學術科研丨蘇州環(huán)貿(mào)廣場大震性能數(shù)值仿真分析與優(yōu)化
5月17日，位于蘇州工業(yè)園區(qū)的蘇州環(huán)貿(mào)廣場ICC順利完成封頂，該項目為新鴻基地產(chǎn)在蘇州打造的首座城市綜合體。蘇州環(huán)貿(mào)廣場ICC由高310米綜合樓、4F裙樓和花園廣場組成，規(guī)劃有購物中心、超甲級辦公樓以及高端住宅。
該項目塔樓建筑高度310m，地下4層，地上67層，采用混凝土框架-核心筒結構體系，為超B級高度且平面和豎向均不規(guī)則的超限高層。
項目由中衡設計集團股份有限公司作為主體單位完成設計，其中結構設計還包括顧問單位東南大學建筑設計研究院和ARUP奧雅納工程咨詢有限公司，此外中衡設計集團針對結構大震性能完成結構動力彈塑性分析驗證，并基于此完成相關優(yōu)化工作。（相關內(nèi)容可見中衡設計集團發(fā)表于《建筑結構》（2019，49（01））的論文《蘇州環(huán)貿(mào)廣場塔樓結構動力彈塑性分析》和《阻尼在結構動力計算中的理解與應用》）
關于結構動力彈塑性分析驗證
地震引起的自然災害具有較強的隨機性和復雜性，災害一旦發(fā)生，不僅危及生命安全，還會造成巨大的經(jīng)濟損失和社會影響，因此，為滿足建筑結構在地震作用下安全性能需求的不斷提升和個性化需求，基于性能的抗震設計方法開始逐步發(fā)展并得到越來越廣泛的應用，而通過動力彈塑性分析方法驗證結構在大震下的性能表現(xiàn)，包括屈服機制、損傷和變形程度等，是性能化設計中的必要工作。
結構動力彈塑性分析驗證可理解為一種“數(shù)字振動臺試驗”，可在一定程度上仿真結構在地震波作用時間下的過程反應，如層間位移角峰值及其出現(xiàn)的時間點，塑性鉸出現(xiàn)的時間點、順序和塑性轉角的發(fā)展等，以及地震波結束后時段內(nèi)結構通過自由振動過程恢復到靜止狀態(tài)時不可恢復的永久殘余變形，如殘余層間位移角。
摘自《動力彈塑性分析在結構設計中的理解與應用》 （張謹，楊律磊 等編著，中國建筑工業(yè)出版社，2016）
項目概況
本工程地上建筑由主塔樓和裙樓組成，主塔樓和裙樓之間設抗震縫脫開，裙樓為4層框架結構。塔樓建筑總高度為309.85m，結構主屋面標高為298.05m，為采用框架-核心筒結構體系的超B級高度高層建筑，地下4層，地上67層；在39層通過設置轉換梁轉換少量電梯井道周邊內(nèi)墻，使酒店式公寓部分核心筒內(nèi)結構布置相對簡單；在43層電梯控制柜機房層布置轉換梁轉換上部電梯井道剪力墻。
結構設計基準期和設計使用年限均為50年。結構安全性等級為一級，抗震設防類別為重點設防類（乙類），抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度為0.10g，設計地震分組為第一組，建筑場地類別為Ⅲ類，結構計算的嵌固層設在地下室頂板。采用PERFORM-3D軟件針對塔樓結構進行結構彈塑性時程分析與結構抗震性能評估，建筑效果圖見圖1。
圖1
結構體系與彈塑性模型
結構體系
塔樓采用框架-核心筒結構體系，結構平面尺寸為49.4m×53.7m，標準層平面圖見圖2，結構高寬比為6；核心筒居中布置，平面尺寸25.2m×30.3m，核心筒高寬比為11.8。1~6層商業(yè)層層高為6m，8~38層辦公層（除避難層）層高為4.4m，40~67層酒店式公寓（除避難層）層高為4.2m，設置6個避難層，分別位于7，18，29，39，49，59層，其層高均為4.75m。
圖2 標準層平面圖
外框柱中下部為型鋼混凝土柱，上部為鋼筋混凝土柱，典型邊柱尺寸由下到上由2100×2300減小至1500×700，角柱尺寸由下到上由2100×2300減小至1000×1000，含鋼率控制在4%~6%。核心筒外墻厚度由下到上由1500mm減小至400mm，內(nèi)墻厚度由下到上由1000mm減小至400mm。
結構彈塑性模型
構建采用PERRORM-3D軟件，采用自主研發(fā)的模型數(shù)據(jù)轉換接口ARTS-Y2P，可將YJK彈性模型配筋信息轉換為PERFORM-3D非線性模型，柱纖維截面模型見圖3，梁基于塑性鉸模型見圖4，整體結構模型見圖5。
圖3 纖維截面模型
圖4 塑性鉸模型
圖5 整體結構模型（左：YJK模型 右：PERFORM-3D模型）
地震波與阻尼模型
地震波采用2組天然波（NW1，NW2波）與1組人工波（AW波），對結構進行三向地震時程分析，水平主向、水平次向和豎向地震波幅值按1∶0.85∶0.65定義，水平主向地震峰值加速度為220gal。
結構阻尼采用瑞雷阻尼模型來模擬，設定0.25倍與1.25倍結構第1階周期T1所對應的阻尼比為5%。
性能目標與評價指標
綜合考慮抗震設防類別、設防烈度、場地條件、結構特殊性、建造費用、震后損失和修復難易程度等各項因素，設定結構性能目標為C，D。根據(jù)結構構件重要程度不同，結合結構抗震性能目標，結構構件抗震性能目標見表1。
| 抗震烈度水準 | 多遇地震 | 設防地震 | 罕遇地震 |
| 整體變形控制目標 | 1 /500 | — | 1/100 |
| 核心筒底部加強區(qū)， 底部加強區(qū)框架柱， 支承托墻梁端柱 |
彈性 |
抗剪彈性，
抗彎不屈服 |
滿足截面
受剪要求 |
| 核心筒非底部加強區(qū)， 其他外框柱 |
彈性 | 少量可彎曲屈服 | 局部彎曲屈服 |
| 連梁 | 彈性 | 可彎曲屈服 | 彎曲損壞 |
| 框架梁 | 彈性 | 部分可彎曲屈服 | 可彎曲屈服 |
| 托墻梁 | 彈性 | 彈性 | 不屈服 |
表1 結構構件抗震性能目標
基于抗震性能目標設定不同性能狀態(tài)對應的構件塑性轉角限值（表2），同時在分析模型中設定構件材料應變限值（表3）。
| 構件類別 | 輕度損傷 | 中度損傷 | 重度損傷 | 本文限值 |
| ＲC 轉換梁 ＲC 普通梁 ＲC 連梁 SＲC 與ＲC 柱 剪力墻 |
0. 002 0. 005 0. 005 0. 003 0. 002 |
0. 004 0. 015 0. 02 0. 007 0. 005 |
0. 006 0. 02 0. 04 0. 008 0. 01 |
≤0. 002 ≤0. 015 ≤0. 04 ≤0. 003 ≤0. 002 |
表2 不同性能狀態(tài)彎曲塑性角限值
| 構件類型 | 混凝土壓應變 | 鋼筋拉應變 |
| 墻 ＲC 柱 SＲC 柱 |
0. 003 | 0. 004 |
| 轉換梁 轉換梁端柱 |
0. 002 | 0. 002 |
表3 材料應變限值
模型一致性校核
為保證非線性結構模型能正確反映結構特性，在進行非線性分析之前，比較了基于PERFORM-3D模型與基于YJK模型的基本周期和振型，對比結果見表4，結構前3階振型見圖6。
| 軟件 | YJK | PEＲFOＲM-3D | |
| 周期/s | T1 T2 T3 |
7.45 6.90 4.91 |
7.41 6.86 4.30 |
| 總質量/t | 292 615 | 287 923 | |
表4 抗震性能目標
圖6 結構前3階振型
彈塑性時程分析結果
圖7給出了結構在NW1波作用下彈性模型與彈塑性模型頂點位移時程曲線，分析結果表明，結構頂點位移由2.5m減小為1.0m。
圖7 NW1波作用下結構頂點位移時程曲線
圖8為罕遇地震作用下結構X向和Y向樓層的彈塑性層間位移角，可以看出所有樓層的層間位移角均小于1/100。圖9為NW1地震波作用下結構能量時程分布，結果表明，阻尼耗能與塑性耗能是結構的主要耗能形式，阻尼耗能與塑性耗能相當。圖10為構件層面的塑性損傷狀態(tài)，結果表明損傷狀態(tài)均滿足性能目標要求。圖11為39層和43層轉換層中轉換梁的彎曲塑性轉角計算結果，圖中1.0代表塑性轉角達到限值0.002（輕度損傷），結果表明轉換梁塑性轉角都在限值范圍內(nèi)。
圖8 層間位移角計算結果
圖9 結構能量分布
圖10 構件塑性損傷狀態(tài)
托墻轉換梁的抗震等級為特一級，為準確模擬其力學特性，基于Midas Gen軟件，對結構轉換構件的應力分布特點進行分析，為動力彈塑性分析中其力學模型的建立提供依據(jù)，同時也為施工圖設計中采取的抗震構造措施提供參考。轉換梁采用殼單元模擬，圖11所示為Midas Gen分析結果基本呈現(xiàn)為梁下部承受拉應力，上部及梁端出現(xiàn)壓應力。
圖11 某轉換梁應力分布
根據(jù)轉換梁與其支托墻的力流分布特征，如圖12所示優(yōu)化減小轉換梁截面上部截面寬度，下部截面保持不變， 以保證轉換梁減小截面的同時仍能夠承受較大的拉力。
圖12轉換梁截面調整方式
圖13所示轉換梁抗震性能表明，減小截面后的轉換梁仍具有較好的抗震性能，滿足預設性能目標，且與優(yōu)化前塑性損傷狀態(tài)基本一致。
圖13 優(yōu)化設計前后轉換梁塑性轉角
與SAUSAGE軟件分析結果的對比
結構顧問單位采用了SAUSAGE軟件對結構進行了動力彈塑性分析，因此中衡設計對PERFORM-3D軟件和SAUSAGE軟件的分析結果進行了對比研究。
結構體系與彈塑性模型
頂點位移曲線
圖14為兩個軟件計算出的AW波X主向輸入下外框柱頂點位移時程曲線。PERFORM-3D計算出時程曲線與SAUSAGE的形狀較為一致，且兩個軟件計算的時程曲線峰值點出現(xiàn)時刻較為一致。
圖14 AW波X主向作用下外框柱頂點位移時程曲線
核心筒損傷
圖15為兩個軟件計算出的核心筒損傷分布。由圖可知，PERFORM-3D與SAUSAGE計算出的核心筒損傷分布趨勢較為一致，PERFORM-3D計算出非底部加強區(qū)局部損傷程度要低于SAUSAGE結果。
圖15 核心筒損傷分布圖
對比分析
對兩個軟件的力學模型和分析結果進行對比研究，產(chǎn)生不同結果的主要原因有如下4點：
1）核心筒底部力學模型不一致。PERFORM-3D模型中為控制中震雙向地震作用下混凝土拉應力不大于2倍抗拉強度標準值，構件模擬考慮了附加型鋼作用，且邊緣構件采用纖維截面模型模擬，而非彈塑性桿元與實際受力工作狀態(tài)一致，不存在等效。PERFORM-3D模型核心筒底部區(qū)域損傷較SAUSAGE模型略輕，同時可說明此區(qū)域型鋼存在一定的優(yōu)化空間。
2）阻尼模型不一致。SAUSAGE模型采用了擬模態(tài)阻尼計算方法；PERFORM-3D模型采用了瑞雷阻尼計算方法。由于瑞雷阻尼的高階振型對應的阻尼比要高于5%，因此采用瑞雷阻尼計算結果要偏小于5%的模態(tài)阻尼，見圖16。
圖16 阻尼模型
3）材料本構不一致。在SAUSAGE模型中，鋼材和混凝土材料的本構模型中應用了標準值；在PERFORM-3D模型中，為了充分挖掘結構性能儲備，鋼材的本構模型應用了極限值，柱箍筋范圍內(nèi)的混凝土本構模型采用了約束混凝土理論（峰值應力、應變均有所提高）；因此PERFORM-3D模型計算的豎向構件塑性損傷會比SAUSAGE模型小，但結構的塑性損傷會更加集中在水平構件（連梁）上。
4）單元模型不一致。在SAUSAGE模型中連梁采用了殼單元模擬；PERFORM-3D模型中連梁采用了梁單元模擬，見圖17；塑性開展后，梁單元的剛度要較殼單元小，可能會減小結構的內(nèi)力響應。
圖17 單元模型
基于TBI的動力彈塑性分析
計算參數(shù)設置
《基于性能的高層建筑抗震設計準則》（Guidelines for performance-based seismic design of tall buildings，簡稱TBI）由加州大學伯克利校區(qū)的太平洋地震工程研究中心（PEER）發(fā)布，其建立了第一代建筑性能化抗震設計方法的框架，代表了目前較為先進的性能化設計水平。項目中基于此設計準則，完成了動力彈塑性分析，其與國內(nèi)已有方法有較多不同，包括初始阻尼比調整為2.5%，活荷載重力代表值系數(shù)調整為0.25。
根據(jù)前述結構動力彈塑性分析結果，選取引起結構響應最大的AW波進行分析。
頂點位移曲線
圖18為結構頂點位移時程曲線，X向頂點位移最大值為1.787m，Y向最大值為1.657m，分別為罕遇地震作用下頂點位移最大值的1.17倍和1.30倍。
圖18 結構頂點位移時程曲線
層間位移角曲線
圖19為結構層間位移角分析結果，X向層間位移角最大值為1/115，Y向為1/124，分別為罕遇地震作用下層間位移角最大值的1.45倍和1.34倍。彈塑性層間位移角最大值1/115小于TBI建議限值3%，說明結構抗震性能滿足TBI要求。
圖19 結構層間位移角曲線
結論
1）罕遇地震作用下，彈塑性模型的結構周期約為彈性模型的1.21倍。
2）在罕遇地震作用下，結構在各個地震波作用下X向最大層間位移角為1/110，Y向最大層間位移角為1/114，均滿足規(guī)范小于1/100的要求。
3）結構能量分布時程表明，阻尼耗能與塑性耗能是結構的主要耗能形式，阻尼耗能與塑性耗能相當，塑性開展程度基本接近中等程度。
4）構件層面的塑性損傷狀態(tài)表明，連梁作為結構抗震第一道防線，在地震作用下迅速進入損傷階段，并在整個地震過程中保持耗能作用；在地震作用后，連梁損傷較大，損壞較為明顯，達到耗能設計意圖，其屈服耗能有效地保護了主體墻肢不被嚴重損壞；樓面梁處于輕度或中度損壞狀態(tài)，底部區(qū)域柱與上部區(qū)域柱輕度損壞；少量墻肢處于輕微或輕度損壞狀態(tài)，個別墻肢發(fā)生中度損壞，但其范圍較小，結構的整體性依然保持較好。
5）轉換梁經(jīng)優(yōu)化設計后彈塑性分析得到的彎曲塑性轉角仍滿足性能目標要求。
6）構件設計階段，針對結構薄弱環(huán)節(jié)采取加強措施，以期進一步提高結構抗震性能。
7）PERFORM-3D模型與SAUSAGE模型的結構頂點位移曲線、塑性損傷分布等宏觀分析結果較為一致，能夠互相驗證。
8）結構抗震性能滿足TBI要求。
參考文獻
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