弱連接體支座形式對非對稱雙塔結(jié)構(gòu)的影響分析

郭 洋

(同濟大學(xué)建筑設(shè)計研究院(集團)有限公司，上海 200092)

0 概述

雙塔連體結(jié)構(gòu)通常有強連接和弱連接兩種不同的設(shè)計思路,強連接做法是加強兩個建筑結(jié)構(gòu)之間的聯(lián)系,使其變形協(xié)調(diào)盡可能一致;而弱連接做法是弱化連接體對兩個結(jié)構(gòu)單體的影響。采用強連接還是弱連接一般是根據(jù)連接體及兩側(cè)塔樓之間的相對剛度、連接位置綜合判定。當(dāng)兩個結(jié)構(gòu)單體存在明顯的動力特征差異,且連接體相對兩側(cè)結(jié)構(gòu)位置不高、剛度不大時,常會采用弱連接形式[1]。

采用弱連接形式時,鉸接支座的設(shè)計無疑是設(shè)計的重點,一般要求兩側(cè)建筑中至少有一側(cè)支座采用滑移端,并且要求滑移端在地震作用下不致脫落。對于對稱雙塔結(jié)構(gòu),由于其兩側(cè)結(jié)構(gòu)動力特征、變形接近,支座內(nèi)力相對不大,但對于非對稱雙塔結(jié)構(gòu),其連接體的存在對結(jié)構(gòu)受力影響將會很大。

弱連接支座的形式分為固定鉸支座與滑動支座,兩類支座的不同在于前者僅僅釋放了彎矩,而后者將水平力和彎矩同時釋放。所以即便設(shè)計為弱連接形式,也可能存在固定鉸支座因協(xié)調(diào)變形而導(dǎo)致其產(chǎn)生較大的水平力作用,這種作用對兩側(cè)結(jié)構(gòu)也將產(chǎn)生一定影響,對于非對稱雙塔結(jié)構(gòu),這種影響會進一步放大?；谝陨显?本文將進一步分析不同弱連接方式對兩側(cè)非對稱塔樓的影響。

1 工程算例概況

本文選擇的工程算例來自四川省宜賓市某辦公項目,此項目設(shè)防烈度7度(0.1g),設(shè)計地震分組為第二組,是典型的非對稱雙塔高層建筑。結(jié)構(gòu)計算按照地下室頂板嵌固,地下室層數(shù)為2層(局部1層);較高辦公塔樓(稱高塔)建筑高度為100m,地上為22層,采用框架-核心筒結(jié)構(gòu);較低會議中心塔樓(簡稱低塔)建筑高度為33m,地上7層,采用框架-剪力墻結(jié)構(gòu)。連接體位于3～5層,跨度為32m,高度為8.8m,3層連接體的建筑功能為室內(nèi)連廊,4層及5層為不封閉連廊。由于降低連接體的自重可以有效降低連接體內(nèi)力,有利于抗震[2],所以本項目中,結(jié)構(gòu)設(shè)計采用3榀雙層鋼結(jié)構(gòu)平面桁架體系。桁架上部弦桿及中部弦桿采用箱形截面□800×600×40×40,下部弦桿采用箱形截面□1 000×600×40×40,桁架腹桿采用箱形截面□850×600×40×40。每榀桁架間采用H型鋼進行連接,典型截面為H600×300×12×20,鋼材均采用Q355B。

連接體立面示意如圖1所示,支座樓層處結(jié)構(gòu)平面布置如圖2所示。擬采用弱連接支座形式,弱連接支座形式方案比較如表1所示。

表1 弱連接支座形式方案比較

圖1 立面示意圖

圖2 支座樓層結(jié)構(gòu)平面示意圖

2 工程算例分析

2.1 單塔動力性能分析

采用MIDAS Building對各單塔動力特性進行計算,結(jié)果如表2及表3所示,由表2和表3可見,高塔的第一扭轉(zhuǎn)周期與第一平動周期的比值Tt/T1為0.89;低塔的第一扭轉(zhuǎn)周期與第一平動周期的比值Tt/T1為0.85,均滿足《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 3—2010)[3]的相關(guān)要求。

表2 高塔動力特性

表3 低塔動力特性

雙塔在結(jié)構(gòu)高度、剛度及設(shè)計荷載等方面都有較為明顯的差異。另外,由表2和表3可見,雙塔各自的動力特性也有顯著的不同。針對該項目兩個單體結(jié)構(gòu)相差較大的情況,采用弱連接的方式可以有效減小兩個結(jié)構(gòu)的相互影響,避免出現(xiàn)復(fù)雜的相互耦聯(lián)振動以及大扭轉(zhuǎn)等對抗震不利的情況[4]。

2.2 雙塔動力特性對比

針對表1中三種不用的弱連接方案,對不同方案下各單塔及連接體周期做出分析和對比,結(jié)果詳見表4～6。

表4 各方案下高塔周期對比/s

表5 各方案下低塔周期對比/s

表6 各方案下連接體周期對比/s

從表4～6可看出,由于連接體位于高塔的低位,連接體頂標(biāo)高約為高塔總高度的1/6,所以不同方案對于高塔周期的影響較小;但對于低塔來說,由于連接體頂標(biāo)高接近低塔高度的2/3,所以對低塔的動力特性有較大的影響。即使在低塔端采用摩擦擺支座,由于支座剛度和阻尼的影響,對低塔的影響同樣明顯。對于連接體本身,由于受固定鉸支座的影響,當(dāng)采用方案B和方案C時可以發(fā)現(xiàn),連接體的T1～T3周期與高塔的T4～T6周期及低塔的T1～T3周期相近,都遠小于兩端采用摩擦擺支座的方案A。

2.3 罕遇地震下彈塑性層間位移角對比

A、B、C三種方案結(jié)構(gòu)的底部剪力非常接近,選擇滿足《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2010)(2016年版)[5]要求的地震波,進行彈塑性時程分析,并選取七條波中產(chǎn)生最大基底剪力的地震波ArtWave-RH3TG065進行不同方案下罕遇地震彈塑性層間位移角的對比分析。對比結(jié)果見圖3及圖4。

圖3 罕遇地震下高塔彈塑性層間位移角

圖4 罕遇地震下低塔彈塑性層間位移角

從圖3、4中可知,方案B及方案C在連接體連接處及以下樓層的層間位移角均小于方案A;但對于連接體上部的各層,連接體兩端采用摩擦擺支座的方案A在罕遇地震下的層間位移角的表現(xiàn)要好于一端采用固定鉸支座的方案B、C。且從圖3、4中可以看出,即使采用弱連接方式,連接體的體量及高度與塔樓單體越接近,連接體對塔樓的約束作用也更加明顯。

2.4 支座形式對塔樓關(guān)鍵部位的影響

鑒于建筑方案的超限情況[6],需要對關(guān)鍵構(gòu)件進行性能化設(shè)計,提出性能目標(biāo)[3]?？紤]到建筑功能及超限程度,在構(gòu)件截面保持不變的情況下,各關(guān)鍵構(gòu)件的性能化目標(biāo)如表7所示。

表7 罕遇地震下各關(guān)鍵構(gòu)件性能目標(biāo)

各方案下關(guān)鍵構(gòu)件的性能目標(biāo)實現(xiàn)情況如表8～11所示。從表中可以看出,采用一端摩擦擺支座一端固定鉸接支座的連接方式,剪力墻底部加強區(qū)以及鉸接端框架柱的實際性能化設(shè)計的難度都要高于兩端采用摩擦擺支座的情況。方案C中部分關(guān)鍵構(gòu)件無法滿足正截面不屈服的性能目標(biāo),即使方案B都可以滿足關(guān)鍵構(gòu)件正截面、斜截面不屈服,但是從配筋上看,無論是剪力墻還是框架柱的配筋,在采用兩端摩擦擺支座的方案時都要遠小于采用一端固定鉸接支座的方案。

表8 罕遇地震下剪力墻底部加強區(qū)性能狀況

表9 罕遇地震下連接體兩側(cè)框架柱性能狀況

表10 罕遇地震下連接體應(yīng)力比

表11 罕遇地震下與支撐連接體框架柱相連框架梁性能狀況

在連接體的性能化設(shè)計方面,方案B、C的構(gòu)件內(nèi)力受到塔樓的影響要遠大于方案A的構(gòu)件內(nèi)力,在罕遇地震下,部分構(gòu)件已經(jīng)無法滿足彈性的性能目標(biāo)[7],所以從性能化設(shè)計的角度來看,采用兩端摩擦擺支座的方案A對于后期設(shè)計具有更好的可操作性。

2.5 罕遇地震下摩擦擺支座最大水平位移

選取地震波ArtWave-RH3TG065進行罕遇地震下不同方案的摩擦擺支座最大水平位移的計算分析。采用盈建科軟件YJK進行動力彈塑性分析,得到罕遇地震下不同方案的摩擦擺支座最大水平位移如表12所示。

表12 罕遇地震下各方案摩擦擺支座最大水平位移/mm

由表12可知,兩端均為摩擦擺支座的方案A在罕遇地震下支座的最大水平位移要大于一端采用固定鉸支座的方案B、C,且在本工程中,低塔端采用摩擦擺支座的方案C在罕遇地震作用下支座最大水平位移大于高塔端采用摩擦擺支座的方案B。

綜合以上分析,本項目最終選擇方案A,即兩端摩擦擺支座的設(shè)計方式。

3 工程算例連接體結(jié)構(gòu)設(shè)計

3.1 構(gòu)件設(shè)計

本案最終設(shè)計的桁架由3榀雙層平面桁架組成,單榀桁架總高度為8.8m、跨度為32m。桁架弦桿及斜腹桿均采用焊接箱形截面,箱形截面可提供良好的平面外剛度,有效地降低截面尺寸。桁架間通過焊接箱形桿件及H型鋼提供側(cè)向支撐,每層桁架在邊跨范圍內(nèi)設(shè)置截面φ140×12無縫鋼管作為剛性支撐。連接體剖面示意圖見圖5。為保證結(jié)構(gòu)在罕遇地震下不出現(xiàn)傾覆破壞,在兩側(cè)柱邊設(shè)置了混凝土擋板對鋼桁架進行二次保護,防傾覆構(gòu)造示意如圖6所示。

圖5 連接體剖面示意圖

圖6 防傾覆構(gòu)造示意圖

3.2 連接節(jié)點選擇

由于摩擦擺支座能夠延長連接體的自振周期,降低地震響應(yīng),通過自身摩擦耗散地震能量,進一步降低結(jié)構(gòu)地震響應(yīng),且與鉛芯橡膠支座相比,在罕遇地震下對于位移的控制、回復(fù)能力以及控制結(jié)構(gòu)扭轉(zhuǎn)方面,摩擦擺橡膠支座都有更好的表現(xiàn)[8]。

根據(jù)《公路橋梁摩擦擺式減隔震支座》(JT/T 852—2013)[9]中的式(A.1)～(A.6),摩擦擺支座在罕遇地震下的位移量為150mm、豎向荷載為7 500kN且摩擦系數(shù)μ為0.05的情況下,摩擦擺支座的曲率半徑與等效剛度、隔振周期如表13所示。

表13 摩擦擺支座參數(shù)

由表13可知,摩擦擺支座曲率半徑越大,隔振周期顯著提升,具有更好的隔振效果,支座的等效剛度也會隨之下降,但等效剛度的下降使得連接體在地震工況下的位移更大,較難滿足建筑立面效果,所以綜合各種因素,本項目采用曲率半徑為1.50m的摩擦擺支座。

3.3 舒適度分析

本工程中連接體共三層,根據(jù)《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 3—2010)和《建筑樓蓋結(jié)構(gòu)振動舒適度技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》(JGJ/T 441—2019)[10]相關(guān)要求,樓蓋結(jié)構(gòu)的豎向振動頻率不宜小于3.0Hz,連廊的第一階橫向自振頻率不宜小于1.2Hz,室內(nèi)連廊豎向峰值加速度限值不應(yīng)大于0.15m/s2;不封閉連廊豎向峰值加速度限值不應(yīng)大于0.5m/s2。為了控制加速度滿足規(guī)范要求,3層連接體樓板厚度增至180mm,4層及5層連接體的樓板厚度為150mm。利用盈建科軟件YJK中樓板及設(shè)備振動模塊對最終設(shè)計方案進行樓板舒適度分析,在振動最不利處施加步行荷載及跑動荷載,通過不同的工況組合得到連接體第一階振動模態(tài)(圖7)振動、振動頻率及豎向峰值加速度(表14)。

表14 連接體樓板自振頻率及豎向峰值加速度計算結(jié)果

圖7 連接體樓板第一階振動模態(tài)

由圖8和表14可知,每層樓板的豎向振動頻率均大于3Hz,且每層樓板在不同荷載工況下的豎向峰值加速度不超過限值0.15m/s2(室內(nèi)連廊)及0.5m/s2(不封閉連廊),自振頻率及加速度均滿足規(guī)范要求。

4 結(jié)論

本文以非對稱雙塔連體結(jié)構(gòu)為研究對象,對不同弱連接支座情況下非對稱雙塔樓的動力性能、整體表現(xiàn)、關(guān)鍵部位的性能及節(jié)點處的變形等進行分析,分析得到以下幾點有益結(jié)論:

(1)當(dāng)雙塔連體結(jié)構(gòu)為非對稱雙塔,且連接體位置不高、連接剛度較差時,應(yīng)采用弱連接進行雙塔的連接。

(2)當(dāng)采用弱連接時,采用兩端摩擦擺支座的連接方式雖然在罕遇地震下支座水平位移更大,需要的防震縫更寬,但連接體與塔樓間的相對影響更小,對于關(guān)鍵構(gòu)件的性能化設(shè)計的實現(xiàn)更有利,可以有效降低截面尺寸及配筋量。

(3)采用弱連接的連體結(jié)構(gòu)同樣能夠為塔樓提供一定的約束,即使連接體兩側(cè)均采用摩擦擺支座,罕遇地震下的樓層層間位移角在連接體處仍然有明顯的降低。

(4)當(dāng)連體結(jié)構(gòu)不同樓層有不同的加速度限值要求時,通過調(diào)整連體樓板的厚度可以有效地調(diào)整目標(biāo)樓層的豎向加速度,以滿足舒適度要求。