超高層鋼管混凝土框架-鋼筋混凝土核心筒結構的抗震設計

超高層鋼管混凝土框架-鋼筋混凝土核心筒結構的抗震設計

gb50011-2001年建筑承受設計的指導思想為實現(xiàn)“三個受眾”的抗洪設計目標提供了二年的抗洪設計。然而，由于建設成本和技術的限制，僅有特殊要求的結構，且容易倒塌，且明顯薄弱于結構。二次設計的實施需要逐步的設計。由于第一和第二階段抗震設計的不同,完整二階段設計獲得的經(jīng)驗對于不需要進行二階段分析的常規(guī)工程具有一定的借鑒意義。本工程通過二階段抗震設計,提出了一些新的分析指標,用于揭示框架ue011鋼筋混凝土核心筒結構的薄弱環(huán)節(jié),并采用動力彈塑性時程分析驗證與之比較。由于目前需要進行二階段設計的工程多為非規(guī)則結構,而非規(guī)則結構往往帶有特殊性,但本工程只存在高度超限,平面和豎向布置基本規(guī)則,因此得到的規(guī)律對于同類型結構更具有借鑒意義。1ue010建筑結構本工程位于廈門市思明區(qū)會展北片區(qū),建筑場地類別為II類,設防烈度為7度(0ue01015g),屬設計I組。建筑共48層,第1、第2層主要為大堂空間,3~5層為商業(yè)用途,17層、33層為設備層,其他樓層為辦公室用途。建筑總高215m(含出屋面結構),第1層層高為6ue0100m,2~5層為5ue0102m,設備層層高為4ue0105m,標準層層高為4ue0101m。建筑1~5層帶局部裙房,標準層平面為正方形(圖1),建筑邊長為44ue0106m。結構體系采用鋼管混凝土柱框架ue011鋼筋混凝土核心筒。建筑整體的高寬比為215ue0100/44ue0106=4ue01082,首層核心筒尺寸為19ue0102m×22ue01015m,核心筒高寬比分別為215ue0100/19ue0102=11ue0102、215ue0100/22ue01015=9ue0107。核心筒墻厚由底部的1000mm減少至頂部的600mm,相應的混凝土強度等級由C70變化到C30?？蚣苤?~35層采用鋼管混凝土柱,36層以上采用鋼筋混凝土柱。鋼管混凝土柱由底部的1150m×28m減少至35層的1000m×14m,混凝土強度等級由C70變?yōu)镃45,鋼管采用Q345;混凝土柱直徑由36層的1000mm直徑縮小到頂部的900mm,相應混凝土強度等級由C45變化到C40。樓板采用混凝土強度為C30現(xiàn)澆的鋼筋混凝土樓蓋,主要板厚為100mm,周邊框架梁截面為350mm×900mm,連接框架柱和核心筒的框架梁截面為500mm×700mm,與內(nèi)筒相接處采用擴大頭的做法,以抵抗墻柱軸壓比差異和地震效應所帶來的負彎矩。2結構抗震性能采用ETABS9ue01020對結構進行分析,計算得到整體結構平均重力為14ue0109kN/m2。結構模態(tài)見表1。由表1可知,前幾階振型耦合分量低,振型“純凈”,第一扭轉周期與第一平動周期的比值為0ue01062,結構具有較大的整體抗扭剛度。采用GB50011-2001的地震影響系數(shù)曲線,主要地震效應計算結果見表2。帶偶然偏心的地震作用下底部3層的扭轉位移比超過了1ue0102,若不考慮偶然偏心,則各樓層扭轉位移比均小于1ue0102。由于底部的層間位移角較小,且?guī)в腥狗?故認為結構的扭轉基本規(guī)則。此外,其他指標均在規(guī)范允許的范圍內(nèi),結構抗震性能良好。地震作用產(chǎn)生的內(nèi)力主要由核心筒所承擔,結構在水平地震作用下呈彎曲變形,層間位移中整體彎曲產(chǎn)生的層間剛體轉動位移比例較大,層間位移角曲線很難準確反映豎向剛度的變化,如圖2所示。地震作用下的層間位移角曲線比較光滑,無明顯突變現(xiàn)象。經(jīng)研究發(fā)現(xiàn),剔除整體彎曲影響的層間位移角變化率可找出豎向剛度的突變位置,層間位移角變化率定義為:式中:Dn和Dn-1分別為第n層和第n-1層的層間位移角。將計算得到的層間位移角變化率同樣表示于圖2,可知,層間位移角變化率曲線在第5層出現(xiàn)轉折,該位置接近底部加強區(qū),應關注地震作用下結構在該位置的反應。為保證結構的抗震性能,筒體抗震等級采用特一級,框架采用一級,筒體剪力墻軸壓比控制在0ue0105以下,鋼筋混凝土柱軸壓比控制在0ue01075以下,地震作用參與的荷載組合值與DBJ13-51-2003《鋼管混凝土結構設計與施工規(guī)程》計算得到的鋼管混凝土柱承載力的比值控制在0ue0107以下。程序的配筋計算結果表明,剪力墻縱向鋼筋受力為構造配筋;連梁應力水平較高,配筋量和剪壓比容易超限,設計時設法增大連梁寬度,保證大部分連梁不超筋;框架梁和柱均未出現(xiàn)超筋現(xiàn)象。3u2004中震對比為達到“中震可修”的要求,本工程采用了豎向構件“中震不屈服”的設計方法。中震不屈服即根據(jù)構件實際配筋、按材料強度的標準值計算構件的承載力,并與中震下的效應組合進行比較。各種荷載效應在組合時不考慮分項系數(shù),若組合后的效應小于構件承載力,則表示構件未屈服。中震作用分析前應先確定中震的地震效應,本工程采用了振型分解反應譜的方法,這是因為“中震可修”意味著結構在一定程度上進入了非線性,由于地震作用的隨機性質,非線性結構要獲得統(tǒng)計意義上的響應存在很多困難,而中震不屈服可保證構件不出現(xiàn)明顯的塑性變形,故采用振型分解反應譜法計算得到的地震效應與實際差距不大。這種做法本質上是與小震驗算一致的,只是提高了地震作用在總效應中的比例,突出地震的影響。本工程在中震分析中引入了抗力富余度的概念,用于定量研究結構抗力和地震效應之間的關系?？沽Ω挥喽榷x為構件扣除自重效應的富余承載力與地震組合效應的比值,若比值不小于1,則表示構件未屈服。該指標直觀體現(xiàn)了各構件的抗震能力,可揭示結構在地震作用下的薄弱環(huán)節(jié)。根據(jù)構件的受力性質不同,對剪力墻、鋼管混凝土柱和鋼筋混凝土柱編制程序,計算各種工況的抗力富余度。剪力墻計算結果示于圖3中,由該圖可知,各層剪力墻抗力富余度均大于1ue0100,滿足中震不屈服的要求。鋼筋混凝土剪力墻抗力富余度自下而上逐漸增大,表現(xiàn)出懸臂構件的特點,在水平地震作用下底部不僅承受最大的內(nèi)力,而且抗力富余度為最小值。若增大地震作用,則底部最早進入塑性狀態(tài),因此剪力墻底部應適當加強,提高其變形能力。在計算底部剪力墻時還發(fā)現(xiàn),各種地震荷載組合效應中,彎拉工況與剪力墻屈服承載力包絡線的距離最近,如圖4所示,相應工況的抗力富余度最小,這表明核心筒底部最容易出現(xiàn)受拉屈服?？蚣苤挠嬎憬Y果也示于圖3中。由圖3可知,鋼管混凝土柱的抗力富余度較大,若地震作用下構件的內(nèi)力路徑不改變,大部分的鋼管混凝土柱甚至可達到大震不屈的狀態(tài),這有利于框剪結構二道防線的實現(xiàn)。隨樓層的升高,各層柱的抗力富余度略有減小的趨勢。36層以上為鋼筋混凝土柱,鋼筋混凝土柱的抗力富余度小于鋼管混凝土柱,柱的抗力富余度曲線大幅下降。鋼筋混凝土柱的抗力富余度較小,然而上部框架所承擔的總剪力和總彎矩比例較大,且受高階振型的影響,故對鋼筋混凝土柱應適當提高抗震構造措施。4大地震影響下的動態(tài)彈塑料變形試驗4.1u2004核心筒性能分析抗震第二階段設計的重點是罕遇地震下的彈塑性變形驗算,本工程采用ABAQUSV6ue0107進行動力彈塑性時程分析。混凝土采用塑性損傷破壞模型,應力ue011應變關系按GB50010-2002《混凝土結構設計規(guī)范》附錄C選用;鋼材和鋼筋采用Mises屈服準則和等向強化二折線模型,強化段剛度取0ue01001E(E為鋼的彈性剛度)。通過單元的“生”與“死”來模擬施工階段的結構受力。為保證模型的準確,在施工模擬結束后進行模態(tài)分析,結果顯示ABAQUS模型和ETABS模型吻合良好。動力方程分析采用了顯式算法,并輸入4條地震波進行驗算。因篇幅所限,這里只列出A740波的計算結果。圖5為A740波的波形圖,表3給出了結構在罕遇地震雙向輸入作用下結構最大層間位移角,計算結果小于規(guī)范限值1/100的要求。混凝土采用了塑性損傷破壞模型,故可由受壓和受拉損傷因子了解大震作用下結構的性能表現(xiàn)。由于核心筒剪力墻控制著結構的抗震性能,以下主要描述核心筒的受壓和受拉損傷情況。核心筒受壓損傷發(fā)展歷程如下:0~7ue01045s內(nèi)結構基本處于彈性工作狀態(tài),核心筒混凝土基本沒有出現(xiàn)受壓損傷,核心筒混凝土的最大受壓損傷因子在0ue01005以下;隨著結構振動加大,筒體角部及連梁首先出現(xiàn)損傷,其中筒體角部以及外圍連梁損傷較為明顯,在11s時刻,混凝土筒體角部受壓損傷約為0ue0101,連梁約為0ue0104,筒體其他部位混凝土剪力墻尚未出現(xiàn)受壓損傷;隨著地震輸入的持續(xù),結構核心筒角部受壓損傷得到進一步擴展,在20s時刻,連梁受壓損傷因子達到0ue01045,筒體角部約為0ue0103;地震輸入的20~30s時間過程中,連梁的損傷進一步增加,但連梁的受壓因子均未超過0ue0105,而筒體其他部位的受壓損傷因子變化不大。圖6給出了核心筒各片剪力墻最終的受拉損傷云圖,從中能更清楚地顯示核心筒各剪力墻的損傷情況。核心筒受拉損傷發(fā)展歷程如下:0~5ue0104s內(nèi)結構基本處于彈性工作狀態(tài),核心筒混凝土基本沒有出現(xiàn)受拉損傷;隨著結構振動加大,中部筒體連梁首先出現(xiàn)損傷,即出現(xiàn)受拉開裂現(xiàn)象,在7ue0105s時刻,中部筒體連梁受拉損傷因子最大約為0ue0106。核心筒其他部位則未發(fā)生受拉損傷;隨著地震的持續(xù)輸入,底部核心筒角部開始出現(xiàn)受拉損傷,損傷的區(qū)域不斷增加,同時中部筒體連梁的受拉損傷因子繼續(xù)增加,在10ue0103s時刻,核心筒的最大受拉損傷因子約為0ue0108;隨著地震的持續(xù)輸入,核心筒角部出現(xiàn)大面積的受拉損傷,且受拉損傷區(qū)域開始形成穩(wěn)定區(qū)域,在30s時刻最大的受拉損傷因子達到0ue01095,這時混凝土已經(jīng)基本退出工作,筒體拉力主要由剪力墻中的鋼筋承擔。圖7給出了核心筒各片剪力墻的最終受拉損傷云圖。4.2剪力墻的抗力盈余度3個等級地震效應的分析手段和側重不同,大震的結果可驗證小震和中震分析的可靠性和所采用措施的有效性。本工程大震的分析結果表明,連梁損傷較嚴重,這與小震下連梁應力水平較高、抗力富余度較小的結果相符。剪力墻損傷最嚴重的地方并不是層間位移角最大的樓層,這與結構呈彎曲型變形的特點相關;剪力墻在4~6層出現(xiàn)明顯的受壓損傷,該位置層間位移角曲線沒有很明顯的突變,剪力墻的抗力富余度也沒有明顯減小的跡象,原因在于層間位移角變化率在第5層出現(xiàn)較大的轉折,該位置的剛度變化較大,容易引起塑性變形集中,出現(xiàn)較大損傷。剪力墻底部出現(xiàn)大范圍的受拉損傷,這與中震分析的結果一致,中震下作用剪力墻的抗力富余度在底部最小,且接近屈服狀態(tài);最小抗力富余度為彎拉工況,故剪力墻出現(xiàn)比較嚴重的受拉損傷。5抗震設計目