花园宾馆主楼弹塑性变形验算分析

2016-11-12郝成义安徽省建筑科学研究设计院安徽合肥230001

安徽建筑 2016年2期

郝成义（安徽省建筑科学研究设计院，安徽合肥 230001）

花园宾馆主楼弹塑性变形验算分析

郝成义（安徽省建筑科学研究设计院，安徽合肥 230001）

合肥花园宾馆改扩建一期工程主楼需进行抗震专项审查，大震作用下必须进行弹塑性变形验算。文章对该工程的动力弹塑性变形验算进行了详细的分析和研究，验算结果中塑性位移角、塑性铰出现规律、大震截面抗震验算等满足抗震性能设计要求，对于近似工程的弹塑性变形验算具有借鉴意义。

弹塑性变形验算；塑性位移角；塑性铰；抗震性能设计。

0 前言

合肥花园宾馆改扩建一期工程主楼工程（以下简称“本工程”）高度超过该结构体系A类的最大适用高度以及存在楼板不连续等情况，所以需作建筑工程抗震设防专项审查（以下简称“超限审查”）。依据《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》（建质［2015］67号）规定，本工程需进行抗震性能设计，其中“大震不倒”的目标要求本工程进行大震下弹塑性变形验算，以满足规范要求。

1 工程概况

拟建合肥花园宾馆改扩建一期工程位于合肥市长江中路与花园街交口西北角，安徽省政府大门对面。由主楼、裙房、住宅和地下室四部分组成，总建筑面积154243m2。其中主楼45层，楼高180.3 m，建筑标准层形状为正方形。本工程主要抗侧力体系为混凝土框架-核心筒结构，高度超过该结构体系A类的最大适用高度，存在楼板不连续不规则，所以需作超限审查。

2 弹塑性变形验算方法

《抗震规范》及《高层混凝土结构规程》都规定了超过 150m的高层结构应做弹塑性变形验算，《抗震规范》规定可采用静力弹塑性分析方法或弹塑性时程分析法等［1］。对于超限高层，到底采用静力弹塑性分析还是弹塑性时程分析，《高层混凝土结构规程》第3.11.4条做了规定：“高度不超过150m的高层建筑可采用静力弹塑性分析方法；高度超过200m时，应采用弹塑性时程分析法；高度在 150m～200m之间，可视结构自振特性和不规则程度选择静力弹塑性方法或弹塑性时程分析方法。高度超过300m的结构，应有两个独立的计算，进行校核”。根据该条款的条文说明，对于高度在150m～200m的基本自振周期大于4s的应采用弹塑性时程分析方法［2］。本工程基本自振周期Y向为4.14s，X向为4.10s，故需采用动力弹塑性时程分析法。

3 大震下的弹塑性变形验算

3.1 大震作用下的不屈服验算（PKPM等效弹性近似计算）

大震结构承载力计算采用SATWE大震等效弹性方法，为后来的弹塑性变形验算作参考，并复核核心筒剪力墙抗剪截面。对本工程进行大震不屈服的近似计算结果见表一。PKPM中程序实现如下：

1）按大震输入ɑmax（0.50）。大震特征周期Tg=0.40.

2）选中“按大震不屈服做结构设计”。

3）结构阻尼比取0.07。

大震不屈服验算结果表1

3.2 动力弹塑性变形验算

3.2.1分析方法。

弹塑性时程分析采用有限元软件 MIDAS/Building，采用完全法进行整体结构的时程分析，直接模拟结构在地震力作用下的非线性反应，是目前结构非线性地震反应分析领域最完善的方法。考虑以下因素［3］：

1）几何非线性结构的动力平衡方程建立在结构变形后的几何状态上；

2）材料非线性直接在材料应力-应变关系本构关系的水平上模拟；

3）动力方程积分方法直接积分，可以准确模拟结构的破坏形态。

模型采用PKPM转换过来的MIDAS/Building模型进行分析计算，配筋采用Building软件的初步分析结果。

3.2.2 地震波选用

地震波的选用根据结构弹性时程分析结果，按照《高层混凝土结构规程》第4.3.5条的原则选择了3条地震波。含2条天然波（天然波1/user11、天然波2/user22）和1条人工波（人工波1/user33），规范规定弹塑性时程分析宜采用双向地震输入，每条地震波选择双向地震输入，共3个荷载工况。

3.2.3 弹塑性变形验算计算结果

1）塑性位移角分析

经过MIDAS/Buildin程序整体计算后，结构动力弹塑性计算部分结果详见表2。从结果可以看出最大层间位移角：X向为天然波 1荷载作用下的1/152（22F），Y向为天然波1荷载作用下的1/151（22F），小于规范规定的弹塑性层间位移角限值1/100［4］。

动力弹塑性变形验算塑性位移角表2

2）位移反应分析

结构整体位移计算结果见表3。天然波1荷载下的各层层间位移计算结果详见图1。从结构整体位移以及层间位移各层相对位移变化曲线平滑，在各变截面处未产生明显突变。模型最大位移均为天然波 1作用下，X向为1.14m、Y向为1.14m；各层层间位移由于局部层高不同，在6F、19F、35F变化较为明显，各变截面处稍有变化。

动力弹塑性变形验算最大顶点位移表3

图1 天然波1荷载下的层间位移计算结果

图2 框架梁天然波1的最终出铰结果

3）塑性铰分析

MIDAS/Building 在模型上用圆点显示分配了双折线、三折线、四折线铰类型构件上的铰状态。图形中的比例值为在该项上处于该状态铰的数量与分配给构件的该类型铰总数的比值。图2为框架梁天然波1的最终出铰结果；图3为框架柱天然波1的最终出铰结果。验算结果可以看到随着地震波荷载的持续，框架梁铰持续增加，框架整体未出现第3阶段的屈服铰，表明构件承载能力未出现降低。

图3 框架柱天然波1的最终出铰结果

4）筒体抗剪截面验算

选取最大地震剪力作为计算剪力，数值为X向：83727.5kN：Y向：83240.2kN。不考虑剪力墙平面外抗剪能力，即X、Y向剪力仅由该方向剪力墙承担。X、Y向剪力墙截面积总面积为44.73m2、41.29m2。

因而对于底层剪力墙（混凝土等级C60）有［5］：

以上各变截面处经验算均满足，不再赘述。

根据上述可以看出核心筒剪力墙满足规范对于大震下的截面抗剪要求。

5）性能设计

根据本工程结构特点和超限类型并征询业主的意见，选用性能目标为D+级（性能水准1、3、5）。大震下结构性能水准定性描述为比较严重破坏，塑性变形验算允许层间位移角1/110。具体结构构件：框架梁允许进入塑性，即截面弯曲屈服，重要框架梁不允许剪切屈服，控制弯曲塑性变形；底部加强区剪力墙框架架柱抗剪不屈服，控制塑性变形；非加强区剪力墙框架柱允许部分抗弯屈服，满足抗剪截面控制条件。从上述动力弹塑性变形验算结果分析，本工程大震下满足整体结构满足抗震性能设计要求，能做到“大震不倒”［6］。