工程结构抗震课程结课论文-建筑结构基于性能的抗震设计.docx

基于性能的抗震设计 第十五组建筑结构基于性能的抗震设计基本概念与实例分析第十五小组建筑结构基于性能的抗震设计第1章 绪论1.1概述地震是危及人民生命财产安全的突发性自然灾害，常常带来毁灭性的结果。它对人类社会的危害主要表现在两个方面：(1)地震引起建筑物的破坏、倒塌将导致严重的人身伤亡和惨重的财产损失。(2)地震以及地震造成的水灾、火灾等次生灾害将破坏人类社会生存的自然环境，产生巨大的社会影响。人类在适应自然和改造自然的过程中，不断地探索抵御地震的方法，从20世纪初日本最初提出简单的抗震设计思想，到目前国际上普遍认可的“小震不坏、中震可修和大震不倒”的指导思想，经过近一个世纪的努力，抗震设计已经取得了很大的进步 1。并且在实际地震中也表明，按照现行抗震设计规范设计的建筑在地震中表现出良好的抗震性能2。建筑结构在地震反应分析和抗震设计方法也在不断地发展和完善。同时，抗震设防标准以及设计方法的合理性也在不断经受强烈地震的验证。在抗震设防的早期阶段，抗震设防是以单一设防水准来保证结构安全为标准的。经历了一个世纪的发展，随着人们对地震动特性和结构动力特性理解的不断加深，结构抗震设计理论从最初的静力阶段和反应谱阶段，发展到动力阶段及目前的基于性能的抗震设计理论阶段。1.2基于性能抗震设计理论的提出1.2.1震害分析和反思当前各国抗震设计理论多采用二级或三级设计思想，即以“小震不坏、中震可修，大震不倒”作为设防水准，据此制定抗震规范和条例。按这种以保障生命安全为基本目标的抗震设计理论所设计的建筑物，在地震中基本保证了生命安全，却不能在大震甚至中小地震中有效地控制地震破坏所造成的直接和间接经济损失，而这种破坏和损失往往超出了设计者的预料，超过了社会和业主所能承受的范围。例如，1989年美国loma prieta地震(m 7.1)，伤亡数百人，但造成的经济损失达150亿美元；1994年美国northbridge地震(m 6.7)，伤亡数百人，造成的经济损失亦达200亿美元；1995年日本kobe地震(m 7.2)，死亡5500多人，造成的经济损失则高达1000亿美元，且震后的恢复重建工作持续了两年多时间，耗资近1000亿美元4,5，1999年我国台湾发生76级地震，死亡人数2103人，总死伤人数超过1万，经济损失达3766亿新台币。造成的经济损失异常之大，给社会经济及人们的心理带来了巨大的负面效应。结构工程和地震工程学者从一系列大地震中认识到：“小震不坏、中震可修和大震不倒”的抗震设防准则，实际上是以保证人的生命安全为目标的抗震设防准则。据此设计的建筑在罕遇地震下可以避免倒塌而不危及人的生命安全，但地震所造成的经济损失即建筑使用功能丧失和震后恢复重建费或所花费的时间可能大大超过社会和业主所能承受的限度。这些震害说明随着经济的发展、社会化程度的提高和人口密度的增加，潜在的地震损失呈上升趋势，甚至中等强度的地震造成的损失就可能超出社会和业主所能承受的程度。在台湾地震中，由于生产计算机芯片的工厂遭受破坏，导致全球的计算机价格上涨，这说明随着经济全球化和网络经济的发展，一时一地的严重自然灾害会引起全球经济的震荡，而且智能化程度越高、技术密集性越高，系统所在的结构物遭受破坏后，其灾难性后果就越严重。值得重视的是人们对潜在的地震灾害估计不足，甚至一些专家对此过于乐观。1995年阪神地震中，当时任东京大学国际减灾工程研究中心主任的片山恒雄教授正在大阪参加一个国际减灾会议，地震发生约4小时后，他在房间里估计了震害并将其记载在笔记本上：“最多死亡6人，需住院治疗的伤者约250-500人。倒塌的木结构住宅50100栋，严重破坏的建筑1020栋。受到严重影响的桥梁10座，其中发生落梁的有3座。有30处发生火灾，但不会大规模蔓延。主要干道和铁路会发生612小时的停车事件”。但事实相去甚远，在阪神地震后截止1995年2月27日，死亡人数5438人，受伤人数34523人，倒塌住宅房屋89423栋，半破坏68762栋，部分破坏32970栋(神户市有的区尚未统计在内)，公共建筑破坏547栋，其它建筑破坏3105栋，道路破坏9402处，火灾531件，烧毁房屋面积达百万平方米6。基于对上述问题的深刻反思，美国、日本、新西兰等国家都把基于性能的抗震设计理论作为改进抗震设计理论、完善抗震设计规范的重要研究课题。基于性能的抗震设计理论将是21世纪工程抗震的大潮流，王亚勇建议中国2l世纪的抗震设计规范应顺应国际发展的趋势，结合我国的国情展开研究4,19。1.2.2现代抗震设计理论的发展概况现代的抗震设计理论是经历了一个世纪的发展，随着人们对地震动特性和结构动力特性理解的不断加深，结构抗震设计理论从最初的静力阶段和反应谱阶段，发展到动力阶段及目前的基于性能的抗震设计理论阶段。1静力理论阶段20世纪1040年代属于静力理论阶段。最初起源于日本：1900年大森房吉提出了地震力理论，认为地震对工程设施的破坏是由于地震产生的水平力作用在建筑物上的结果7。1916年佐野利器提出的“家屋耐震构造论”，引入了震度法的概念，创立了求解地震作用的水平静力抗震理论。该理论认为，结构所受的地震作用可以简化为等效水平静力，在估计地震力时，假定建筑物是刚性的，地震力作用在质量中心，其大小相当于建筑物的重量乘以与结构特性无关的地震系数，结构上任何一点的加速度都等于地震动加速度。由于根据该理论设计的房屋经历了日本关东大地震的考验，因而验证了水平静力震度法的有效性。20世纪2030年代，日本存在刚性和柔性两种理论。柔性理论的代表是真岛健三郎，其主要观点是柔性结构比刚性结构有利于抗震。而刚性理论的代表是佐野利器、武藤清和河野清夫，他们的主要观点是结构应该按刚性来设计才有利于抗震。由于当时对地震动特性的了解不够深入，这两种理论直到40年代仍没有分出优劣。但是由于震度法简单易行，而柔性结构的实现又有困难，因此实际中仍以刚性理论为基础。在这期间，还提出了消震隔震减震理论、能量耗散理论和抗震设计的能量理论。虽然这3种抗震理论并没有得到足够的重视，但它们对抗震设计理论的发展起到了巨大的推动作用。美国1906年4月18日旧金山地震后，重建时采用地震侧力加在风力上进行设计，这是建筑设计中考虑抗震的最初阶段。1925年圣巴巴拉地震时开始了正式的地震研究工作，1927年统一建筑法规(ubc)第一版中，正式写入了地震力的规定1。在静力理论中，输入的地震动以历史震害估计的地震动最大加速度为依据，采用假定沿高度分布的质量和加速度，不需要建立结构动力模型进行动力反应分析，设计原则也只是采用静力的允许应力，是一种经过极大简化的设计方法。2反应谱理论阶段20世纪4060年代属于反应谱理论阶段。它以弹性反应谱为基础，将反应谱同结构振型分解法相结合，建筑物总的内力是通过各振型的内力用振型组合的方法得到的，从而使十分复杂的多自由度体系地震反应的求解变得十分简单。反应谱理论在地震力计算方法上取得了重大的突破，因而在地震工程的发展史上具有非常重要的贡献。反应谱理论的发展是伴随着强地震动加速度观测记录的增多和对地震地面运动性质的进一步了解，以及对结构动力反应特性的研究而发展起来的，是加理工学院的一些研究者对地震动加速度记录的特性进行分析后所取得的一个重要成果。1932年美国研制出第一台强地震记录仪，并于1933年3月长滩地震中取得了第一个强震记录：以后又陆续取得一些强震记录(如1940年取得了典型的el-centro地震记录)，从而为反应谱理论在抗震设计小的应用创造了基本条件。40年代，比奥特(biot)从弹性体系动力学的基本原理出发，基于振型分解的途径dulmmel积分。但是，由于科学发展水平的限制，当时没有数字计算机，因此只能采用机械模拟技术，这限制了反应谱理论的发展。50年代，豪斯纳(housner)精选若干有代表性的强震加速度记录进行处理，采用电模拟计算机技术，最早完成了一批反应谱曲线的计算，并将这些结果引入加州的抗震设计规范中应用，使得反应谱法的完整架构体系得以形成。由于这一理论正确而简单地反映了地震动的特性，并根据强震观测资料提出了可用的数据，因而在国际范围内得到了广泛的认可(如1956年加州的抗震设计规范和前苏联1958年的地震区建筑设计规范都采用了反应谱理论)。到60年代，这一抗震理论已基本取代了震度法，确定了该理论的主导地位。虽然反应谱理论考虑了结构的动力特性所产生的共振效应，但由于在设计中仍把地震惯性力看作静力，因而只能称之为准动力理论。以后的许多年间，人们不断对该理论加以完善，先后提出了非线性反应谱理论、随机振动理论等，这些都为今后抗震设计概率理论奠定厂基础。目前反应谱理论经过不断的改进和完善，正广泛用于世界各国的抗震设计中。3动力理论阶段20世纪7080年代属于动力理论阶段。随着60年代电子计算机技术和试验技术的发展，人们对各类结构在地震作用下的线性与非线性反应过程有了较多的了解，同时随着强震观测台站的不断增多，各种受损结构的地震反应记录也不断增多，这促进了结构抗震动力理论的形成。动力法把地震作为一个时间过程，选择有代表性的地震加速度时程作为地震动输入，建筑物简化为多自由度体系，计算得到每一时刻建筑物的地震反应，从而完成抗震设计工作。动力法比反应谱法有较高的精确性，并且若建立了结构的非线性恢复力模型，就可很容易地求解结构非弹性阶段的反应。动力抗震设计理论输入的地震动一般要符合场地情况，因此合理选择有代表性的地震记录是非常重要的。此外。结构或构件的动力模型(包括非线性特性)要尽可能反映实际情况。通常，动力抗震设计理论的设计原则需要考虑多种使用状态和安全的概率保证，如在弹性范围内考虑强度极限，在非线性范围内考虑变形极限和能量损耗。从而体现“小震不坏、中震可修、大震不倒”的要求等。4基于性能的抗震设计理论阶段1981年sozen首先系统地阐述了控制结构位移的抗震设计思想，他认为结构的层间位移是直接影响结构和非结构构件损坏程度的主要因素，设计人员在进行抗震设计时应采用位移参数来选择经济有效的抗震结构体系。他所提出的设计思想并没有提供足够的信息来指导设计人员直接把位移的计算与结构反应需求联系起来，因而只能称其为基于位移的概念设计。随后sozen又于1985年利用数值分析和振动台试验的结果来改进设计中的位移限制，但没有建立位移响应与结构配筋构造之间的关系。moehle(1989)对剪力墙及框架结构进行分析，利用位移值对结构的抗震性能进行了评估。20世纪90年代初，美国加州大学伯克利分校学者moehle提出了基于位移的抗震设计(performancebased seismic design)思想，建议改进基于承载力的设计方法，这一全新理念最早应用于桥梁抗震设计中。基于位移的抗震设计需使结构的塑性变形能力满足预定的地震作用下的变形，即控制结构在大震下的层间位移角发展。moehle方法的核心思想是从总体上控制结构的层间位移角水准。这一设计思想影响了美国、日本和欧洲土木工程界。美国、日本和欧洲于是提出了pbsd全新理念并展开了广泛的研究工作。1995年，kowalsky12和calvi提出了一种所谓的直接基于位移的抗震设计方法，并分别应用于钢筋混凝土桥墩和多自由度桥梁结构的设计，设计过程中用到了位移反应谱。他们的设计中都采用了“替换结构法”(gulkar,sozen)，这种方法是将非线性体系用等效弹性体系代替，等效弹性体系被称为替换结构。kowalsky和calvi认为真正基于位移的抗震设计方法应该将位移作为设计过程的设计参数，结构的刚度与承载力由给定的位移目标来确定。美国应用技术委员会(applied technology council，atc)1995年发表了atc-34报告和1996年发表了atc-40报告17包括了pbsd方法。1996年美国联邦紧急事务管理局(federal emergency management agency,fema)发表的fema273和fema274报告包括了pbsd内容。日本在继美国学者提出基于结构性能的抗震设计理论之后，特别是在1995年阪神大地震之后，开始厂为期3年的“基于性能的建筑结构设计新框架”的研究开发项目，对这种理论本身及其工程实用价值展开了广泛的讨论和研究。日本政府宣布建筑法标准将按基于性能要求进行修订，以达到国际一体化要求，(日本建筑法规)(building standard law of japan)于2000年正式采用了基于性能的设计概念的能力谱法。目前，日本与美国开展了多项关于基于性能的设计的联合研究。此外，正在修订的欧洲抗震设计规范也部分引入厂性能抗震设计的相关方法。目前，基于性能的抗震设计理论在我国尚处于起步阶段。1996年，我国学者在中美抗震规范学术讨论会上就基于性能的抗震设计理论进行了交流，并在国家自然科学基金“九五”重大项目“大型复杂结构的关键科学问题及设计理论”中设立于专题“基于抗震性能的设防标准一开始立项研究4。基于结构性能的抗震设计理论是工程抗震发展史上的一个重要里程碑。从某种意义上讲，我国现行的建筑抗震设计规范(gb50011-2001)所提出的。小震不坏、中震可修、大震不倒”的三水准设防和二阶段抗震设计的思想已经包含了某些基于性能的设计思想，但是还没有形成一套完整的性能抗震设计的体系，性能指标、性能水准等一些指标还没有定量化，在抗震设计时还不好操作。1.2.3基于性能的抗震设计理论和方法基于性能的抗震设计要能预先控制结构在未来可能发生的地震作用下的抗震性能，包括与设计和建造有关的所有工程任务，其目的是使所设计的建筑结构在未来地震中具备预期的功能。目前普遍的观点认为，基于性能的抗震设计理论主要包括以下内容：确定设防水准；划分结构的性能水平；选择合适的性能目标；确定抗震设计的性能准则，研究抗震性能的分析方法；研究基于性能的抗震设计方法等。地震设防水准直接关系到未来结构的抗震性能。地震设防水准是指在工程设计中如何根据客观的设防环境和已定的设防目标，并考虑具体的社会经济条件来确定采用多大的设防参数，或者说，应选择强度多大的地震作为防御的对象。简言之，地震设防水准是指未来可能作用于场地的地震作用的大小。根据不同重现期确定所有可能发生的对应于不同水准或等级的地震动参数，包括地震加速度(速度和位移)时程曲线、加速度反应谱和峰值加速度，这些具体的地震动参数称为“地震设防水准”。基于全国基本烈度区划图和概率方法，我国现行抗震规范将地震分为“小震”、“中震”和“大震”3个设防水准。“小震”为50年使用期内烈度超越概率为63.2%的地震(第一水准地震)，重现期为50年；“中震”为50年使用期内烈度超越概率为10%的地震(第二水准地震)，重现期为475年；而“大震”为50年使用期内烈度超越概率为2%3%的地震(第三水准地震)，重现期为16422475年。结构性能目标是对某一级地震设防水准而期望达到的性能水准或等级(performance level)，它反映了建筑物在某一特定地震设计水准下预期破坏的最大程度，结构、非结构构件以及因它们破坏引起的后果都被认为是结构性能水准。性能目标的建立需要综合考虑建筑场地特征、结构功能与重要性、投资与效益、震后损失与恢复重建、潜在的历史或文化价值、社会效益及业主的承受能力等众多因素。结构性能目标可以根据业主的要求采用比规范的目标更高的水准。抗震性能分析方法分可为4类：线性静力分析法(1inear static procedure)、线性动力分析法(1inear dynamic procedure)、非线性静力分析法(nonlinear static procedure)和非线性动力分析法(nonlinear dynamic procedure)。线性静力分析法引进了地震效应修正系数r，将弹性反应谱所表示的地面运动折减到构件的使用极限状态。该系数与结构强度、延性和赘余度3种因素有关，该方法一般适用于构件的截面设计。非线性静力分析又称静力弹塑性分析，方法不仅考虑了构件的弹塑性性能，而且计算简便，成为实现基于性能的抗震设计思想的重要方法，是目前国内外研究的热点，日本、欧洲及我国都将在抗震规范中引入该法非线性静力分析是一种简化的结构弹塑性分析方法，具主要用途是检验新建结构及评估现有结构的性能是否满足不同强度地震下的性能目标，具体地讲，主要包括以下一些用途：结构行为分析：判断结构抗震承载能力；确定结构的目标位移；建立结构整体位移与构件局部变形间的关系：弹塑性时程分析。在非线性静力分析中涉及到：确定结构的计算模型、确定结构水平力的分布方式、能力曲线下降段负刚度的问题及高振型的影响等。该分析法的基础是进行静力弹塑性(push-over)分析，其主要原理是在结构上施加竖向荷载并保持不变，同时施加某种分布的水平荷载，逐渐增加水平荷载使结构各构件依次屈服进入塑性。由于某些构件进入塑性后，整个结构的特性会发生改变，因此又可以反过来调整水平力的大小和分布。这样交替进行下去，直到结构达到预定的破坏(成为机构或位移超限)，这样就可以得到结构在横向静力作用下的弹塑性性能。比较典型的有“能力谱”方法(capacity spectrum method)、多系数法、“承载力谱”法等。非线性动力分析法就是通常所说的弹塑性时程分析法，在建立构件的恢复力模型、结构的简化计算模型，并得到与设计反应谱相匹配的地面运动加速度时程后，采用逐步积分法求出结构在每一时刻的弹塑性地震反应。该方法可以得到较为精确的分析结果，但缺点是计算量大，建立模型复杂，对分析结果的整理要求高，且结果的准确性很大程度上取决于输入地面运动的合理性，因此该方法一般适用于重要的建筑结构。基于性能的抗震设计方法主要包括：基于位移的设计方法、综合设计法、能力设计法等。基于位移的抗震设计方法(displacementbased seismic design)是指用量化的位移设计指标来控制建筑物的抗震性能。该方法是由美国加州大学伯克利分校的jpmohele和priestly21等人提出的，最早应用于桥梁的抗震设计中。mohele是最早将dbsd用于建筑结构设计的学者。他的主要观点是在抗震设计时进行定量分析，使结构的塑性变形能力满足在预期的地震作用下的变形要求，即控制结构在大震作用下的层间位移角限值。该设计方法的核心思想是从总体上控制结构的位移和层间位移角。与传统的基于承载力或强度的抗震设计方法相比，基于位移的抗震设计方法是一种全新概念的抗震设计法。其基本思想是，首先确定结构的目标位移，再根据目标位移进行数值迭代反求结构的屈服位移，反复进行直到满足给定的精度。这种方法能够从总体上控制结构的位移和层间位移角等反应量，有利于基于性能的抗震没计方法的实现，因此，基于位移的抗震设计是实现基于性能的抗震设计的重要环节。综合设计法(comprehensive design approach)是由美国学者berteo等人提出来的，并被加州结构工程师协会(seaoc)vision 200023委员会采纳。该方法首先确定业主所能接受的最低性能目标，在对场地的适宜性做出评价后，进行总体概念设计和综合数值设计，最终确定结构和非结构构件的尺寸。能力设计法(capability design method)也是由美国学者priestle提出的，主要面向桥梁结构。它是一种介于传统设计法和基于位移的设计法之间的一种抗震设计方法，其基本思想是在非延性破坏模式和设计延性破坏模式之间确保合适的强度界限，强调延性设计的概念。基于性能的抗震设计是建筑结构抗震设计的一次重要发展，这是工程抗震发展史上的一个重要里程碑。基于结构性能的抗震设计理论的主要内容应包括确定地震设防水准、结构抗震性能目标和结构抗震分析和设计方法等方面。第2章 基于性能的抗震设计方案及应用实例2.1设计方案及实例(1) 大连金广枫景如图2.1.1，大连金广枫景位于7度设防区，剪力墙结构，i类场地，主楼平面为椭圆形且墙体全部落地。结构总高度170m，超过抗震规范适用高度42% ，比高层混凝土规程b级高度超过14%。该工程的特点是超高较多，但小震的地震力比风力小，常规设计的截面承载力和变形为风力控制。所采用的性能设计要求是：墙体及其连梁的抗震等级采用特一级，比a级高度的剪力墙结构提高二级，而且上部轴压比大于0.2的墙肢设置约束边缘构件。底部加强部位墙体的承载力按中震弹性设计，可基本达到大震不屈服；同时，中震下的截面的平均剪应力为0.4，接近满足大震不出现剪切裂缝的控制条件。考虑地震作用的不确定性，在延性构造上留有余地。(2) 北京兰华大厦如图2.1.2，该结构为8度设防的框架剪力墙结构，总高93m。底部五层的楼板偏于一侧，无楼板的一侧为穿层型钢混凝土斜柱，斜柱和斜支撑在五层顶板形成较大的拉力和压力。针对上述特点，其性能设计的要求是：五层顶板采取加强措施确保静力和地震下的安全；斜柱采取措施减少长细比，并保证在中震下考虑p-效应的承载力按弹性设计，在大震下的变形可得到控制，约为1/450；增加框架部分承担的地震剪力，取20% 的总地震剪力，且每个斜柱承担2%的总地震剪力。(3) 南宁地王国际商厦如图2.1.3，该结构为6度设防的混凝土内筒-外框结构，外形基本规则，总高201m，停机坪高度218m，接近高层混凝土规程b级的最大高度，顶部有局部的抽柱转换，并有高40m的偏置观光电梯小塔。 该工程的特点是总高度较大且顶部小塔偏置，核心筒较大(为平面尺寸的45% ，高宽比1/10)，按6度设防，截面承载力不受小震的地震力控制。其性能设计要求是：增大外框架承担的地震力，且底部的外框柱设置芯柱加强；除少数外框架梁外，竖向构件(墙、柱)在中震下保持弹性，最大层间变形1/1000，出现在总高度的2/3处；大震下底部加强部位基本不屈服，上部最大的弹塑性层间变形约1/280；顶部小塔考虑扭转和鞭稍效应，也按中震不屈服设计。(4) 北京uhn村如图2.1.4，为8度设防的混凝土剪力墙双塔结构，高度81m，在63m以上部位用钢结构连接体与双塔错层相连。双塔的结构基本相同，底层有个别墙体转换，连接体的跨度为31 m。该工程的特点是高位大跨的错层连体，竖向时程分析结果，跨中部位的竖向地震加速度反应很大。所采用的性能设计要求是：连接体本身考虑竖向地震且承载力按中震弹性设计；连接体支承部位的墙体设置端柱并在端柱内配置型钢，抗震等级采用特一级，连接体下五层范围内墙体的承载力按中震不屈服设计。(5) 北京西门子中国总部如图2.1.5，为8度设防的混凝土内筒-钢管混凝土外框结构，平面基本上为1/4椭圆，总高度123m。外框柱距为7.2 8.4m，楼面采用钢混凝土组合楼盖。该工程的特点是抗侧力构件斜向布置导致受力和扭转效应较大，外框承担的地震力较小。其性能设计的要求是：外框按底部总地震剪力的25%调整各层柱承担的地震剪力，抗震等级按一级采用，且底部扭转效应较大的钢管混凝土柱的承载力按中震不屈服设计；内筒抗震等级按特一级采用，其周边的墙体设置型钢和支撑，承载力按中震不屈服设计。(6) 北京国贸大厦如图2.1.6，位于8度抗震设防区的总高度为330m的北京国际贸易中心三期工程，外形规则，采用了高含钢率的型钢混凝土柱和型钢混凝土内筒，在外框筒设置了两层高的腰桁架与内外筒之间的伸臂桁架形成加强层。内筒在地下室设置了鳃墙扩大内筒的总面积，以调整基础底板的压应力。该工程超高甚多； 内筒尺寸约为平面尺寸的40%，高宽比约15.5；外框筒承担的地震作用与内筒相当。性能设计的要求是：小震下的位移按1/500严格控制；外框筒与内筒承载力均满足中震不屈服，为此，在内筒的下部1/4楼层设置了钢板组合剪力墙，上部采用钢支撑。腰桁架的承载力全部由钢结构构件承担，且按中震弹性设计。图 2.1.1 大连金广枫景 图2.1.2 北京兰华大厦图 2.1.3 南宁地王国际大厦 图 2.1.4 南宁地王国际大厦 图 2.1.5 北京西门子中国总部 图 2.1.6 北京国贸大厦2.2上海环球金融中心基于性能的抗震设计和分析2.2.1上海环球金融中心建筑概况这是幢以办公为主，集商贸、宾馆、观光、展览及其他公共设施于一体的大型超高层建筑。主楼地下3层，地上101层，地面以上高度492m，大楼建筑面积为252,935 ，建筑平面为57.95m57.95m的正方形。图2.2.1 标准层结构平面图 图2.2.2结构立面图2.2.2 结构地震危险性水准(以设防烈度7度为例)设计加速度最大值：1）第一水准：多遇地震，50年的超越概率为63.2% （设防烈度为7度，35gal)2）第二水准：基本地震，50年的超越概率为10% （设防烈度为7度，100gal)3）第三水准：罕见地震，50年的超越概率为3%（设防烈度为7度，200gal)4）第四水准：特大地震，50年的超越概率小于1%或巨震水准（设防烈度为8度，400gal) 2.2.3结构性能水准(以设防烈度7度为例) 1）弹性反应完全使用 (输入小于35gal)2）弹性但有微小开裂直接居住(输入小于100gal)3）开裂并有塑性变形生命安全 (输入小于200gal)4）严重破坏防止倒塌 (输入小于400gal)图2.2.3钢筋混凝土结构的抗震性能水准2.2.4详细的结构性能目标目标（1）多遇地震作用下(水准1，35agl)最大层间位移角不大于1/500。混凝土的开裂被限制，钢筋应力不超过屈服强度.结构的动力特性保持不变(小于5%),因此，结构反应处于弹性阶段。目标(2)基本地震作用下(水准2，100gal)混凝土的压应力小于其强度的2/3钢筋混凝土构件中钢筋的屈服应该被限制所有的钢构件保持弹性。图2.2.4 混凝土和钢筋的强度曲线目标(3)罕遇地震作用下(水准3，200gal)1、层间弹塑性位移角不大于1/100，部分钢筋混凝土构件中的钢筋屈服应被限制2、核心筒剪力墙裂缝发展处，钢筋不能屈服。按照材料强度特征值计算的核心筒抗剪承载力应大于按照在罕遇地震水准3下弹性方法计算的结果。3、塑性铰应出现在梁端，塑性铰出现处钢筋已屈服，但仍处于强化阶段，混凝土的压应变应小于极限值。图2.2.5结构塑性铰分布以及材料强度曲线目标(4) 特大地震作用下(水准4，400gal)受拉受压钢筋都已屈服，并且可能已超过强化阶段，压区混凝土应变可超过其极限压应变，但应防止发生极限破坏。主要节点可能屈服，但是应该防止主体结构倒塌。最大层间位移小于1/50。表2-1抗震设防水准和结构性能水准的矩阵表 抗震设防水准结构性能水准a-弹性b-轻微开裂c-开裂&屈服水准1， 35gal 可接受 不可接受 不可接受 不可接受水准2，100gal 可接受 不可接受 不可接受水准3，200gal 可接受 不可接受水准4，400gal 可接受2.3海环球金融中心大厦结构概况2.3.1结构体系特点环球中心的外形滑于每层平面是变化的，但是这种几何外形的改变是逐步且规则的。结构中没有主要的错层。现结构设计以有关的中国规范和部分美国规范为依据，十楼的抗侧力体系采用以下三个结构体系(图2.3.1所示)承担由风和地震引起的倾覆弯矩：一、由巨型柱(主要的结构柱)、巨型斜撑(主要的斜撑)和带状桁架构成的巨型结构框架；二、钢筋混凝土核心筒与带混凝土端墙的钢支撑核心筒体系；三、构成核心筒和巨型结构柱之间相互作用的伸臂桁架。采用三种抗侧力体系为结构提供了多余安全度，加强了结构的抗震性能。巨型结构框架体系由位于结构每个角部的巨型柱，以及连接巨型柱之间的巨型斜撑和带状桁架构成。庞大的巨型柱位于结构的角部，起到抵抗来自风和地震的侧向荷载的作用，同时巨型柱也承受带状桁架传来的反力。在巨型柱的钢筋混凝土中埋置型钢构件，型钢比率为全截面面积的4%。沿结构高度设置了三层高的伸臂桁架，伸臂桁架连接于巨型柱与混凝土核心筒角部之间的空间框架构成。三道伸臂桁架分别设置在28层31层、52层55层和88层91层(图2.3.2)，但三道伸臂桁架均未在核心筒内贯通，伸臂桁架绕过而不贯穿核心筒的根本原因是为了核心筒在建筑上的利用效率。在设有伸臂桁架的楼层，核心筒的剪力墙中埋置了一环向桁架，以提供伸臂桁架的支座(图2.3.1b)，伸臂桁架采用了钢管混凝土桁架，杆件截面见图2.3.4，为了进一步提高结构的连续性，埋置于核心筒内的周边桁架的角柱贯穿整个核心筒。伸臂桁架体弦杆所在层的楼板的加强。加强的楼板作为核心筒边桁架的平行体系，为抗侧力体系提供了多道防线。图2.3.1a 三重结构体系（中间是核心筒剪力墙）图2.3.1b 三重结构体系（埋置在核心筒剪力墙中的周边桁架）沿建筑高度方向每12层布置道带状桁架(图2.3.2)，一层楼高的带状桁架位于结构每个避难设备层的四周。带状桁架由焊接箱形截面和热轧宽翼缘型钢组成。带状桁架将荷载从较小的周边柱子传递到巨型柱，同时也减小了相邻小钢柱之间垂直位移的差异。布置在带状桁架上下弦所在层的加强楼板，进一步提高了结构抵抗侧向荷载的能力。带状桁架采用钢桁架，杆件截面见图2.3.5；从图2.3.3中可以看到，在l层5层建筑周边设置了钢筋混凝土剪力墙，自6层开始剪力墙转换为建筑四个角部的型钢混凝土巨型柱。 图2.3.2 伸臂桁架分布 图2.3.3 带状桁架分布周边斜撑是单向斜杆，巨型斜撑布置不封闭，巨型斜撑采用注入混凝土的焊接箱形钢截面，灌注于箱形截面中的混凝土增加了结构的刚度和阻尼，杆件截面见图2.3.4。在巨型柱b分叉后形成的倾斜面上未采用斜撑。建筑垂直立面上巨型斜撑、楼面钢梁钢柱和带状桁架的布置见图2.3.6。图2.3.4 伸臂桁架（巨型斜撑）杆件截面 图2.3.5 带状桁架杆件截面图2.3.6 建筑垂直立面构件 图2.3.7核心筒体系为改善混凝土核心筒的延性，在钢筋混凝土核心筒的角部沿墙体全高设置了约束边缘构件，并且，在钢筋混凝土核心筒每个角部沿墙体全高布置了型钢。核心筒在79层以下为钢筋混凝土剪力墙，在79层以上则采用带混凝土端墙的钢支撑核心筒(图2.3.7)，减轻了结构的自重，而没有削弱核心筒的刚度和承载力。采用钢支撑上部核心筒对质量的减低有利于结构的抗震性能。通过加强楼板的作用，上部的钢支撑核心筒和巨型结构得以联系在一起，因此79层以上的巨型结构支撑框架得以有效地增强，结构的整体性亦有显著的改善。2.3.2楼板系统标准办公层及酒店层楼面采用普通混凝土与压型钢板组成的组合楼盖，全厚156mm(其中压型钢板部分厚度厚76mm，混凝土厚80mm)。54层以上的设备层及所有设备层相邻上一层的承租层采用另一种楼板系统，其总厚度为200mm(76mm厚压型钢板与124mm混凝土)。在这些楼层一般布置有带状桁架和伸臂桁架，加固的楼板有助于增强抗侧力体系。在54层以下的设备层，采用一种10mm厚平钢板上浇注190mm混凝土的楼板体系，以进一步加强楼板。2.3.3主要结构材料1主要结构材料情况：(1)核心筒在79层以下为钢筋混凝土，并埋置了连贯全高的钢角柱，79层以上为带混凝土端墙的钢结构；(2)巨型结构中的巨型斜撑采用箱形截面钢结构内灌混凝土，而巨型结构中的巨型柱则采用型钢外包钢筋混凝土：(3)带状桁架和周边柱子采用型钢。2材料参数(1)混凝土结构设计中的混凝土强度等级为c30至c60，混凝土的弹性模量和强度如下表所示。现场浇注混凝土为普通混凝土，其自重为23kn/m3。 (2)钢筋设计中所用钢筋的标准屈服强度fy=400mpa，抗压及抗拉强度设计值为360mpa，轴心受拉和小偏心受拉构件的钢筋强度设计值为300 mpa，钢筋的杨氏弹性模量为2x105 mpa。设计采用的焊接钢筋网的屈服强度fy=485mpa。2.3.4结构的超限情况1、高度超限塔楼地面以上高度为492m。根据高层建筑混凝土结构技术规程(jgj3.2002)，抗震设防烈度为7度时，钢框架混凝土核心筒结构的最大高度限值为160m，钢骨混凝土框架混凝土核心筒的最大高度限值为190m。本建筑的高度明显超过了现有规范的限值。2、高宽比超限根据高层建筑混凝土结构技术规程(jgj3.2002)，抗震设防烈度为七度的建筑高宽比(h/b)的限值为7。塔楼底部的尺寸为57.95m，塔楼的高宽比(h/b)为8.5，超过了规范规定的限值。3、竖向不规则结构加强层和转换层的设置沿结构竖向分别设置了带状桁架、转换桁架和伸臂桁架，这些加强层和转换层的设置使该结构为竖向不规则。但这些特殊的楼层在整个塔楼高度上的竖向分布有规则性的。设置带状桁架和转换桁架的目的是为了提供多种传力途径以增加安全度，减小外围柱子和核心筒柱子的尺寸，并减小在结构体系构件中不均匀应力的累积。每十二层布置一个带状桁架，把外围柱子的荷载传递给巨型柱，这使外围柱子截面可维持较小的尺寸，同时也显著地增加了重力荷载的传力途径。类似地，转换桁架也按每十二层设置在核心筒内，这些桁架把核心筒内柱子的荷载传递给核心筒墙体，同时也显著地增加了重力荷载的传力途径。转换桁架与带状桁架布置在同一楼层中。由于57层以上核心筒进行转换后(图2.3.7)，筒内不再需要设置柱子，因此，仅在18、30与42层设置核心筒转换桁架，在42层以上就不再设置。伸臂桁架的设置是为了连接巨型结构框架和核心筒，从而可以减少层间位移和核心筒的倾覆弯矩，并提供多种传力途径以提高结构的安全度。伸臂桁架也是规则且合理地分布，所处位置有利于其功效的发挥。第3章上海环球金融中心的整体结构振动台试验研究3.1试验概况上海环球金融中心结构体系及结构布置的复杂、结构高度及体型的超限，为深入、直观、全面地研究该结构的抗震性能，检验其是否满足抗震性能目标的要求，对该结构进行了整体结构模型的振动台试验研究。3.1.1试验内容试验在同济大学土木工程防灾国家重点实验室进行，主要内容如下：1、测定结构模型的动力特性：自振频率、振型和阻尼比，研究它们在不同水准地震作用下的变化；2、观测、分析整体结构薄弱环节；3、分析结构在地震作用下的破坏部位以及破坏模式、破坏机理；4、测定模型结构在分别遭受设防7度多遇、基本、罕遇和8度罕遇地震作用下的动力反应和破坏模式，从而检验结构是否满足抗震性能目标的要求。3.1.2试验设计及材料特性 振动台试验室结合试验设备性能参数，依据试验技术规范和设计院提供的相关资料，进行整体结构相似模型设计和施工制作。为了保证结构模型较好地模拟原型结构的抗震性能，结构模型在设计与施工过程中，尽可能地与原型结构形式保持一致。本试验主要研究地震作用下结构的抗震性能，因此设计时着重考虑满足主要抗侧力构件的相似关系，使筒体、巨型柱、斜撑和各种钢桁架、楼面梁柱、楼板及其节点区域满足尺寸、配筋等相似关系，用设置配重的方法来考虑活荷载的因素，充分体现了模型质量与原型结构质量的相似性。此外，对试验模型进行配重时，为满足高层建筑混凝土结构技术规程(jgj32002)中提出的考虑偶然偏心的要求，通过在楼板上不对称地布置配重来实现规程中质心偏心距t=005l；的要求。根据初步计算分析，该结构在x2和y2方向激励下的地震反应比x1和y1方向(方向的界定见上图)反应强烈。因此，分配质量块时将每层结构平面沿对角线分成二个区域计算出二区域内各自需要配置质量块的数量。另外，对于主要的抗侧力构件如巨型斜撑，为更好地模拟它的实际反应，在巨型斜撑上绑扎了铅块，以实现质量相似关系的要求。2、相似关系(模型/原型)相似关系的设计在模拟地震动的振动台试验中占有重要地位。在相似关系的诸多参数中需要先确定三个基本参数，其它相似系数可由这三个参数推导而来，这时所确定的相似关系作为模型设计的初步相似关系。确定相似关系时需要考虑施工条件、吊装能力和振动台性能参数等因素。环球中心是一超高层结构，其原型结构的高度为492m，为使缩尺后的模型高度满足试验室制作场地高度要求，本试验首先确定几何相似比(s1为1/50)。其次，根据选用模型材料的特性确定弹性模量相似比(se)，考虑到紫铜与微粒混凝土的弹性模量，将模型的初步弹性模量相似比(se)确定为1/3.75。第三个参数就是加速度相似比(sa)，在动力试验中加速度相似比是施加动力荷载的主要控制参数，考虑到振动台噪声、台面承载力等因素和根据以前的试验经验，加速度相似比通常在23之间，本次试验s确定为2.5。基于s1 、se、sa这三个相似比，可以初步确定其它相似关系。为了更准确地确定相似关系，在模型施工完成后对紫铜和混凝土试块进行了材性试验，混凝土试块是与模型施工同步制作的。通过材性试验得到混凝土平均弹性模量相似比为1/3.846，而紫铜的与钢材的弹性模量比为1/1.872，由于组合结构的物理性能由钢和混凝土二种材料决定的，因此，结构最后的弹性模量相似比确定为1/3.125。模型附加配重后，对的实际质量和模型动力特性试验中实测频率进行适当调整。在动力相似关系中振动台水平激励加速度的相似比确定为2.5，而重力加速度的相似比是1，为解决这一矛盾，只能通过设置配重来满足重力相似关系。对试验模型进行配重时，先计算出每层需要附加的质量，选用比重大的铅块作为附加质量将其布置在楼板上，这样只增加结构的重量，不增加结构的强度和刚度。在本试验中根据高层建筑混凝土结构技术规程(jgj3-2002)中提出的考虑偶然偏心的要求，即质量中心沿地震作用方向的偏移值按式(3.1.1)计算： (3.1.1)式中，li为第i层垂直与地震作用方向的建筑物总长。图3.1附加质量块分布示意图一幢建筑总质量(m)可考虑由二部分组成，一部分是结构构件的质量(m0)，另一部分是称为附加质量(ma)，主要由围护材料、装饰材料、人流及家具等其它部分的质量构成，模型制作完成后就具有结构部分质量(m0)，可由每层的总质量(m)扣除结构质量(m0)得到m0,即可按式(2.1.2)计算附加质量：m0=m-ms (3.1.2)如上图将每层楼板沿对角线y2轴分成二块，相应地附加质量分成ml和m2二部分，因为核心筒内设置了多部电梯，筒内楼板可以忽略，ml和m2在二块楼板上按均匀分布。根据几何尺寸可以计算出二块楼板质心的位置和。c点为偏心布置附加质量后楼层的质心，是楼板形心o点与c点的距离，由式(2.1.2)给出。因此，根据式(2.1.3)(2.1.4)可计算出二块楼板的附加质量ml和m2。mi+m2=m (3.1.3)ml+m2=ma (3.1.4)对于主要的抗侧力构件如巨型斜撑，为更好地反映实际情况，实现质量相似的要求，在巨型斜撑上也附加了质量块，实施时取与计算质量相当的小铅作为质量块，将它们均匀地绑扎在斜撑上。模型附加质量块后的总重量为14.7t。3.模型材料在选用模型材料时，考虑所选用的材料具有尽可能低的弹性模量和尽可能大的比重，同时，在应力一应变关系方面尽可能与原型材料相似。环球中心是钢一混凝土的组合结构，由于微粒混凝土的力学性能与原型混凝土具有较好的相似性，模型试验时可以做到模型开裂甚至破坏，具有试验现象比较直观的优点，因此选用微粒混凝土模拟原结构中的混凝土。微粒混凝土用较大的砂砾作为粗骨料代替普通混凝土中的碎石，以较小粒径的砂砾作为细骨料代替普通混凝土中的砂砾，其施工方法、振捣方式和养护条件都与普通混凝土相同。在现有的试验条件下可以得到混凝土的弹性模量相似比在l/5l/3范围内。模拟钢材的材料有白铁皮、铝合金和紫铜，通过对比这三种材料的弹性模量和强度，发现白铁皮和铝合金的弹性模量偏高，而紫铜的弹性模量只有前二种材料的一半。因此，本试验选用紫铜模拟钢材，另外紫铜具有可裁剪、拼接或焊制的优点。钢筋混凝土构件中的钢筋选用镀锌铁丝来模拟，箍筋采用焊接铁丝网。模型施工过程中，同时制作了混凝土试块，模型完成后进行了材性试验，得到模型材料的物理性能.4试验模型简化对于1/50小比例的缩尺模型，模型施工存在一定难度。为解决施工问题，试验对结构模型进行了部分简化。环球中心采用三重结构体系抵抗水平荷载巨型结构、核心筒和伸臂桁架，结构抗侧刚度主要由三重结构体系提供，而楼板对结构水平刚度贡献很小。基于这样的考虑，在模型设计时，将标准层的楼板隔层抽去，被抽除楼板的结构自重及作用其上的恒、活载均平分至该楼层的上、下楼层，同时对于抽除楼板的上、下楼层的楼面钢梁和钢柱，根据抗弯刚度等效的原则进行截面修正。在加强层和核心筒转换层等特殊楼层处不抽楼板，全结构共简化了27层楼板。为了从理论上验证上述简化方案的可行性，用大型有限元商业软件ansys对该结构进行两种对比计算，一是计算原结构，二是按照简化后的结构进行计算。计算时地震作用方向分别沿xi方向、x2方向、y1方向和y2方向(方向标注见上图)，分布表示为工况i、ii、iii和iv，计算节点n1n4平的面位置标注在上图上。n1和n2分别位于结构x2方向核心筒墙角及巨型柱上，n3和n4分别位于结构y2方向核心筒墙角和巨型柱上。两种结构计算结果得到的前三阶振型示意图见下图。两种结构计算结果有差异。从计算结果可以看出，与原型结构计算结果相比，抽除部分楼板后对结构低阶振动频率及模态特征的影响不大，基频周期增加了2.33%；各楼层典型节点的地震响应位移也略有增加，最大增幅为5.59%；结构层间位移角沿竖向的分布特征无显著改变，层间位移角最大增幅亦仅为8.15%。这一结果表明，楼板对结构的抗侧性能影响不大。因此，在振动台试验模型设计时抽去部分标准层楼板是可行的，按抽层模型结构进行抗震试验分析是偏于安全的。图3.1.2楼层简化前原结构前三阶阵型示意图图3.1.3楼层简化后原结构前三阶阵型示意图5模型施工由于模型缩比较大，模型八寸较小，精度要求较高，因此对模型施工有较高的要求。结构模型外模采用有机玻璃，这样模型表面平整光滑并且可及时发现浇筑过程中的问题。内模采用泡沫塑料，泡沫塑料易成型，易拆模，即使局部不能拆除，由于泡沫塑料和混凝土相比，在密度、抗弯模量、抗剪模量方面都很小，对模型刚度的影响也很小。在模型施