h和150mm中最小值，对于边跨，对于中跨。129 129 129 §6.2框架柱的配筋计算柱的配筋采用对称式（以利于不同方向地震作用），内力均为最不利组合。C50混凝土：，HRB400钢筋：截面：，柱的长细比标准层：，短柱；底层：，短柱都为短柱，故不需考虑杆件自身挠曲变形的影响。受剪承载力按下式计算当时，取箍筋加密区长度取、柱净高的，即、500mm，三者中最大值，取为600mm。对底层柱，尚不应小于，对底层柱取加密区长度1100mm加密区箍筋最大间距为和100mm中较小者，取为体积配筋率加密区满足要求。非加密区柱的正截面和斜截面配筋表如下129 129 129 129 129 表6-17边柱斜截面计算129 表6-18中柱斜截面计算129 第七章板的配筋§7.1荷载计算图7-1楼盖结构平面图屋面：恒载设计值：活载设计值：合计：楼面：恒载设计值：活载设计值：合计：§7.2按塑性理论计算板配筋§7.2.1顶层区格板，按双向板计算考虑到节省钢材和配筋方便，一般取，为使在使用阶段两方129 向的截面应力较为接近，宜取，计算跨度：，取，采用通长配筋，带入基本公式：得（负号表示支座弯矩）（负号表示支座弯矩）§7.2.2标准层区格板（负号表示支座弯矩）（负号表示支座弯矩）129 §7.2.3顶层区格板，宜按单向板计算查表得，离端第二支座，中间跨跨内§7.2.4标准层区格板离端第二支座中间跨跨中§7.3配筋取，，由于顶层比标准层荷载大，且相差较小，均可按顶层荷载配筋，计算结果如表7-1：129 129 第八章整体梁式楼梯设计§8.1踏步板（TB-1）计算§8.1.1荷载计算踏步尺寸，斜板厚度取则截面的平均高度为：恒荷载踏步板自重：踏步面层重：踏步抹灰重：合计：活荷载：合计§8.1.2内力计算斜梁截面尺寸选用，则踏步板计算跨度为：踏步板跨中弯矩：§8.1.3截面承载力计算踏步板计算截面尺寸为129 采用C50混凝土，钢筋选用HRB400，则故踏步板应按构造配筋，每踏步采用2C18（），踏步内斜板分布钢筋取为C8@300mm。§8.2楼梯斜梁TL-1计算§8.2.1荷载计算踏步板传荷：斜梁自重：斜梁抹灰：金属栏杆重：总计：§8.2.2内力计算取平台梁截面尺寸，斜梁水平方向的计算跨度为：斜梁跨中截面弯矩及支座截面剪力分别为：129 §8.2.3承载力计算斜梁按T型截面配筋，取翼缘有效宽度按倒L型截面计算按梁的跨度考虑：按翼缘有效宽度考虑：按翼缘高度考虑：取最小值，首先按第一类T型截面计算结构确为第一类T型截面，故故选用2C12（）故可按构造配置箍筋，选用C8@200mm§8.3平台板TB-2计算平台板取1m宽作为计算单元129 §8.3.1荷载计算平台板面层：平台板自重：平台板抹灰：横载设计值：活载设计值：合计：§8.3.2内力计算，按双向板计算，，取2.0（负号表示支座弯矩）（负号表示支座弯矩）x方向，y方向弯矩更小，实配C8@200（）支座内实配C8@200（）§8.4平台梁TL-2计算§8.4.1荷载计算129 有平台板传来的荷载梁自重：侧边抹灰：均布荷载设计值：由斜梁传来的集中荷载设计值§8.4.2内力计算平台梁计算简图如右支座反力R为跨中截面弯矩M为：梁端截面剪力为：§8.4.3截面承载力计算，，，取应按第一类T形截面计算129 选用2C18（）因为故只需按构造配置箍筋，选用双肢C8@200。§8.4.4吊筋计算采用附加箍筋承受梯段斜梁传来的集中力，设附加箍筋为双肢C8，则所需箍筋总数为：在斜梁两侧各配置2个双肢C8箍筋。129 第九章桩基础设计§9.1设计资料柱截面为，上部结构传来的荷载设计值，边柱轴力,弯矩，剪力.中柱轴力,弯矩，剪力。柱底标高。勘察报告建议的各层土桩侧阻力特征值和端阻力特征值如下表表9-1桩侧阻力和端阻力特征值§9.2边柱柱下独立基础设计§9.2.1确定桩的规格由地质资料可看出，没有特别好的端部持力层，故采用摩擦端承桩，取桩直径，第8层土为桩端持力层，伸入长度为,桩长为。单桩承载力特征值估算129 §9.2.2确定桩的数量先不考虑承台重，因偏心受荷，柱数初选取桩心距§9.2.3桩承台的设计承台尺寸边柱中心至承台边缘不宜小于桩径，且不小于150mm，桩间距不宜小于3d，桩布置图如图9-2图9-1桩的布置图§9.2.4单桩承载力验算承台重力标准值129 故在偏心荷载下，单桩承载力满足要求。§9.2.5承台的结构计算承台高度取，采用C30混凝土，，，钢筋采用HRB400，考虑到柱顶伸入承台深度100mm故取保护层厚度为承台有效高度1.柱对承台的冲切验算如图9-2，其中：，故取，所以，柱对承台的冲切满足要求。129 图9-2柱对承台的冲切1.角桩对承台的冲切验算其中：129 角桩对承台的冲切满足要求1.承台斜截面计算其中：计算宽度承台抗剪承载力满足要求§9.2.6基础配筋1.承台配筋Ⅰ-Ⅰ截面选用C16@110，实际配筋2-2截面129 选用C16@110，实际配筋2.桩身配筋桩身按构造配筋，取0.6%，选用通长布置9C16，实际配筋1809mm主筋伸入承台，其箍筋选用C8@200，沿桩身通长布置，桩顶以下2m内加密配置，采用C8@200§9.3中桩的设计（连体桩基）§9.3.1确定桩的规格桩的规格与单桩相同，§93..2确定桩的数量先不考虑承台重，因偏心受荷，柱数初选取桩心距§9.3.3桩承台的设计承台尺寸边柱中心至承台边缘不宜小于桩径，且不小于150mm，桩间距不宜小于3d，129 图9-3承台平面布置图§9.3.4单桩承载力验算承台重力标准值故在偏心荷载下，单桩承载力满足要求。§9.3.5承台的结构计算承台高度取，采用C30混凝土，，129 ，钢筋采用HRB400，考虑到柱顶伸入承台深度100mm故取保护层厚度为承台有效高度1.柱对承台的冲切验算其中：，，柱对承台的冲切满足要求。1.角桩对承台的冲切验算其中：，129 角桩对承台的冲切满足要求1.承台斜截面计算其中：，承台抗剪承载力满足要求§9.3.6基础配筋1.承台配筋Ⅰ-Ⅰ截面选用C16@110，实际配筋面积2-2截面129 选用C16@100，实际配筋面积2.桩身配筋桩身按构造配筋，取0.6%，选用通长布置9C16，实际配筋1809mm主筋伸入承台，其箍筋选用C8@200，沿桩身通长布置，桩顶以下2.4m内加密配置，采用C8@100129 结论这次的毕业设计，使我对结构专业的知识和相关的内容从理论和实践两个方面都进行了温习和巩固，把所学到的知识体系合理的应用在了本次设计当中，这是对所学知识的集中应用，它全面的反映了大学四年所学知识的掌握程度。在这次毕业设计过程中有以下几点体会和感受：一.估算截面尺寸时，走廊跨的梁尺寸不要定的太大，否则，一是浪费材料，二是梁太大，有可能成为深受弯构件或者深梁。二.柱的截面尺寸稍微定的大一点，这样在截面配筋时基本上都为大偏心受压，柱的抗震设计一般应控制在大偏心受压破坏范围内，大偏心受压受拉钢筋先屈服，构件具有较好的延性，而小偏心混凝土先压碎，受拉钢筋却没有屈服。三.本设计的柱子配筋基本都是按最小配筋率配筋，由对称配筋的计算公式计算得到的受压钢筋面积都是小于按构造要求的钢筋面积，不可避免的只能按最小配筋率配筋。我分析原因是由于柱子截面的相对较大，而且都是大偏心受压，混凝土已经可以满足要求了，因此计算出来的钢筋面积相对较小。四.在本次设计中，由于缺乏经验，板的厚度取得稍微有点大，板的配筋按构造就能满足要求。虽然节省了钢筋，但却增加了楼层的恒载。不过设129 计就是这样的过程，只有在不断的犯失误中才能获得进步。总之，土木工程建筑设计是一个复杂、缜密、规范的工程，设计的每个环节都非常重要。在设计中，首先需要有扎实的理论基础，其次需要大胆的设计构思，而且需要耐心地反复推敲，最后更需要的是运用专业知识作科学的创新。本设计过程，也是综合运用各种设计软件和办公软件的过程。设计中，使用了AutoCAD、天正建筑及微软Word、Excel等软件，充分锻炼和提高我运用计算机辅助设计的能力。这次设计锻炼了综合运用知识、学习新知识和解决实际工程问题的能力，提高了对工程与社会、经济、文化、环境等关系的认识，这对将来的工作会有极大的指导和帮助。129 参考文献[1]杨志勇主编.土木工程专业毕业设计手册.武汉：武汉理工大学出版社,2004.[2]莫海鸥等主编.基础工程.北京：中国建筑工业出版社，2006.[3]沈蒲生主编.高等学校建筑工程专业毕业设计指导.北京：中国建筑工业出版社，2000[4]阎兴华主编.混凝土结构设计.北京：科学出版社，2005.[5]中华人民共和国建设部主编.建筑结构荷载规范.北京：中国建筑工业出版社，2012[6]中华人民共和国建设部主编.混凝土结构设计规范.北京：中国建筑工业出版社，2012[7]中华人民共和国建设部主编.建筑抗震设计规范.北京：中国建筑工业出版社，2012[1]杨志勇主编.土木工程专业毕业设计手册.武汉：武汉理工大学出版社,2004.129 致谢经过三个多月的努力，毕业设计终于完成。此次毕业设计涉及了房屋建筑学、结构力学、建筑结构抗震设计、混凝土结构设计、建筑地基与基础、建筑制图、WORD、EXCEL、AUTOCAD等知识。借助这次设计，我的专业知识得到了巩固，这对以后的工作和学习有很大的帮助。在此过程中，我得到了土木工程教研室高笑娟老师、谢镭老师以及刘小敏老师的大力帮助，他们一次次的解答我们的难题，给我们详细解答我们的疑问。从而使我们能在毕业设计中顺利进行。此外，在此过程中我还得到了很多同学的热情帮助，他们无私的帮助使我的毕业设计更加顺利。在此一并向所有老师和同学表示感谢。本设计由于时间仓促及水平有限，难免会有不当甚至错误之处，敬请老师给予批评和指正。致谢人：###2013年6月1日129 外文资料OilDynamicsandEarthquakeEngineeringNonlinearseismicsoil–pile–structureinteractions:ShakingtabletestsandFEManalysesK.T.Chaua,,C.Y.Shenb,X.GuocaDepartmentofCivilandStructuralEngineering,TheHongKongPolytechnicUniversity,HongKong,ChinabEarthquakeEngineeringResearchTestCenter,GuangzhouUniversity,Guangzhou,ChinacInstituteofEngineeringMechanics,Harbin,ChinaArticleinfoArticlehistory:Received7November2007Receivedinrevisedform15February2008Accepted26February2008Keywords:Soil–pile–structureinteractionShaketableFiniteelementanalysesAbstractInthispaper,asoil–pile–structuremodelistestedonashakingtablesubjecttobothasinusoidalwaveandtheaccelerationtimehistoryofthescaled1940ElCentroearthquake.Amedium-sizeriversandiscompactedintoa1.7-m-highlaminarrectangulartanktoformaloosefillwitharelativedensityof15%.Asingle-storeysteelstructureof2.54tonisplacedonaconcretepilecap,whichis129 connectedtothefourend-bearingpiles.Averydistinctpoundingphenomenonbetweensoilandpileisobserved;and,theaccelerationresponseofthepilecapcanbethreetimeslargerthanthatofthestructuralresponse.Thepoundingisduetothedevelopmentofagapseparationbetweensoilandpile,andtheextraordinarylargeinertiaforcesufferedatthetopofthepilealsoinducescrackinginthepile.Toexplainthisobservedphenomenon,nonlinearfiniteelementmethod(FEM)analyseswithanonlineargapelementhavebeencarriedout.ThespikesintheaccelerationresponseofthepilecapcausedbypoundingcanbemodeledadequatelybytheFEManalyses.Thepresentresultssuggestthatoneoftheprobablecausesofpiledamagesisduetoseismicpoundingbetweenthelaterallycompressedsoilandthepilenearthepilecaplevel.&2008ElsevierLtd.Allrightsreserved.1.IntroductionManybigcitiesintheworldarebuiltonflatlandscontainingathicklayerofsediment,suchasbasins,riverdeltas,orvalleys.Tallbuildingsorimportantstructuresinthesecitieshavetobefoundedonpilestoavoidexcessivegroundsettlements.Inadditiontostaticloadtransferredfromthedeadloadofthestructures,pilesarealsosubjecttodynamicloads.Themostcommonlyencountereddynamicloadsonapile–soil–structuresystemarethoseduetoearthquakes.Pastearthquakeeventsdemonstratethatdamagesinpilesarecommonlyinducedduringmoderatetostrongearthquakes.Mizuno[1]compiledtheearth-quake-induceddamagesofpilesreportedinJapanfrom1923to1983,includingthoseofthegreatKantoearthquake.Damagesinpilehavebeenobservedduringthe1964Niigataearthquake,the1964Alaskaearthquake,the1985MexicoCityearthquake,andthe1989LomaPrietaearthquake[2].Morerecently,severedamagesinpileswerealsoreportedduringthe1995Kobeearthquake[3–6].Theremedialworksneededfordamagedpilescanbeverycostly.Thus,pile–soil–structureinteractionandmechanismforpiledamagesneedtobefurtherexamined.Forcomprehensivereviewsontheoreticalsoil–pile–structureinteraction(SPSI),werefertoMeymand[2]andNovak[7].TheSPSIproblem129 hasalsobeeninvestigatedbyusingtheshakingtabletest[2,8]andthecentrifugetest[9,10].Thepresentstudycontinuesthelineofworksonshakingtabletestsonthesoil–pile–structuresystem.Themainfocusofthepresentstudyistoreportanewlyobservedphenomenoninourshakingtabletests—poundingbetweensoilandpilewhenasoil–pile–structuremodelissubjecttoseismicexcitations.Whenthesoil–pile–structuremodelissubjecttoseismicexcitations,thesoilsurroundingthepilemaybecompressedlaterallysuchthatasoil–pilegapseparationmaydevelop.Consequently,poundingmayappearbetweensoilsandpilesduetothedifferentdynamicresponsesofthepile–structuresystemandthesoil.Wewillshowthatthispoundingmayleadtoaverylargeinertiaforceatthepilecaplevel,whichmayleadtocrackinginthefoundationpiles.Finiteelementanalysisisusedtoexplaintheunusuallargeaccelerationsufferedatthepilecaplevel.Althoughsoil–pilegapshavebeenobservedinthefieldafterearthquakesandinshakingtabletestsaftersoil–pile–structuremodelsaresubjecttoseismicexcitations,thepoundingbetweensoilandpilehasnotbeenrecognizedandexamined.PhotographsinFig.1showsoil–pilegapseparationsobservedinthefieldandinthelaboratory.Forsoil–pilegapsobservedinthefield,Figs.1(a)and(b)showtwophotographsofsoil–pilegapsobservedonthereclaimedPortIslandafterthe1995Kobeearthquake,whileFigs.1(c)and(d)showtwophotographsofsoil–pilegapsdevelopedalongtheStruveSloughCrossingduringthe1989LomaPrietaearthquake.Forsoil–pilegapsobservedinshakingtabletests,Figs.1(e)and(f)arereproducedfromFig.8ofWeietal.[11]andFig.8.31ofMeymand[2],respectively.Therehasbeennopreviousattempttoinvestigatethepossibilityofpoundingbetweensoilandpileinducedbythesegaps.Therefore,shakingtabletestsdemonstratingthepoundingbetweensoilandpilewillbepresentedhere.Tosimulatethefreefieldresponseofsoil,varioussoiltankdesignshavebeenproposedtominimizetheboundaryeffectofthefinitesoiltank.Theyincluderigidtankwithsufficientlylargesize[12,13],rigidtankpackedwithfoamatthesidesofthetank[14–17],laminatedsoiltank[18–27],soiltankwithwalls129 havingahinged-base[28],andflexiblecircularcontainer[2,29,30].Thereisnoconclusiononwhichparticularsoiltanksystemisbetterthanothers.Forthisstudy,arectangularlaminatedtanksystemwasselected.Theresultsofthepresentstudyprovideanewpotentialcauseofpiledamagesobservedinthefieldespeciallywhennoliquefactionisobservedaroundthedamagedpiles[6].2.Experimentalset-upExperimentsonamodelofasoil–pile–structuresystemwereperformedonanMTSuniaxialseismicshakingtableofsize3m3m.Fig.2(a)showsaphotographoftheexperimentalset-up,whileschematicdiagramsofthelaminatedsoiltankandthecross-sectionsofthemembersusedinconstructingthepile,thecolumnsofthestructure,andthesoiltankareshowninFigs.2(b)and(c),respectively.Amaximumhorizontalaccelerationof1gcanbeappliedatthefullloadof10ton.Theworkingfrequencyoftheablerangesfrom1to50Hz.Theshakingtablecansimulatemotionswithdisplacement,velocityoraccelerationcontrol.Thedisplacementcontrolisprimarilyforlowfrequencyrange,velocitycontrolformiddlefrequencyrange,andaccelerationcontrolforhighfrequencyrange.Themaximumoverturningmomentthatcanberestrainedbythebearingofthetableis10ton-m.Inourexperiment,thetotalweightofoursoil–pile–structuresystemisclosetothelimitof10ton.129 Fig.1.Photographsofsoil–pilegapobservedinthefieldandlaboratory:(a,b)pilesinthereclaimedislandofKobeduringthe1995Kobeearthquake(afterRefs.[2,5]);(c,d)pilesfortheStruveSloughCrossingduringthe1989LomaPrietaearthquake((c)after[2]and(d)photographedbyH.G.Wilshire);(e)gapobservedinshakingtabletest(after[11]);and(f)gapobservedinshakingtabletest(after[2]).Fig.2.(a)Aphotographofthesoil–pile–structuresystemused;(b)anelevatedsideviewofthesystemshowingthesizesandthelaminatedsoiltank;and(c)cross-sectionsusedforpilesandcolumns,andforconstructingthelaminarframeofthetank.Tosimulatetheshakingofsoilinthefreefield,arectangularminatedsoiltankisconstructedbystackingup32laminarctangularsteelframesmadebyweldingfourrectangularhollowctionsof50mm50mm2.8mmtogether(seeFig.2(c)).Theminarrectangularframehasaninternalsizeof1.4m0.9m.Toducethefrictionandallowslidingbetweenadjacentframes,two1-mm-thicklayersofTeflon(orpolytetrafluoroethylene)aregluedtothetopandbottomofeachsteelframesection.ThefrictionalcoefficientbetweentwoTeflonsurfacesisfoundequalto0.126.Theheightofthesoiltankisabout1.7m.Toensuretheoverallslidingstability,thebottomframesectionisweldedtoabottomsteelplateof12mmthickNess,onwhichanotherthree-dimensional(3-D)steelboxframewithcrossbracingisconstructedtolimitthemaximumtranslationofthelaminated129 soiltank,asshowninFig.2(a).Thisboxframealsoprovidesareferenceformeasuringthehorizontaldistanceofthesoiltankatvariouslevels(seeFig.3).FourconcretepilesarecastindependentlyusingatemplateofPVCpipeof100mmindiameter.Thepilesare1.7mlong,whichgivesaslendernessratioofthepilesas17.TheYoung’smodulus,Poissonratioandthe28-daycubestrengthoftheconcreteare21.8GPa,0.18,and19.55MPa,respectively.Thereinforcementinthepileconsistsofeightverticalmildsteelbarsofdiameter6mm(orasteelratioof2.8%).Circularstirrupsmadeof9mmmildsteelwithaspacingof20mmarefixedtotheverticalbars.Eightstraingaugeswereattachedtotheverticalsteelbarsnearthetopofthepiles,shownasS1–S8inFig.3,withapairofstraingaugesisinstalledonthesurfacesofeachpilealongtheshakingdirection.Aftertheconcreteiscast,eightmorestraingaugeswereinstalledtothesurfaceoftheconcretepiles,againonthesurfaceofeachpilealongtheshakingdirection(shownasC1–C8inFig.3).Thespacingofthepilesalongtheshakingdirectionis800mmwhilethespacingalongthetransversedirectionis500mm.Therefore,sincethespacingforin-lineshakingpilesislargerthansixdiametersofthepile,thepile–pileinteractioncanbeneglected[16].Thepilesarefixedtothebottomsteelplatebyawoodentemplateof10mmthickNesswhensoilisputintothelaminatedsoiltank.Thus,thepilescanbeconsideredashingedend-bearingpiles.129 Fig.3.Averticalcross-sectionshowingthepilesandsoilwithinthelaminatedtankwithahorizontalcross-sectioncutatthebottomlevelofthepilecap.Locationsofthe129 straingaugesforsteelbars(S1–S8)andforconcretesurfaces(C1–C8),theninedisplacementtransducers,andthefiveaccelerometersarealsoshowed.ThesoilusedispoorlygradedriversandimportedfromtheMainlandChina.TheD10,D30,D50,andD60ofthesandareabout0.22,0.34,0.41,and0.42mm,respectively,withallparticlessmallerthan1mm.Thespecificgravityofthesandis2.662.Thefinecontent(i.e.particlessmallerthan0.063mm)islessthan0.1%.Therefore,itcanbeconsideredaspuresand,35%coarse(0.6–2mm),61%medium(0.2–0.6mm)and4%finesand(0.06–0.2mm).Fromtheresultsofseventriaxialtests,theYoung’smodulusofthesoilisestimatedtorangefrom0.375toabout5MPadependingontheconfiningstressandthestrainlevel.Beforethesandispackedintothelaminatedsoiltank,anexpansiblewater-resistantnylonbagiscustommadetofitthesizeofthesoiltanktopreventthelossofsoilparticlesthroughthejointsofthelaminatedtank.Atotalof3622kgofsandisusedtofillthelaminatedtankin11layers.Wheneachsub-layerisfilled,anelectrichammerof9.55kgisusedtocompactthesoiltoaspecificthickNessofabout154mm.ThehammeristheKangoType628LightDemolitionHammer,andthebaseofthehammerisaflatdiskof145mmdiameter.Theoveralldensityofthesoilis1.459Mg/m3.ThefillisrelativelylooseandshouldresembletheconditionofloosehydraulicfillfoundinthereclaimedareasofHongKong.Thewatercontentofthesandinthelaminatedsheartankisabout4%,therefore,itcanbebasicallyconsidereddry.Thus,nocapillarystressneedstobeconsidered,andthesandysoilcanbeconsideredascohesionless.Afterthesoilisfilled,aconcretepilecapforallfourpilesiscast.Thesizeofthepilecapis1200mm(length)Â800mm(width)Â200mm(thickNess).Mildsteelbarsof4mmdiameterareplacedat20mmspacingalongboththeshakingdirectionanditsorthogonaldirection,andatboththetopandbottomofthecap.Thepilecapcan,therefore,beconsideredasrigid.Asingle-storeystructuremadeofsteelframeisthenattachedtothepilecapbyfourtie-downbolts.Twosteelplatesof1200mm(length)Â800mm(width)Â20mm(thickNess)areusedasthebaseandtopoftheframestructure.Four129 columnsofhollowsquaresectionof90mmÂ90mmÂ5.5mmareweldedtoboththeupperandlowerplates(seeFig.2(c)).TheYoung’smodulus,Poissonratioandyieldstrengthofthemildsteelare206GPa,0.28,and215MPa,respectively.Additionalmassof2tonisaddedtothetopplateofthestructures(seeFig.2(a))andthetotalmassofthestructureis2358kg.Fiveaccelerometersareinstalledatvariouslocationsofthesoil–pile–structuresystems,shownastrianglesinFig.3.Theaccelerometersa0,a1,a2,apandasareinstalledatthesurfaceoftheshakingtable,atthesoiltankatanelevationof804mmabovethetable,atthetoplevelofthesoiltank,onthepilecap,andatthetopsteelplateofthestructure.Anotherninedisplacementtransducersareinstalledatvariouslevels,asshowninFig.3.129 3.ShakingtabletestprogramTable1listsatotalof19setsofshakingtabletestscarriedoutonthesoil–pile–structuresystem(i.e.E1–E19).Thetesttype,thewaveformoftheacceleration,thepeakaccelerationoftheinput,andthefrequencyrangeofthesetestsaregiveninTable1.Boththefrequencysweepandrandomvibrationsareforthedetermi-nationofthefundamentalfrequencyofthesoil–pile–structuresystem.Thespectrumtestistofindtheaccelerationresponsespectrumofthesystem.Theaccelerationtimehistoryofthe1940ElCentroearthquakeisalso129 usedasinput(E13inTable1),butthepeakaccelerationhasbeenscaledto0.135gtoavoidexcessiveoverturningmoment.Sinusoidalwaveshavebeenusedforthefrequencysweep(E1),allspectrumtests(E3,E6,andE8)andallearthquaketestswithpeakgroundaccelerationlargerthan0.02g(E4,E7,E9,E11,E13,E16,andE18).Forthespectrumtests,thenumbersinthebracketsbehindE3,E6,andE8inTable1aretheactualnumberoftestsusedinobtainingthespectrum.Fortheearthquaketests,themagnitudesoftheappliedsinusoidalwavesincreasegraduallyfrom0.02to0.2g,andtheappliedfrequencyisthecurrentfundamentalfrequencyofthesystem.Thenaturalfrequencyofthesoil–pile–structuresystemischeckedaftereachearthquaketest.Thedurationsforallsinewaveinputsare20sandthoseforrandomtestsare90s.129 Therefore,agrandtotalof133shakingtableexperimentswasconductedonthesoil–pile–structuresystem.Forcheckingpurposes,additionaltestshavealsobeencarriedoutforthestructures,thesoilinthelaminatedtankandthepile–soilsystems.Fig.5.Theaccelerationresponsespectraatthepilecap(dottedlines)andstructure(solidlines)atvariouslevelsofgroundinput(Amax):(a)E3sinusoidalwaveinput,f¼4.8Hz,Amax¼0.02g;(b)E7sinusoidalwaveinput,f¼4.4Hz,Amax¼0.05g;(c)E11sinusoidalwaveinput,f¼4.3Hz,Amax¼0.116g;and(d)E18sinusoidalwaveinput,f¼3.2Hz,Amax¼0.2g.Thechosenfrequencies129 atvariousstagescorrespondtotheupdatednaturalfrequencyofthesoil–pile–structuresystem,whichchangeswithtime.Theenlargementisplottedtoillustratethedifferencesintheaccelerationresponseofthepilecapandthestructure.4.Generalobservationsoftheshakingtabletests4.1.CrackingintheconcretepilesIngeneral,straingaugedataatthesurfaceoftheconcretepilesindicatethatcrackingoccursatthetopofthepilewhenAmaxisincreasedto0.116gintestE11(withatensilestrainof0.06%).WhenAmax¼0.134(i.e.E16),thetensilestrainontheconcretesurfaceisupto0.15%.And,whenAmax¼0.2,thetensilestraininconcreteisabout0.35%.4.2.DeflectionsofthelaminatedsoiltankThemaximumdeflectionsatthetopofthesoiltankare1,2,2.5,and4mmwhentheaccelerationa2is0.035,0.064,0.087,and0.116g,respectively.Thedeflectionprofileofthelaminatedtankrecordedfromthedisplacementtransducersverifiesthatonlymodeoneshakingisinducedinthesoil.4.3.DynamiccharacteristicsofdifferentcomponentsDifferentcomponentsofthesystemarealsotestedindependentlyusingtheshakingtable.Inparticular,thefundamentalfrequenciesofthestructurewiththeadditionalmass,andthesoilwithlaminatedtankare,respectively,7.6and11.5Hz(orwithnaturalperiodsof0.13and0.087s).Forthecaseofonlysoilinlaminatedtank,displacement,velocity,andaccelerationtransducersareinstalledalongthevariouslevelsofthetanksuchthatthenaturalperiodcanbemeasuredbyinputtingarandomwavewithapeakaccelerationoflessthan0.02g.Morespecifically,itcanbeidentifiedbynotingthefrequencyatthepeakoftheFourierspectraplot.Theequivalentshearwavespeedanddynamicshearmodulusofthesandare78m/sand8.865MPa,respectively.ThisequivalentshearmodulusappearstobelargerthanthestaticelasticmodulusmeasuredintriaxialtestsreportedinSection2.Thisincreasecanbeattributedtothefactthatdynamicmodulusisnormallylargerthanthestaticone,andthatthefrictionbetweenthelaminatesofthesoiltankinevitablyexists.Notethatthepredominantfrequency129 ofthestructure(7.6Hz)islowerthanthatofthesoil(11.5Hz),andthus,radiationdampingofthepilesofthesystemisnegligible[31].Inaddition,accelerometershavealsobeenattachedtotheedgeofthestructurealongthedirectionperpendiculartotheshakingdirection,andtheshakingtableresponsesareagainrecorded.Theaccelerationrecordsforthesetwochannelsareessentiallythesame,andthisshowsthatnotorsionalorrotationalmotionhasbeentriggeredinourshakingtabletests.Fig.6.ThephasediagramsofaccelerationversusdisplacementatthepilecapforthoseenlargementsshowninFig.5129 Fig.7.(a)Theaccelerationtimehistoryofthe1940ElCentroearthquake,and(b)accelerationresponsesofthesystematpilecapandatstructurelevel(testE13inTable1).ThepeakgroundaccelerationoftheElCentrowavehasbeenscaleddownto1.35m/s25.Experimentalresultsanddiscussion5.1.ResponsespectraofthesystematvariousstagesFigs.4(a)to(c)plottheaccelerationratiosatthepilecapandatthestructure(i.e.ap/a0andas/a0)versustheexcitationfrequencyofasinusoidalwaveof0.02ginmagnitude.Fig.4(a)showsthattheinitialnaturalfrequencyofthesystemisabout4.9Hz(fromE3).Asexpected,theaccelerationresponseofthestructureislargerthanthatofthepilecap.Afterasinusoidalwaveofmagnitude0.04g(E4)isappliedtothesystem,Fig.4(b)showsthatthenaturalfrequencydropstoabout4.5Hz.Moreimportantly,theaccelerationresponseatpilecapislargerthanthatofthestructure,whichissomewhatunexpected.Afterasinusoidalwaveofmagnitude0.05g(E7)wasappliedtothesystem,Fig.4(c)showsthatthenaturalfrequencyfurtherdropsto4.3Hz.Again,theaccelerationresponseatpilecapislargerthanthatofthestructure.129 Tofurtherexaminethisphenomenon,Figs.5(a)to(d)plottheaccelerationatthepilecapap(dottedlines)andatthestructureas(solidlines)versustime.Tomakeabettercomparison,enlarge-mentsofeachoftheaccelerationresponsesarealsogiveninFigs.5(a)to(d).ForexperimentE3(orAmax¼0.02g),theresponseofthepilecapisclearlylessthanthatofthestructure.Inaddition,theresponseofthestructureresemblestheinputsinusoidalwavemorecloselythanthatofthepilecap.ForexperimentE7(orAmax¼0.05g),Fig.5(b)showsclearlythatanumberofspikesisobservedintheaccelerationresponseofthepilecap,comparingtotheroughlysinusoidalresponseofthestructure.Themaximumaccelerationatapisaboutthedoubleofthatofas.ForexperimentE11(orAmax¼0.116g),Fig.5(c)showsthattheaccelerationatthepilecapisaboutthreetimesofthatofthestructure.FromE7toE11,althoughtheinputaccelerationismorethandouble,thestructuralresponseremainsroughlyconstantatabout3m/s2.ForthelargestearthquakewaveinputusedinE18(orAmax¼0.2g),theconclusionisagainsimilartothoseobtainedinFigs.5(b)and(c),exceptthatthedifferencebetweentheaccelerationofthepilecapandthestructureincreasefurther.Thespikesobservedintheaccelerationresponsesofthepilecapsuggestthatimpactorpoundingmayoccurbetweenthepileandthesoil.Tofurtherverifythis,Figs.6(a)to(d)plotthephasediagramofaccelerationversusdisplacementforthose‘‘one-secondresponses’’ofpilecapshowninFigs.5(a)to(d).Itisclearthatthereisajumpoftheaccelerationofthepilecapatafixeddisplacement;andthisisauniquefeatureofpoundingorimpact.Ourspeculationisthatafterstronggroundmotionsareinput,repeateddynamiccontactsbetweenthesoilandthepilesleadtoalateralcompressionofthesoil.Thus,agapbetweenthesoilandthepileisdeveloped.AsremarkedintheIntroduction,gapbetweensoilandpilehasbeenobservedinothershakingtabletestsandinthefieldaftersomemajorearthquakes(seeFig.1).Tofurtherexaminethisphenomenon,detailedanalysesoftheFourierspectraatthetopofthestructure,pilecap,andthesoiltankwereconducted.Wefoundthatwhenthesystemissubjecttoshakingofaccelerationlessthan0.02g,alldisplacements(i.e.a2,ap129 as,andshowninFig.3)areinphase;whenthesystemissubjecttoshakingofaccelerationlargerthan0.04g,out-of-phasemotionsareobservedbetweenthestructureandthesoiltanks.Moreimportantly,thefundamentalfrequencyrecordedatthetopofthesoiltankincreasesfrom4.6to11.6Hz,whichagreeswiththefundamentalfrequencyofthesoilandthelaminatedtankalone(withoutpileandstructure)reportedearlier.Therefore,itisclearthatthesoilandlaminatedtankvibrateindependentlyfromthepile–structuresystem.Thisagainsupportsourearlierspeculationthatthesoilhascompressedlaterallyandagapisdevelopedbetweensoilandpile.5.2.Modelsubjecttotheaccelerationtimehistoryofthe1940ElCentroearthquakeAllpreviousexperimentsarecarriedoutforthesoil–pile–structuresystemsubjecttosinusoidalwaves.Fig.7showsplotsoftheaccelerationtimehistoriesofthe1940ElCentroearthquakeandtheaccelerationresponsesofthepilecapandstructure.Notethatthepeakaccelerationofthe1940ElCentroearthquakehasbeenscaleddownto0.135gtoavoidexcessoverturningmomentexertedonthetable.Fig.7clearlyshowsthatthepilecapresponseisagainlargerthantheresponseatthestructure.6.FiniteelementanalysesInordertodemonstratewhathashappenedinthesystemthatleadstoalargeraccelerationresponseatthepilecapthanatthestructure,thefiniteelementmethod(FEM)hasbeenappliedtosimulatetheresponsesofthesystemandtheresultsarecomparedtotheexperimentalobservation.Initially,theprogramFLUSHwasused,buttheresultswerenotsatisfactoryevenwhenagapwasartificiallyinsertedbetweenthesoilandthepile.Apparently,thepoundingbetweenthesoilandthepilehasnotbeenmodeledappropriately.Subsequently,‘‘SAP2000Nonlinear’’isusedtomodelthegapdevelopment[32].Inparticular,the‘‘Gapelement’’intheNLLinkpropertiesisselectedtomodelthepoundingbetweenthesoilandthepile.Thenonlinearforce–deformationrelationforthe129 Gapelementisgivenbywherekisthespringconstant(orcontactstiffness),ddenotesdeflectionoftheGapelement,anddistheinitialgapseparation(dX0).Notethatd40foropeningmodeanddo0forclosingmodeofthegap.AsketchfortheFEMmodelingisshowninFig.8.Anequivalent2-Dmodelisproposed.Thestructureandpilefoundationaremodeledbybeamelements,whiletheadditionalmassonthestructureaswellasthesoilismodeledbyfour-nodeplanestrainsolidelements.Asshownintheenlargement,thecharacteristicsoftheGapelementarecontrolledbytwoinputparameters:thecontactstiffnesskandthegapseparationd.The1.7msoilisdividedinto15layers.InordertomodelthedepthofthegapLmoreaccurately,thetop12layersareofsmallerthickNesshwhilethebottomthreelayersareoflargerthickNessh2.Inouactualinput,wehaveseth1¼0.08mandh2¼0.24m.AlthoughIisnotshownexplicitlyinFig.8,thegapelementshavebeeninstalledonbothsidesofeachofthetwopiles.129 Fig.8.Thetwo-dimensionalfiniteelementmodelusedinSAP2000Nonlinear.Thesoilandtheadditionalmassesonthetopofthestructurearemodeledbyfour-nodeplanestrainelements,whileallpiles,pilecap,andstructuresaremodeledbyframeelements.ThegapelementusedbetweenpileandsoilfromthetopofthesoiltoLmeterbelowthesoilsurfaceisenlarged.Thegapelementischaracterizedbyastiffnesskandagapdistanced.Althoughitisnotshownexplicitlyinthediagram,gapelementsareinstalledonbothsidesofthetwopiles.Fig.9plotstheaccelerationtimehistoriesatthepilecapandthestructureversustimefortestE9,togetherwiththreeFEMsimulations.TheinputfrequencyintheFEManalysesis5HzwhichisaboutthesameasthatappliedintestE9(i.e.4.3Hz).Theactualstiffnessofcontactbetweenthesoilandthepile129 (theso-calleddynamicsub-gradereaction)hasnotbeenmeasuredinthepresentstudy.TheshakingtabletestsbyYahataetal.[18]suggestthatthesub-gradereactioncanbeverycomplicated,incontrasttoanincreasingtrendassumedinstaticcase[33].Therefore,thetriangle,rectangle,andinversetriangleshowninFigs.9(b),(c)and(d)respectively,indicatethatalinearincreasing,aconstant,oralineardecreasingtrendofthecontactstiffnesskhasbeenassumedintheFEManalysis.ThemaximumstiffnesseskusedinFigs.9(b),(c)and(d)are0.1,0.05,and0.08GN/m,respectively.Intheseanalyses,thedepthofthegapisassumedasL/H¼6/21,whereHisthetotalthickNessofthesoilshowninFig.8.Thisassumedvalue,however,cannotbeverifiedsincenopressuretransducershavebeeninstalledalongthepiles.InthecalculationsofFig.9,thegapseparationhasbeenassumedtovaryfrom0.2mmfromthetopofthegapto0atthebottomofthegap(i.e.LbelowthesoilsurfaceasshowninFig.8).TheaccelerationtimehistoriesofthepilecapshowninFigs.9(b)and(d)agreewellwiththeexperimentalresultsgiveninFig.9(a).Moreimportantly,theFEMresultsarecapableofcapturingtheessentialfeaturethatthepilecapaccelerationresponseislargerthanthestructuralresponse.Inconclusion,theabnormallylargepilecapresponseiscausedbypounding,whichissimulatedbyinstallinggapelementsbetweensoilandthepileinourFEManalyses.Thus,thisverifiesourspeculationofpoundingbetweenthesoilandpile.Althoughuncertaintiesexistinassigningthevaluesofsub-gradereactionandthedepthofthegap,theresultsgiveninFig.9clearlydemonstratethatthespikesinaccelerationaretheresultsofpoundingbetweenthesoilandthepile.Sincethedepthofthegaphasnotbeenobserved,Fig.10showstheaccelerationresponseatthepilecapandatthestructureversustimeforvariousdepthsofgapL(L/H¼4/21,6/21and9/21).InFigs.10(b),(c)and(d),alineardecreasingkwithdepthwasassumed,whereas,inFigs.10(e),(f)and(g)alinearincreasingkwithdepthwasassumed.NotethatFigs.10(c)and(f)areidenticaltoFigs.9(d)and(b),respectively.Again,alineargapseparationhasbeenassumed,but129 becauseofthechangingdepthofthegap,differentmaximumgapseparationhasbeenassignedforFigs.10(b),(c),(d),(e),(f)and(g).Inparticular,themaximumgapseparationsatthetopdmaxusedare0.08,0.2and0.35mmforcasesofL/H¼4/21,6/21and9/21,respectively.Forcasesofincreasingk,themaximumstiffnesseskusedinFigs.10(b),(c)and(d)are4,0.0857and0.06GN/mrespectively;whereas,forcasesofdecreasingk,themaximumstiffnesseskusedinFigs.10(e),(f)and(g)are3,0.1and0.08GN/m,respectively.Fig.10showsthatthenumberofimpactsbetweenthesoilandthepilepereachcycleofthestructuralresponseincreaseswiththedepthLforbothcasesofdecreasingandincreasingcontactstiffnesses.Amongthesefigures,Fig.10(c)appearstomodeltheexperimentbetter.Inshort,althoughthereisuncertaintyregardingtheassumeddynamicsub-gradereaction,ourresultsoftheFEManalysesarenotsensitivetotheactualdistributionofthestiffnessk.Therefore,ouranalysesshouldreliablyreflectwhathashappenedintheshakingtabletests.129 Fig.9.(a)TheexperimentallyobservedaccelerationtimehistoriesatapandasfortestE9inTable1(f¼4.3Hz,Amax¼0.06g);(b)FEMresultsbyassumingalinearvariationofthestiffnesskwithdepth;(c)FEMresultsbyassumingaconstantstiffnesskwithdepth;and(d)FEMresultsbyassumingalineardecreasingstiffnesskwithdepth.ForallFEMresults,wehaveassumedL/H¼6/21,andthatthegapdistancevarieslinearlyfrom0.2mmatthetoptozeroatthebaseofthegap.Themaximumstiffnesseskmaxfor(b),(c),and(d)are0.1,0.05,and0.0857GN/m,respectively.129 Fig.10.FEMresultsbyassumingthestiffnessofthegapelementsincreasesordecreaseslinearlywithdepth.(a)TheexperimentallyobservedaccelerationtimehistoriesatapandasfortestE9inTable1;(b)FEMresultsbyassumingL/H¼4/21,dmax¼0.08mm,andkmax¼4GN/m;(c)FEMresultsbyassumingL/H¼6/21,dmax¼0.2mm,andkmax¼0.0857GN/m;(d)FEMresultsbyassumingL/H¼9/21,dmax¼0.35mm,andkmax¼0.06GN/m;(e)FEMresultsbyassumingL/H¼4/21,dmax¼0.08mm,andkmax¼3GN/m;(f)FEMresultsbyassumingL/H¼6/21,dmax¼0.2mm,andkmax¼0.1GN/m;and(g)FEMresultsbyassumingL/H¼9/21,dmax¼0.35mm,andkmax¼0.08GN/m.Lineardecreasingandlinearincreasingaredenotedbyinvertedtriangleandtriangle,respectively.Thegapdistancedislinearlydecreasingwithdepth,withzerovalueatthebaseofthegap.129 7.ConclusionInthispaper,asoil–pile–structuremodelistestedonashakingtablesubjectbothsinusoidalwaveofvariousmagnitudesandfrequenciesandtheaccelerationtimehistoryofthe1940ElCentroearthquake.Thesoilismedium-gradedriversandandisembeddedintoa1.7mlaminatedtankmadeofsteelsectionscoveredwithTeflontoreducetheslidingfriction.Asingle-storeysteelstructureisplacedonaconcretepilecap,whichissupportedbyfourend-bearingconcretepiles.Averydistinctbutunexpectedphenomenonisobserved.Afterthesystemhasbeensubjectedtoanumberofsinusoidalwavesofmoderatemagnitude(saypeakaccelerationlargerthan0.05g),theaccelerationresponseatthepilecaplevelmayincreasetothreetimesofthatofthestructuralresponse(e.g.seeFig.5).Inaddition,theaccelerationresponseofthepilecapshowsspikesoflargeaccelerationresponse,whichresemblethatofnonlinearpoundingbetweentwosystems.Thisobservationseemstocontradictthepredictionbystructuraldynamics.However,acloserlookofthemodelafterthetestrevealsthatgapsdevelopbetweensoilandpiles,probablyduetothelateralsoilcompres-sioninducedbytheprolongedshakingofmoderateearthquakewavesinputtothesystem.Finiteelementanalyseswerecarriedoutusing‘‘SAP2000Nonlinear’’incorporatinganonlineargapelementinstalledalongthetopone-thirdofthesoil–pileinterface.Variouscontactstiffnessandgapseparationshavebeenassumedanditturnsoutthataslongasappropriatemagnitudesofthestiffness,depthofthegap,andinitialgapseparationareassumed,thespikesintheaccelerationresponseofthepilecapcanbemodeledquiteadequately.Theresultsappeartobeinsensitivetothedepthvariationofstiffnessofthegapelement.Inaddition,whenthemagnitudeoftheinputaccelerationis0.116gorabove,straingaugedatashowthatcrackingcanoccuratthepilenearthepilecaplevel.Thiscrackingisclearlyinducedbythelargeinertiaforceexperiencedbythepilecapduetothepoundingbetweensoilandpile.However,itremainstobeseen129 whethersuchapoundingbetweensoilandpiledidoccurinthefieldduringstrongearthquakes.Ifitdoeshappen,thosepiledamagesreportedinthefieldmaybecausedbysoil–pilepounding,insteadofliquefaction.TheshakingtabletestsbyLuiandChen[34]showedthatthemaximumresponseofthepilefoundationmayappearbeforetheonsetofliquefaction.Inaddition,LuoandMurono[6]showedthatseverepiledamagesdidoccurwhennoliquefactionwasobserved.Sincethepoundingphenomenonbetweensoilandpilewasobservedinascaledmodel,directapplicationtofieldsituationsmaynotbestraightforward.Therefore,abriefdiscussionofthescalingmodelthatwehaveadoptedisgivenhere.Whenwedesignedtheshakingtablemodel,wehaveassumeda1:7scalemodel.ThisscalingisbaseduponthescalelawsdiscussedforshakingtabletestforstructuresbyHarrisandSabnis[35]andforsoil–structuremodelsbyIai[36].Morespecifically,oursoil–pile–structuresystemroughlycorrespondstoathree-storeybuildingwithanaturalperiodof0.4srestingonend-bearingpilesof0.7mdiameterand12mlength.Therefore,wealsoexpectthatthesamepoundingphenomenonbetweensoilandpilewilloccurinthefieldforaprototypeofsuchscale.Weshould,however,emphasizethatthisisonlyanapproximationsinceacompletesetofscalingforsoil–pile–structuremodelisstillnotavailableintheliterature.Nevertheless,thepresentstudyprovidesanewexplanationfortheobserveddamagesinpilesduringstrongearthquakes.Inparticular,wespeculatethatoneofthecausesofdamagingthepilesmaybeduetopoundingbetweenthelaterallycompressedsoilandthepilenearthepilecaplevel.However,muchworkremainstobedoneonthisseismicpoundingphenomenonbetweensoilandpile,beforeconclusivestatementscanbemade.AckNowledgmentsThisresearchwasbyagrantfromtheResearchGrantsCouncilofHongKongSpecialAdministrativeRegion,China(Projectno.PolyU5035/02E)andfullysupportedbytheHongKongPoly-technicUniversitythroughtheASDprojectof‘‘SeismicandLandslideHazardsinDenseUrbanAreas’’(A226).Theshaking129 testswereinspiredbythediscussionswithProfessorsJohnBerrillandRobDaviswhenK.T.ChauvisitedtheshakingtablefacilityatUniversityofCanterbury,NewZealandin1996.TechnicalsupportfromMr.T.T.WaiandMr.C.F.CheungisackNowledged.References[1]MizunoH.PiledamageduringearthquakeinJapan(1923–1983).In:NogamiT,editor.Dynamicresponsesofpilefoundations—experiment,analysisandobservation.GeotechnicalSpecialPublicationno.11.ASCE;1987.p.53–78.[2]MeymandPJ.Shakingtablescalemodeltestofnonlinearsoil–pile–super-structureinteractioninsoftclay.PhDdissertation,UniversityofCalifornia,Berkeley,1998.[3]MatsuiT,OdaK.Foundationdamageofstructures.SpecIssueSoilsFound1996:189–200.[4]TokimatsuK,MizunoH,KakuraiM.Buildingdamageassociatedwithgeotechnicalproblems.SpecIssueSoilsFound1996:219–34.[5]HorikoshiK,TateishiA,OhtsuH.DetailedinvestigationofpilesdamagedbyHyogokenNambuearthquake.In:Proceedingsofthe12thworldcongressonearthquakeengineering2000,Paperno.2477(inCD-ROM).[6]LuoX,MuronoY.SeismicanalysisofpilefoundationsdamagedintheJanuary17,1995South-Hyogoearthquakebyusingtheseismicdeformationmethod.In:Proceedingsofthefourthinternationalconferenceonrecentadvancesingeotechnicalearthquakeengineeringandsoildynamics.2001,Paperno.6.18.[7]NovakM.Pilesunderdynamicloads.In:Stateoftheartpaper.Secondinternationalconferenceonrecentadvancesingeotechnicalearthquakeengineeringandsoildynamics,vol.III.Missouri:UniversityofMissouri-Rolla;1991.p.250–73.[8]NormandP.Shakingtabletestsonmodelpiles:aliteraturesurvey.ResearchReport95–3.DepartmentofCivilEngineering,UniversityofCanterbury,NewZealand,1995.[9]HushmandB,ScottRF,CrouseCB.Centrifugeliquefactiontestsinalaminar129 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外文资料翻译土壤动力学和地震工程学摘要在这篇文章里，在一个振动台上对一个土-桩结构模型施加一个正弦波和1940年ElCentro地震记录的按比例缩小的加速度随时间的变化曲线。中型的河沙被压缩进一个1.7米高的层状的长方形贮槽中以形成一个相对密度为15%的松散的填装物。一个重2.54吨的单层钢结构被安置在一个四端承桩的混凝土桩帽中。一个土壤和桩之间非常明显的冲击现象会被观察到，而且桩帽的加速度响应可能是结构加速度响应的3倍。这个冲击现象是由于土和桩之间的裂隙发展不同造成的，而且作用在桩顶部的特别大的惯性力也会引起桩内部的开裂。为了解释这个观察到的现象，要用非线性有限元方法分析一个非线性间隙单元。桩帽由于冲击造成的加速度响应的峰值可以用有限元分析法准确地建模。目前的证据表明，造成桩破坏的其中一个可能的原因是横向压缩的土和桩帽附近的桩的地震冲击造成的。1.引言世界上的许多城市都建在具有一个厚的沉积层的平坦陆地上，例如盆地、三角洲或者山谷。在这些城市里高大或者重要的建筑必须建设在桩基础上以避免过大的地面沉降。桩基础不仅承受有结构传来的静荷载，而且受到动荷载的作用。一个桩-土结构系统最常遇到的动荷载是由地震引起的。过去的地震事件证明桩基础的破坏一般是由中度到强度的地震引起的。《Mizuno》一书中编辑了报道过的日本从1923到1983年间由地震引起的桩基础的破坏，包括关东大地震引起的桩基础的破坏。桩基础的破坏已经分别在1964年的新泻地震、1964年阿拉斯加地震、1985年墨西哥城地震和1989年旧金山地震中被发现。最近，在1995年的神户地震中也报道过桩基础的严重破坏。修复损坏桩基础的工作造价非常高。因此桩-土结构相互作用对桩破坏的机理需要进一步地研究。针对理论上的土-桩结构的相互作用（SPSI）的综合评论，我们会提到Meymand和Novak。SPSID的难题已经通过运用振动129 台试验和离心试验进行研究了。现在的研究又进一步发展了土-桩结构系统在振动台试验上的成果。目前研究的主要焦点是一个在振动台试验中报道的一个新观察到的现象——当一个土-桩结构模型受到地震波的作用时土和桩之间的撞击。当土-桩结构模型受到地震波作用时，桩周围的土壤可能会在横向压缩以至于土-桩间的间隙会发展。所以，由于桩结构和土的动力学响应的不同，土和桩之间可能会发生撞击。我们会说明这种碰撞可能会导致在桩帽的水平方向产生一个很大的惯性力，它可能导致桩基的开裂。这个不平常的大的加速度作用在桩帽水平方向上就可以用有限元分析。尽管土-桩的间隙已经实地在地震后和在振动台上对土-桩结构模型施加地震波后被观测到，但在土和桩之间的撞击还没有被意识和检查到。图一中所示的土-桩间隙在实地和实验室中都观察到了。在实地中观察到的土-桩间隙，图一中（a）和（b）所示的是1995年神户地震后在改造的人工岛上观测到的土-桩间隙的两张照片，图一中（c）和（d）所示的是两张1989年旧金山地震中沿着特斯特鲁夫横渡的土-桩间隙发展的图片。关于在振动台试验中发现的土-桩间隙，如图（e）和（f），是分别由魏等人以及Meymand重现的。以前还从来没有尝试过研究由于土和桩之间的间隙造成碰撞的可能性。所以，这里会用振动台试验证明土和桩之间的撞击。为了模仿土的自由场反应，提出了设计各种土槽减小有限的土槽的边界化影响。这些槽包括有足够大尺寸的刚性槽，在槽的各个边填满了泡沫的刚性槽，叠层的土槽，槽壁有一个铰支座的土槽以及弹性的圆形容器。没有结论指出哪一种特殊的土槽体系比另一种好。在这个研究中，选择了一种矩形的薄板容器体系。目前的研究结果给出了一种在实地造成桩破坏的可能性，尤其是当没有观察到受损桩的液化时。1.试验装置对一个土-桩结构系统的试验在一个3m×3m的单轴的地震振动台上进行。图2中（a）所示为一张试验装置的照片，而叠层土槽的原理图、构成桩的构件的截面尺寸、结构的列距以及土槽分别如图（b）（c）所示。在满载10吨的情况下可以施加一个1g的最大水平加速度，振动台的振动频率从1到50赫兹，振动台可以模拟控制位移、速度和加速度的变化。位移控制主要针对低频率范围，速度控制针对中等频率范围，而加速度控制针对高频率范围。129 振动台轴承可以控制的最大翻转力矩是10t-m。试验中，我们整个土-桩结构重量接近规定的10吨。为了模仿土在自由场下的振动，制作了一个矩形叠层土槽，它是通过堆叠32个由焊接四个50mm×50mm×2.8mm的矩形空心制造成的矩形钢框架组合成的（如图2中（c）所示）。这个层状的矩形框架内尺寸为1.4m×0.9m。为了减小摩擦力并允许相邻帧之间可以移动，在每个钢架截面的上下都粘两个1mm厚的聚四氟乙烯层。两个聚四氟乙烯层间的摩擦系数等于0.126，土槽的高度在1.7m左右。为了保证整体的抗侧滑稳定性，在框架下截面焊接一个12mm厚的底钢板，在上面建立一个有十字支撑的3维钢箱型框架以限制叠层土槽的最大位移，如图2中（a）所示。这个箱形框架也提供了一个测量土槽各帧的水平位移的参考（如图3）。四根混凝土桩用一种直径100mm的PVC管模板分别浇筑。桩长1.7m，使桩的长细比为17。剪切横量、泊松比和混凝土试块28天强度分别为21.8GPa、0.18和19.55MPa。桩中的钢筋是由8根直径为6mm的垂直低碳钢筋组成的。圆箍筋是9mm的低碳钢按间距20mm排列固定在竖直钢筋上。8个应变仪被安置在桩顶部的竖直钢筋处，如图3中S1–S8所示，其中一对应变仪安装在沿着摇动方向的每根桩表面。在混凝土浇筑后，要不止8个应变仪安装在混凝土桩的表面，也是在沿着摇动方向的每根桩表面（如图3中C1–C8所示）。桩沿摇动方向的间距是800mm，而横向间距是500mm。所以，由于内部振动桩的间距大于6倍的桩直径，桩与桩之间的相互作用可以忽略。当土被填充在叠层土槽中前这些桩要通过10mm厚的木模板固定在底部的钢板上。这样，这些桩才能被视为铰接的端承桩。土壤用的是从中国大陆运来的级配不良的河沙。D10,D30,D50和D60分别代表直径为0.22、0.34、0.41和0.42的沙子，所有的颗粒均小于1mm。沙子的比重是2.662，粉颗粒（粒径小于0.063mm）含量小于0.1%。所以它可以视为纯沙，粗沙（0.6-2mm）含量35%，中沙（0.2-0.6mm）含量61%，细沙（0.06-0.2）含量4%.。从七次3轴试验的结果可以看出土的剪切模量像预估的那样在0.375到大约5MPa间变化，这取决于侧向压力和应变水平。在沙子填满叠层土槽前，通常用一个能扩张的防水的尼龙袋填充土槽层间的缝隙以防止土颗粒流失。将在层压槽中填11层共用了3622kg129 的沙子。当每个子层填满时，要用一个重9.55kg的电锤使土壤紧密到一个特定的厚度——大约154mm。这个锤子是Kango628型光电爆破锤，锤子的底部是一个直径为145mm的扁平的圆盘。土的整体密度是1.459Mg/m3。填充的土应该是相对疏松的且像在香港再生领域发现的松散液压填充状态。在叠层剪切槽中的土，含水量大约为4%，所以，土基本可以认为是干的。这样，就不用考虑毛细管压力且砂土可以认为是无粘结性的。填充好土后，要浇筑一个四根柱子的柱帽。这个桩帽的尺寸为1200mm（长）×800mm（宽）×200mm（厚）。直径为4mm的低碳钢筋沿着振动方向和它的垂直方向按间距20mm排列，而且在桩帽的顶部和底部也是这样。所以，桩帽可以看成是刚性的。然后用4个拧紧的螺丝将一个由钢骨架制作成的单层结构固定在桩帽上，两个尺寸为1200mm（长）×800mm（宽）×200mm（厚）的钢板被用作框架结构的顶和底。四根横截面为90mm×90mm×5.5mm的空心柱焊接在班的上下（如图2（c））。低碳钢筋的剪切模量、泊松比和屈服强度分别为206GPa、0.28和215MPa。附加的2吨的质量施加在结构顶部的钢板上（如图2（a）），这样结构的总质量是2358kg。在土-桩结构体系的不同位置安装五个加速器，如图3中三角形所示。这五个加速器a0,a1,a2,ap和a5安装在振动台的表面、土槽的顶部水平方向上和这个结构的钢板的上部。另外9个位移传感器安装在水平位置，如图3所示。1.振动台试验程序表1列出了土-桩结构体系在振动台试验上的19组数据（即E1-E19）。表1中给出的试验的内容有加速度的波形、输入的加速度峰值以及这些试验的频率范围。频率扫描和随机振动都是为了测定土-桩结构体系的基本频率。光谱试验是为了测定体系的加速度响应谱。1940年埃尔森特罗地震的加速度时间历程也被作为输入信号（表1中E13），但是为了避免过大的倾覆力矩，加速度峰值已经被按比例折减为0.135g。正弦波被用于频率扫描（E1），所有的光谱试验（E3、E6和E8）和所有的地面加速度峰值的地震试验加速度都大于0.02g（E4、E7、E9、E11、E13、E16和E18）。对于光谱试验，表1中E3、E6和E18后的括号中的数字是在获得的光谱中实际的试验数据。对于地震试验，施加的正弦波的峰值大小从0.02g到0.2g129 逐渐增大，施加的频率是体系的基本频率。在每次地震试验后都要检查土-桩结构体系的固有频率。正弦波输入的时间是20s而随机试验时输入时间为90s。所以，在振动台上对土-桩结构体系做了多达133组试验。为了校对土槽中和土-桩结构体系的土，也对结构做了一些附加的试验。1.振动台试验的一般观察1.1.混凝土桩的开裂一般来讲，在试验E11中，当Amax增加到0.116g时，在混凝土桩表面的应变仪的数据预示着桩顶部即将开裂。当Amax=0.134（即E16）时，混凝土表面的拉应变增加到0.15%。另外，当Amax=0.2时，混凝土内的拉应变大约在0.35%。1.2.叠层土槽的变形当加速度a2是0.035g、0.064g、0.087g和0.116g时，土槽顶部的最大位移分别是1mm、2mm、2.5mm、4mm。位移传感器记录的叠层槽的挠曲形状证明了土中只引起了一种振动模式。4.3.不同组件的动态特性这个体系的不同组件也独立地用振动台进行了试验。特别是结构在附加荷载下以及叠层槽填土后的固有频率分别为7.6Hz和11.5Hz（或固定周期为0.13s和0.087s）。在叠层槽中只有土的情况下，位移、速度和加速度传感器安装在土槽不同的水平位置处，以便能通过输入一个峰值小于0.02g的无规律波来计算固有周期。更具体地说，它能够通过记录的傅里叶光谱图峰值的频率辨认出。沙子的等效剪切波速和动态剪切模量分别是78m/s和8.865MPa。这个动态剪切模量似乎比在第二部分提到的三轴测试中测得的静态弹性模量还要大。这个增加量可以归因于动态模量通常比静态模量大的事实，而且在土槽各帧之间不可避免的存在摩擦力。我们注意到结构的主频率（7.6Hz）比土的（11.5Hz）低，这样，体系中桩的辐射阻尼就可以被忽略。另外，加速器安装在结构边缘沿着振动方向的垂直方向，这样也再一次记录了振动台的反应。加速器记录的这两个频道本质上是一样的，这也说明在我们的振动台试验中没有引起扭转或转动运动。2.试验结果与讨论2.1.不同阶段系统的响应谱图4（a）到（c）描绘了桩帽和结构的加速度比值（即ap/a0和as/a0)129 ）与大小为0.02g的正弦波的激振频率的对比。图4（a）显示体系原始的自然频率大约是4.9Hz（试验E3）。如预期的那样，结构的加速度响应比桩帽的大。在向体系施加一个大小为0.04g（E4）的正弦波后，图4（b）说明固有频率下降到大约4.5Hz，更重要的是，桩帽的加速度响应大于结构的，这多少有点出乎意料。在一个大小为0.05g的正弦波（E7）施加到体系上后，如图4（c）所示，固有频率进一步下降到4.3Hz。桩帽的加速度响应再一次大于结构的加速度响应。为了进一步地解释这个现象，图5从（a）到（d）描绘了桩帽的加速度ap（虚线）和结构的加速度as（实线）随时间的变化图。为了做一个更好的比较，图5从（a）到（d）也给出了每一个加速度响应的放大图。对于试验E3(或者Amax=0.02g)，桩帽的加速度响应明显小于结构的。另外，结构的加速度响应比桩帽的要更接近输入的正弦波。对于试验E7（或Amax=0.05g），图5（b）清楚的显示，与结构大致的正弦反应相比，在桩帽的加速度响应中观察到一组峰值。ap的最大加速度大约是as的2倍。对于试验E11（或Amax=0.116g），图5（c）显示，桩帽的加速度大约是结构加速度的3倍。从E7到E11，尽管输入的加速度增大了不止一倍，结构的反应仍然保持在一个大致的横量，在3m/s2左右。对于E18中输入的最大的地震波（或Amax=0.2g），结论仍然同图5（b）和（c）中得到的相似，除了桩帽和结构之间的加速度差异进一步增大。在桩帽加速度响应中观察到的峰值说明了在桩和土之间可能出现了冲击或撞击。为了进一步核实这个结论，图6从（a）到（d）描绘了如图5中所示从（a）到（d）桩帽“1秒响应”的加速度与位移的阶段图。很明显，在一个固定位移下，桩帽的加速度有一个急速增长，而这是撞击或碰撞的特色。我们的推测是在输入剧烈的地面运动后，土和桩之间的重复动态接触导致了土受到侧向压力。这样，土和桩之间的间隙就增大了。正如在摘要中提到的，土和桩之间的间隙已经在其他的振动台试验和一些大地震的现场中观测到了（见图1）。为了进一步研究这个现象，对结构顶部、桩帽和土槽进行了傅里叶光谱细节分析。我们发现当体系受制于的振动加速度小于0.02g时，所有的位移都是协调的；当体系受制于的振动加速度大于0.04g时，我们观测到结构和土槽间的运动失去了协调性。更重要的是，土槽顶部记录的基本频率从4.6Hz增加到11.6Hz129 ，这与土和只有叠层土槽（没有土和骨架）在之前提到的一致。所以，很明显土和叠层土槽振动是独立于桩结构体系的。这也再次支持了我们前面的推测，即土受到侧向压力并使土和桩之间的间隙增大。1.1.模型受到1940年埃尔森特罗地震的加速度随时间的变化先前对土-桩结构体系进行的所有试验都是受到正弦波作用。图7所示为1940年埃尔森特罗地震加速度随时间变化以及桩帽和结构加速度响应的细节。要注意1940年埃尔森特罗地震的加速度峰值已经被折减到0.135g，以避免过大的倾覆力矩施加到振动台上。图7清楚地显示出桩帽的响应再一次大于比结构的响应。2.有限元分析为了证明体系中发生了什么导致桩帽的加速度响应比结构的大，用有限元法（FEM）来模仿体系的响应，并将结果同试验观测作对比。起初，我们运用了FLUSH程序，但是即使人为地在土和桩之间加入一个间隙，结果也并不令人满意。显然，土和桩之间的撞击并没有被合适地建模。随后，“SAP2000手册”被用来建模模仿桩间距的发展。特别地，选定“间隙元”在NLLink属性建造土和桩间的模型。间隙元的非线性力变形关系已经给出：其中k是弹簧的劲度系数（或接触刚度），d表示间隙元的挠度，δ是初始的间隙分离（δ≥0），要注意d＞0指间隙的开放模式，d＜0代表间隙的关闭模式。图8是FEM建模的一个缩略图。提出了一个等价的2D模型。结构和桩基础用梁元素建模，而结构上的附加质量和土通过4节点平面应变固体元素建模。正如放大图中显示的，间隙元素的特征由2个输入参量控制：接触刚度k和间隙距离δ。1.7m高的土被分成了15层。为了建模使间隙的深度L更精确，上面的12层土厚度较小为h1，而底部的3层土厚度为较大h2。在我们的实际实施中，我们设定h1=0.08m，h2=0.24m。尽管图8中没有明确地显示出来，间隙元素已经被安装在两个桩中每一个的两边。图9描绘了试验E9中桩帽和结构的加速度随时间的变化关系，还有3个有限元模拟。在有限元分析中输入的频率是5Hz，和试验E9中施加的（即4.3Hz129 ）大致相同。土和桩之间的实际接触刚度（被称作动态基床系数）在目前的研究中还没有被测量。与假定在静态情况下基床系数一直增加相比，Yahataetal做的振动台试验说明基床系数可能非常复杂。所以，图9（b）、（c）和（d）所示分别为三角形、矩形和倒三角形，表明在有限元分析中假定了接触刚度k的线性增加、一个常量或线性降低。图9中（b）、（c）和（d）所用的最大刚度分别是0.1GN/m、0.05GN/m和0.08GN/m。在这些分析中，间隙的深度假定为L/H=6/21，这里的H是图8所示的整个土层的厚度。然而这种假定的重要性，由于沿着桩没有安装压力传感器所以不能被证实。在图9的计算中，这个间隙分离已经被假定为从间隙顶部的0.2mm，到间隙底部的0mm（即正如图8中L低于土壤的表面）。图9中（b）和（d）中所示的桩帽的加速度随时间的变化与图9（a）中给出的实验结果非常吻合。更重要的是，有限元结果能捕捉桩帽的加速度响应大于结构的加速度响应这个基本特征。最后，这个桩帽的反常的大的反应是由撞击引起的，这是在我们的有限元分析时采用土和桩之间的间隙元建模得到的。这样，这就证实了我们土和桩之间的冲击的假定。尽管指定再分配基床系数和间隙深度时存在不确定性，图9中给出的结果毫无疑问的证明了加速度的峰值是土和桩之间冲击的结果。由于间隙的深度还没有被观测到，图10说明了在不同的间隙深度(L/H=4/21、6/21和9/21)下，桩帽和结构的加速度响应随时间的变化。在图10(b)、(c)和(d)中，假定k随深度线性减少，在图10（e）、（f）和（g）假定k随深度线性增加。我们注意到图10（c）和（f）与图9（d）和（b）分别完全相等。再一次假定间隙距离是线性的，但是由于间隙深度的改变，对图10中（b）、（c）、（d）、（e）、（f）和（g）分配不同的最大间隙距离。特别的，当L/H=4/21、6/21和9/21时，顶部的最大间隙距离采用的是δmax分别为0.08mm、0.2mm和0.35mm。当k增加时，在图10（b）、（c）和（d）中的最大刚度分别是4GN/m、0.0857GN/m和0.06GN/m；然而，当k降低时，在图10（e）、（f）和（g）中的最大刚度分别是3GN/m、0.1GN/m和0.08GN/m。图10说明了不管接触刚度是增加还是减小，影响土和桩每周期结构响应的因素数量都随着深度的增大而增加。在这些图形中，图10（c）对试验的建模更符合。简而言之，尽管关于假定的动态基床系数有存在不确定性，我们关于有限元分析的结果贵刚度k129 的实际分布并不准确。因此，我们的分析应该准确地反映在振动台试验中发生的现象。7.总结在这篇文章里，一个土-桩结构模型被放在振动台上进行试验，受到不同震级和频率的正弦波以及1940年埃尔森特罗地震的加速度随时间的变化历程。土壤是中等的河沙，并被填入一个1.7m高的叠层土槽中，土槽的钢截面覆盖有聚四氟乙烯以减小摩擦。在混凝土桩帽上放置一个单层的钢结构，它由四个混凝土端承桩支撑。一个非常明显但出乎意料的现象被观察到。在这个体系受到一系列中等震级（峰值加速度大于0.05g）的正弦波后，桩帽的加速度响应水平可能增加到结构的响应的3倍（即如图5）。另外，桩帽的加速度响应反映了最大加速度响应的峰值，这像两个体系间的非线性碰撞。这个观察报告似乎否定了结构动力学的预测。然而，在试验后对模型的仔细观察显示土和桩之间的间隙发展，可能是由于向体系输入的持续很久的中等地震波的振动导致土的侧向压力减小的原因。用“SAP2000手册”进行有限元分析将一个非线性间隙元安置在土-桩接触面的三分之一处。先假定不同的接触刚度和间隙分离，证明了只要假定的刚度的震级、间隙的深度和初始分离间距合适，桩帽的加速度响应的峰值可以被十分准确地建模。对不同深度的间隙元的试验结果并不敏感。此外，当输入的加速度为0.116g或更大时，应变仪数据说明开裂可能出现在桩帽的水平位置处。由于土桩之间的撞击，这种开裂受到桩帽的大的惯性力明显变小。然而，这样一个在土和桩之间的撞击确实出现在强烈地震的现场中尚不清楚。如果它确实发生了，报道中的那些在现场中破坏的桩也许是由于土桩之间的撞击而不是液化引起的。Lui和Chen做的振动台试验说明了桩基础的最大响应可能出现在液化开始前。另外，Luo和Murono说明了当没有液化时确实观测到出现了严重的桩破坏。由于土和桩之间的撞击现象是在一个按缩放的模型中观测到的，直接应用于现场的情况也许没有说服力。所以，我们在这里给出了采用的一段关于缩放模型简短的讨论。当我们设计振动台模型时，我们已经假定了一个1:7的比例模型。这个比例是基于在振动台试验中，Harris和Sabnis对结构以及Iai对土结构模型的比例规律的探讨中决定的。更具体地说，我们的土-桩结构体系大致相当于一个自然周期为0.4s，建在直径为0.7m，长为12m的桩上的3129 层建筑。所以，我们也希望在现场土和桩之间会发生相同的碰撞现象，像这样比例的模型一样。然而，我们应该强调的是，由于一整套按比例的土-桩结构模型在文献上是不可能得到的，这只是一个近似的结果。然而，针对在强烈地震时观测到的桩的破坏，现在的研究给出了一个新的解释。特别的，我们推测损坏桩的其中一个原因也许是土和桩在桩帽的水平位置附近的侧向压缩。然而，在做出确定性的报告之前，针对土和桩之间的撞击现象还有很多工作需要解决。致谢这项研究是由中国香港特别行政区资助委员会授权（项目编号PolyU5035/02E），并得到了香港保利-技术大学通过ASD项目“在密集城区的地震和滑坡灾害”的全力支持。这个振动试验是当K.T.Chau在1996年参观新西兰坎特伯雷大学时，同JohnBerrill和RobDavis讨论中得到的启发。还得承认得到了T.T.Wai和C.F.Cheung先生技术支持。129'