某超限高層框筒結(jié)構(gòu)彈塑性動力時程分析

程 柯 桂國強

(1．浙江大學(xué)建筑設(shè)計研究院，浙江杭州 310027; 2．華森建筑與工程設(shè)計顧問有限公司杭州分公司，浙江杭州 310012)

1 工程概況

項目位于6度地震區(qū)，設(shè)計地震分組第一組。塔樓結(jié)構(gòu)屋面高度128．12 m，頂部7．28 m高的機房層。地下1層，地上30層，裙房3層。

本工程為框筒結(jié)構(gòu)。MIDAS BUILDING建立的三維有限元模型如圖1所示。本工程采用鋼筋混凝土框架—核心筒結(jié)構(gòu)體系。落地核心筒為主要的抗側(cè)力構(gòu)件，結(jié)合建筑平面及立面造型，外圍布置了14根邊長1 200 mm收至900 mm的鋼筋混凝土方柱，2層局部出現(xiàn)躍層柱，采用內(nèi)置型鋼加強。主樓和裙房考慮到建筑使用功能要求并未設(shè)置抗震縫。

超限情況:1)扭轉(zhuǎn)不規(guī)則，考慮偶然偏心的扭轉(zhuǎn)位移比大于1．2;2)塔樓偏置，塔樓與裙房層底盤的質(zhì)心偏心距大于底盤相應(yīng)邊長20%。

2 分析方法

本工程采用彈塑性動力時程分析方法。具有完全的動力時程特性，可直接輸入地震波。考慮了幾何非線性、材料非線性，可準(zhǔn)確模擬結(jié)構(gòu)的破壞情況。分析軟件采用MIDAS BUILDING(2012年)。

圖1 MIDAS BUILDING計算模型

2．1 材料模型

本工程混凝土本構(gòu)關(guān)系采用GB 50010-2010混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范附錄C中的單軸受壓應(yīng)力—應(yīng)變本構(gòu)模型;鋼筋采用雙折線本構(gòu)模型;剪切本構(gòu)關(guān)系采用剪力退化(三折線)模型。

2．2 滯回模型

滯回模型是動力彈塑性分析的基本參數(shù)。本工程鋼筋混凝土構(gòu)件采用了修正武田三折線模型(多軸鉸:P-M相關(guān)型)。

2．3 單元彈塑性模型

程序采用了具有非線性鉸特性的梁柱單元。梁單元公式使用了柔度法，在荷載作用下的變形和位移使用了小變形和平截面假定理論(歐拉貝努利梁理論)，并假設(shè)扭矩和軸力、彎矩成分互相獨立無關(guān)聯(lián)。非線性梁柱單元考慮了P—Δ效應(yīng)，剪力墻采用了帶洞口的基于纖維模型的非線性剪力墻單元。

2．4 地震波的選擇

按抗震規(guī)范［2］要求，計算罕遇地震作用時，特征周期應(yīng)增加0．05 s。基于本工程所在場地土的具體情況(三類場地，第一組)，選擇兩條天然波TH1TG050，TH2TG050和一條人工波RH1TG050進(jìn)行動力彈塑性時程分析。計算時將輸入地震加速度的最大值調(diào)整為125 cm/s2，與抗震規(guī)范所要求大震作用下的地震加速度的最大值相符。持續(xù)時間為結(jié)構(gòu)自振周期的5倍以上。

2．5 計算方法

本工程非線性方程計算采用直接積分方法，采用完全牛頓—拉普森法進(jìn)行迭代收斂計算直至滿足收斂條件。迭代參數(shù)中設(shè)定最小時間步長為0．000 01 s，最大迭代次數(shù)為30次，并考慮了P—Δ效應(yīng)的影響。

3 計算結(jié)果及性能評價

3．1 結(jié)構(gòu)整體抗震性能指標(biāo)

在選取的三組罕遇地震波彈塑性時程分析中，x向最大層間位移角為天然波TH1TG050作用下達(dá)到1/234，滿足規(guī)范限值1/100的要求，結(jié)構(gòu)未出現(xiàn)倒塌現(xiàn)象，實現(xiàn)了大震不倒的設(shè)防目標(biāo)。在大震下墻、柱腳均未出現(xiàn)屈服;核心筒范圍內(nèi)的剪力墻連梁屈服，框架梁部分屈服。說明滿足該結(jié)構(gòu)呈“梁鉸破壞”機制，達(dá)到了“強柱弱梁”的延性設(shè)計要求。

3．2 框架梁、連梁及剪力墻塑性發(fā)展情況

下面以天然波TH1TG050作用下為例，分析出鉸順序、鉸分布和結(jié)構(gòu)損傷。圖2為框架鉸的出鉸順序。初始階段，框架梁和連梁處于開裂階段。2 s樓層頂端核心筒連梁開始屈服，并逐步向下樓層發(fā)展。21 s連梁全部屈服。整個外框架在罕遇地震作用下基本保持彈性工作狀態(tài)，部分框架梁的塑性損傷超過開裂強度水準(zhǔn)，極少數(shù)超過屈服強度水準(zhǔn);框架柱塑性損傷絕大部分未達(dá)到開裂強度水準(zhǔn)，結(jié)構(gòu)外框架作為第二道設(shè)防體系具有足夠的富余;梁屈服數(shù)量達(dá)到總數(shù)的6．3%，開裂比例達(dá)到70．6%，并未有梁達(dá)到極限狀態(tài)。

剪力墻混凝土的受壓應(yīng)變等級至地震波結(jié)束仍處于彈性階段。剪切應(yīng)變等級從2 s起在核心筒剪力墻收截面處開始進(jìn)入屈服階段，并逐步向上樓層發(fā)展，21 s時剪切應(yīng)變屈服數(shù)量為總數(shù)的2．7%(見圖3)。剪力墻中鋼筋的受拉應(yīng)變均處于彈性階段。

3．3 結(jié)構(gòu)破壞形態(tài)及加強措施

輸入各罕遇地震波進(jìn)行時程分析后，結(jié)構(gòu)主要抗側(cè)力構(gòu)件沒有發(fā)生嚴(yán)重破壞，全部連梁屈服耗能，部分框架梁參與塑性耗能，但不至于引起局部倒塌和危及結(jié)構(gòu)整體安全，大震下結(jié)構(gòu)性能滿足“大震不倒”的要求。

圖2 框架鉸出鉸順序

圖3 剪力墻剪切塑性損傷發(fā)展

在罕遇地震波輸入過程中，結(jié)構(gòu)的破壞形態(tài)可描述為:在罕遇地震下結(jié)構(gòu)連梁最先出現(xiàn)塑性鉸，隨時程輸入連梁損傷逐步累積;結(jié)構(gòu)部分框架梁進(jìn)入塑性階段參與結(jié)構(gòu)整體塑性耗能，但框架梁整體塑性損傷有限。

罕遇地震作用下，剪力墻混凝土受壓和鋼筋拉壓都處于彈性階段;局部墻肢混凝土受剪切進(jìn)入屈服階段，絕大多數(shù)剪力墻并未出現(xiàn)全截面剪切型損傷。從墻體損傷出現(xiàn)的程度判斷，混凝土的剪切比受壓更為不利。因此加大受剪切不利位置如剪力墻收縮截面部位的分布筋配筋率，以增強抗剪能力。

4 結(jié)語

本文通過對某超限框筒剪力墻結(jié)構(gòu)進(jìn)行的三組地震輸入的罕遇地震動力彈塑性分析，對本工程結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下的抗震性能評價如下:1)罕遇地震作用下，結(jié)構(gòu)樓層位移角滿足不大于1/100的抗震設(shè)防要求;整體來看，結(jié)構(gòu)在罕遇地震輸入下的彈塑性反應(yīng)及破壞機制，符合結(jié)構(gòu)抗震工程的概念設(shè)計要求，抗震性能達(dá)到“大震不倒”的抗震性能目標(biāo)。2)通過判斷罕遇地震作用下結(jié)構(gòu)損傷的出現(xiàn)順序，出現(xiàn)位置，對結(jié)構(gòu)的薄弱環(huán)節(jié)提出了具體的加強措施。

［1] 結(jié)構(gòu)大師非線性分析［Z］．北京:北京邁達(dá)斯技術(shù)有限公司，2009．

［2] GB 50011-2010，建筑抗震設(shè)計規(guī)范［S］．