CFST框架-SPWS结构的地震响应分析

2010-01-25王建安

土木工程与管理学报 2010年3期

侯健，王建安

(1. 西安交通大学土木工程系，陕西西安 710049； 2. 机械工业勘察设计研究院，陕西西安 710043)

钢板剪力墙结构是20世纪70年代发展起来的一种新型抗侧力结构体系，且已经在一些地区的建筑结构工程中得到应用[1]。钢板剪力墙由于其具有稳定的滞回特性和大的塑性能量吸收能力，且自重轻，已成为一种非常具有应用价值的高层结构抗侧力体系。然而，由于钢板剪力墙宽厚比过大，往往导致其平面外失稳屈曲先于塑性失效。为防止平面外屈曲的发生，需要增加平面外支撑或外包混凝土，导致造价上升，从而限制了其应用[2]。

近年来，日本开始应用一种带竖缝钢板剪力墙[3]。将开缝的概念引入到钢板剪力墙中，可减小钢板的宽厚比，从而提高钢板剪力墙的稳定性，而且，通过调整竖缝的间距、长度等，可以方便地改变墙体的刚度。这种带竖缝钢板剪力墙结构具有方便施工、布置灵活、刚度可调、适用范围广等优点[3～5]。本文基于LS-DYNA有限元程序[6]对一钢管混凝土框架-带竖缝钢板剪力墙工程实例结构进行了地震作用下的动力响应及倒塌分析，同时对比分析了无带缝钢板剪力墙的框架结构。结果表明，钢管混凝土框架-带竖缝钢板剪力墙结构具有良好的抗震性能、较小的层间侧移、较强的抗倒塌能力等优点。

1 工程概况

位于8度抗震设防区，设计地震分组为第二组，Ⅱ类场地土的某十一层钢管混凝土框架结构住宅，标准层建筑平面布置如图1所示。在一至十层结构中跨中间梁的中部分别布置一片带缝钢板剪力墙(图2)。为调节墙的刚度，一至五层钢板剪力墙设置三道竖缝，六至十层钢板剪力墙设置两道竖缝。设计框架柱为方钢管混凝土柱，其截面尺寸为350 mm×350 mm，钢板厚度一至三层为12 mm，四至十一层为10 mm，钢材均为Q345，内填C40混凝土。框架梁为H型钢梁，截面为450 mm×200 mm×9 mm×14 mm，钢材为Q345。带竖缝钢板剪力墙厚度均为10 mm，钢材均为Q235。楼板采用现浇钢筋混凝土板，其厚度为100 mm，混凝土强度等级为C25。楼面恒载为4.0 kN/m2，活载为2.0 kN/m2，屋面恒载为5.5 kN/m2，活载为0.5 kN/m2。

图1 标准层结构平面布置图

图2 带竖缝钢板剪力墙示意图

2 计算模型

选取LS-DYNA有限元程序进行结构的动力响应及倒塌分析。对钢管混凝土柱外壁方钢管、H型钢梁、带缝钢板剪力墙及混凝土楼板均采用SHELL163壳单元，对钢管混凝土柱的内填混凝土采用SOLID164三维实体单元，不考虑钢管内壁与混凝土间的粘结滑移。

计算模型中，钢材和混凝土本构关系均选用LS-DYNA中的材料Plastic Kinematic模型[7]。对Q345钢材，材料密度为7800 kg/m3，弹性模量为200 GPa，泊松比为0.27，屈服强度为300MPa，屈服后强化模量为2 GPa，断裂失效塑性变形为1%；对Q235钢材，材料密度为7800 kg/m3，弹性模量为210 GPa，泊松比为0.27，屈服强度为210 MPa，屈服后强化模量为2 GPa，断裂失效塑性变形为1%；钢管内填C40混凝土，材料密度为2500 kg/m3，弹性模量为32.5 GPa，泊松比为0.2，屈服强度为19.1 MPa，屈服后强化模量为0，断裂失效塑性变形为0.38%；对于钢筋混凝土楼板近似将其看作均质单一材料，仍采用Plastic Kinematic模型，材料密度为2500 kg/m3，弹性模量为30 GPa，泊松比为0.2，屈服强度为30 MPa，屈服后强化模量为0，断裂失效塑性变形为0.38%。

为了能尽可能客观真实地反映带缝钢板墙的工作性能，尤其是两竖缝间的“小柱”的性能，则在单元划分时钢板墙单元应尽可能小。此次，将两缝间的每个“小柱”分为两列四行共8个单元。

3 计算结果及分析

根据El-Centro地震波x向记录，选取其峰值加速度所在一段持时共4s的记录，如图3所示，并根据结构设计的抗震设防能力，分六种不同工况(地震波峰值不同，但波形相同)进行加载分析。六种不同工况下的波峰值分别为：2，4，6.2，9，12，15 m/s2。

图3 加速度波(工况1)

3.1 框剪结构

对于设有带缝钢板剪力墙的框架结构进行有限元计算分析，可得上述六种工况下结构顶层的侧移曲线和整体反应分别如图4和图5所示。

由图4和图5可见，前5种工况下结构并未出现整体倒塌破坏，但随加载地震波峰值增大，结构整体反应明显增强，工况6时，结构出现了整体倒塌破坏；带缝钢板剪力墙总是先于结构其它部位出现破坏，且随加载地震波峰值增大，钢板墙局部破坏程度明显增强。

根据各工况计算过程中，结构局部破坏的详细信息可见：(1)工况1时，单元35782先发生破坏，其位于第二层剪力墙，工况2至工况6时，单元35119先发生破坏，其也位于第二层剪力墙；(2)工况1时，结构局部破坏只出现于一至五层剪力墙上，其最大破坏单元号37924，工况2时，结构局部破坏出现于一至九层剪力墙上，其最大破坏单元号39556，工况3时，结构局部破坏出现于所有剪力墙上，其最大破坏单元号40592，在工况4之后，结构局部破坏不仅出现在所有剪力墙上，同时一些梁或柱单元也出现局部破坏；(3)工况1至工况6，结构总的破坏单元数分别为：17、84、140、240、602和1463。

图4 不同工况下框剪结构顶层侧移反应

图5 不同工况下框剪结构整体反应

3.2 框架结构

对于无带缝钢板剪力墙的框架结构进行有限元计算分析，可得上述六种工况下结构顶层的侧移曲线和整体反应分别如图6和图7所示。

由图6和图7可见，前4种工况下结构并未出现整体倒塌破坏，但随加载地震波峰值增大，结构整体反应明显增强，工况5和工况6时，结构出现了整体倒塌破坏，且随加载地震波峰值增大，结构发生整体倒塌破坏的时间提前，或相同时刻结构的倒塌程度显著增强。

图6 不同工况下框架结构顶层侧移反应

图7 不同工况下框架结构整体反应

对比图5和图7可见，有带缝钢板剪力墙的框架结构的抗震能力明显强于无剪力墙的框架结构，其在工况6的3.6 s附近开始出现整体倒塌破坏，而无剪力墙的框架结构在工况5时即发生整体倒塌破坏，且3.6 s时破坏程度已十分明显。

3.3 最大层间位移对比

对未出现整体倒塌破坏的前4工况，对比有剪力墙和无剪力墙结构各层的最大层间位移角如表1所示。由表1可见，在工况1、工况2和工况3时，有剪力墙结构各层的最大层间位移角都小于无剪力墙结构对应各层的最大层间位移角。工况1时，有剪力墙结构各层的最大层间位移角都在无剪力墙结构的75%以内，工况2时，有剪力墙结构均在无剪力墙结构的82%以内，工况3时，有剪力墙结构均在无剪力墙结构的93%以内。而在接近整体倒塌的工况4时，除第6～8层外，有剪力墙其它各层的最大层间位移角也都小于无剪力墙结构。同时可见，在工况2之前，有、无剪力墙结构的最大层间位移角均小于建筑抗震设计规范规定的限值1/50；在工况3之后，有、无剪力墙结构的最大层间位移角均已超过了其限值1/50。