王 飛，繆冬冬，朱佳鋒，彭小龍

(江蘇科技大學土木工程與建筑學院，江蘇鎮(zhèn)江212003)

隨著建筑高度越來越高，控制結構設計的主要因素也從豎向荷載轉變?yōu)樗胶奢d.在眾多新型高層結構形式中，巨型結構由于其巨大的抗側剛度及超常規(guī)的整體性能越來越受到人們的關注［1－2］.文獻［3］中研究了巨型鋼框架的動力特性，并提出了具體的設計建議.文獻［4］中評估了Pushover方法分析帶支撐鋼框架地震位移時的精度.文獻［5］中提出了附加阻尼裝置的懸掛式巨型鋼框架支撐體系，并進行了模態(tài)分析.文獻［6］中采用Pushover分析方法研究了巨型鋼框架—預應力復合支撐體系在水平荷載下的破壞性能.

在巨型鋼框架—預應力復合支撐體系基礎上，文獻［7］中提出了巨型鋼框架—拉索支撐體系，并對該體系典型結構進行了Pushover分析，研究了其抗震性能.巨型鋼框架—拉索支撐體系即在巨型鋼框架中設置V形預應力拉索，將巨型梁的荷載以軸力形式傳遞給巨型柱，從而減小梁的跨中彎矩，同時還可適當提高結構抗側剛度.由于文獻［7］中結構有部分構件在規(guī)范規(guī)定的水平風荷載和地震作用下應力比已超過1，故有必要重新確定構件截面尺寸，使其應力比逼近且不超過1.

為進一步研究巨型鋼框架—拉索支撐體系的破壞模式及彈塑性性能，文中在倒三角形分布、均勻分布兩種水平加載模式下，對優(yōu)化后的典型巨型鋼框架—拉索支撐結構進行Pushover分析，研究該結構在不同水平加載模式下的破壞機理，考察其抗側剛度、預應力拉索受力特征、構件塑性鉸出現(xiàn)的先后順序.

1 分析模型

分析采用的典型巨型鋼框架—拉索支撐結構平面圖如圖1a)所示.結構總高216m，共54層，每層高4m.結構每9層設4根巨型立體桁架梁并使其與巨型柱相連，巨型梁高4m，由4根工字形弦桿及豎向、斜向腹桿組成.由于結構對稱，為簡化取其中一榀進行分析，平面計算模型如圖1b)所示巨型柱底和地面固接，底層索和地面鉸接，不考慮結構和地基的相互作用.經(jīng)抗風抗震優(yōu)化設計后各構件截面尺寸見表1，優(yōu)化后構件間的相對剛度比基本保持不變.其中，主要鋼構件均采用Q345B.

表1 優(yōu)化后的構件截面尺寸Table1 Optim ized section sizes ofmembers

預應力索的初始拉力取值準則為:“最不利工況下，受壓預應力拉索剩余拉力接近零”及“正常使用狀態(tài)下，巨型梁的變形滿足規(guī)范要求且不出現(xiàn)反拱”［8－10］;各層拉索直徑按文獻［10］方法確定.各層拉索參數(shù)見表2.

圖1 結構計算模型Fig.1 Structural com putingmodel

表2 拉索的直徑和預拉力Table2 Diameters and pretensions of cables

采用有限元程序SAP2000對結構進行Pushover分析，豎向荷載包括恒荷載和活荷載，水平荷拉索采用屈服強度為1670MPa的鋼絞線.載采用倒三角分布和均布兩種方式，施加方向自左向右，大小呈線性增長.這是因為倒三角加載得到的是推覆結構推覆曲線下限，均布加載得到的是結構推覆曲線上限，且實施起來比較簡單.設定分析類型為靜力非線性，并考慮P－Δ效應.預應力拉索和梁柱中構件一樣，均采用框架單元，但只受拉，其壓拉比限值為0，且定義其截面主慣性矩為一極小值，其預拉力通過降溫法施加.塑性鉸采用FEMA型，壓彎鉸(PMM鉸)設在巨型柱柱肢兩端;彎矩鉸(MM鉸)設在巨型梁弦桿、樓層梁兩端;軸力鉸(P鉸)設在拉索中間.位移監(jiān)測點選擇模型頂點，監(jiān)測位移值取4m.

2 分析結果

2.1 結構的破壞模式

倒三角荷載下，底部剪力達到19 081 kN時，第一大層柱間支撐最先開始屈服，其他桿件均保持彈性，結構頂點位移為1712mm;底部剪力達到20844 kN時，第二大層巨型梁腹桿開始出現(xiàn)塑性鉸，相應頂點位移為1895mm;底部剪力達到24618kN時，第一大層樓層梁開始出現(xiàn)塑性鉸，相應頂點位移為2384mm;底部剪力達到26453 kN時，相應頂點位移達到2670mm，右側柱肢底部開始出現(xiàn)塑性鉸，結構塑性變形繼續(xù)增大;底部剪力達到27 705 kN時，相應頂點位移達到2 879mm，下部兩層樓層梁和柱肢中的塑性鉸大量出現(xiàn)，結構達到極限承載狀態(tài).

倒三角荷載下，極限承載狀態(tài)結構塑性鉸出現(xiàn)情況如圖2所示，其破壞順序依次為:巨型柱肢間支撐、巨型梁腹桿、樓層梁、柱肢.水平荷載達到極限時，結構體系的塑性發(fā)展相當充分，其中巨型梁腹桿，巨型柱肢間支撐和樓層梁的塑性變形程度相當大，形成了為數(shù)眾多的塑性鉸.

結構在均布荷載作用下的出鉸情況與倒三角分布荷載相同.

圖2 倒三角荷載作用極限狀態(tài)下結構中的塑性鉸Fig.2 Plastic hinges under horizontal ultimate load with inverted triangle distribution

2.2 底部剪力和抗側剛度

按倒三角和均布兩種加載方式分別對巨型鋼框架—拉索支撐體系進行靜力推覆分析得到的底部剪力F、抗側剛度K與頂點位移S之間的關系如圖3所示.圖3a)表明，水平荷載較小時，結構體系基本處于彈性狀態(tài)，即圖中開始的直線部分.隨著荷載逐步增大，結構由彈性向塑性狀態(tài)過渡，底部剪力曲線也從直線段過渡到曲線段，且曲線斜率逐步趨于平緩.最終，在倒三角荷載下，當荷載達到27705 kN，相應頂點位移為2879mm時，結構達到極限狀態(tài).在均布荷載下，當荷載達到38 018 kN，相應頂點位移為3109mm時，結構達到極限狀態(tài).可見，當頂點位移相同時，均布荷載得到的底部剪力大于倒三角荷載，不同加載方式得到的結構性能曲線也不同.

圖3b)表明，水平荷載增加時，結構的水平抗側剛度逐漸減小.倒三角荷載下推覆得到的結構抗側剛度小于按均布荷載推覆得到的抗側剛度，且前者剛度下降比后者趨于平緩.施加倒三角荷載時結構的初始剛度為13.49 kN/mm，施加均布荷載時結構的初始剛度為18.97 kN/mm.

圖3 結構底部剪力、抗側剛度和頂點位移的關系Fig.3 Base shear and lateral stiffness versus roof displacement

為考察拉索的影響，現(xiàn)將無拉索和有拉索兩種情況下結構的極限荷載和抗側剛度對比于表3.由表3可知，倒三角荷載作用下，無拉索的巨型鋼框架結構的極限荷載較巨型鋼框架—拉索支撐結構降低18.3%，相應的頂點位移增幅為35.8%，結構初始剛度下降5.89 kN/mm，下降幅度達43.7%;均布荷載作用下，巨型鋼框架結構極限荷載較巨型鋼框架—拉索支撐結構降低21.2%，相應的頂點位移降幅為23.3%，結構初始剛度下降了8.1 kN/mm，下降幅度達到42.7%.這說明拉索的存在有效增強了結構的抗側剛度，并使結構的側向承載力得到了大幅提升.

表3 極限狀態(tài)時結構對應的極限荷載和抗側剛度Table3 U ltimate load and lateral stiffness in lim it state

2.3 拉索應力

倒三角和均布荷載作用下，拉索應力σ隨荷載的變化情況分別如圖4，5所示.對比圖4，5，可發(fā)現(xiàn)在兩種不同加載模式下，拉索應力隨頂點位移變化的總體趨勢相近，如頂層拉索的應力變化速率都緩于其他各層，且頂層拉索退出工作的時間也都晚于其他層，底層拉索應力變化速度隨頂部位移增加都會出現(xiàn)一個突變點，等等，但也有些差別.最值得注意的一點是:均布荷載下結構達到極限承載狀態(tài)時，拉索S1(圖1b))的應力為1016.32MPa，仍未屈服;倒三角荷載下結構達到極限承載狀態(tài)時，S1的應力為1670MPa，已屈服.總得來說，均布荷載下，底部三大層索拉應力所受影響大一些，而倒三角荷載下，頂部三大層索拉應力所受影響更為顯著.

圖4 倒三角荷載下拉索應力—頂點位移曲線Fig.4 Relationship between prestresses of cables and roof displacements under inverted triangle load

圖5 均布荷載下拉索應力—頂點位移曲線Fig.5 Relationship between prestresses of cables and roof displacements under uniform load

3 結論

1 )對巨型鋼框架—拉索支撐結構進行靜力推覆分析得到倒三角和均布兩種加載方式下塑性鉸的出現(xiàn)順序均為:巨型柱肢間支撐、巨型梁腹桿、樓層梁、柱肢，體現(xiàn)了“強柱弱梁”的抗震設計思想.

2 )水平均布荷載作用時巨型鋼框架—拉索支撐結構的反應較倒三角荷載作用時更敏感，相應頂點位移也更大.同時，對比無拉索的巨型鋼框架結構可知，預應力索大大加強了結構的抗側剛度，改善了結構的受力性能.

3 )倒三角和均布兩種加載方式下，拉索應力隨頂點位移的變化總體相似.拉索應力增加的速率越快，同一層中拉索退出工作的時間越早.應特別注意，極限荷載時，均布加載方式下底層拉索已屈服，而在倒三角加載方式下并無拉索屈服.

4 )實際工程設計時，應同時采用均布和倒三角方式這兩種實施起來比較簡單的加載方式評估結構抗震性能.

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