含摩擦擺高位連體結(jié)構(gòu)抗震性能數(shù)值分析研究*

繆志偉， 馬棟梁， 張志強， 李新舫

(1 東南大學(xué)混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土結(jié)構(gòu)教育部重點實驗室，南京 211189；2 武漢開來建筑設(shè)計股份有限公司，武漢 430061)

0 概述

隨著社會經(jīng)濟的發(fā)展和建筑結(jié)構(gòu)技術(shù)的不斷提高，高位連體結(jié)構(gòu)在建筑工程中應(yīng)用越來越廣泛。高位連體結(jié)構(gòu)在造型外觀、連接方式和結(jié)構(gòu)設(shè)計與分析等方面呈現(xiàn)出了相當(dāng)?shù)膹?fù)雜性和超限性[1]。目前各國專家學(xué)者對高位連體結(jié)構(gòu)的研究主要體現(xiàn)在其支座布置形式、結(jié)構(gòu)動力特性、抗震性能及安全評估等方面。

在此類結(jié)構(gòu)中，連接體與主體塔樓的連接形式是結(jié)構(gòu)設(shè)計與分析的重點。弱連接作為連體結(jié)構(gòu)常用的連接方案，支座部位往往需要設(shè)置成一端或者兩端弱連接的形式，以釋放地震作用下連接體較大的內(nèi)力響應(yīng)，弱連接下的支座位移及支座反力分析與設(shè)計是高位連體結(jié)構(gòu)設(shè)計的關(guān)鍵問題之一[2]。摩擦擺系統(tǒng)/支座(Friction Pendulum System/Bearing，簡稱FPS/FPB)由于對地震激勵頻率范圍內(nèi)的低敏感性和高穩(wěn)定性，并具有較強的限位、自復(fù)位性能和優(yōu)良的隔震與耗能特性等優(yōu)點，早已經(jīng)在工程加固和橋梁隔震中得到了廣泛應(yīng)用[3]。本文基于合理的結(jié)構(gòu)數(shù)值分析模型，針對設(shè)置摩擦擺支座的弱連接方案下的某高位連體結(jié)構(gòu)進行了罕遇地震作用下的彈塑性時程分析，并且對比了設(shè)置鉸支座的強連接方案，分析了兩種不同連接方案的抗震性能，為工程設(shè)計提供參考。

1 工程概況

1.1 基本信息

該工程為位于湖北省武漢市某商業(yè)地塊的兩棟對稱塔樓組成的連體高層結(jié)構(gòu)，塔樓地下1層，地上22層，主體塔樓建筑高度102.3m。地下室層高5.2m，1層層高6.0m，2層層高5.2m，3層層高6.0m，4～20層為標(biāo)準(zhǔn)層，層高均為4.5m，21和22層層高分別為3m和5.6m，23層框架層層高為4.4m。根據(jù)建筑方案，本工程在兩棟塔樓的頂部(標(biāo)高106.7m)正中間處布置一個鋼結(jié)構(gòu)棚架。該棚架采用管桁架，建筑高度為3.6m，平面呈弧形，內(nèi)弧跨度為49.2m，外弧跨度為58.1m，棚架平立面尺寸、主要構(gòu)件截面尺寸以及弱連接方案支座布置如圖1所示，兩邊各有36m長度的部分為塔樓支承區(qū)域。因此，兩個塔樓通過頂部鋼棚架形成了高位連體結(jié)構(gòu)，而設(shè)置于兩塔樓主體結(jié)構(gòu)和鋼棚架之間的23層框架則是連體體系的關(guān)鍵連接受力部位，如圖2所示。

圖1 鋼結(jié)構(gòu)棚架尺寸及弱連接方案支座布置

圖2 整體結(jié)構(gòu)分析模型

擬建場地位于抗震設(shè)防烈度6度區(qū)，設(shè)計基本地震加速度為0.05g，設(shè)計地震分組為第一組，建筑場地類別為Ⅱ類，場地特征周期值為0.35s。本工程兩棟塔樓采用RC框架-剪力墻結(jié)構(gòu)體系，頂部棚架采用鋼結(jié)構(gòu)管桁架。塔樓4層樓面以下框架和剪力墻的抗震等級為二級，4層樓面以上為三級。考慮屋頂鋼棚架對下部結(jié)構(gòu)的影響，鋼棚架下部1層框架抗震等級為二級。根據(jù)相關(guān)規(guī)范[4-5]，該工程高度未超限，也不存在其他不規(guī)則項。

1.2 連體連接方案設(shè)計

在高位連體結(jié)構(gòu)的設(shè)計中，連體與兩側(cè)塔樓的連接方案，通常會采用一端或者兩端弱連接的形式，以便在地震作用下釋放較多內(nèi)力，避免連接處應(yīng)力集中產(chǎn)生嚴重損傷破壞。但另一方面，弱連接方案可能導(dǎo)致連接部位產(chǎn)生較大的相對位移，需要進行進一步校核。

對于本工程，由于鋼棚架是通過若干支座固定在主體塔樓頂部的23層框架柱頂端上，因此對此處的連接支座考慮了兩種方案。方案一是在每個塔樓23層框架柱頂均設(shè)置12個鉸支座來支承鋼棚架，共計2×12個鉸接支座。圖1(a)所示的由右塔樓支承的鋼棚架區(qū)域內(nèi)的12個圓形標(biāo)記點即為右塔樓23層框架柱的鉸支座位置，左塔樓頂部的12個支座位置與右塔樓支座對稱。方案二則在保留方案一右塔樓頂12個鉸接支座的同時，在左塔樓框架柱頂設(shè)置若干摩擦擺支座，使地震作用下左塔樓和棚架之間可以適當(dāng)相對滑動。顯然，方案一中的鋼棚架對于兩個塔樓的聯(lián)系作用更強，本文稱方案一為強連接方案，方案二為弱連接方案，從而對這兩種不同連接方案下整體結(jié)構(gòu)的抗震性能和連接部位的損傷情況進行對比分析。

需要說明的是，在方案二中，為了避免摩擦擺支座在重力作用下產(chǎn)生豎向拉力，通過先期試算確定了左塔樓頂部設(shè)置6個摩擦擺支座，如圖1(a)所示。圖1(a)中左塔樓1～6號支座即為摩擦擺支座。方案一和方案二中右塔樓頂12個鉸接支座的布置形式完全一致。

2 有限元模型簡介

2.1 結(jié)構(gòu)有限元分析模型

在MSC.MARC軟件中建立此結(jié)構(gòu)雙塔彈塑性分析模型，整體結(jié)構(gòu)模型如圖2所示。本工程結(jié)構(gòu)彈塑性分析中，采用文獻[6-7]所開發(fā)的纖維梁模型來模擬RC框架構(gòu)件(框架梁、框架柱)，纖維梁單元以MSC.MARC中的98號梁單元(鐵木辛柯梁)為基礎(chǔ)，并通過MSC.MARC提供的UBEAM用戶子程序接口嵌入相關(guān)程序?qū)崿F(xiàn)?；炷梁弯摻畈牧蠁屋S加載的本構(gòu)關(guān)系詳見文獻[6]。其中，混凝土本構(gòu)關(guān)系可以合理反映受壓混凝土的約束效應(yīng)(箍筋約束混凝土采用Mander約束混凝土本構(gòu)關(guān)系；非約束混凝土采用《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)[8]建議的混凝土本構(gòu))，以及循環(huán)往復(fù)荷載下的滯回行為(包括剛度和強度退化)和受拉混凝土的“受拉剛化效應(yīng)”；鋼筋本構(gòu)關(guān)系則可以在再加載路徑上合理考慮鋼筋材料的Bauschinger效應(yīng)。關(guān)于纖維梁模型有效性的驗證可參閱文獻[6-7]。

采用文獻[7，9]提出的彈塑性分層殼單元模擬RC剪力墻(包括跨高比較小的連梁)，彈塑性分層殼單元基于MSC.MARC所提供的75號厚殼單元。對于剪力墻中的豎向和水平分布筋，選用“彌散”鋼筋建模方式；對于剪力墻邊緣構(gòu)件、連梁等特殊配筋部位，采用“離散”鋼筋建模方式，即利用MSC.MARC的“INSERTS”功能，就能夠使桿單元模擬的鋼筋和殼單元模擬的混凝土之間位移協(xié)調(diào)并共同工作。在分層殼墻模型中，出于計算量和精度的綜合考慮，本項目主要采用MSC.MARC中定義的彈塑性-斷裂本構(gòu)關(guān)系，其中混凝土材料受壓彈塑性行為基于經(jīng)典增量彈塑性本構(gòu)理論，而混凝土斷裂行為則采用彌散裂縫模型來描述。關(guān)于分層殼模型有效性的驗證可參閱文獻[7，9]。

考慮到結(jié)構(gòu)中沒有樓板大開洞情況，各樓層的樓板采用剛性樓板假定，在模型中約束同一樓層平面處各節(jié)點沿兩個水平方向的平動自由度和繞豎直方向的轉(zhuǎn)動自由度。對于弱連接方案模型，本文利用MSC.MARC的用戶二次開發(fā)功能開發(fā)了特殊彈簧單元以實現(xiàn)模擬摩擦擺支座的各向力學(xué)行為，詳見2.2節(jié)。

2.2 摩擦擺簡化力學(xué)模型

圖3 摩擦擺支座截面及理論模型示意圖[10]

Fv=KvR(1-cosθ)

式中Kv為摩擦擺支座的豎向受壓剛度。

另外，需要說明的是，就摩擦擺支座本身而言，是不能承受豎向拉力的。然而，在罕遇烈度三向地震作用下，個別摩擦擺支座有可能出現(xiàn)豎向壓力消失而上浮的情況，因此在工程實踐中一般要設(shè)置抗拉裝置，由其提供支座拉力。為了給抗拉裝置的設(shè)計提供參考，依據(jù)工程經(jīng)驗以及常用抗拉裝置的規(guī)格，本文數(shù)值模型中暫時設(shè)定當(dāng)?shù)卣疬^程中摩擦擺支座需要承受豎向拉力時，相對應(yīng)的豎向受拉剛度為受壓剛度的1/10。根據(jù)摩擦擺支座的受力狀態(tài)以及支座是否起滑，當(dāng)滑塊滑動轉(zhuǎn)角θ較小時，其水平力計算公式如表1所示。

摩擦擺支座水平力計算公式 表1

在MSC.MARC有限元模型中，在相應(yīng)的節(jié)點設(shè)置“彈簧連接(link-spring)”屬性，并通過用戶二次開發(fā)子程序USPRING編寫相關(guān)程序，實現(xiàn)模擬摩擦擺支座的力-位移關(guān)系特性。

根據(jù)相關(guān)廠家提供的產(chǎn)品型號及對應(yīng)的規(guī)格參數(shù)，本工程摩擦擺支座參數(shù)統(tǒng)一取為軸向受壓剛度為2×103kN/mm，發(fā)生滑移前的初始水平剛度為4kN/mm，靜摩擦系數(shù)為0.06，動摩擦系數(shù)為0.04，摩擦面曲率半徑為3m，豎向壓力限值為6 000kN，水平方向最大滑移量為400mm。

2.3 模態(tài)分析結(jié)果

首先對結(jié)構(gòu)進行模態(tài)分析，表2為雙塔結(jié)構(gòu)模型強連接方案和弱連接方案對應(yīng)的前三階模態(tài)結(jié)果。分析表明，采用強連接方案后，雙塔結(jié)構(gòu)的各階周期相對于弱連接方案略有減小。這是由于上部棚架增強了下部兩塔樓之間的聯(lián)系，提高了整體結(jié)構(gòu)剛度。然而由于上部棚架本身的剛度有限，且即使是強連接方案，上部棚架與下部塔樓之間的連接采用的也是鉸接支座，因此這種增強和提高作用是很有限的。

模態(tài)分析結(jié)果(前三階模態(tài)周期)/s 表2

3 罕遇地震下的彈塑性時程分析

3.1 地震作用參數(shù)

本工程在小震動力時程分析計算時選用了5條天然波和2條人工波，且將選取的7條地震波的平均地震影響系數(shù)曲線與規(guī)范規(guī)定的振型分解反應(yīng)譜法所采用的地震影響系數(shù)曲線進行了對比，表明本文所選取的地震波在統(tǒng)計特性上與目標(biāo)反應(yīng)譜較為吻合，可用于時程分析。考慮到罕遇地震下彈塑性時程分析龐大的計算工作量，本文在此前的7條地震波中選取3條波，分別是天然波1：HOLLYWOOD、天然波2：KATAKHAL、人工波：USER845，對雙塔結(jié)構(gòu)模型進行罕遇地震下的彈塑性時程分析。在前述摩擦擺支座力計算公式中，摩擦擺支座的豎向力會對實時的水平力數(shù)值產(chǎn)生影響，因此必須考慮三向地震作用，地震峰值加速度PGA設(shè)置為125gal，對應(yīng)于6度(0.05g)罕遇地震的水平，兩個水平向(X，Y向)和豎向(Z向)三個主軸方向按照地震動峰值為1∶0.85∶0.65進行三軸輸入。根據(jù)水平地震作用施加的主、次方向不同，分為2個地震工況：1)地震工況1，水平地震動方向為單塔結(jié)構(gòu)的對稱軸方向；2)地震工況2，水平地震動方向為連體結(jié)構(gòu)的對稱軸方向。各工況的水平地震作用主方向如圖4所示。

圖4 考慮不同水平地震動方向的兩種工況

3.2 罕遇地震下的層間位移角計算結(jié)果

統(tǒng)計各條波所有工況下主體塔樓結(jié)構(gòu)的最大層間位移角分布，圖5～6給出了X向的分布結(jié)果，表3則給出了各層結(jié)果中的層間位移角最大值θmax及相應(yīng)樓層n的信息。可見，強連接方案和弱連接方案中，X向罕遇地震下結(jié)構(gòu)的最大層間位移角(出現(xiàn)樓層)分別為1/161(12層)，1/143(15層)。兩種方案下的最大層間位移角結(jié)果有一定差別，但差別不大，這說明上部棚架結(jié)構(gòu)和下部雙塔樓之間采用不同的連接方案對下部主體塔樓的大震位移響應(yīng)有一定影響，但總體上影響較小。另外，兩種方案下工況2計算的最大層間位移角均大于工況1的計算結(jié)果，說明在雙塔結(jié)構(gòu)分析中，工況2對結(jié)構(gòu)而言更不利，必須要加以考慮。參考《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 3—2010)[5]，本工程設(shè)定結(jié)構(gòu)抗震性能目標(biāo)為D+，以1/135作為彈塑性層間位移角限值。根據(jù)圖5，6可知，無論采用哪種連接方案，結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下的X向彈塑性層間變形完全滿足性能目標(biāo)D+的要求。同樣，Y向?qū)娱g位移角的統(tǒng)計結(jié)果也顯示結(jié)構(gòu)完全滿足預(yù)設(shè)性能目標(biāo)要求，限于篇幅，不再贅述。

圖5 強連接方案X向罕遇地震下主體結(jié)構(gòu)層間位移角

各工況作用下X向最大層間位移角及所在樓層 表3

3.3 罕遇地震下的基底總剪力計算結(jié)果

以天然波1為例，給出了兩種方案不同工況下的X向基底總剪力時程結(jié)果，如圖7，8所示。由圖7,8可見，工況1作用下，強連接方案和弱連接方案下結(jié)構(gòu)最大基底總剪力分別為23.3×103，23.2×103kN；工況2作用下，強連接方案和弱連接方案下結(jié)構(gòu)最大基底總剪力分別為29.0×103，28.8×103kN。說明采用強連接方案后，雙塔結(jié)構(gòu)的最大基底總剪力相對于弱連接方案略有提高，這是由于上部棚架增強了下部兩塔樓之間的聯(lián)系，提高了整體結(jié)構(gòu)剛度，故結(jié)構(gòu)所受到的總地震力也有所增大，然而這種增強和提高作用是很有限的。這與前述模態(tài)分析對比的結(jié)果一致。其次，兩種方案下工況2計算的最大基底總剪力均大于工況1的計算結(jié)果，說明工況2下結(jié)構(gòu)的地震作用更大，對結(jié)構(gòu)而言更加不利，與3.2節(jié)的計算結(jié)論相一致。

3.4 罕遇地震下的摩擦擺支座力-位移結(jié)果

對于雙塔結(jié)構(gòu)采用弱連接方案的模型，需要進一步考察摩擦擺支座的最大出力和滑移結(jié)果。以天然波1為例，圖9和圖10分別給出了雙塔弱連接方案模型計算得到的工況1(水平向地震以X向輸入為主)下出力相對較大的1，3，5號摩擦擺支座水平力-位移和豎向力-位移的關(guān)系曲線，各工況作用下摩擦擺支座最大位移和最大反力計算結(jié)果如表4所示。結(jié)果表明，在罕遇烈度三向地震作用下，摩擦擺支座最大水平位移約為259mm(工況1中1號支座)，最大水平力為400kN(工況1中5號支座)；在罕遇烈度三向地震作用下，摩擦擺支座可能會出現(xiàn)小幅受拉的情況。支座出現(xiàn)的最大豎向拉力為409kN(工況2中3號支座)，而支座豎向壓力最大約為4 795kN(工況2中5號支座)。以上結(jié)果表明，弱連接方案中設(shè)定的摩擦擺參數(shù)(2.2節(jié))可以滿足罕遇烈度三向地震作用下的工程設(shè)計要求。

圖6 弱連接方案X向罕遇地震下主體結(jié)構(gòu)層間位移角

圖7 強連接方案X向基底總剪力

圖8 弱連接方案X向基底總剪力

圖9 摩擦擺支座水平力-位移曲線

圖10 摩擦擺支座豎向力-位移曲線

各工況作用下摩擦擺支座最大位移和最大反力對比 表4

為了考察兩種方案下的結(jié)構(gòu)響應(yīng)差異，以天然波1為例，表5給出了工況1下兩種方案1～6號支座最大水平剪力結(jié)果?？梢钥闯?，相對于強連接方案約束較強的鉸接支座，弱連接方案的摩擦擺支座的水平剪力大大降低，從而可以改善連接體及連接部位的受力性能(將在4.4節(jié)進一步論述)。

不同方案下支座最大水平剪力對比/kN 表5

4 罕遇地震下的結(jié)構(gòu)損傷分布與抗震性能水準(zhǔn)評價

4.1 整體結(jié)構(gòu)模型塑性鉸分布

以天然波1為例，圖11給出了雙塔結(jié)構(gòu)強連接方案在工況1(水平向地震以X向輸入為主)下主體塔樓結(jié)構(gòu)塑性鉸分布云圖結(jié)果。圖中的淺色線段表示結(jié)構(gòu)處于彈性狀態(tài)(鋼筋未屈服)，而深色線段則表示結(jié)構(gòu)的該部位(框架梁、框架柱、連梁、墻肢約束邊緣構(gòu)件)有鋼筋屈服，可視為出現(xiàn)塑性鉸。觀察發(fā)現(xiàn)在整個地震過程中，中部樓層連梁和框架梁形成了較多的塑性鉸，而作為豎向構(gòu)件的墻肢和框架柱一直都沒有形成塑性鉸，這說明結(jié)構(gòu)損傷破壞模式為“強墻肢，弱連梁”和“強柱弱梁”，各層連梁和框架梁作為結(jié)構(gòu)的耗能構(gòu)件有效起到了耗散地震輸入能量的作用，從而保護結(jié)構(gòu)中更為重要的豎向構(gòu)件。弱連接方案和強連接方案各工況的結(jié)果也與上述結(jié)論相同，不再贅述。

圖11 強連接方案整體結(jié)構(gòu)塑性鉸分布云圖

4.2 結(jié)構(gòu)構(gòu)件損傷性能水準(zhǔn)指標(biāo)定義

根據(jù)以上的彈塑性分析建模單元描述可知，無論是框架構(gòu)件，還是剪力墻和連梁構(gòu)件，都可以將地震作用下鋼筋混凝土構(gòu)件的復(fù)雜非線性受力變形行為和混凝土、鋼筋材料的本構(gòu)關(guān)系直接聯(lián)系起來。因而，本工程的彈塑性分析將直接基于材料的應(yīng)變對于結(jié)構(gòu)構(gòu)件的損傷性能水準(zhǔn)進行評價。參考規(guī)范FEMA 356[11]，表6列出了進入屈服狀態(tài)后混凝土和鋼材的各水準(zhǔn)應(yīng)變限值。為了應(yīng)用上述指標(biāo)對結(jié)構(gòu)構(gòu)件的損傷性能水準(zhǔn)進行評價，在MSC.MARC軟件中，基于用戶二次開發(fā)功能對結(jié)構(gòu)模型的地震工況計算結(jié)果進行自定義輸出。將剪力墻(含連梁)、框架柱和框架梁等構(gòu)件的鋼筋應(yīng)變和混凝土受壓應(yīng)變進行處理后，以損傷指標(biāo)的形式輸出，可通過云圖進行直觀顯示，進而評價結(jié)構(gòu)構(gòu)件的性能水準(zhǔn)。對于鋼筋，定義輸出損傷變量Ds=εs/εy，其中εs和εy分別為構(gòu)件中鋼筋經(jīng)歷的最大應(yīng)變和屈服應(yīng)變值。對于混凝土，定義輸出損傷變量Dc=εc/ε0，其中εc和ε0分別為構(gòu)件中混凝土經(jīng)歷的最大壓應(yīng)變和峰值應(yīng)變值。根據(jù)上述損傷變量顯示結(jié)果，可以清晰判別結(jié)構(gòu)各構(gòu)件中的鋼筋是否屈服(Ds是否大于1)和混凝土是否受壓達到其峰值應(yīng)變(Dc是否大于1)，并參照表6進一步快速評價該構(gòu)件的具體性能水準(zhǔn)。

結(jié)構(gòu)材料各水準(zhǔn)的塑性應(yīng)變判別標(biāo)準(zhǔn) 表6

各工況作用下主體塔樓結(jié)構(gòu)各構(gòu)件損傷指標(biāo)Ds，Dc結(jié)果與性能水準(zhǔn) 表7

4.3 主體塔樓結(jié)構(gòu)構(gòu)件損傷指標(biāo)結(jié)果與性能水準(zhǔn)評價

以天然波1為例，圖12，13給出了強連接方案工況1下(水平向地震以X向輸入為主)主體塔樓結(jié)構(gòu)各構(gòu)件損傷指標(biāo)分布結(jié)果(圖中顏色越深，損傷指標(biāo)數(shù)值越大，代表相應(yīng)的構(gòu)件損傷程度越嚴重)。各工況作用下主體塔樓結(jié)構(gòu)各構(gòu)件損傷指標(biāo)Ds和Dc結(jié)果與性能水準(zhǔn)如表7所示。可以看出，在罕遇烈度三向地震作用下，所有框架柱和墻肢均處于OP性能水準(zhǔn)，而部分框架梁和連梁則達到了CP性能水準(zhǔn)。說明結(jié)構(gòu)中的框架柱和墻肢基本處于彈性狀態(tài)，而框架梁和連梁作為耗能構(gòu)件，部分可達較嚴重破壞。從空間分布上來看，只是中間樓層的框架梁和連梁較其他樓層損傷程度較嚴重，達到CP性能水準(zhǔn)，在其他樓層則為LS性能水準(zhǔn)。這與框架-剪力墻結(jié)構(gòu)體系的受力變形特征是相符的。根據(jù)強連接方案和弱連接方案的相應(yīng)結(jié)果對比可見，兩種方案下主體塔樓結(jié)構(gòu)損傷程度差別很小，同類構(gòu)件處于相同的性能水準(zhǔn)狀態(tài)。這說明上部棚架結(jié)構(gòu)和下部雙塔樓之間采用不同的連接方案對下部主體塔樓的地震損傷狀況影響很小。

圖12 框架損傷指標(biāo)分布(損傷程度相對最大處為14～16層)

4.4 直接支承上部棚架的框架構(gòu)件損傷指標(biāo)結(jié)果與性能水準(zhǔn)評價

對于本項目雙塔結(jié)構(gòu)而言，塔樓頂部的23層框架直接支承著結(jié)構(gòu)的連接體(上部棚架)，因此其起著連接上部棚架和下部主體塔樓的作用。該區(qū)域構(gòu)件受力復(fù)雜，需要細致校核其損傷指標(biāo)和性能水準(zhǔn)。圖14，15以天然波1的工況1(水平向地震以X向輸入為主)計算結(jié)果為例，分別給出了強連接方案和弱連接方案下塔樓頂部支承上部棚架的框架梁、柱損傷指標(biāo)Dc和Ds的分布結(jié)果(指標(biāo)意義與4.3節(jié)相同)。由圖14,15可以看出，在罕遇烈度三向地震作用下，采用弱連接方案時，可以有效降低連接上部棚架和下部主體塔樓的支承框架構(gòu)件的損傷程度。該區(qū)域的框架梁、柱混凝土損傷指標(biāo)最大值由0.695減為0.599；而更值得關(guān)注的是，在強連接方案中，該區(qū)域的框架柱有可能屈服，鋼筋損傷指標(biāo)最大值達2.88，達到中度損傷水準(zhǔn)，但在弱連接方案中，由于支座水平力大大減小，使得支承上部棚架的框架柱不會屈服，為完好狀態(tài)，該區(qū)域僅框架梁會發(fā)生輕微屈服，鋼筋損傷指標(biāo)最大值僅為1.343，為輕度損壞水準(zhǔn)。這顯示了弱連接方案在本工程中的優(yōu)勢。

圖13 剪力墻(含連梁)損傷指標(biāo)分布(損傷程度相對最大處為5～7層)

圖14 支承上部棚架的23層框架構(gòu)件的混凝土受壓損傷指標(biāo)Dc分布結(jié)果

圖15 支承上部棚架的23層框架構(gòu)件的鋼筋損傷指標(biāo)Ds分布結(jié)果

5 結(jié)論

利用有限元分析軟件MSC.MARC對本工程的雙塔結(jié)構(gòu)(含上部棚架，且分別考慮強連接和弱連接方案)進行數(shù)值模擬，基于罕遇烈度三向地震作用下的彈塑性時程分析，重點考察了結(jié)構(gòu)位移、反力等結(jié)果，并基于軟件的二次開發(fā)功能校核了結(jié)構(gòu)各構(gòu)件的損傷破壞狀態(tài)和性能水準(zhǔn)。得出以下結(jié)論：

(1)本工程雙塔結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下的彈塑性層間變形，無論是強連接方案還是弱連接方案，多條波彈塑性時程分析結(jié)果計算得到的彈塑性層間位移角參考值，均小于1/135，滿足性能化設(shè)計要求。無論采用強連接方案還是弱連接方案，下部主體塔樓結(jié)構(gòu)的損傷破壞模式均為“強墻肢，弱連梁”和“強柱弱梁”，且下部主體塔樓結(jié)構(gòu)的所有墻肢和框架柱處于OP性能水準(zhǔn)，而框架梁和連梁則達到了CP性能水準(zhǔn)。

(2)總的來看，本工程上部棚架結(jié)構(gòu)和下部雙塔樓之間采用不同的連接方案對下部主體塔樓的各種地震響應(yīng)結(jié)果影響都較小。下部主體塔樓結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下層間變形分布較為均勻，不存在明顯的薄弱層；整體結(jié)構(gòu)損傷程度較小，塑性鉸分布合理，耗能構(gòu)件明確，豎向構(gòu)件基本處于彈性狀態(tài)，能滿足性能設(shè)計目標(biāo)D+的要求。

(3)從對支承上部棚架的框架構(gòu)件受力有利的角度考慮，采用基于摩擦擺支座的弱連接方案具有優(yōu)勢，可以大幅減小支承柱的損傷程度。且經(jīng)過計算分析，摩擦擺支座最大出力和滑移量可以滿足工程設(shè)計要求。本文將摩擦擺支座應(yīng)用于高位連體結(jié)構(gòu)進行的彈塑性分析有關(guān)結(jié)果，可為高位連體結(jié)構(gòu)采用摩擦擺進行弱連接方案的抗震設(shè)計提供參考。