花園賓館主樓彈塑性變形驗算分析

郝成義（安徽省建筑科學研究設計院，安徽 合肥 230001）

花園賓館主樓彈塑性變形驗算分析

郝成義（安徽省建筑科學研究設計院，安徽 合肥 230001）

合肥花園賓館改擴建一期工程主樓需進行抗震專項審查，大震作用下必須進行彈塑性變形驗算。文章對該工程的動力彈塑性變形驗算進行了詳細的分析和研究，驗算結果中塑性位移角、塑性鉸出現(xiàn)規(guī)律、大震截面抗震驗算等滿足抗震性能設計要求，對于近似工程的彈塑性變形驗算具有借鑒意義。

彈塑性變形驗算；塑性位移角；塑性鉸；抗震性能設計。

0 前 言

合肥花園賓館改擴建一期工程主樓工程（以下簡稱“本工程”）高度超過該結構體系A類的最大適用高度以及存在樓板不連續(xù)等情況，所以需作建筑工程抗震設防專項審查（以下簡稱“超限審查”）。依據(jù)《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》（建質［2015］67號）規(guī)定，本工程需進行抗震性能設計，其中“大震不倒”的目標要求本工程進行大震下彈塑性變形驗算，以滿足規(guī)范要求。

1 工程概況

擬建合肥花園賓館改擴建一期工程位于合肥市長江中路與花園街交口西北角，安徽省政府大門對面。由主樓、裙房、住宅和地下室四部分組成，總建筑面積154243m2。其中主樓45層，樓高180.3 m，建筑標準層形狀為正方形。本工程主要抗側力體系為混凝土框架-核心筒結構，高度超過該結構體系A類的最大適用高度，存在樓板不連續(xù)不規(guī)則，所以需作超限審查。

2 彈塑性變形驗算方法

《抗震規(guī)范》及《高層混凝土結構規(guī)程》都規(guī)定了超過 150m的高層結構應做彈塑性變形驗算，《抗震規(guī)范》規(guī)定可采用靜力彈塑性分析方法或彈塑性時程分析法等［1］。對于超限高層，到底采用靜力彈塑性分析還是彈塑性時程分析，《高層混凝土結構規(guī)程》第3.11.4條做了規(guī)定：“高度不超過150m的高層建筑可采用靜力彈塑性分析方法；高度超過200m時，應采用彈塑性時程分析法；高度在 150m～200m之間，可視結構自振特性和不規(guī)則程度選擇靜力彈塑性方法或彈塑性時程分析方法。高度超過300m的結構，應有兩個獨立的計算，進行校核”。根據(jù)該條款的條文說明，對于高度在150m～200m的基本自振周期大于4s的應采用彈塑性時程分析方法［2］。本工程基本自振周期Y向為4.14s，X向為4.10s，故需采用動力彈塑性時程分析法。

3 大震下的彈塑性變形驗算

3.1 大震作用下的不屈服驗算（PKPM等效彈性近似計算）

大震結構承載力計算采用SATWE大震等效彈性方法，為后來的彈塑性變形驗算作參考，并復核核心筒剪力墻抗剪截面。對本工程進行大震不屈服的近似計算結果見表一。PKPM中程序實現(xiàn)如下：

1）按大震輸入ɑmax（0.50）。大震特征周期Tg=0.40.

2）選中“按大震不屈服做結構設計”。

3）結構阻尼比取0.07。

大震不屈服驗算結果 表1

3.2 動力彈塑性變形驗算

3.2.1分析方法。

彈塑性時程分析采用有限元軟件 MIDAS/Building，采用完全法進行整體結構的時程分析，直接模擬結構在地震力作用下的非線性反應，是目前結構非線性地震反應分析領域最完善的方法。考慮以下因素［3］：

1）幾何非線性 結構的動力平衡方程建立在結構變形后的幾何狀態(tài)上；

2）材料非線性 直接在材料應力-應變關系本構關系的水平上模擬；

3）動力方程積分方法 直接積分，可以準確模擬結構的破壞形態(tài)。

模型采用PKPM轉換過來的MIDAS/Building模型進行分析計算，配筋采用Building軟件的初步分析結果。

3.2.2 地震波選用

地震波的選用根據(jù)結構彈性時程分析結果，按照《高層混凝土結構規(guī)程》第4.3.5條的原則選擇了3條地震波。含2條天然波（天然波1/user11、天然波2/user22）和1條人工波（人工波1/user33），規(guī)范規(guī)定彈塑性時程分析宜采用雙向地震輸入，每條地震波選擇雙向地震輸入，共3個荷載工況。

3.2.3 彈塑性變形驗算計算結果

1）塑性位移角分析

經(jīng)過MIDAS/Buildin程序整體計算后，結構動力彈塑性計算部分結果詳見表2。從結果可以看出最大層間位移角：X向為天然波 1荷載作用下的1/152（22F），Y向為天然波1荷載作用下的1/151（22F），小于規(guī)范規(guī)定的彈塑性層間位移角限值1/100［4］。

動力彈塑性變形驗算塑性位移角 表2

2）位移反應分析

結構整體位移計算結果見表3。天然波1荷載下的各層層間位移計算結果詳見圖1。從結構整體位移以及層間位移各層相對位移變化曲線平滑，在各變截面處未產(chǎn)生明顯突變。模型最大位移均為天然波 1作用下，X向為1.14m、Y向為1.14m；各層層間位移由于局部層高不同，在6F、19F、35F變化較為明顯，各變截面處稍有變化。

動力彈塑性變形驗算最大頂點位移 表3

圖1 天然波1荷載下的層間位移計算結果

圖2 框架梁天然波1的最終出鉸結果

3）塑性鉸分析

MIDAS/Building 在模型上用圓點顯示分配了雙折線、三折線、四折線鉸類型構件上的鉸狀態(tài)。圖形中的比例值為在該項上處于該狀態(tài)鉸的數(shù)量與分配給構件的該類型鉸總數(shù)的比值。圖2為框架梁天然波1的最終出鉸結果；圖3為框架柱天然波1的最終出鉸結果。驗算結果可以看到隨著地震波荷載的持續(xù)，框架梁鉸持續(xù)增加，框架整體未出現(xiàn)第3階段的屈服鉸，表明構件承載能力未出現(xiàn)降低。

圖3 框架柱天然波1的最終出鉸結果

4）筒體抗剪截面驗算

選取最大地震剪力作為計算剪力，數(shù)值為X向：83727.5kN：Y向：83240.2kN。不考慮剪力墻平面外抗剪能力，即X、Y向剪力僅由該方向剪力墻承擔。X、Y向剪力墻截面積總面積為44.73m2、41.29m2。

因而對于底層剪力墻（混凝土等級C60）有［5］：

以上各變截面處經(jīng)驗算均滿足，不再贅述。

根據(jù)上述可以看出核心筒剪力墻滿足規(guī)范對于大震下的截面抗剪要求。

5）性能設計

根據(jù)本工程結構特點和超限類型并征詢業(yè)主的意見，選用性能目標為D+級（性能水準1、3、5）。大震下結構性能水準定性描述為比較嚴重破壞，塑性變形驗算允許層間位移角1/110。具體結構構件：框架梁允許進入塑性，即截面彎曲屈服，重要框架梁不允許剪切屈服，控制彎曲塑性變形；底部加強區(qū)剪力墻框架架柱抗剪不屈服，控制塑性變形；非加強區(qū)剪力墻框架柱允許部分抗彎屈服，滿足抗剪截面控制條件。從上述動力彈塑性變形驗算結果分析，本工程大震下滿足整體結構滿足抗震性能設計要求，能做到“大震不倒”［6］。

5 結 論

合肥花園賓館改擴建一期工程主樓工程因為高度超限以及樓板不連續(xù)等不規(guī)則需進行抗震設防專項審查。大震下需進行動力彈塑性變形驗算，對塑性位移角、塑性鉸結果、截面抗剪驗算進行分析研究，結果證明本工程整體結構滿足性能設計要求，能做到“大震不倒”目標。對于近似工程的彈塑性變形驗算具有借鑒意義。

［1］GB 50011-2010，建筑抗震設計規(guī)范［S］.

［2］JGJ 3—2010，高層建筑混凝土結構技術規(guī)［S］.

［3］JGJ 3—2010，高層建筑混凝土結構技術規(guī)范［S］.

［4］GB 50010—2010，混凝土結構設計規(guī)范［S］.

［5］GB 50011-2010，建筑抗震設計規(guī)范［S］.

TU313

A

1007-7359（2016）02-0180-03

10.16330/j.cnki.1007-7359.2016.02.063

郝成義（1981-），男，安徽六安人，畢業(yè)于合肥工業(yè)大學，碩士；工程師，國家注冊一級結構工程師。