設防地震作用下對房屋結構進行彈塑性時程分析

高少波, 李文君, 張德成, 盧　挺

(1.南充市政府投資非經(jīng)營性項目代建中心, 四川南充 637000;2. 中國建筑西南設計研究院有限公司, 四川成都 610000)

?

設防地震作用下對房屋結構進行彈塑性時程分析

高少波1, 李文君1, 張德成1, 盧挺2

(1.南充市政府投資非經(jīng)營性項目代建中心, 四川南充 637000;2. 中國建筑西南設計研究院有限公司, 四川成都 610000)

文章針對某項目結構的特點，設防地震作用下(中震)，采用EPDA軟件進行了模型的彈塑性時程分析，考察在設防水準地震作用下結構彈塑性的發(fā)展歷程和構件的損傷程度，并對構件能否達到預期性能目標進行校核。

設防地震；彈塑性時程分析；性能目標

1　工程概況和結構體系

本工程建筑高度約31.2 m，地上4層，地下1層，無裙樓，平面呈近似正方形。地下室投影尺寸約為114 m×107 m，地下1層主樓范圍之外還另設局部純地下室。由于建筑功能分區(qū)需要，本項目1～3層標高關系錯落不一，混凝土筒體之外采用框架結構。3、4號混凝土筒體在二層高度范圍內(nèi)(標高7.130～13.500 m)設置局部懸挑桁架。到4層豎向僅保留4個12.5 m×13.0 m的混凝土筒體，混凝土筒體范圍投影尺寸為65.7 m×65.7 m。利用第4層的高度，混凝土筒體之間采用鋼桁架連接，鋼桁架高度7.5～9.1 m，凈跨約40 m，外挑15～18 m，4層中間設置局部設備夾層。本工程高寬比約為0.47，長寬比約為1.0。地下室底板頂標高-7.2～-6.3 m。采用混合結構體系 (鋼筋混凝土筒體—鋼桁架—混凝土框架)，結構計算模型如圖1所示。

圖1　工程模型

2　計算程序和模型假設

計算程序為中國建筑科學研究院研制的EPDA結構動力彈塑性分析程序。在PMSAP模塊設計配筋的基礎上，自動生成用于彈塑性時程分析的非線性模型，其中梁、柱構件采用纖維束模型模擬，剪力墻采用非線性殼單元模擬。分析中，結構的阻尼比取4 %，并考慮了二階效應(P-Δ)的影響。

3　選用的地震波

本工程場地及其附近無斷裂通過，巖層平緩，屬構造穩(wěn)定地塊。按 6 度( 0.05g)設防考慮。設防地震下的結構非線性時程分析采用天然地震波(N1和N2)和人工波R2共三組地震波作為輸入。人工波R2主分量和次分量的加速度時程分別如圖2～圖7所示。地震波水平主分量的加速度峰值按照《抗規(guī)》的規(guī)定調(diào)整為51 cm/s2，水平次方向的加速度峰值調(diào)整為43.35 cm/s2。結構阻尼比取0.04。設計地震分組為第一組，場地類別Ⅱ類，基本風壓值(100年)0.35 kN/m2，風荷載體型系數(shù)取為1.3，地面粗糙度B類。抗震等級分為混凝土筒體二級、鋼桁架三級、混凝土框架三級。

圖2　人工地震波R2主分量加速度時程

圖3　人工地震波R2次分量加速度時程

圖4　天然地震波N1主分量加速度時程

圖5　天然地震波N1次分量加速度時程

4　計算分析

4.1彈塑性時程分析

設防地震水準下結構在三組地震波輸入情況下的頂層位移如圖8～圖13所示。

圖6　天然地震波N2主分量加速度時程

圖7　天然地震波N2次分量加速度時程

圖8　設防地震非線性時程分析所得結構頂層位移時程(地震波為N1，X主向)

圖9　設防地震非線性時程分析所得結構頂層位移時程(地震波為N2，X主向)

圖10　設防地震非線性時程分析所得結構頂層位移時程(地震波為R2，X主向)

圖11　設防地震非線性時程分析所得結構頂層位移時程(地震波為N1，Y主向)

圖12　設防地震作用下結構頂層位移時程(地震波為N2，Y主向)

圖13　設防地震作用下結構頂層位移時程(地震波為R2，Y主向)

結構在設防地震作用下的彈塑性層間位移角如圖14所示，X主向和Y主向時最大層間位移角分別為1/450(第3層)和1/1057(第3層)，分別為規(guī)范彈性層間位移角限值的1.78倍和0.76倍，均小于設防地震水準下結構性能目標所定位移角限值1/400。

(a)X主向

(b)Y主向圖14　設防地震作用非線性分析所得結構層間位移角分布

同時由人工波R2得到剪力墻筒體頂點最大位移值最大為13.6 mm，按單層層高為31.2 m計算，得到最大位移角為1/2294，也小于設防地震水準下結構性能目標所定位移角限值1/400。

結構底部剪力時程如圖15～圖20所示。各組地震波X向底部剪力峰值與相應多遇地震水準時底部剪力峰值之比的平均值為1.49，Y向為1.14。設防地震和多遇地震的主分量加速度峰值之比為2.83。X主向和Y主向設防地震作用下結構底部剪力峰值與相應的多遇地震作用下結構底部剪力峰值之比均小于加速度峰值之比，表明結構在設防地震作用下部分連梁出現(xiàn)塑性鉸后，結構剛度有所下降，結構部分耗能機制已經(jīng)形成，吸收的地震作用較相應的彈性結構有所減小。

圖15　設防地震非線性分析所得結構底部剪力時程(地震波為N1，X向)

圖16　設防地震非線性分析所得結構底部剪力時程(地震波為N2，X向)

圖18　設防地震非線性分析所得結構底部剪力時程(地震波為N1，Y向)

圖19　設防地震非線性分析所得結構底部剪力時程(地震波為N2，Y向)

圖20　設防地震非線性分析所得結構底部剪力時程(地震波為R2，Y向)

4.2結構彈塑性發(fā)展歷程

在設防地震作用下，結構頂點最大位移時刻X方向和Y方向裂縫分布及變形分別如圖21、圖22所示。第一時間步時刻，鋼筋混凝土混凝土筒體頂部就已經(jīng)出現(xiàn)了少量豎向裂縫(該裂縫為重力荷載作用下桁架上弦桿傳來的拉力所致)，隨著豎向地面運動加速度的變化，混凝土筒體頂部出現(xiàn)豎向裂縫的范圍逐漸增大，部分混凝土筒體連梁和鋼次梁出現(xiàn)塑性鉸。在設防地震作用下結構剪力墻僅頂部和中部有鋼桁架大懸挑的墻肢混凝土出現(xiàn)豎向裂縫，其余部位未發(fā)生屈服。主桁架上下弦桿、框架梁、框架柱均不屈服，僅邊次桁架下弦桿與主桁架交點處部分出現(xiàn)了塑性鉸。2～6層部分筒體的連梁以及少量鋼次梁出現(xiàn)了塑性鉸，耗散了輸入結構的地震能量。

圖21　設防地震下頂點最大位移時刻X方向裂縫分布及變形

圖22　設防地震作用下頂點最大位移時刻Y方向裂縫分布及變形

5　結論

在設防水準地震作用下，彈塑性時程分析法的結果均表明:結構的側移指標(層間位移角)滿足規(guī)范要求，結構的塑性發(fā)展主要表現(xiàn)為混凝土筒體連梁和鋼次梁出現(xiàn)塑性鉸。在設防地震作用下筒體僅頂部和中部有鋼桁架大懸挑的墻肢混凝土出現(xiàn)豎向裂縫(該裂縫為重力荷載作用下桁架上弦桿傳來的拉力所致)，其余部位未發(fā)生屈服。主桁架和框架柱均不屈服，僅次桁架部分出現(xiàn)了塑性鉸。各結構構件及整體結構在設防水準地震作用下能夠滿足預定的性能目標要求。

[1]中國建筑西南設計研究院有限公司.南充市博物館建設項目超限高層抗震專項審查報告[R].2014.

[2]GB 50011-2010 建筑抗震設計規(guī)范[S].

[3]JGJ 3-2010 高層建筑混凝土結構技術規(guī)程[S].

TU311.41

B

[定稿日期]2016-02-26