型钢框架混凝土核心筒和钢框架支撑核心筒结构弹塑性时程分析

型钢框架混凝土核心筒和钢框架支撑核心筒结构弹塑性时程分析

第十届中日建筑结构技术交流会南京

型钢框架一混凝土核心简和钢框架一支撑核心

简 结构弹塑性时程分析

王斌张翠强吕西林

同济大学土木工程防灾国家重点实验室同济大学结构工程与防灾研究所

AbstraCt

Currently noIllinear time llistory amlySis of seismic analysis of mgh-rise buildings

has b een widely use 也

but itS amlysis methodS still rleed deVel 叩ment and improVement ． Sino-Japanese S 饥Jctural

Engine 甜ng Con6毒rence decided to iIlitiate a nonlinear time histo 呵analysis conlpmtive study in 20 l 2，and

t11en organized eight corplofatio 璐at home and abroad for the same case study ．In this paper ，the two cases ，

steel reinf ．orced coIlcrete 丘arr 圮-concrete tIl_be smlcture and steel 台arIle-braced n|be s 仃uctllre ，were analyzed based on

so 胁are NosaCAD20 l 0 and Midas Building respectiVely ．The nonliTlear time 11istoD ，analysis with

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1引言

2012年中日建筑结构技术交流会中日双方研究决定进行中日高层建筑结构弹塑性时程的算例对 比分析活动，组织了国内外8家单位对相同案例进行分析比较【l 】。本文针对此次分析活动中2个案例： 钢框架．混凝土核心筒和钢框架．支撑核心筒结构，分别采用NosaCAD2010和Midas Building

有限元分 析程序建立整体结构模型。其中压弯构件采用纤维模型，梁采用塑性铰模型，支撑采用塑性

铰模型， 墙体采用非线性平板壳单元，以反映构件非线性复杂受力情况。通过8度罕遇烈度下7条地震输入的 弹塑性时程分析，研究了该案例结构的变形和破坏情况，探讨了弹塑性时程分析在实际工程中的应用 要点。

第一部分：型钢框架一混凝土核心筒结构

2．1工程概况

钢框架．混凝土核心筒结构共32层，结构总高度129m ，平面基本尺寸为48m×48m，首层5．0m ， 其它层高均为4．Om 。楼板无大开洞，形成刚性横隔板，把核心筒与外框架联系在一起。核心筒采用普 通钢筋混凝土剪力墙，外框架由型钢混凝土柱和钢梁构成的组合结构框架，标准柱距为9．6、米，矩形 型钢混凝土柱直径从基底逐渐减少并延伸至屋顶，外框架梁采用焊接H 型钢梁与柱刚接，与核心筒墙 体铰接，其典型楼层布置和立面见图l 所示。

2．2计算分析程序和主要参数

采用No 鼢CAD20lO 分析程序对该结构进行弹塑性时程分析，对该结构抗震性能和抗震机理进行

研究。

2．2．1构件有限元模型

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梁柱杆单元采用三段变刚度杆单元模型，由位于中部的线弹性区段和位于杆两端的弹塑性段组成。 以受弯为主的钢梁和混凝土梁单元截面的弹塑性段弯矩一曲率骨架曲线分别采用二折线和三折线模型。 由于柱受双向弯矩作用，并到受轴力变化影响，柱单元弹塑性段采用纤维模型，钢和钢筋纤维采用理

235

想弹塑性的二折线模型，并考虑屈服强化。

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(a)二层结构平面图

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(b)典型结构平面图(c)整体立面图

图l型钢框架．混凝土核心筒结构典型平面布置和立面图

核心筒墙体采用平板壳模型，平板壳单元中膜单元带有旋转自由度，可以方便地与连梁相连接。平板壳单元面外按弹性计算，仅考虑面内非线性。墙体单元中的钢筋采用弥散模式，在某一方向上按配筋率均匀分布，钢筋的本构模型仍采用理想弹塑性模型。混凝土本构模型采用单轴等效应力．应变关系模型，单轴等效应力一应变关系滞回曲线与纤维模型中的混凝土本构模型相同，但考虑正交方向上应力状态对强度的影响。混凝土开裂模型采用分布裂缝模式。采用单轴等效混凝土材料模型的板壳单元，可反映墙体的开裂、压碎、配筋应力．应变状态等非线性情况。

整体结构计算模型由杆单元和壳单元组成，杆单元用于梁柱构件，壳单元用于建立筒体和楼板结构，楼板采用弹性楼板假定。

2．2．2结构构件材料与强度

进行弹塑性分析时，混凝土材料取平均值，钢筋和型钢采用标准值，具体分析材料参数如表1所不。

236

表1结构构件材料及强度

抗压强度，MPa抗拉强度／MPa 构件材料

标准值平均值标准值平均值28一顶层墙柱、18~顶层梁板C3020．128．0 2．0l2．80

2l～27层墙柱、1～17层梁板C4026．8 36．12．39 3．22 12～20层墙柱C5032．4 42．9 2．64 3．50

l～11层墙柱C6038．5 46．6 2．85 3．7l

钢梁、型钢Q345345345

钢筋HRB400400400

2．2．3阻尼模型

在结构动力分析中使用最多的是瑞利(Raylei曲)阻尼假定，本文中时程分析中也采用瑞利阻尼，大震分析时阻尼比取为0．05。

采用瑞利阻尼假定时，欲求得质量阻尼常数。[和刚度阻尼常数口，必须先确定两个频率对应的阻尼比，而这两个频率的不同取法，将影响阻尼比曲线的形状，使得结构不同振型对应的阻尼比发生变化。本文中取T】和0．25T1对应的阻尼比来确定阻尼常数a和卢。

2．2．4结构整体计算模型

NosacAD整体结构计算模型如图2所示。该模型中包含14592个节点，17060个单元，其中框架杆单元3904个，四边形平板壳单元12924个，三角形平板壳单元232个。

图2结构整体计算模型

3动力特性分析

进行弹塑性时程分析前，先进行结构模态分析，并与ETABS的分析结果进行了对比，以确定结构计算模型质量、弹性刚度的准确性。

表2给出了NoSaCAD和E1：ABS分析求得的结构前6阶自振周期及振型的描述。

237

表2结构动力特性

周期／s

振型振型描述总质量／T ETABS NosaCAD

l阶2．402．45 Y向一阶平动

2阶2·382·38x向一阶平动

ETAJ3s：3阶1．96 2．03 整体扭转8．06×104

4阶0．690．72 整体扭转NosaCAD：

7．95×104 5阶0．68 0．71Y向二阶平动

6阶0．65 O．68X向二阶平动

4动力时程分析

选用7条天然地震加速度时程记录作为地震动输入，详细信息见表3所示。将地震波峰值统一为709al后作出地震反应谱对比，如图3所示。

表3地震动输入信息

地震波地震事件日期纪录站持时／S B-El C090Impe“al V酊ley6-JUn—l938El—Cen廿o Array30．00 Taft Kem CollIl缸y21-Jul—1952USGS1095Taft Lincoln54．15

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L604一一一60．90

L725一一一48．84

L787一一一86．02 Hachinohei-EW TcIkachi-0妇16一May．1968Hachinohei35．97 Hachinohei．NS T0kac】1i枷16一May．1968Hachinohei35．97

一表示无详细信息

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图3地震动输入反应谱

238

动力方程的阻尼采用瑞利阻尼，按混合结构考虑，采用NeMmrk法进行时程计算。时程分析前先将初始荷载重力荷载分20步加载到结构上，然后再进行动力弹塑性分析，地震波以Y向单向输入。4．1楼层位移

选择核心筒体结构的左上角点，考察整体结构在罕遇地震中的最大位移和层间位移包络响应值。对比7条地震波的计算结果可知，L604波作用所产生的楼层位移和层间位移角都最大。图4和图5中分别表示了楼层位移和层间位移角包络图。按照当前的结构设计和地震动输入，结构在8度罕遇地震下，L604和L725输入下的层间位移角超过了当前规范的限值1／100的要求。

位移／姗层间位移角

图4结构楼层位移包络图5结构层间位移包络

4．2结构损伤发展

分别提取7条罕遇地震输入下结构的损伤发展过程，结构破坏主要集中在核心筒上，绝大部分连梁端部出现塑性铰，部分连梁端部达到极限值，混凝土压碎，其中L604、L725和H—EW波输入下结构损伤最为严重，部分框架梁柱出现塑性铰。因结构对称，分别查看A、B墙体(见图1)在各地震输入下核心筒损伤分布，见图6所示。表4中统计了不同地震输入下塑性铰所占的比例分布。

从表4可以看出，不同地震输入下，连梁作为结构的第一道抗震防线，其破坏比例最大，L604地震输入下，连梁的破坏比例占85．3％，同时钢梁和型钢柱也有较高比例的破坏。而其他地震输入下，钢梁和型钢柱的破坏比例较小。

表4不同地震输入下塑性铰统计

构件地震输入

种类B．El C090Taft L604L725L787H．Ew H．Ns

柱006402ll O340 (1280个)(0．0％)(0．0％)(50．O％) (16．5％)(0．0％)(2．6％)(0．0％) 钢梁0O140863001460 (2048个)(O．O％)(0．0％)(68．7％)(30．7％)(0．0％)(7．1％)(0．0％) !连粱76728120287074077l731 (1408个)(5．3％)(51．7％)(85．3％)(61．8％)(52．5％)(54．7％)(51．9％)

239

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B 轴

L604

波 L725波

H —EW 波

注：／一混凝．二i ：开裂 ●一出铰或钢筋厢服■一极限或混凝上压碎

图6不同地震输入下核心筒损伤分布

第二部分：钢框架一支撑核心筒结构 5工程概况 钢框架．支撑核心筒结构，其钢材强度等级Q345，楼板采用压型钢板组合楼板，混凝土强度等级 为C30。地上30层主体+2层出屋面塔楼，建筑地上总高度129m ，平面基本尺寸为48m×48m，首层 5．0m ，其它层高均为4．0m 。其典型楼层布置和立面见图7所示。。 6计算分析程序和主要参数

采用Midas Building 结构分析程序对该结构进行弹塑性时程抗震计算分析，梁采用塑性铰模拟非 线性，滞回模型采用双折线模型；柱采用PMM 铰模拟非线性行为，滞回模型采用三折线线模型；支 撑采用轴力铰模拟非线性，滞回模型采用双折线模型。 7动力特性分析

表5给出了Midas Building 和PⅪ，M 分析求得的结构前6阶自振周期及振型的描述。由于结构 比较规则，第一阶振型为Y 向平动，第二阶为X 向平动，第三阶为扭转振型。

8动力时程分析

动力方程的阻尼采用瑞利阻尼，按钢结构考虑，采用Ne 州Ilark 法进行时程计算。地震波以Y

向 单向输入。计算分析阻尼比取2％，地震动输入与上节内容相同。

240

表5结构动力特性

周期／s

振型

振型描述

总质量／T

PKPM

Midas Building

l 阶 4．04 4．17 Y 向一阶平动 2阶 3．86 3．98 X 向一阶平动

PKPM ：

3阶 3．44

3．60

整体扭转 5．72×104 4

阶 l_3l 1．36 X 向二阶平动 Midas Building ：

5阶 1．25

1．30

Y 向二阶平动

5．80。104

6阶

1．15

1．21

整体扭转

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(b)典型结构平面图

(c)立面图

图7钢框架．支撑核心筒结构典型平面布置和立面图

8．1楼层位移

对比7条地震波的计算结果可知，L725波作用所产生的楼层位移和层间位移角都最大。图8分别 列出了最小顶点位移(B ．ELC090)和最大顶点位移(L725)时程曲线。图9为层间位移角包络图。按

24l

照当前的结构设计和地震动输入，结构在8度罕遇地震下，L604和L725输入下的层间位移角超过了当前规范的限值1／50的要求。

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(a)B．ELC090(b)L725

图4结构顶点位移时程

层间位移角图9结构

楼层位移包络

8．2结构损伤发展

分别提取7条罕遇地震输入下结构的损伤发展过程，结构破坏主要集中在核心筒支撑上，部分钢梁和柱出现塑性铰，其中L725和L604输入下结构损伤最为严重。各构件塑性铰分布见图10所示。表6中统计了不同地震输入下塑性铰所占的比例分布。

(a)支撑塑性铰(b)梁塑性铰(c)柱轴力塑性铰(d)柱弯矩塑性铰

242

(a)支撑塑性铰(b)梁塑性铰(c)柱轴力塑性铰(d)柱弯矩塑性铰

图10L725和L604地震输入下结构损伤分布

表6不同地震输入下塑性铰统计

构件地震输入

种类B．E1

C090TaR L604L725L787H．Ew H—Ns 柱003275204l220 (2304个)(0．0％)(0．0％)(14．2％)(22．6％)(1．8％)(1．0％)(0．O％) 钢梁O01585188329223696 (13896个)(0．0％)(0．0％)(11．4％)(13．6％) (2．1％)(1．7％)(0．7％) 支撑00175214556622 (768个)(O％)(O％)(22．8％)(27．9％)(7．2％)(8．6％)(2．9％)

9结论

本文通过对型钢框架一混凝土核心筒和钢框架．支撑核心筒结构两个案例的弹塑性时程分析，研究表明：

(1)大震作用下，型钢框架．混凝土核心筒中结构的主要破坏出现在连梁上，钢框架．支撑核心筒结构的主要破坏出现在支撑上，满足结构预期的第一道抗震设防目标。

(2)不同地震动输入对结构的反应影响很大。和参考文献Il】中的计算结果对比，不同的建模习惯和分析方法也会导致弹塑性分析的结果有较大的差异。

(3)为了合理评价高层及超高层建筑大震作用下动力弹塑性反应，建议在地震输入的选取方法、主要构件(型钢柱、剪力墙、连梁、巨型柱和钢板组合剪力墙)的建模方法、阻尼特性的选取、动力时程积分方法和几何大变形等方面进行重点讨论。

参考文献

[1】何伟明，崔鸿超，程镇远．中日弹塑性时程分析实例计算比较汇总[J】．建筑结构，2013，43(16)：54．57．

243