基于OpenSees的某超高層建筑結構地震響應分析研究

呂碩碩, 尹訓強, 王桂萱

(大連大學建筑工程學院, 遼寧 大連 116622)

0 引言

近些年中國地震頻繁,尤其是汶川大地震給人們留下了很多慘痛的教訓。與此同時,隨著經濟的快速發展和建設需要,有越來越多的超高層建筑出現。目前,超高層建筑結構抗震領域得到一定程度發展,新型結構體系和新型巨型結構構件應運而生。然而,通過傳統的實驗來研究這些新的系統和構件是很困難的。為解決這一問題,國內外專家學者將數值模擬方法[1-5]運用到超高層建筑結構的抗震性能研究中。

超高層建筑與普通高層建筑存在一定的區別,很多適用于高層建筑的研究方法與規范并不適用于超高層建筑結構。超高層建筑結構的平面布置和體型更加復雜化,對結構的分析要求更高。因此,采用單一單元模型進行數值模擬分析的方法是不可取的。自OpenSees程序推出以來,由于其便于改進、易于開發等諸多優點被許多研究人員用于科研中。與ANSYS、MARC、SAP 2000和MIDAS相比,具有纖維模型單元庫的OpenSees軟件在三維非線性分析中具有算法先進,計算能力強大且速度快等優勢。解琳琳等[6]在OpenSees基礎上開發了剪力墻構件模型,將其運用在一棟框架-核心筒超高層結構實例中,通過與其他有限元軟件進行對比,驗證了開發單元的合理性;何慶峰等[7]通過OpenSees分析平臺對一棟框架結構的豎向抗倒塌性能進行分析;Kechidi Smail等[8]開發了一種可用于模擬土壤-結構的邊界模型,并通過OpenSees將該模型運用于工程實例中,驗證開發模型的準確性。

目前我國對OpenSees的研究重心主要集中在低層框架結構和橋梁結構,將其運用在超高層建筑結構抗震性能研究的實例較少[11-15]。而實際上,OpenSees在超高層建筑動力時程分析中擁有傳統有限元分析軟件不可比擬的計算速度,可以大大降低計算時間和成本。本文旨在通過OpenSees建立合理的分析模型并對其進行動力響應分析,驗證OpenSees在超高層建筑結構抗震分析中的適用性,研究成果可為復雜超高層建筑結構的抗震設計提供技術支持。

1 工程概況

該國貿中心大廈為一棟地上結構86層,建筑面積約32萬m2的超高層建筑,總體建筑高度為360 m,其中地上建筑分為裙房和塔樓兩部分,效果及平面如圖1和圖2所示。該建筑以6層為分界點,分界點以下裙房部分主要用于商業區,分界點以上塔樓部分,主要用于公寓、寫字間以及會所等。地下結構7層,主要為車庫,部分為商業區。主體塔樓的平面尺寸為71.7 m×42 m,建筑標準層平面如圖3所示為削角矩形,塔樓與裙房連接部分未設有抗震縫。

圖1 大廈建筑效果圖Fig.1 Architectural rendering of the building

圖2 首層建筑平面布置圖Fig.2 Floor plan of the first-floor building

2 結構體系和布置

本工程是一幢360 m的高度超限的框架-核心筒-伸臂桁架結構,結構主體高度遠遠超過規范中規定的該類型結構最大適用高度 190 m,高度超限達到 89.5%。

其抗側力體系主要由三部分組成:(1)作為結構最為重要的抗側力構件——核心筒,由鋼筋混凝土剪力墻組成;(2)結構外框架,作為抗側力結構之一,主要由巨型鋼管混凝土柱和鋼梁組成;(3)自下而上分別在結構7層、23層、39層、55層以及71層處設置五道伸臂桁架和環帶桁架系統,有效地增強了外圍框架結構的剛度。本工程抗震設計關鍵參數如表1所列。

圖3 標準層建筑平面布置圖Fig.3 Floor plan of the standard-floor building

表1 抗震設計參數

3 分析方法

3.1 模型建立

基于OpenSees分析平臺建立三維非線性動力分析模型,對結構進行動力彈塑性時程分析?；炷敛牧系谋緲嬆Ｐ筒捎肅oncrete01模擬,鋼材料的本構模型采用的是Steel02材料模擬。SRC混凝土柱和混凝土核心筒都采用C60混凝土。型鋼和鋼板采用Q345B。結構的抗側力構件:核心筒、外框架和伸臂桁架和環帶桁架系統如圖4所示。

模型采用空間桿系模型,梁、柱、墻等構件均采用桿系模型來模擬。梁、柱等構件采用桿件單元模擬,剪力墻構件與梁柱桿件不同,通常采用帶剛性區的桿件或薄壁桿件模擬。當前,多垂直桿單元是目前公認較為理想的剪力墻宏觀模型,OpenSees中的Disp beam column單元(基于剛度法的纖維單元)可認為是一種二維多垂直桿單元,并可考慮彎剪耦合的作用。模型結構如圖6所示,利用剛性梁將模擬剪力墻的梁柱節點與鋼梁端部節點相連,協同受力。最終建立的基于OpenSees的結構模型共有11 313個節點和21 658個單元,如圖7所示。

圖4 結構抗側力體系Fig.4 Lateral force resisting system of structure

圖5 加強層與標準層Fig.5 Reinforcing layer and standard layer

圖6 Disp beam column單元模擬剪力墻示意圖Fig.6 Schematic diagram of using the Disp beam column element to simulate shear wall

圖7 OpenSees結構模型圖Fig.7 OpenSees structural model diagram

3.2 模型驗證

為了檢驗模型的合理可靠性,將數值模型的模態分析結果與現場監測數據進行對比。為保證實測結果的準確性,分別在7F、28F、56F、67F、78F、86F設置六個監測點,監測點位于國貿大廈的弱電井中,如圖8所示。弱電井屬于大廈非功能區域,環境振動和人為干擾相對小些,結果更為準確且方便布設電纜。采用QZ2013型力平衡加速度傳感器與G01NET動態數據采集儀拾取數據,設備觸發后連續保存數據時間長度設置為1 800 s,開啟通道數為9通道,采樣頻率50,整個采集過程持續了180 min,采集結果按照1 800 s一組,并快速識別結構動力特性參數,大廈的前兩階固有頻率如表2所列?；贠penSees平臺所建立數值計算模型的前6階的結構周期及頻率如表3所列。

圖8 加速度傳感器安裝位置(單位:mm)Fig.8 Installation position of the acceleration sensor (Unit:mm)

表2 大廈一、二階固有頻率

表3 結構數值計算模型前6階周期及頻率

通過表3不難看出,數值模型計算結果與實測結果一、二階固有頻率平均值的誤差為4.1%和3.6%,二者基本一致,在合理誤差范圍之內。數值模擬與實測存在差別,主要是因為建立有限元模型過程中,會對部分結構進行簡化,導致誤差的產生。

圖9 數值模擬前六階振型圖Fig.9 The first six modes from numerical simulation

4 超高層建筑結構地震響應分析

4.1 地震動的選取

為了合理估計結構的抗震能力,在結構動力分析中應選擇合適的地震波輸入。根據抗震規范中第5.1.2條規定[16],在非線性動力計算分析中選取三條適用于Ⅱ類場地的地震動加速度時程,分別是El-Centro波、蘭州波以及該場址地震安評報告所提供的人工波。其中,三條地震動的時間步長相同,均為0.02 s;但三條地震動的總持時略微存在差別,El-Centro波、人工波以及蘭州波的總持時分別為30 s、30 s和20 s,設防地震波峰值取為110 gal,罕遇地震波峰值取為220 gal。

圖10 三條地震動時程曲線Fig.10 Time-history curves of three ground motions

4.2 基底剪力

通過OpenSees計算出了結構在彈性、彈塑性分析下基地剪力的值,對比結果如表4所列。并繪制了三條地震波作用下,基底剪力在彈性、彈塑性分析時隨時間的變化曲線,如圖11所示。

由圖11基底剪力時程曲線不難看出,在彈塑性分析與彈性分析下,基底剪力變化規律基本一致。由表4可看出,在X向和Y向作用下,整體結構基底剪力在彈塑性分析時的結果要小于彈性分析。這是由于當建筑結構遭遇罕遇地震時,隨著時間的推移,結構將會出現一定程度破壞,結構部分構件出現塑性變形,結構進入塑性耗能階段,可吸收部分能量,從而降低地震作用。

表4 彈塑性與彈性基底剪力對比

圖11 基底剪力時程曲線對比Fig.11 Comparison between time history curves of base shear force

4.3 樓層位移和層間位移角

為了得到層間位移角等結果,在如圖12所示的塔樓主體結構每層框柱位置分別取A、B、C和D共4個參考點,通過這四個點的時程數據計算得到層間位移角的大小。由于篇幅受限,在此僅給出代表性結果。

圖12 結構位移考察點示意圖Fig.12 Schematic diagram of examination points for structural displacement

表5所示為彈塑性與彈性頂層位移對比,不難看出,罕遇地震作用下彈塑性與彈性的頂點位移響應結果比較接近。

表5 彈塑性與彈性頂層位移對比

如圖13所示,給出了在三條地震波作用下,參考點A的86層(標高360 m)位移時程曲線對比?？梢钥闯?當結構在約20 s時刻開始進入塑性,之后彈塑性頂點位移曲線較彈性曲線有滯后的現象,周期延長,結構剛度略有下降。

表6給出了結構最大層間位移角的對比結果。圖14給出了各組波X主向和Y主向下,結構最大層間位移角的對比,包括各組波的對比以及三組波包絡值的對比。

圖13 頂層位移時程曲線對比Fig.13 Comparison between time history curves of top floor displacement

表6 彈塑性與彈性最大層間位移角對比

從圖14中不難看出,層間位移角的分布規律在彈塑性與彈性情況下基本保持一致,但在數值上有所差距。并且,在蘭州波和人工波作用下,結構出現了彈性層間位移角大于彈塑性結構的情況,這可能是由于結構遭到罕遇地震作用時,結構部分構件隨時間推移進入塑性耗能階段,消耗地震作用。由表可知,彈塑性分析時最大層間位移角為1/206,在77層位置;彈性分析時,樓層的最大層間位移角為1/176,發生在84層處。但二者均未超過1/100,滿足規范限值要求。

圖14 樓層最大層間位移角對比Fig.14 Comparison between the maximum story drift ratio of each floor

4.4 關鍵構件損傷情況

本節給出結構主要構件的破壞損傷狀態,分析破壞原因,找出結構的薄弱環節。由于計算結果數據量大,為突出重點,僅詳細給出具有代表性的人工波輸入下的主要構件破壞情況。圖15所示為超高層結構整體受壓損傷因子分布。

圖15 超高層結構整體受壓損傷Fig.15 Overall compression damage of the super high-rise structure

由以上剪力墻的損傷情況可以看到,結構上部(第5道伸臂桁架附近)的剪力墻墻肢出現較為明顯的損傷,其他部位墻體損傷很輕。這是由于在此處剪力墻厚度發生變化,且結構在71層處結構開始向內收縮,因而造成了結構剛度及承載力均出現一定程度的突變。而連梁大部分發生損傷破壞,其受壓損傷因子均超過 0.97,形成了鉸機制,起到良好的屈服耗能作用。起到很好的耗能作用。內部混凝土在加強層附近有很小的受壓損傷,受壓損傷因子最大為 0.05。

5 結論

以某國貿中心大廈超高層建筑結構為研究對象,基于OpenSees分析平臺,建立相應的有限元分析模型,并對模型進行合理性驗證,進而開展地震作用下的彈性及彈塑性結構動力響應分析,可得以下結論:

(1) OpenSees軟件具有豐富的非線性單元、材料庫和針對強非線性分析開發的算法,適用于超高層結構的彈塑性結構動力響應分析。

(2) 通過與基于現場微振動檢測技術的動力特性參數識別結果的對比分析,基于OpenSees所建立數值模型振動頻率與現場監測值差異較小,符合實際情況,驗證了其合理可靠性。

(3) 彈塑性時程分析表明,結構始終保持直立,結構在約20 s時刻開始進入塑性階段,但結構最大層間位移角未曾超過我國規范的要求值1/100,滿足“大震不倒”。

(4) 連梁起到良好的屈服耗能作用,設置的加強層桁架(特別是結構中、上部加強層桁架)對于結構加強層及其相鄰樓層位置的鋼筋混凝土核心筒墻體有一定不利影響。

(5) 從罕遇地震作用下的計算分析結果來看,本結構能夠滿足我國規范的要求。