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摘要：輕型木結構房屋在既往的地震中表現出良好的抗震性能，同時也存在某些方面的不足。對一個兩層、足尺、長寬高為6m x 6m×6．3m的木框架房屋進行了67個工況的振動臺試驗，考慮了一層橫墻的門洞寬度變化和結構平面布置不對稱等研究參數。...

兩層輕型木結構足尺房屋模型模擬地震振動臺試驗研究

呂西林　程海江　盧文勝　倪春

同濟大學，上海200092　Forintek Canada Corp Vancouver B．C　CanadaV6T1W5

引言

    輕型木結構房屋是北美地區獨立房屋及低層單戶生宅最常見的建筑形式，這種房屋的結構體系主要由木剪力墻、木樓蓋和木屋蓋系統構成，適用于三層及三層以下的民用建筑。這種結構具有施工快捷、構造簡單、美觀節能等優點，近幾年在我國大中城市的應用也逐漸多了起來。我國在輕型木結構方面尚沒有系統的研究工作，《木結構設計規范》中關于輕型木結構房屋的有關條文主要是參照加拿大和美國的規范制定的。我國(鍵筑抗震設計規范》也沒有輕型木結構房屋的相應條文，這為輕型木結構應用于抗震區造成了一定困難，因此急需補充這方面的空白。

    根據對木結構房屋的震害調查，在美國加州、阿拉斯加、加拿大紐芬蘭、魁北克和日本的地震中，多數木結構房屋可以承受0.6甚至更大的地面峰值加速度，沒有造成倒塌和嚴重的人員傷亡，通常也沒有任何損壞的跡象。這表明木結構房屋滿足生命安全的目標要求，而地震中許多只造成輕微損壞的例子也顯示木框架建筑有潛力滿足更嚴格的損壞控制標準。震害調查也表明，在過去數次地震中木結構房屋的結構損壞、倒塌和人員傷亡多數是由于脆弱的一層造成的，因此一層有必要得到加強。

    同濟大學土木工程防災國家重點實驗室和加拿大林產工業技術研究院(Forintek Canada Corp．)合作進行了輕型木結構房屋方面的系列研究，目標在于研究輕型木結構房屋的抗震性能，為我國和加拿大木結構規范修訂提供試驗依據。

1、模型設計與制作

    振動臺試驗模型為兩層足尺輕型木結構房屋．層高為2.46m，平面尺寸為6m×6m，模型總高度為6.3m。除階段5外，模型均為對稱結構。一層東西立面墻體(即橫墻)各設置一道人戶門，高度為2.1m，門洞寬度在不同階段分別為l.2m、2.4m和3.6m。一層南北立面墻體(即縱墻)和二層4個立面的墻體均帶有2個1.2m×1.2m的窗戶。一、二層平面中間沿南北方向各布置一道帶有l.8m寬門洞的承重隔墻，將一二層平面分割成兩個3.0m開間的房子。除一層東西墻外，其他部位的結構形式在整個試驗過程中保持不變。模型結構的平面和立面見圖l～3所示。

 

    房屋模型由剪力墻、樓蓋、屋蓋等3個主要部分組成。剪力墻是輕型木結構房屋中的主要抗側力構件，它由墻骨架柱和墻面板通過釘連接組成。墻骨架  采用Ⅲc級以上截面尺寸為38mm×90mm的SPF規格材，間隔400mm均勻布置。墻面板有9.5mm厚的OSB板和l2mm厚的石膏板兩種。外墻外側為OSB板，內側為石膏板；內墻兩側均采用石膏板。OSB板和墻骨架之間采用64mm長的釘子連接，釘子在面板邊緣間距l50mm，在面板中間部位間距300mm；墻骨架之間采用76mm長的釘子連接。石膏板和墻骨架之間采用直徑為3.2mm的螺絲釘連接，石膏板邊緣螺絲釘間距200mm，中間部位間距400mm。一層墻體和基礎鋼梁之間的連接采用12mm的錨栓，錨栓的名義間距為l220mm。

    樓蓋由截面尺寸為50mm X 250mm間隔400mm的預制工字型木托梁和厚度為19.0mm厚的膠合板組成，相鄰木托梁的側面布置剪刀撐來提高其抗側剛度。木托梁和剪力墻頂梁板之間采用釘連接和齒板連接。屋蓋為預制三角形屋架和11.0mm厚的膠合木板組成的坡屋面，屋架規格材之間采用齒板連接，屋架和面板之間為釘連接。屋架沿模型的東西向布置，間隔600mm，支座位于兩端橫墻和中間隔墻上。

    模型結構所采用的材料和構造方法與實際木結構房屋相似，規格材和齒板采用進口材料，其余材料如釘子、石膏板等均采用國產材料。

    房屋模型采用“平臺法”施工，即先建造一層墻體和樓蓋，然后在一層樓蓋上施工二層墻體和屋蓋。平臺法是輕型木結構房屋的主要施工方法之一，它的主要特點是上下層墻骨柱不連續、上層結構以下層樓蓋作為施工平臺，因此平臺法施工具有施工速度快捷、方便預制等優點。

2、試驗方案

    2.1附加質量

    根據《建筑荷載規范》，住宅建筑的樓面和屋面活荷載標準值為2.0kN/m²和0.5kN/m²，有地震荷載時，樓面活荷載的組合系數為0.5。本模型在計算活荷載時所采用的受荷面積為l0.0m×6.0m，該尺寸為實際兩開問木結構房屋的常見平面尺寸。考慮了荷載組合系數和受荷面積增大后，實際的樓面附加質量為6000kg，屋面附加質量為l600kg，合計7600kg。木結構模型自重約為4400kg，因此模型總重約為12000kg。

    2.2試驗階段

    根據模型結構的布置形式、測試目的和地震方向，將試驗分為5個試驗階段(見表l所示)。階段1～3的中模型結構的變化主要在于一層橫墻的門洞寬度；階段4與階段2的模型結構相同，試驗方向改為x向；階段5試驗的是不對稱結構，一層東立面橫墻的門洞尺寸為l.2m，一層西立面橫墻的墻面板和一層隔墻的石膏板被拆除，僅保留墻骨架。階段5的試驗目標在于研究結構平面布置不對稱時扭轉效應對于抗震性能的影響。在每個階段試驗結束后，均對模型結構的可見損傷進行了修補。

表1 5個試驗階段的主要特征

    2.3地震動輸入和試驗工況

    為了模擬多種場地條件，本研究選用如下2條實際地震加速度記錄(以下簡稱地震波)、1條人工模擬地震波和白噪聲作為臺面地震動輸入：

    (1)Pasadena波，l952年7月21日美國加州地震記錄南北方向分量，峰值加速度為46.5cm/s：，持對77.26 S，主周期為0.4S，Ⅲ～IV類場地土，屬于遠震。

    (2)E1 Centr0波，l940年5月18日美國加州 Imperial Valley地震記錄南北方向分量，峰值加速度為341.7em/s²，持時53.73S，主周期為0.5S，Ⅱ～III類場地土，屬于近震。

    (3)上海人工地震波2(SHW2)，由上海市建筑抗震設計規程提供，主周期為0．9 S，適合上海Ⅳ類場地的人工擬合地震波，持時36.88S，峰值加速變為35.0cm/s²。

    (4)白噪聲(WN)，人工模擬，頻率范圍為0.5。50HZ，持時225.28s，峰值加速度為7.0cm/s²。

    在振動臺試驗中，前3條地震波的持時不變，而峰值加速度按比例縮放為0.1 9、0.29、0.49和0.5594個地震水準，前3個水準的峰值加速度分別相當于我國抗震設計規范所規定的7度基本、8度基本和9度基本地震峰值加速度。白噪聲用于測試模型結構的動力特性，在整個測試過程中其幅值保持0.079不變。

    根據試驗階段、地震波加速峰值和地震波的不同，本試驗分為67個試驗工況(表2所示)。在模型的制作階段進行了3個白噪聲工況的測試。在階段1僅采用Pasadena波。在階段2～5中，同一水準的地震試驗，依次采用上述前3條地震波；在不同水準地震波輸入前后和不同階段前后，均采用0.079的白噪聲對模型結構進行動力特眭測試。

    2.4儀器布置

    本次試驗設置了l6個加速度傳感器、8個大量程拉線式位移傳感器(LVDT)、16個普通位移傳感器和l6個錨栓應力傳感器。

    加速度傳感器和大量程拉線式位移傳感器布置在模型結構的基礎底部、二層底板標高、二層頂標高和屋脊處，分別測量結構的加速度和絕對位移。普通位移傳感器布置在一層和二層墻骨柱的根部，用于測量墻骨柱和墻體底梁板的相對位移。圖4所示為階段1～3中北立面的儀器布置圖，階段4和階段5中的儀器位置根據測試方向作了相應的修改。

 

圖4階段l—3的北立面儀器布置

3、試驗結果分析

    3.1破壞現象

    木結構房屋的可見破壞主要發生在木剪力墻和石膏板墻體上。木剪力墻的破壞主要表現為墻面板邊緣表2試驗工況和主要試驗結果2階段5的一層層間位移采用的是一層東墻的數據。

    釘連接的拔出破壞或者是由反復加載過程中的損傷累積所引起的疲勞剪切破壞；石膏板墻體的破壞主要是在螺絲釘連接部位發生石膏板破碎和螺絲釘被拔出。剪力墻和石膏板墻體的破壞主要發生在一層，二層基本上沒有可見破壞發生。

    注：l PA—Pasadena，WN一白噪聲，EL—El Centr0。   

    階段l～3中的破壞現象：在0.19的地震試驗中，模型結構基本沒有可見破壞；在0.2 9的試驗中，有極個別的墻面板釘子被拔出；在O.49的試驗中，墻面板出現釘子被拔出、OSB板局部擠壓破壞的現象，破壞位置多數在一層頂部標高處。在0. 9的試驗中，石膏板墻體的破壞較為普遍，多數石膏板發生邊緣局部破碎和螺絲釘被拔出。在階段3的0.559地震試驗中，模型結構的地震反映較強烈，結構位移也較大，破壞嚴重，并有倒塌的危險；一層剪力墻的釘連接出現疲勞剪切破壞，石膏墻體在連接部位和-二層底部破壞很嚴重。3個階段中模型結構的破壞程度似乎與一層門洞尺寸關系不大。

    階段4的破壞現象：在0.9、0.9和0.49的地震試驗中，模型結構均沒有明顯的破壞發生；在0.559的地震試驗中，剪力墻也基本沒有破壞發生，但一層室內石膏板墻體的破壞較嚴重，約1/3的石膏板底部螺絲釘連接發生破壞，本階段在0．55 9時的破壞程度要輕于階段3在0.559時的破壞。

    階段5的破壞現象：0.19和0.29的地震試驗中，模型結構未見明顯的破壞；0．49試驗中，模型結構的破壞程度較前4個階段更強烈和嚴重，并可以觀測到明顯的扭轉現象，一層東立面剪力墻墻板邊緣的釘連接多數被拔出拔出或剪斷。

    3.2自振頻率和振型

    對白噪聲試驗數據進行模態分析，得到模型結構的自振頻率、阻尼比和振型形態等動力特性。模型安裝階段，通過變化一層門洞尺寸依次進行了工況Sl、S2和S33個雙向白噪聲測試(門洞寬度分別為3.6m、2.4m和1.2m)，由于此時模型結構中沒有累積損傷，因此這3個工況中模型結構的動力特性分別相當于階段3、階段2和階段1的初始狀態。由于模型結構在Y方向和X方向的平面尺寸和抗側剛度比較接近，因此在初始階段所測得的Y方向和X方向的自振頻率也比較接近，模型結構的一階平動的自振頻率在3.9～4.6 Hz之間，二階平動自振頻率在11.4～13.6Hz之間。

 

圖5 y向基本頻率

    表2列出了模型在階段l～5的白噪聲試驗中所得到的基本頻率。圖5是根據表2中的數據繪制的各階段基本頻率的變化曲線。比較各階段模型在初始狀態和階段前的基本頻率可以看出，地震試驗前的自振頻率要小于模型在施工階段的自振頻率。這說明在每個階段的試驗結束后，盡管模型結構的明顯的可見損傷得到了修補，但是模型中不可見的損傷(如釘連接的松動)仍然一定程度地降低了結構的白振頻率。  

    圖5表明在同一階段不同水準的地震試驗前后，模型結構的自振頻率隨著地震強度的增加而降低。由于結構剛度大致和自振頻率的平方成正比，因此自振頻率變化反映了結構剛度的變化規律。由圖5可以看出，在階段1中，0.19和0.29的地震試驗后模型結構的基本頻率沒有發生改變，這說明模型結構的剛度基本沒有發生變化，仍然處于彈性狀態；0.49的地震試驗后，基本頻率的降低幅度也很小。在階段2和階段3中，隨著地震強度的增加引起自振頻率的降低幅度逐漸增大，模型結構逐漸進入非線性階段。通過比較階段l～3的曲線可以看出，隨著一層橫墻門洞寬度的增加，模型結構的基本頻率逐漸減小，剛度逐漸降低。

    在階段4，圖5顯示X方向的基本頻率小于階段2的Y方向基本頻率。階段4和階段2在地震方向的有效墻肢長度相同，施工階段所測的基本頻率也很接近，試驗中階段4的基本頻率小于階段2是由于階段4試驗前模型結構在Y方向已經經歷了3個階段的連續試驗，盡管模型結構在X方向的可見損傷并不明顯，但是釘連接松動等不可見的損傷仍然造成了結構 X方向自振頻率的下降。

    在階段5，模型結構的一層Y方向剛度削弱較大，平面布置不對稱，Y方向的自振頻率約為前4個階段的50％，隨著地震強度的加大，自振頻率的降低幅度也大于前幾個階段，模型結構的剛度較前幾個階段要小得多。

    模態分析表明，在階段l～4中以一階平動振型為主；在階段5中，由于結構布置不對稱，存在明顯的扭轉振型。

    3.3阻尼比

    模型結構的阻尼比由傳遞函數曲線依據半功率點法求得，它反映了結構的耗能特型。各階段的阻尼比見圖6所示，由該圖可以看出，在前4個階段，結構初始狀態的阻尼比在5％。6％之間，0.2 9的地震試驗之后阻尼比在5％～9％之間，0.49之后阻尼比在7％～l2％之間，0.559之后阻尼比達到18％～21％。同一試驗階段，阻尼比隨著地震強度的增加而逐漸增大，這主要是由于試驗中結構損傷逐漸增大而引起結構耗能的增大。結構受到較大強度的地震作用后，進入彈塑性狀態，因此阻尼比相對于彈性狀態也有較大幅度的提高。階段5中由于扭轉效應和前4個階段造成的累積損傷，阻尼比相對于前4個階段提高了約一倍。

圖6 Y向阻尼比

    3.4加速度反應

    結構的加速度反應與地震波頻譜特征、結構的自振周期以及結構的阻尼比有關。圖7所示為階段3的加速度放大系數，由該圖可以看出，在同一工況中，各個測點的加速度放大系數沿樓層高度方向逐漸增大，一層頂部的加速度放大系數在1.25～2.63之間，二層頂在1.57～3.24之間，屋頂在2.52～4.15之間。由該圖還可看出，對于相同水準的3個地震波輸入，相同測點加速度放大系數一般為SHW2波>E1 Centrol波>Pasadena波。

    地震波的三要素為：地震動強度、頻譜特性和持時。一般來講，加速度峰值越大、持續時間越長、主周期越大，地震波輸入結構中的能量也越大，結構的動力反應也就強烈。當結構的自振周期和地震波的主周期比較接近時，結構將產生類共振現象。

    本試驗采用不同地震波進行相同水準的地震試驗時，峰值加速度基本相同，而三條地震波的持時大小關系為El Centrol波>Pasadena波>SHW2波，與加速度反應的規律并不相同。因此，不同地震波時結構加速度反應的差異主要是由于頻譜特征的不同。

    比較三種地震波的傅里葉幅值譜，當周期小于1.0S時，三種地震波中SHW2波的幅值最大。階段3中模型結構的實測基本周期在0.3～0.7S之間，因此SHW2波試驗中的加速度反應最大。而傅里葉幅值譜上，Pasadena波和El Centrol波的幅值則沒有明顯的規律。

    圖8比較了階段3在Pasadena波時的加速度放大系數，由該圖可以看出隨著地震加速度的增大，加速度放大系數在總的趨勢上是逐漸減小，但當地震加速度峰值0.639時，在二層頂部和屋頂部位的加速度放大系數反而大于0.429工況時的相應值。根據反應譜理論，加速度放大系數和結構周期之間的關系是非線性的和多峰值的。一般來說，隨著地震強度的增加，結構出現一定程度的破壞后，結構剛度逐漸退化、阻尼比增大，動力放大系數會逐漸降低。隨著結構破壞的加劇，結構周期逐漸加大，在一定的周期范圍內，結構的加速度放大系數可能會出現隨著結構周期的增大而提高的現象(如本階段的0.639工況時的現象)。

 

圖8階段3在Pasadena波時的加速度放大系數

    上述討論是基于階段3的試驗數據，而階段1、2、4也有類似的規律。由圖8可以看出屋頂加速度放大系數明顯增大，結構頂部存在一定的鞭梢效應；而階段4中，地震試驗方向與屋架布置方向相同，由于屋蓋在X方向的抗側剛度很大，因此屋頂的加速放大系數和二層頂部的加速度放大系數比較接近，鞭梢效應不明顯。階段5中，由于結構具有明顯的扭轉效應，同一樓層不同測點的加速度值差別較大。

圖9階段3測點相對于臺面的位移最大值

    3.5位移反應

    圖9所示為階段3各測點相對于臺面的最大位移。由該圖可以看出，隨著地震強度的增加，一層層間位移的增長幅度大于二層和屋頂的層間位移增長幅度。在本階段，一層層問位移從0.19時的3.3mm增大到0.599時的75.4mm，而二層和屋頂的層問位移從1.7mm增大到l9.5mm。一層層間位移較大的原因主要是由于一層墻體抗側剛度明顯小于二層墻體，并且一層的樓層剪力也大于二層。從圖9還可以看出，層間位移角存在如下關系，一層層間位移角>屋頂>二層。比較屋頂部分和二層的層間位移角，可以看出屋頂存在由于鞭梢效應造成的局部放大。

    圖10為階段1～4的一層層間位移最大值。由該圖可以看出，一層層間位移隨著一層門洞寬度的增大而增大。階段4的窗洞寬度和階段2的門洞寬度相同，因此這兩個階段的一層層間位移也比較接近。同時，從階段1～3一層層間位置逐漸增大也有結構損傷逐漸累積的原因。總體上講，在階段1～4中，當名義PGA分別為0.1 9、0.29、0.49和0.559時，一層層間位移最大值分別小于5mm、10mm、30mm和80mm，相應的層間位移角最大值分別為1/500、1/250、1/80和1/30。

    3.6剪力分布和剪重比

    將模型的質量在一層頂、二層頂和屋頂等部位簡化為質點，根據相應位置的加速度反應最大值，可以求得模型的剪力分布。由于剪力和結構的總質量成正比，為了便于比較，可以采用剪力和結構總重量的比值(剪重比)來分析剪力的變化。

    圖11所示為階段3各個水準的層間剪力和底部總剪力的比值。由該圖可以看出，盡管地震波和地震加速度不同，在各個工況中各樓層的層間剪力占基底總剪力的比值變化很小。一層的層間剪力最大，約占基底總剪力的75％，二層約占l5％，屋頂約占l0％。采用同樣的方法分析階段1、2、4的層間剪力，所得到的層間剪力占底部總剪力的比值也大致在上述范圍之內。數據分析表明，上述各樓層層間剪力的比值和各樓層質量之間的比值比較接近，因此可以認為層問剪力分布主要決定于它們的質量比值。由于樓面活荷載是屋面活荷載的4倍，因此一層的層間剪力比二層的層間剪力大的多。

 

圖12階段l～4的最大基底剪重比

    圖12所示為階段1～4的最大基底剪重比。由該圖可以看出，在階段1、2和4中，最大基底剪重比和地震加速度峰值近似成線性關系。這說明在上述3個階段中結構剛度的變化不大，或者一定范圍內的剛度變化對于結構的最大基底剪重比影響不大。在階段3中，當地震加速度大于0.39時，最大基底剪重比有較大幅度的突變，這是由于本階段門洞尺寸較大，0.39的地震試驗后結構進人彈塑性狀態，剛度降低幅度較大，加速度反應增大，因此基底剪力也相應提高。圖12中當地震強度較小時，最大基底剪重比與一層門洞尺寸或者一層抗側剛度沒有直接的關系；而當地面加速峰值大約0.39后，最大基底剪重比和一層門洞尺寸成正比。

    由圖l2可以看出最大基底剪重比均大于以g為單位的地震加速度峰值并且有如下規律：

    當PGA在0.1 9～0.2 9之間時，基底最大剪重比在PGA+(0.05～0.1)之間；

    當PGA在0.2 9～0.4之間時，基底最大剪重比在PGA+(0.1～0.15)之間；

    當PGA大于0.4時，基底最大剪重比約為 PGA+0.2。

    上述規律是從文中的實驗結果得到的，對類似的結構可以根據設計地震加速度峰值初步確定最大基底剪重比，采用底部剪力法對結構進行初步設計。

圖13階段l-4中Pasadena波時的能力譜

    3.7能力譜

    圖13所示為各個階段Pasadena波工況時的能力譜。能力譜曲線上的數據點對應各工況中的最大底部剪力和相同時刻的一層層間位移。能力譜曲線的斜率從某種程度上反映了結構整體的抗側剛度。由于地震試驗是連續的，因此能力譜曲線也反映了累積損傷對于模型結構剛度的影響。

    由圖l3可以看出，隨著一層門洞寬度的增大，結構的初始剛度逐漸降低。階段l和階段2的能力譜曲線近似為直線，結構反應可以認為是彈性的。階段3的能力譜曲線在0.29的地震試驗后，抗側剛度有了一定程度的降低，0.49的試驗后，抗側剛度的降低幅度更大。

    參照表2中的數據，階段3在實測PGA達到0.639的工況中(T36，Pasadena波)，剪重比達到0.56，圖l3中的能力譜曲線仍處于上升段，結構還沒有達到極限荷載；這個工況后又經歷了一個實測 PGA為0.599的試驗(T37a，El Centr0波)，剪重比達到0.91，這時候結構才達到鄰近倒塌的狀態。因此，如果沒有多次強烈地震，階段3的結構完全能夠承受0.559的地震作用或者剪重比為0.91的動力側向荷載作用。

    階段4在地震作用方向的有效墻肢長度和階段2相同，由能力譜曲線可以看出，階段4和階段2曲線的初始剛度幾乎完全相同。但是由于前幾個階段累積損傷的影響，階段4在0.2 9的試驗后，抗側剛度逐漸降低。

    3.8墻骨柱上拔和錨栓應力變化

    在所有地震試驗中，工況37a時(階段3，0599， E1Centro)一層橫墻端部(圖2中的西南角)的墻骨柱上拔最大，為12.6mm。在其他多數工況中，一層墻骨柱的上拔均較小。在0.4 9的工況中(最大的層間位移約為30mm)，多數墻骨柱上拔的最大值均小于2mm。二層墻體由于層間位移較小，因而墻骨柱上拔也較小，最大值僅為1.5mm。因此，在0.49以下的地震試驗中，在豎向荷載和上部墻體的共同作用下，沒有墻角錨栓的墻體的墻骨柱上拔并不大，近似可以忽略。

    基礎錨栓在試驗前施加了50 N·m的預緊扭矩，實測的錨栓預拉力在8.3～21．5 kN之間。試驗中錨栓應力的變化決定于預緊力的大小和層間位移的大小。在0.19的地震試驗中，錨栓的最大應力變化小于0.5kN；在0.29的試驗中，小于1.5kN；在0.49以上的地震試驗中，錨栓應力變化在2.0～16.0kN之間。內力最大的錨栓一般位于和地震方向垂直的墻體根部。

    3.9結構的抗震能力評估

    以上對模型結構各種地震反應的分析表明：在0.19以下的地震中，模型結構沒有破壞，仍然處于彈性狀態，最大層問位移角小于l/500，滿足“小震不壞”的要求；在0.29和0.4的地震試驗中，模型結構的破壞很輕微或者主要是非結構構件的破壞，模型逐漸進入非線性狀態，滿足“中震可修”的要求；在0.559甚至更強的地震中，經過多次重復地震，盡管模型的破壞較嚴重，但仍然不至于發生倒塌，最大層間位移角約為1/30，滿足“大震不倒”的要求。我國建筑抗震設計規范中對鋼結構的彈性和彈塑性層間位移角的限值分別為1/300和1/30，對于木結構房屋沒有具體規定。鑒于木結構房屋在本試驗中表現出的良好抗震性能，本研究認為木結構房屋的彈性和彈塑性層間位移角限制值可以放寬到l/250和1/30。

    需要指出的是，本模型僅考慮了0SB板和石膏板的作用，而實際的木結構房屋的墻體還有外墻裝飾材料、內墻保溫隔熱等材料，有試驗研究表明這些建筑材料對于結構的抗側性能都有一定程度的提高。

    綜上所述，本研究認為與模型結構類似的輕型木結構房屋能夠滿足我國抗震規范的8度抗震設防要求。

4、結論

    本文通過兩層足尺輕型木結構房屋的振動臺試驗，以及對試驗結果的分析，主要得到如下結論：  

    (1)本試驗模型在0.29以下的地震中，基本沒有可見破壞，處于彈性狀態；在0.49的地震試驗中，主要是非結構構件的破壞；在O.559的地震作用下，既使經過多次重復地震，并且一層墻體的開洞率達到60％，模型結構仍然沒有發生倒塌。

    (2)模型結構在階段1～4的振型主要是平動，初始狀態的一階平動自振頻率在3.9～4.6 Hz之間。階段5由于結構布置形式不對稱，因此有比較明顯的扭轉振型，y方向的基本頻率約為前4個階段的50％。模型在初始狀態的阻尼比在5％～6％之間。隨著結構損傷的積累，模型的阻尼比逐漸增大，0.559雷達到18％～21％。階段5由于扭轉效應，阻尼比約為前幾個階段的2倍。

    (3)模型的加速度放大系數隨著測點高度的增加而變大。隨著地震加速度峰值的提高，模型剛度退比、結構出現一定程度的破壞后，動力放大系數有逐漸降低；相同水準的地震試驗中，由于頻譜特征不司，一般來講SHW2波引起的加速度反應最大。

    (4)模型結構的一層層間位移遠大于二層和屋頂的層間位移。在階段1～4中，當名義PGA分別為0.1 9、0.29、0.49和0.55時，一層層間位移角的最大值分別小于l/500、1/250、1/80和1/30。

    (5)樓層層間剪力和基底總剪力的比值主要決定于樓層質量之間的比值。基底剪重比主要決定于地震加速度峰值和地震波的頻譜特征。

    (6)與模型結構類似的輕型木結構房屋能夠滿足我國抗震規范的8度抗震設防要求。

(本文來源：陜西省土木建筑學會  文徑網絡：溫紅娟  劉紅娟  尹維維 編輯 文徑 審核)

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