超高层钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心筒结构的抗震设计

超高层钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心筒结构的抗震设计

gb50011-2001年建筑承受设计的指导思想为实现“三个受众”的抗洪设计目标提供了二年的抗洪设计。然而，由于建设成本和技术的限制，仅有特殊要求的结构，且容易倒塌，且明显薄弱于结构。二次设计的实施需要逐步的设计。由于第一和第二阶段抗震设计的不同,完整二阶段设计获得的经验对于不需要进行二阶段分析的常规工程具有一定的借鉴意义。本工程通过二阶段抗震设计,提出了一些新的分析指标,用于揭示框架ue011钢筋混凝土核心筒结构的薄弱环节,并采用动力弹塑性时程分析验证与之比较。由于目前需要进行二阶段设计的工程多为非规则结构,而非规则结构往往带有特殊性,但本工程只存在高度超限,平面和竖向布置基本规则,因此得到的规律对于同类型结构更具有借鉴意义。1ue010建筑结构本工程位于厦门市思明区会展北片区,建筑场地类别为II类,设防烈度为7度(0ue01015g),属设计I组。建筑共48层,第1、第2层主要为大堂空间,3~5层为商业用途,17层、33层为设备层,其他楼层为办公室用途。建筑总高215m(含出屋面结构),第1层层高为6ue0100m,2~5层为5ue0102m,设备层层高为4ue0105m,标准层层高为4ue0101m。建筑1~5层带局部裙房,标准层平面为正方形(图1),建筑边长为44ue0106m。结构体系采用钢管混凝土柱框架ue011钢筋混凝土核心筒。建筑整体的高宽比为215ue0100/44ue0106=4ue01082,首层核心筒尺寸为19ue0102m×22ue01015m,核心筒高宽比分别为215ue0100/19ue0102=11ue0102、215ue0100/22ue01015=9ue0107。核心筒墙厚由底部的1000mm减少至顶部的600mm,相应的混凝土强度等级由C70变化到C30。框架柱1~35层采用钢管混凝土柱,36层以上采用钢筋混凝土柱。钢管混凝土柱由底部的1150m×28m减少至35层的1000m×14m,混凝土强度等级由C70变为C45,钢管采用Q345;混凝土柱直径由36层的1000mm直径缩小到顶部的900mm,相应混凝土强度等级由C45变化到C40。楼板采用混凝土强度为C30现浇的钢筋混凝土楼盖,主要板厚为100mm,周边框架梁截面为350mm×900mm,连接框架柱和核心筒的框架梁截面为500mm×700mm,与内筒相接处采用扩大头的做法,以抵抗墙柱轴压比差异和地震效应所带来的负弯矩。2结构抗震性能采用ETABS9ue01020对结构进行分析,计算得到整体结构平均重力为14ue0109kN/m2。结构模态见表1。由表1可知,前几阶振型耦合分量低,振型“纯净”,第一扭转周期与第一平动周期的比值为0ue01062,结构具有较大的整体抗扭刚度。采用GB50011-2001的地震影响系数曲线,主要地震效应计算结果见表2。带偶然偏心的地震作用下底部3层的扭转位移比超过了1ue0102,若不考虑偶然偏心,则各楼层扭转位移比均小于1ue0102。由于底部的层间位移角较小,且带有裙房,故认为结构的扭转基本规则。此外,其他指标均在规范允许的范围内,结构抗震性能良好。地震作用产生的内力主要由核心筒所承担,结构在水平地震作用下呈弯曲变形,层间位移中整体弯曲产生的层间刚体转动位移比例较大,层间位移角曲线很难准确反映竖向刚度的变化,如图2所示。地震作用下的层间位移角曲线比较光滑,无明显突变现象。经研究发现,剔除整体弯曲影响的层间位移角变化率可找出竖向刚度的突变位置,层间位移角变化率定义为:式中:Dn和Dn-1分别为第n层和第n-1层的层间位移角。将计算得到的层间位移角变化率同样表示于图2,可知,层间位移角变化率曲线在第5层出现转折,该位置接近底部加强区,应关注地震作用下结构在该位置的反应。为保证结构的抗震性能,筒体抗震等级采用特一级,框架采用一级,筒体剪力墙轴压比控制在0ue0105以下,钢筋混凝土柱轴压比控制在0ue01075以下,地震作用参与的荷载组合值与DBJ13-51-2003《钢管混凝土结构设计与施工规程》计算得到的钢管混凝土柱承载力的比值控制在0ue0107以下。程序的配筋计算结果表明,剪力墙纵向钢筋受力为构造配筋;连梁应力水平较高,配筋量和剪压比容易超限,设计时设法增大连梁宽度,保证大部分连梁不超筋;框架梁和柱均未出现超筋现象。3u2004中震对比为达到“中震可修”的要求,本工程采用了竖向构件“中震不屈服”的设计方法。中震不屈服即根据构件实际配筋、按材料强度的标准值计算构件的承载力,并与中震下的效应组合进行比较。各种荷载效应在组合时不考虑分项系数,若组合后的效应小于构件承载力,则表示构件未屈服。中震作用分析前应先确定中震的地震效应,本工程采用了振型分解反应谱的方法,这是因为“中震可修”意味着结构在一定程度上进入了非线性,由于地震作用的随机性质,非线性结构要获得统计意义上的响应存在很多困难,而中震不屈服可保证构件不出现明显的塑性变形,故采用振型分解反应谱法计算得到的地震效应与实际差距不大。这种做法本质上是与小震验算一致的,只是提高了地震作用在总效应中的比例,突出地震的影响。本工程在中震分析中引入了抗力富余度的概念,用于定量研究结构抗力和地震效应之间的关系。抗力富余度定义为构件扣除自重效应的富余承载力与地震组合效应的比值,若比值不小于1,则表示构件未屈服。该指标直观体现了各构件的抗震能力,可揭示结构在地震作用下的薄弱环节。根据构件的受力性质不同,对剪力墙、钢管混凝土柱和钢筋混凝土柱编制程序,计算各种工况的抗力富余度。剪力墙计算结果示于图3中,由该图可知,各层剪力墙抗力富余度均大于1ue0100,满足中震不屈服的要求。钢筋混凝土剪力墙抗力富余度自下而上逐渐增大,表现出悬臂构件的特点,在水平地震作用下底部不仅承受最大的内力,而且抗力富余度为最小值。若增大地震作用,则底部最早进入塑性状态,因此剪力墙底部应适当加强,提高其变形能力。在计算底部剪力墙时还发现,各种地震荷载组合效应中,弯拉工况与剪力墙屈服承载力包络线的距离最近,如图4所示,相应工况的抗力富余度最小,这表明核心筒底部最容易出现受拉屈服。框架柱的计算结果也示于图3中。由图3可知,钢管混凝土柱的抗力富余度较大,若地震作用下构件的内力路径不改变,大部分的钢管混凝土柱甚至可达到大震不屈的状态,这有利于框剪结构二道防线的实现。随楼层的升高,各层柱的抗力富余度略有减小的趋势。36层以上为钢筋混凝土柱,钢筋混凝土柱的抗力富余度小于钢管混凝土柱,柱的抗力富余度曲线大幅下降。钢筋混凝土柱的抗力富余度较小,然而上部框架所承担的总剪力和总弯矩比例较大,且受高阶振型的影响,故对钢筋混凝土柱应适当提高抗震构造措施。4大地震影响下的动态弹塑料变形试验4.1u2004核心筒性能分析抗震第二阶段设计的重点是罕遇地震下的弹塑性变形验算,本工程采用ABAQUSV6ue0107进行动力弹塑性时程分析。混凝土采用塑性损伤破坏模型,应力ue011应变关系按GB50010-2002《混凝土结构设计规范》附录C选用;钢材和钢筋采用Mises屈服准则和等向强化二折线模型,强化段刚度取0ue01001E(E为钢的弹性刚度)。通过单元的“生”与“死”来模拟施工阶段的结构受力。为保证模型的准确,在施工模拟结束后进行模态分析,结果显示ABAQUS模型和ETABS模型吻合良好。动力方程分析采用了显式算法,并输入4条地震波进行验算。因篇幅所限,这里只列出A740波的计算结果。图5为A740波的波形图,表3给出了结构在罕遇地震双向输入作用下结构最大层间位移角,计算结果小于规范限值1/100的要求。混凝土采用了塑性损伤破坏模型,故可由受压和受拉损伤因子了解大震作用下结构的性能表现。由于核心筒剪力墙控制着结构的抗震性能,以下主要描述核心筒的受压和受拉损伤情况。核心筒受压损伤发展历程如下:0~7ue01045s内结构基本处于弹性工作状态,核心筒混凝土基本没有出现受压损伤,核心筒混凝土的最大受压损伤因子在0ue01005以下;随着结构振动加大,筒体角部及连梁首先出现损伤,其中筒体角部以及外围连梁损伤较为明显,在11s时刻,混凝土筒体角部受压损伤约为0ue0101,连梁约为0ue0104,筒体其他部位混凝土剪力墙尚未出现受压损伤;随着地震输入的持续,结构核心筒角部受压损伤得到进一步扩展,在20s时刻,连梁受压损伤因子达到0ue01045,筒体角部约为0ue0103;地震输入的20~30s时间过程中,连梁的损伤进一步增加,但连梁的受压因子均未超过0ue0105,而筒体其他部位的受压损伤因子变化不大。图6给出了核心筒各片剪力墙最终的受拉损伤云图,从中能更清楚地显示核心筒各剪力墙的损伤情况。核心筒受拉损伤发展历程如下:0~5ue0104s内结构基本处于弹性工作状态,核心筒混凝土基本没有出现受拉损伤;随着结构振动加大,中部筒体连梁首先出现损伤,即出现受拉开裂现象,在7ue0105s时刻,中部筒体连梁受拉损伤因子最大约为0ue0106。核心筒其他部位则未发生受拉损伤;随着地震的持续输入,底部核心筒角部开始出现受拉损伤,损伤的区域不断增加,同时中部筒体连梁的受拉损伤因子继续增加,在10ue0103s时刻,核心筒的最大受拉损伤因子约为0ue0108;随着地震的持续输入,核心筒角部出现大面积的受拉损伤,且受拉损伤区域开始形成稳定区域,在30s时刻最大的受拉损伤因子达到0ue01095,这时混凝土已经基本退出工作,筒体拉力主要由剪力墙中的钢筋承担。图7给出了核心筒各片剪力墙的最终受拉损伤云图。4.2剪力墙的抗力盈余度3个等级地震效应的分析手段和侧重不同,大震的结果可验证小震和中震分析的可靠性和所采用措施的有效性。本工程大震的分析结果表明,连梁损伤较严重,这与小震下连梁应力水平较高、抗力富余度较小的结果相符。剪力墙损伤最严重的地方并不是层间位移角最大的楼层,这与结构呈弯曲型变形的特点相关;剪力墙在4~6层出现明显的受压损伤,该位置层间位移角曲线没有很明显的突变,剪力墙的抗力富余度也没有明显减小的迹象,原因在于层间位移角变化率在第5层出现较大的转折,该位置的刚度变化较大,容易引起塑性变形集中,出现较大损伤。剪力墙底部出现大范围的受拉损伤,这与中震分析的结果一致,中震下作用剪力墙的抗力富余度在底部最小,且接近屈服状态;最小抗力富余度为弯拉工况,故剪力墙出现比较严重的受拉损伤。5抗震设计目