劉曉真，雷慶關

(安徽建筑大學土木工程學院，安徽合肥230601)

隨著我國的城鎮(zhèn)化進程，為了充分利用土地，滿足人們對建筑的使用要求，設計師們更加傾向設計高層建筑，大底盤雙塔高層建筑便是這個時代的產物。對大底盤雙塔結構而言，因其復雜性及震害的嚴重性，抗震分析就顯得尤為重要。

大底盤雙塔結構是指兩個等高塔樓通過底部不設變形縫的裙房連成整體的建筑物［1］。如果兩座塔樓通過懸空連接體銜接，稱其為大底盤雙塔連體結構。這類結構通常由大底盤、塔樓和連接體構成［2］。

因大底盤雙塔建筑結構體量龐大，建筑構件種類復雜且數(shù)目繁多，所以為便于對這類結構進行地震響應和動力特性分析，需要對其計算模型進行簡化處理［3］。建立大底盤等高雙塔結構模型，先對模型進行雙向地震作用下的反應譜分析，由分析所得結構樓層位移，算出層間位移角，判斷結構抗震性能，再利用三種地震波對模型進行線性時程分析，判定結構在地震作用下的響應，找出薄弱層［4］，最后進行靜力非線性分析，通過塑性鉸的發(fā)展變化，進一步評估結構抗震性能。

1 工程算例

本文研究的等高雙塔結構為辦公商用綜合大樓，是鋼筋混凝土框架結構，抗震設防烈度是8°，建筑物場地類別是Ⅱ類，受力筋采用HRB400鋼筋，箍筋采用HPB300鋼筋。采用強度為C40梁、柱，裙房結構采用強度為C40板，上部結構采用強度為C30板，下部裙房結構板厚取150 mm，上部雙塔結構板厚取120 mm。梁上均布線荷載為10 kN/m，樓面活荷載為2.0 kN/m2，樓面恒荷載為4.5 kN/m2。1～4層是商用部分，樓層高度為4.8 m，5～18層為辦公所用，樓層高度為3.6 m，橫向柱距邊跨為6 m，中間跨為8 m，縱向柱距為6 m，柱截面選用1 100 mm×1 100 mm，950 mm×950 mm，梁截面采用600 mm×900 mm，600 mm×800 mm，連體部位鋼桁架采用H600 mm×300 mm×12 mm×20 mm。模型1和模型2是等高雙塔結構，塔高為69.6 m。如圖1、圖2所示。

圖1 大底盤等高雙塔結構模型1

圖2 大底盤等高雙塔連體結構模型2

2 雙向反應譜分析

很多情況下我們只考慮水平地震作用對結構的影響，因為大部分的地震災害表明，水平地震對結構的影響遠比豎向地震對結構的影響大。只有對不規(guī)則結構進行抗震分析時才考慮豎向地震作用對結構的影響［5］。

本文采用的地震影響系數(shù)曲線如圖3所示。

圖3 地震影響系數(shù)曲線

對大底盤等高雙塔模型進行雙向反應譜分析，經計算得到樓層位移和層間位移角(見表1)。

表1 雙向反應譜分析下結構的樓層位移和層間位移角

續(xù)表

雙向反應譜分析下模型1和模型2的層間位移角包絡圖如圖4、圖5所示。

圖4 反應譜分析下模型1與模型2在X方向層間位移角包絡圖

圖5 反應譜分析下模型1與模型2在Y方向層間位移角包絡圖

由表1及圖4、圖5可知:

(1)反應譜分析下，在X方向:模型1和模型2層間位移角最大值都出現(xiàn)在第七層，分別為1/654、1/794，都小于1/550，符合規(guī)范對鋼筋混凝土框架結構層間位移角限值的規(guī)定。轉換層為第4層，模型1和模型2層間位移角是1/1 258、1/1 076，而第5層所對應的層間位移角是1/925、1/966，相鄰兩樓層有明顯的突變［6］。Y方向分析結果與X方向結果一致。

(2)模型2為連體結構，在第15層進行連接，其整體性提高，而層間位移角發(fā)生突變。

(3)大底盤雙塔連體結構比大底盤雙塔結構整體剛度大［7］。

3 線性時程分析

時程分析分為線性時程分析和非線性時程分析，線性分析所得出的結果可以直接用于結構的設計，它是以時間函數(shù)的方式把動力作用引到微分方程中去，結構中每時每刻的地震響應及其響應的變化都可以通過積分的方式獲得。

對EL-centro波、Taft波及Lanzhou1波做相應調幅之后，輸入模型中進行彈性時程分析，模型1和模型2彈性時程分析下樓層位移和層間位移角如表2、表3所示。

表2 線性時程分析下模型1的樓層位移和層間位移角

續(xù)表

表3 線性時程分析下模型2的樓層位移和層間位移角

線性時程分析下模型1和模型2的層間位移角包絡圖如圖6、圖7所示。

由表2、表3及圖6、圖7可知:

(1)在EL-centro波作用下模型1和模型2頂點最大位移是70.147 mm、56.968 mm，層間位移角最大值是1/650、1/646;在Taft波作用下頂點位移最大值為61.456 mm、50.560 mm，層間位移角最大值為1/822、1/950;在Lanzhou1波作用下頂點最大位移是55.386 mm、46.827 mm，層間位移角最大值是1/939、1 /1 111，均小于1/550，滿足規(guī)范對鋼筋混凝土框架結構層間位移角限值的規(guī)定。轉換層為第4層，相鄰兩樓層層間位移角有顯著突變。

圖6 線性時程分析下模型1層間位移角包絡圖

圖7 線性時程分析下模型2層間位移角包絡圖

(2)對同一模型來說，EL-centro波作用下頂點最大位移比Taft波作用下頂點最大位移大，Lanzhou1波作用下的頂點位移是最小的。

4 Pushover分析法

Pushover分析法實際上屬于靜力非線性分析，是介于彈性時程與彈塑性時程之間的分析方法，比非線性時程分析簡單，它是對結構以某一形式施加水平荷載，同時施加豎向荷載，而豎向荷載保持不變，水平荷載增加使模型控制點達到目標。人們越來越多選用靜力非線性分析方法對大底盤雙塔結構抗震性能進行分析［8］。

框架梁、柱的塑性鉸為默認鉸，布置在梁、柱兩端，距端部相對距離為0.1、0.9。對模型1、模型2進行Pushover分析，塑性鉸的最終發(fā)展情況如圖8、圖9所示。

圖8 模型1塑性鉸的發(fā)展

圖9 模型2塑性鉸的發(fā)展

由圖8、圖9塑性鉸發(fā)展情況可知:

(1)模型1大底盤梁端上和右塔梁端上出現(xiàn)大量B狀態(tài)塑性鉸，左塔中間位置梁端上出現(xiàn)LS和C狀態(tài)塑性鉸，第五層的柱端上和第十三、十四層的梁端上出現(xiàn)IO狀態(tài)的塑性鉸，最上部梁端、柱端上的塑性鉸仍處于B狀態(tài)。

(2)模型2第一層的梁端、柱端出現(xiàn)大量B狀態(tài)塑性鉸，第二、三層的梁端上出現(xiàn)大量IO狀態(tài)的塑性鉸，柱端上塑性鉸仍處于B狀態(tài)，第五層到第十四層梁端上出現(xiàn)大量C狀態(tài)塑性鉸，柱端上也出現(xiàn)少量的IO、LS狀態(tài)塑性鉸，最上面四層的梁端、柱端上仍然為B狀態(tài)塑性鉸。

(3)塑性鉸先出現(xiàn)在梁段上，當梁段上出現(xiàn)大量的塑性鉸后，柱端塑性鉸才出現(xiàn)并且發(fā)展緩慢。塑性鉸的完全失效也出現(xiàn)在梁端。符合抗震規(guī)范“強柱弱梁”要求，與前面線性分析的結果相一致。

5 小結

本文主要是對大底盤等高雙塔結構的抗震性能進行研究，建立模型，分別進行雙向反應譜分析、線性時程分析及pushover分析，對結構抗震性進行評估，得出以下結論:

(1)對模型進行雙向地震作用下的反應譜分析，計算可知結構層間位移角都符合1/550限制要求。

(2)對兩個模型分別輸入兩條實際記錄地震波和一條人工地震波，進行線性時程分析，經計算得結構層間位移角，找出結構薄弱層。分析可知:在不同地震波作用下，結構的反應不相同，結構在EL-centro波作用下的反應比Taft波作用下的反應大。

(3)先對結構指定鉸、定義荷載，再對結構塑性鉸發(fā)展過程進行分析。分析結果表明:結構抗震性能良好，塑性鉸先出現(xiàn)在梁上，然后出現(xiàn)在柱上，塑性鉸的發(fā)展?jié)M足“強柱弱梁”要求，與前面線性分析結果一致。

［1］ 沈蒲生.多塔與連體高層結構設計與施工［M］.北京:機械工業(yè)出版社，2009.

［2］ 何志軍，丁潔民，吳宏磊.上海國際設計中心不對稱雙塔連體結構設計研究［J］.建筑結構，2008(9):47－51.

［3］ 石文龍，孫飛飛，李國強.某多塔連體高層建筑的豎向地震反應分析［J］.建筑結構，2007，37(8):65－69.

［4］ 陳孝堅.多高層房屋結構抗震設計［M］.北京:中國建筑工業(yè)出版社，2013.

［5］ 建筑抗震設計規(guī)范:GB50011－2010［S］.北京:中國建筑工業(yè)出版社，2010.

［6］ 包世華，王建東.大底盤多塔樓連體結構的振動計算和動力特性［J］.建筑結構，1997(6):40－44.

［7］ 吳耀輝.大底盤雙塔連體高層建筑的抗震與減振分析［D］.南京:東南大學，2004.

［8］ 魏利金，崔世敏，史炎升.復雜超限高位大跨度連體結構設計［J］.建筑結構，2013，43(2):12－16.