帶型鋼實腹梁轉換結構靜力彈塑性分析

楊維英

福州市建筑設計院

正文：

1 引言

隨著我國經濟的快速發展，建筑結構的形式日趨新穎，基于抗震性能設計必然是發展趨勢[1-4]?；谛阅艿慕Y構抗震設計能針對不同的抗震設防要求采取不同的抗震措施。鋼——混凝土組合結構是一種新型結構，它揚長避短，能充分發揮鋼結構和混凝土結構的材料特性，鋼-混凝土組合結構用鋼量少、剛度大、施工周期短、穩定性和整體性表現更強、抗火性和耐久性得到提高等。因此通過組合概念則可以鋼材和混凝土的材料特性發揮到極致，形成一系列新穎、高效的結構體系。其在土木工程中得到廣泛運用，例如我國的北京四川大廈、江西銅礦貯礦倉、四川旺蒼東河大橋和美國的西雅圖雙聯廣場大廈等建筑，都全部或部分采用了組合結構。

本文主要對帶型鋼轉換的框架-核心筒結構進行靜力彈塑性分析，了解該結構的抗震性能，可以對該結構體系在多遇地震下彈性設計進行校核，又能確定該結構體系在罕遇地震作用下的破壞機制，找出其相應的薄弱環節，從而對薄弱環節進行加強，使整個結構達到預期的效果；同時也可為以后的設計和進一步研究作參考。

2 工程概況

本工程為某高層辦公寫字樓，結構設計使用年限為50年，抗震設防烈度為6度，丙類，設計地震分組為第一組，地震基本加速度為0.05g，建筑場地類別為Ⅱ類，基本風壓為0.45kN/m2，地面粗糙度類別為C類。采用鋼筋混凝土框架——核心筒結構體系，外框架平面尺寸為38.3m×23.3m，中央核心筒平面尺寸8.0m×8.0m，除去屋頂的兩層機房地上共22層，建筑高度為86m。為了滿足建筑使用功能，在第三層設置轉換層，第一層、第二層和轉換層層高為5m，如圖2所示。本工程型鋼混凝土中的型鋼采用較常用的實腹式寬翼緣的H形軋制型鋼，其構造圖如圖1所示。

圖1 H形型鋼混凝土托柱梁的構造

圖2 轉換層結構平面布置圖

本工程轉換梁的截面高度為2000×500mm，當采用普通梁式轉換時，轉換層上、下層剛度突變而形成薄弱層。根據文獻[4]選擇合適的帶型鋼的實腹梁截面尺寸，如表1和表2所示。

表1 轉換梁截面尺寸

表2 轉換梁的含鋼率、配筋率、體積配箍率

3 整體結構的靜力彈塑性分析

采用前文得到合理剛度比應用于此實際工程，整體結構模型如圖3所示。Midas模型是根據PKPM結構模型轉換過來的，其結構平面布置、各構件截面、荷載及相關參數的設定同PKPM結構模型。為確保計算模型的正確性，對兩個模型的靜力計算做了簡單的誤差對比分析見表3。

從表3可知，質量誤差不超過2%，在工程誤差允許的5%范圍之內，說明PKPM模型轉Midas模型荷載較為準確。Midas-Building中提供了兩種POA分析方法，一種是基于荷載增量的荷載控制法，另一種是基于目標位移的位移控制法。本文進行靜力彈塑性Push-over分析采用的是位移控制法，即基于性能的抗震設計，一般先通過靜力分析確定發生最大位移的節點及該位移發生的方向，給定該節點設計控制位移的方法。該結構在X、Y向發生最大位移的節點都是在頂層角點位置，如圖3所示位置，這兩點分別控制結構X、Y方向的最大位移，控制位移設定為0.86m（即結構高度的1/100），然后逐漸增加荷載直到達到控制位移，以此來分析評估結構的綜合性能。

圖3 Madis模型

3.1 確定結構的性能點

通過Midas軟件對結構進行靜力彈塑性分析，其中X向的剛度大于Y向的剛度，圖4為結構在X、Y方向的能力譜——需求譜曲線關系。圖中曲線依次表示結構在罕遇地震作用下阻尼比為5%、10%、15%、20%時的需求譜曲線，當結構構件達到屈服時，結構的阻尼不斷增大，同時結構的剛度也會變化并影響下一步計算環節，依次循環而達到預定目標位移，從而驗證結構是否滿足抗震要求[5]。圖4中藍線與綠線的交點表示結構在罕遇地震作用下的性能控制點。

圖4 能力譜-需求譜曲線

從圖4中可以看出，結構在兩個方向都有交點，驗證了結構能夠實現“大震不倒”的性能目標。該曲線比較光滑、變化比較均勻，隨著位移的慢慢增大，結構的剛度連續退化、屈服、破壞，最后曲線出現了下降段。表4給出了結構在兩個方向的性能控制點參數。

表4 性能控制點主要參數

3.2 位移角

從圖5和6中可以看出，結構兩個方向最大層間位移角分別為1/239（出現在第14層）和1/420（出現在第4層），滿足規范要求；最大層間位移分別為0.01592m和0.00904m，分別出現在第14和4層，分別為建筑結構高度的1/5402和1/9513，位移與結構總高度的比值遠小于2%，滿足抗震性能要求。

圖5 靜力彈塑性層間位移角曲線

圖6 靜力彈塑性層間位移曲線

圖7靜力彈塑性層剪力移曲線

3.3 基底剪力-頂層控制點位移關系曲線

圖8 給出了結構基底剪力與控制點位移的關系曲線，可以得到， X向，控制點位移=200.7mm時，結構開始屈服，基底剪力N=45447kN，位移Δ=573.3mm時，曲線出現下降段，結構開始破壞，基底剪力N=87888kN； Y向，控制點位移=114.7mm時，結構開始屈服，基底剪力N=51110kN，位移Δ=573.3mm時，曲線出現下降段，結構開始破壞，基底剪力N=81212kN。X、Y向的強屈比分別是1.934、1.589，說明帶型鋼轉換結構擁有較高的強度儲備。

圖8 帶型鋼轉換結構基底剪力-頂層控制點位移關系曲線

3.4 結構出鉸機制

圖9 -10分別給出了整體結構的最終出鉸圖。其彈塑性發展過程為：核心筒部位的連梁兩端和轉換梁兩端首先出現塑性鉸，隨著水平推力的逐步增大，框支柱也出現了塑性鉸，框架梁和轉換梁兩端也不斷有塑性鉸出現，參與結構耗能。

圖9 X向工況整體結構最終出鉸圖

圖10 Y向工況整體結構最終出鉸圖

4 結論

本章主要是通過對實際工程進行了采用帶型鋼轉換高層進行靜力彈塑性分析，了解其在罕遇地震作用下的抗震性能。用Madis Gen對帶轉換層的框架-核心筒結構進行靜力彈塑性分析，簡單介紹了計算模型的建立過程；通過數據分析，從結構大震作用下性能控制點的確定、層間位移角、層剪力、各構件塑性鉸的發展情況等方面評估了其抗震性能。分析結果顯示，整體結構首先在剪力墻連梁兩端出現塑性鉸，隨著水平推力的繼續增大，框架梁也開始屈服，參與結構耗能，帶型鋼轉換結構的框架-核心筒結構能夠很好的抵抗大震，框架能夠很好的作為第二道抗震防線。