長沙中天廣場基于位移抗震性能的研究

肖志 蔣耀華 王勁

摘要：文章對長沙中天廣場超限高層采用PKPM中SATWE有限元進行結構計算，校核結構各抗震參數是否滿足各設計規范，并采用MIDAS軟件對其進行靜力非線性分析，通過結構進入塑性后各數據的統計，總結出一些可用于設計的規律。

關鍵詞：雙塔連廊結構：MIDAS軟件：靜力非線性分析

1引言

目前，我國對超限高層建筑工程的研究工作還滯后于工程建設實踐，一些超限高層建筑工程很可能存在安全隱患。本文中介紹的工程為底部裙樓上部雙塔且頂部雙塔之間帶連廊的結構。本文采用PKPM中的SATWE分析結構的周期，扭轉不規則性，結構位移，墻柱軸壓比，剪重比，剛重比等，分析結構是否存在剛度或承載力突變。采用Midas程序靜力非線性(Push-over)方法分析在最大控制位移下結構進入彈塑性階段的一些抗震性能，總結出一些可用于設計的參考建議。

2工程概況

本文中著重研究的長沙某工程為框架一核心筒結構，地下3層，地上裙樓部分5層，裙樓以上為雙塔結構，上部雙塔質心與裙樓結構質心大于裙樓相應邊長20％，裙樓長134.20m，寬88.18m，結構總高度為98.6m，標高80.55m~屋頂連接有鋼結構聯廊，連廊采用6個支座與主體結構相連，其中滑動支座5個，固定鉸支座一個，結構嵌固端位于地下室頂部標高處。地上裙樓部分為商鋪，根據《建筑工程抗震設防分類標準》按乙類建筑進行抗震設防設計，塔樓中左塔為酒店式公寓，右塔為辦公樓，根據《建筑工程抗震設防分類標準》按丙類建筑進行抗震設防設計。本工程采用2005年以前規范進行設計，結構抗震設防烈度為6度，設計基本地震加速度值為0.05g，設計地震分組為第一組，建筑場地類別為||類。本工程5層以下裙樓框架、剪力墻抗震等級為二級，5層以上剪力墻抗震等級為二級，框架抗震等級為三級，與聯廊相連局部層的剪力墻抗震等級為一級，框架抗震等級為二級。本工程于2006年竣工，現已交付業主使用。

圖1、圖2給出了裙樓三層、聯廊84.150標高平面圖，圖3給出了建筑的南立面圖，可大致了解該工程的概況。

3SATWE整體計算分析

本工程選用有限元分析計算軟件SATWE對結構整體進行了小震作用下結構的反應分析，計算結果表明：

3.1結構考慮扭轉耦連的以平動為主第一自振周期T=3.5238s，以扭轉為主的第一自振周期為Tt為0.7558s，滿足《高規》規范，結構周期合理，具備一定的抗扭剛度。

3.2SATWE位移計算結果中，地震作用下結構x、Y兩個方向的頂點最大位移分別為18.80mm和33.20mm，最大層間角1／4032和1門896，風荷載作用下，x、Y兩個方向的頂點最大位移分別為15.20mm和57.40mm，最大層間角1／5015和1／1268，符合規范1／1000的要求，說明結構整體剛度是合適的。

3.3SATWE計算結果樓層抗剪承載力，本層與上一層的承載力之比x向最小為0.86，Y向最小為0.74，符合規范最小0.65的要求。

4MIDAS靜力非線性(PUSh—OVer)分析

4.1結構配筋設計

本工程處在6度設防區，在MIDAS軟件中求得在豎向荷載、風荷載及地震荷載各荷載組合下結構構件的位移、內力等，再利用Midas中的設計模塊對結構的梁、柱、墻進行配筋設計。

4.2構件鉸類型、恢復力模型及推覆分析水平側向力分布的選擇

靜力非線性分析法中，結構的梁、柱均采用兩端帶塑性鉸的桿系單元，剪力墻采用墻頂和墻底帶塑性鉸的墻單元。梁采用默認的彎曲塑性鉸M3。墻、柱采用默認的P-M-M塑性鉸。構件的恢復力模型采用雙線型恢復力模型，屈服后剛度取0.2倍彈性剛度。如圖4所示。

利用Midas程序，選擇結構自振下模態分布的水平側向力對結構作推覆分析，本文中選擇Mode2與Mode3兩種模態分布的水平力側向力對結構作推覆分析，因結構的第2模態Y方向平動因子為91.39，為Y方向平動振型，在該振型作用下節點20335的Y方向相對位移最大，故在第2模態側向力分布下的結構Push-over分析以節點20335作為控制點，結構的第3模態x方向平動因子為97.36，為X方向平動振型，在該振型作用下節點19817的X方向相對位移最大，故在第3模態側向力分布下的結構Push-over分析以節點19817作為控制點。Push-over分析中采用位移控制，控制節點最大位移為0.8m。

4.3最大控制位移下結構抗震性能結果分析

因隨著控制點位移的增大，結構進入塑性階段的程度更深，將出現更多塑性鉸，現對結構梁、柱、墻塑性鉸的數量、空間分布位置進行分析，總結規律。

4.3.1各模態側向力下控制點位移最大時結構各構件塑性鉸豎向分布

取各層已分配的梁、墻、柱單元的塑性鉸總數為分母，各類型單元各狀態下鉸的數目作為分子，可求得各情況下塑性鉸所含的比例，并對其比例進行統計。分析結果如下：

a)梁鉸分布

結構梁單元在控制節點推覆達到最大位移步驟時基本處在彈性階段，出現梁端塑性鉸的桿件較少。除裙樓以外的上部標準層梁端出現塑性鉸的桿件所占比例各層相差不大，無梁薄弱層，這與梁主要承受豎向荷載，且標準層各層的豎向荷載、梁單元截面大小與配筋幾乎相同有關。

b)墻鉸分布

結構墻單元在控制節點推覆達到最大位移步驟時進入塑性階段的較多，詳見圖5、圖6。其中地下3層～第5層局部墻端鉸進入塑性階段較深，R／R屈>6塑性鉸數量已經超過10％，這是因為結構底部墻由豎向荷載及墻傾覆彎矩產生的軸力較大，在較大軸力、彎矩共同作用下形成P-M-M鉸，但從第4層一地下3層各層非彈性鉸出現比例可以看出，在非彈性墻鉸占各層所定義墻鉸總數的比例上，地下三層較地上四層裙樓部分要少，這是因為地下三層豎向構件墻、柱的側向位移受到土壓力的約束作用，雖地下三層的軸力較上層要大，但是其水平位移受到約束，彎矩小，這就造成軸力、彎矩共同作用下形成P-M-M鉸較地上幾層比例要少。另外結構在第23層(與鋼結構聯廊底部相連的下一層)墻端塑性鉸出現較多，進入塑性階段較深，進入塑性階段(R，R屈，1)的墻鉸已達到所定義墻鉸總數的21.1％，結構在此層集中出現塑性鉸應與結構在此層以上連接有鋼結構聯廊，出現質量突變有關。

c)柱鉸空間分布分析

控制節點位移最大時柱端出現塑性鉸很少，只有在與聯廊底層相連層少數柱、塔樓底層少數柱底出現塑性鉸，詳見圖7、圖8。

4.3.2各模態側向力下控制點位移最大時結構梁塑性鉸各層平面分布

在兩種模態側向力推覆下，兩端出現塑性鉸的梁單元占梁單元總數的比例少，且結構中的次梁基本處在彈性階段。分析結果中梁塑性鉸的各層平面分布規律如下：

a)與核心筒剪力墻相連的主梁出鉸較多：

b)核心筒中的連梁出鉸較多；

c)連接結構周邊的框架柱的梁出鉸較多：

d)裙樓屋頂(第5層)與核心筒相連的梁出鉸較多。

5對結構設計提出的建議

以上采用靜力非線性分析(Push-over)方法對結構的彈塑性進行了分析，總結了結構在控制節點位移達到最大時結構抗震性能上的一些規律，以下就己總結的規律對結構設計提出一些可供參考的建議：

5.1豎向構件中的柱與剪力墻相比，更多的塑性鉸出現在剪力墻兩端，剪力墻為主要的抗側向力構件，為抗震中的第一道防線，故更多得提高剪力墻的設計配筋是十分必要的。

5.2因與聯廊底部相連層的剪力墻為承載力相對薄弱層，故應適當加大該層剪力墻的配筋，提高其強度、延性。

5.3雖地下層的豎向構件的水平位移受到土側壓力的約束，但結構核心筒部分的剪力墻在P—M—M共同作用下仍會出現塑性鉸，建議地下部分的剪力墻仍應按剪力墻加強部位的要求設計。

5.4加強核心筒中連梁的抗彎承載力，提高其延性，這有利于結構的抗震耗能。

5.5連接核心筒與核心筒周邊柱的梁承載力應加強，使其不過早、過甚的進入塑性階段，這有利于結構的框架部分與剪力墻部分共同協作工作。

5.6連接結構外圍柱的主框架梁易進入塑性階段，其承載力應加強。