抗震球支座(某高层钢框架-中心支撑结构分析与设计)

Posted 2023-05-27

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抗震球支座(某高层钢框架-中心支撑结构分析与设计)

本文转载自“建筑结构《某高层钢框架-中心支撑结构分析与设计》，作者：路江龙，石志响等”，仅用于学习分享，如涉及侵权，请联系删除！

［摘要］以某高层钢框架-中心支撑结构为例，介绍了塔楼结构方案的比选过程，确定了结构的性能化设计目标及抗震措施; 采用YJK 和ETABS 两种软件对塔楼进行分析对比得出，结构各项整体指标均满足规范要求; 采用时程分析法对结构进行多遇地震下的补充分析，对计算结果进行包络设计; 采用PEＲFOＲM-3D 软件对结构进行罕遇地震作用下的动力弹塑性时程分析。结果表明，结构塑性发展程度可控，在进入弹塑性受力阶段后仍然具有较高的刚度和强度; 采用ETABS，MIDAS Gen 软件对跃层斜撑抗侧刚度、穿层柱屈曲进行专项分析得出，结构安全可靠。

［关键词］钢框架-中心支撑; 弹性时程分析; 动力弹塑性时程分析; 跃层斜撑; 穿层柱; 屈曲分析

1 工程概况

工程位于苏州工业园区独墅湖高教区，北侧临近裕新路，西侧临近集贤街，建筑面积为5. 03 万m2，其中地上2. 85 万m2，地下2. 18 万m2。本工程塔楼、裙房下设3 层地下室，地下室平面尺寸约为84m×87m，从上至下层高分别为5. 3，2. 9，3. 6m。塔楼地上17 层，主要建筑功能为办公，结构高度为78. 5m，首层层高为6. 0m，标准层层高为4. 5m，建筑效果图见图1。裙房与塔楼之间在地面以上设防震缝，通过抗震滑动支座连接。本文主要对塔楼结构设计进行介绍。

塔楼结构设计基准期为50 年，安全等级为二级，建筑抗震设防类别为丙类，抗震设防烈度为7 度( 0. 10g) ，设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅲ类，特征周期为0. 52s。50 年重现期的基本风压为

图3 5 层楼面结构平面布置图

图4 塔楼结构三维模型示意图

0. 45kN/m2。基础设计等级为甲级，塔楼部分采用桩筏基础，以⑧层粉质黏土加粉土层为桩端持力层，采用直径800 钻孔灌注桩( 桩端后注浆) 。

2 结构方案

塔楼体型规则，平面尺寸为46. 2m×32. 55m，高宽比约为2. 4，标准层建筑布局如图2 所示。中间为开敞办公区，交通核及卫生间位于建筑的西北角，为了营造通透的效果，G轴/④～⑤轴抽柱，同时西南角楼板大开洞形成3 层层高的互动共享空间。

在进行结构概念设计时，基于该项目需满足装配式建筑的要求、施工周期短、内部形成开敞大空间的办公区、建筑3 个立面采用玻璃幕墙等具体需求，结构尽量减少遮挡。结合建筑的平面布置方案，经过比选，采用了钢框架-中心支撑结构，主要原因如下: 1) 塔楼交通核偏置一侧，若在此布置钢筋混凝土核心筒，为了减小偏心率的不利影响，须在外围设置通高剪力墙，严重影响建筑立面效果; 2) 楼层多处存在大悬挑、局部抽柱形成大跨度梁，若采用混凝土梁，梁高较大，影响净高; 3) 建筑地处湖边，风荷载较大，若采用纯钢框架结构，多数楼层开洞面积较大，抗侧刚度较弱，需增大梁、柱截面尺寸，影响建筑使用面积，同时造价也大大增加; 4) 根据《苏州市政府办公室印发关于推进装配式建筑发展加强建设监管的实施细则( 试行) 的通知》对装配式建筑的要求，钢结构构件在工厂预制，现场安装，施工周期短，优势明显。

采用钢框架-中心支撑结构，充分利用其自重轻、刚度大、截面小的特点，实现灵活多变的建筑空间; 同时中心支撑与钢框架共同作用形成双重抗侧力结构体系，提高了结构的抗侧刚度，在水平地震及强风荷载作用下，形成两道受力防线。

利用卫生间、电梯间、室外设备平台及小开间办公室，将支撑“隐藏”以保证使用空间。塔楼东南角和裙房相通，G轴/⑥～⑦轴支撑只到5 层楼面，无法落地。为保证地震作用和风荷载下水平力能够顺利传递至其余的抗侧构件，5层楼面满布水平支撑，如图3 所示，最终结构体系如图4 所示。

3 超限情况

塔楼高度为78. 5m，小于按照框架结构超限判断的限值( 90m) 和按照框架支撑结构超限判断的限值( 200m) ，高度不超限; 2 层楼面开洞面积大于60%，3 层楼面局部有效楼板宽度小于该层楼板典型宽度的50%，属于楼板局部不连续; G轴/⑥～⑦轴支撑不落地，局部存在部分框架梁抬柱，属于竖向抗侧力构件不连续; 由于楼板开洞形成穿层柱，局部不规则，此项与楼板不连续合并为1 项不规则。综上，塔楼结构有2 项一般不规则，高度不超限，因此不属于超限高层建筑工程。

4 抗震性能目标与抗震措施

4. 1 抗震性能目标

为实现“小震不坏，中震可修，大震不倒”的三水准设防目标［1］，根据结构构件重要程度的不同，确定结构和构件的抗震性能目标见表1，其中斜撑作为结构的第一道受力防线，对结构的安全起到至关重要的作用，被定义为关键构件。

4. 2 抗震措施

针对超限情况分析和结构抗震性能目标，在设计中主要考虑以下抗震措施保证结构的抗震性能:

1) 所有与支撑相连的柱，内灌微膨胀混凝土加强，抗震等级提高一级; 2) 对于不落地的支撑，在支撑底部的楼层内设水平支撑，同时该楼层内与支撑相连的梁均按压弯构件进行设计，且中震时不考虑此层楼板的有利作用; 3) 对于楼板大开洞形成的穿层柱，按几何长度进行计算设计; 4) 采用两种不同力学模型的结构分析软件进行对比分析; 5) 基于小震弹性时程分析和CQC 法计算结果，对构件进行承载力包络设计; 6) 对于大开洞的楼板，配筋计算按照小震弹性及中震不屈服包络设计，双层双向配筋，每层每方向钢筋网配筋率不小于0. 25%; 7) 采用动力弹塑性分析找出结构薄弱部位，并在施工图阶段构件设计时采取针对性加强措施，以期进一步提高结构抗震性能。

5 小震分析结果

分别采用YJK 和ETABS 软件建立力学模型对塔楼进行小震弹性反应谱对比分析，周期折减系数取0. 9，结构阻尼比经插值取0. 038 ，结构的层间位移角及楼层剪力如图5、图6 所示。由图5，6 可以看出，计算结构抗侧刚度时，风荷载起主要控制作用。

结构其余整体计算指标见表2。由表2 可以看出，两种软件计算结果吻合较好，结构的周期比、扭转位移比、刚度等各项整体指标均满足高钢规［2］要求。采用YJK 软件计算得出首层X 向和Y 向框架剪力分担率分别达到了58%和43%，均大于结构总地震剪力的25%，符合二道防线的设计理念。

6 弹性时程分析

从场地类别、频谱特性、有效峰值、持续时间、统计特性、震源机制以及工程判断等方面选择5 条天然波和2 条人工波，采用YJK 软件对塔楼进行弹性时程分析。小震下的弹性时程分析与CQC 法的结果对比表明: 1) 各条地震波作用下塔楼结构的底部剪力值均大于CQC 法的65% 且小于CQC 法的135%，7 条地震波作用下结构底部剪力的平均值大于CQC 法的80%且小于CQC 法的120%，满足抗规［1］要求; 2) 由时程曲线计算得到的层间位移角均满足高钢规［2］的要求，楼层位移变化平缓，7条地震波的分析结果和CQC 法分析结果的趋势一致，没有明显的薄弱层出现; 3) 时程分析法计算得出7 条地震波作用下各楼层的剪力平均值均小于CQC 法计算所得楼层剪力，因此进行小震的弹性计算时，地震剪力可不放大。

7 大震作用下结构的弹塑性时程分析

7. 1 分析模型

采用PEＲFOＲM-3D 软件对结构进行动力弹塑性时程分析。采用非线性地震反应分析模型进行构件模拟，其中梁采用P-M 塑性铰模型，柱与斜撑采用P-M-M 塑性铰模型。

首先利用PEＲFOＲM-3D 软件进行初始线弹性动力特性分析，总质量及周期与YJK 软件计算结果相对误差均小于3%，表明两种软件的计算结果基本一致，可以在此基础上进行动力弹塑性时程分析。

从弹性时程分析得到的最大基底剪力与CQC法计算剪力尽量接近的角度考虑，最终选择1 条人工波、2 条天然波对结构进行大震弹塑性时程分析，采用双向地震波输入，主方向地震波有效峰值为220gal。

7. 2 分析结果

基于弹性模型，分别对结构进行弹性时程分析与大震反应谱分析( 场地特征周期取0. 57s，周期折减系数取1. 0，结构阻尼比取0. 05) 。对比结果表明，弹性时程分析所得结构底部剪力值均大于CQC法的65%且小于CQC 法的135%，弹性时程分析所得结构底部剪力的平均值大于CQC 法的80%且小于CQC 法的120%，说明所选取的地震波满足要求。

人工波作用下弹塑性模型与弹性模型结构顶点位移时程曲线如图7 所示，弹塑性模型结构周期约为弹性模型的1. 05 倍，结构刚度退化为初始刚度的91%，结构损伤适度。结构顶点不可恢复残余变形较小，在0. 05m 以内，顶点不可恢复位移角＜1 /1 000。

弹塑性模型与弹性模型的结构基底剪力对比如表3 所示。对比结果表明，弹塑性模型与弹性模型基底剪力比值处于0. 82 ～ 0. 92 范围内，平均比值约为0. 87，结构损伤刚度退化程度有限。

人工波作用下结构的能量时程分布情况如图8所示，塑性耗能占比如图9 所示。由图8 可以看出，地震波响应6s 后，开始有构件进入非线性状态，25s以后，结构的各部分能量趋于稳定，结构非线性耗能约为5%，其中梁约占10%，柱约占15%，斜撑约占75%，结构塑性发展程度可控，结构刚度退化有限，结构在进入弹塑性受力阶段后仍然具有较高的刚度和强度。

在考虑重力二阶效应及大变形的条件下，结构

在地震作用下的最大顶点位移为0. 47m; 结构在各组地震波作用下最大弹塑性层间位移角为1 /119，满足抗规［1］要求。

8 专项分析

8. 1 跃层斜撑抗侧刚度分析

本工程跃层斜撑对结构抗侧与抗扭均有较大贡献，由于部分斜撑跨越多个楼层，在结构计算与设计中，均采用“撑过梁不过”的方式，在斜撑与楼面梁相交处保持斜撑贯通，楼面梁断开并与斜撑刚接。在重力荷载作用下，跃层斜撑会分担楼层重力荷载，导致各段斜撑端点发生位移，不再保持同一直线。这种重力荷载下的弯曲效应会对斜撑抗侧刚度产生一定影响，因此在设计中基于ETABS 软件几何非线性功能对跃层斜撑进行专项研究分析。由前文分析所知，X 向风荷载下结构的层间位移角更大，因此分析中采用的分析工况如表4 所示。

选取○K 轴典型剖面，钢梁与斜撑连接节点编号及工况1 作用下○K 轴结构位移云图如图10 所示。

在计算分析中，采用横梁与斜撑连接节点的横向变形值评价重力荷载对于跃层斜撑变形的影响。钢梁与斜撑连接节点横向变形见表5。由表5 可知，工况1 与工况2 作用下梁与斜撑连接节点的横向变形差异在5%以内，与在工况2 作用下开启P-Δ效应选项时所产生的差异值基本相同。因此，跃层斜撑在重力荷载下的弯曲效应对结构刚度的影响基本上可忽略不计。梁与斜撑连接节点的竖向变形值较小( 均小于10mm) ，各段斜撑基本仍能保持在一条直线上。

8. 2 穿层柱屈曲分析

结构局部楼板大开洞，框架柱计算长度增大，与同一层的其他框架柱比较，容易形成屈曲失稳，因此有必要对穿层柱进行屈曲分析。采用MIDAS Gen软件对穿层柱进行屈曲分析，并根据欧拉公式反推其计算长度系数，计算穿层柱的屈曲临界承载力。选取最先发生屈曲的穿层柱( 图11) ，进行单元划分，屈曲工况为1. 2 恒荷载+1. 4 活荷载，其第一阶屈曲模态如图11 所示。

计算结果表明，穿层柱的屈曲因子为16. 9，在工况1. 2 恒荷载+1. 4 活荷载作用下，柱底反力P 为14 680kN，材料弹性模量E 为2. 06×108 kN/m2，截

面惯性矩I 为8. 23×10－3m4，构件的几何长度L 为15. 5m，将这些数据代入欧拉公式: ( 1)

得: 14 680 × 16. 9 = （3. 14^2 × 2. 06 × 108 × 8. 23 × 10^－3）/( μ × 15. 5)^ 2

，从而可得计算长度系数μ = 0. 53。

YJK 软件计算得出的柱的计算长度系数为0. 71，大于0. 53，说明穿层柱的稳定承载力满足要求。

9 结论

( 1) 钢框架-中心支撑结构自重轻、刚度大、截面小，利于实现灵活多变的建筑空间; 天生具有装配率高的优势，符合国家装配式建筑的战略方向; 中心支撑与钢框架共同作用形成双重抗侧力结构体系，提高了结构的抗侧刚度，形成两道受力防线。

( 2) 本文采用多种计算软件对结构进行弹性和弹塑性计算分析，结果可靠。结构在弹性和弹塑性状态下的层间位移角均满足规范要求，均能达到预定的结构抗震性能目标。结构在大震下塑性发展程度可控，结构刚度退化有限，结构在进入弹塑性受力阶段后仍然具有较高的刚度和强度。

( 3) 对跃层斜撑的抗侧刚度进行专项分析，结果表明，跃层斜撑在重力荷载下的弯曲效应对结构刚度的影响基本上可忽略不计，各段斜撑基本仍能保持在一条直线上。

( 4) 针对复杂的结构，应结合建筑布局，分析结构的受力特点，重视结构概念设计，确定合理的结构体系。

参考文献

［1］建筑抗震设计规范: GB 50011—2010［S］． 2016 版．北京: 中国建筑工业出版社， 2016．

［2］高层民用建筑钢结构技术规程: JGJ 99—2015［S］．北京: 中国建筑工业出版社， 2015．

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