复杂高层建筑结构抗震设计分析

复杂高层建筑结构抗震设计分析安海玉;何彩云;丁永君【摘要】结合工程实例，给出超限高层的一般结构分析设计过程，采用多模型、多程序对结构进行详细的弹性和弹塑性分析，评价其抗震性能并提出相应加强措施。【期刊名称】《天津建设科技》【年（卷），期】2011（000）005【总页数】3页（P57-59）【关键词】连体结构;超限分析;弹塑性时程分析;复杂高层【作者】安海玉;何彩云;丁永君【作者单位】天津大学建筑设计研究院;天津大学建筑设计研究院;天津大学建筑设计研究院【正文语种】中文【中图分类】TU973.311工程概况天津市塘沽区残疾人综合服务中心主要由培训服务区（北楼）、活动区（南楼）和办事大厅组成，总建筑面积16962m2。地下1层，地上8层，2层裙房，建筑总高度约31.7m，见图1。两个塔楼（南楼和北楼）基本为矩形，塔楼顶部两层有连廊将两个塔楼相连，形成连体结构。图1建筑布置工程结构安全等级为二级，地面粗糙度为B类，基本风压为0.55kN/m2，抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.15g，设计地震分组为第一组，场地类别为III类，设计特征周期为0.55s，多遇地震水平地震影响系数最大值为0.12。2抗震性能目标该工程为各部分刚度、布置不同的连体结构并且连接体偏置，同时存在扭转不规则和楼板局部不连续等不规则形态，属于超限工程，须通过细致的分析，采取相应的措施改善结构性能。据此确定结构的抗震性能目标。1）主体结构满足〃小震不坏、中震可修、大震不倒”的设防目标。2）大震下主要结构构件不发生剪切和压溃破坏，即在结构层间位移角不超过弹塑性位移角限值的情况下，主体结构不得丧失抵抗重力荷载的能力。3）主体结构不倒塌的情况下连接体不得垮塌。3结构体系针对工程特点，两个塔楼均采用抗震性能较好的框架-剪力墙结构，连廊采用强度高、变形性能好的钢桁架结构，设计地下室刚度大于上部结构刚度的2倍，地下室顶板采用梁板结构，厚200mm且双层双向配筋，使地下室顶板可作为上部结构的嵌固部位。设计中通过结构布置使两个塔楼的刚度、质量及动力特性尽量接近。连廊与主体结构连接采取刚接，主体结构中连廊对应的部位设置剪力墙以加强连接。连接体桁架弦杆采用H型钢，型钢伸入两端的剪力墙中，腹杆采用方钢管，连廊楼板加厚至150mm并双层双向配筋，同时弦杆下翼缘平面加设交叉支撑，以提高连廊平面外的稳定性及抗弯能力。4结构分析4.1计算模型参数结构整体计算采用中国建筑科学研究院PKPM系列SATWE模块进行多遇地震反应谱分析和动力弹性分析，EPDA模块进行动力弹塑性分析。另外由于该工程属于复杂高层结构，因此采用北京金土木软件技术有限公司的ETABS（V9.0）和北京迈达斯技术有限公司的MIDAS进行多遇地震反应谱对比分析。梁柱采用空间杆单元，剪力墙和楼板采用壳单元，楼板采用弹性膜单元。弹塑性动力时程分析中钢材的本构关系采用双线型，混凝土本构关系采用三线型，弹塑性杆件采用纤维束模型，剪力墙采用非线性壳元，墙中钢筋采用正交不耦联异性薄膜模拟。计算中考虑双向地震作用的扭转影响，同时考虑偶然偏心的影响并在地震作用最大方向附加地震作用。周期折减系数取0.85，梁刚度考虑楼板的作用而放大（中梁放大2倍，边梁放大1.5倍），连梁刚度折减系数取0.6。弹塑性时程分析采用三向地震波输入（主方向1.00，次方向0.85，竖向0.65）。4.2多遇地震反应谱分析在多遇地震作用下分别进行了整体结构（包含地下室）与两个塔楼作为独立的单体结构（不包含地下室）对比分析，从分析结果可以看出，两个塔楼的平面及布置虽然不同，但由于层数相同并且结构布置相似，因此自振特性相当接近，见表1，从而使得整个连体结构的自振特性与单个塔楼的自振特性亦比较接近，同时各程序计算的结果也相当接近，见表2。整体计算的前两个振型均为平动振型，第一扭转振型为结构第三振型。第一扭转振型与第一平动振型的比值为0.83，满足规范要求。剪重比〉2.4%，层间位移角均<1/800,在考虑偶然偏心的情况下扭转位移比均<1.4。结构在多遇地震作用下的振动形态无异常，无承载力及刚度突变，扭转周期比、剪重比、层间位移角、扭转位移比等各项指标均满足规范要求。表1单塔与连体结构周期s振型1塔2塔连体结构SATWEETABS1230.920.870.650.950.890.720.960.850.760.890.820.72表2整体结构周期sMIDAS弹性楼板模型振型SATWE弹性楼板模型SATWE刚性楼板模型周期方向分量（X+Y+T）周期方向分量（X+Y+T）周期方向分量（X+Y+T）123451.020.88+0.04+0.070.950.08+0.86+0.060.850.15+0.20+0.650.630.50+0.22+0.280.560.29+0.47+0.241.010.90+0.03+0.070.910.08+0.80+0.110.830.12+0.28+0.610.610.70+0.23+0.070.510.17+0.77+0.071.040.93+0.05+0.030.950.11+0.87+0.020.820.18+0.37+0.450.620.53+0.27+0.200.550.28+0.50+0.224.3弹性动力时程分析选取两组实际地震记录和一组人工模拟的加速度时程曲线进行动力时程分析，所采用的地震波信息见表3，两组实际记录的峰值加速度修正值取55cm/s2，人工模拟曲线的峰值加速度为55cm/s2，场地特征周期采用0.55s，地震均采用双向输入(1.00:0.85)，计算时间步长取0.02s，有效持续时间30s。其平均地震影响系数曲线均与规范反应谱在统计意义上相符。表3弹性时程分析地震波地震波编号发生时间发震地点震级备注TDT7555-11966-6-27ParkfieldCalifornia5.6天然波TDT7555-21960-6-5NorthernCalifornia5.7TDR7555天然波人工波弹性动力时程分析结果见表4,每条时程曲线计算所得的结构底部剪力均不小于振型分解反应谱法求得的底部剪力的65%,3条时程曲线计算所得的结构底部剪力的平均值不小于振型分解反应谱法求得的底部剪力的80%。除顶层小塔楼由于边梢效应位移角较大外，其余楼层位移及剪力沿竖向分布均匀，无突变，地震作用效应基本均小于振型分解反应谱法计算结果。表4弹性时程分析底部剪力kN方向X向Y向TDT7555-1TDT7555-2TDR7555平均值CQC比值9946111681083710650116050.928805126641032410598122740.864.4弹塑性动力时程分析选取两组实际地震记录和一组人工模拟的加速度时程曲线，见表5,进行弹塑性动力时程分析，两组实际记录的主方向峰值加速度修正值取310cm/s2，人工模拟曲线的主方向峰值加速度为310cm/s2，计算时间步长取0.02s，有效持续时间30s，弹塑性时程分析采用三向地震波输入（主方向1.00，次方向0.85，竖向0.65）。表5弹塑性时程分析地震波地震波编号发生时间发震地点震级备注TH1TG0551971-2-9SanFernando6.4天然波TH4TG0551981-4-26WestMorland5.6RH3TG055天然波人工波为了突出主要矛盾、减少干扰，分析计算中未包含地下室及顶层小塔楼。通过弹塑性时程分析可以反映罕遇地震作用下结构的弹塑性行为，根据结构的整体变形情况评价结构的抗倒塌能力，确认结构是否满足“大震不倒”的设防水准要求。根据最大层间位移角、最大有害位移、结构弹塑性反应力及结构塑性铰的楼层分布确定结构的薄弱层位置，通过全楼结构构件塑性铰的发展与分布情况确定薄弱构件，从而根据分析结果针对薄弱部位及薄弱构件提出加强措施。罕遇地震作用下弹塑性时程分析层间位移角及地震剪力分析结果见表6和表7。表6弹塑性时程分析层间位移角项目X向最大层间位移角X向最大层间有害位移角Y向最大层间位移角Y向最大层间有害位移角TH1TG055TH4TG055RH3TG055平均值1/116（4层）1/164（3层）1/169（4层）1/207（4层）1/153（4层）1/227（1层）1/439（1层）1/334（1层）1/434（1层）1/179（4层）1/285（4层）1/226（4层）1/240（4层）1/424（1层）1/739（1层）1/540（1层）1/544（1层）表7弹塑性时程分析底部剪力kN方向X向Y向TH1TG055TH4TG055RH3TG055平均值CQC比值48754399303376040815109723.7227519252392469525818125772.05从表6可以看出楼层位移分布连续、无突变，层间位移角呈中部楼层大，顶底层小的形态。3条地震波作用下的最大层间位移角均发生在4层，因此4层可判定为薄弱层，但薄弱层的弹塑性位移角＜1/100，满足规范要求，即可以达到〃大震不倒”的设防目标。有害位移角集中出现在首层，首层也判定为薄弱层。地震反应力及剪力沿竖向分布均匀，地震反应力沿竖向近乎均匀分布，与小震弹性阶段近似倒三角形的分布有很大的差别。底部剪力X和Y向分别为小震反应谱剪力的3.72倍和2.05倍，而加速度峰值为小震时的6倍，可以明显地看出结构的弹塑性耗能作用。通过全楼结构构件塑性铰的发展与分布情况可以看出，在遭受强震的整个时间历程中，剪力墙连梁率先开裂并屈服，随之剪力墙底部也出现裂缝进而发展成为塑性铰，紧接着连接剪力墙和框架柱的连梁开始屈服几乎全部出现塑性铰并逐步扩展到其他框架梁，在部分框架梁出现塑性铰后很短的时间内伴随着剪力最大值和最大层间位移角的出现，柱底和大部分的框架梁几乎同时出现塑性铰，呈现比较理想的整体倒塌模型的态势。随着时间的推移，地震反应逐渐减小，这时大部分框架柱的塑性不再发展，而框架梁的塑性变形仍然不断的反复发展，大量耗散地震能量。整个过程中，剪力墙和连梁自始至终呈塑性状态并且与连接体相连的剪力墙其受弯屈服不局限在底部加强区内，但裂缝均集中出现在下部3层（即底部加强区及其上部1层）范围内，但均未发生剪切压溃破坏。大部分框架柱在柱底屈月服后均能够在短时间内恢复到〃弹性”状态，将层间位移保持在安全的范围之内，从而满足〃大震不倒”的设防目标。连接体在地震反应最大的时段内出现塑性铰但持续时间很短，随着结构塑性变形的发展，连接体基本恢复到〃弹性”状态，同时由于采用桁架结构，因此即使各杆端均出现受弯塑性铰也不影响重力荷载的传递，因此在结构整体倒塌之前连接体不会垮塌。结构在罕遇地震作用下的性能符合设计预期，满足设定的抗震性能目标。5分析结论与加强措施分析表明本工程结构能够达到预期的抗震性能目标。针对分析中结构的表现，采取加