李新舫，張志強(qiáng)，繆志偉，張琦，賴萌

（1.武漢開(kāi)來(lái)建筑設(shè)計(jì)股份有限公司，武漢430010；2 東南大學(xué)土木工程學(xué)院，南京210008）

1 工程背景

針對(duì)摩擦擺支座滑動(dòng)面上的摩擦力的非線性特征，本文采用SAP2000 及MSC.MARC 軟件計(jì)算分析了高層頂部連接體鋼棚架在三向地震作用下的摩擦擺隔震結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)，同時(shí)，與鋼結(jié)構(gòu)連接體棚架的常規(guī)固定鉸支座的地震反應(yīng)進(jìn)行了對(duì)比分析。

1.1 工程概況

某商業(yè)項(xiàng)目建設(shè)地點(diǎn)位于湖北省武漢市江夏區(qū)。商業(yè)地塊的2 棟連體高層。地下1 層，地上20 層，大屋面高度93.7m，±0.0m 相當(dāng)于絕對(duì)高程36.0m。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，標(biāo)準(zhǔn)層層高4.5m。本工程在標(biāo)高106.3m 處設(shè)鋼結(jié)構(gòu)棚架，將左右塔連成整體，棚架建筑高度4.4m。建筑效果如圖1 所示。

圖1 建筑效果圖

1.2 結(jié)構(gòu)布置及選型

本工程2 棟塔樓采用普通鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的框架-剪力墻結(jié)構(gòu)，塔樓和商業(yè)裙樓之間在±0.0 以上采用抗震縫分開(kāi)。在大屋面以上的連體頂棚采用鋼結(jié)構(gòu)管桁架。

本工程地震設(shè)防烈度為6 度，場(chǎng)地土類別Ⅱ類，基本風(fēng)壓0.35kN/m2。底部商業(yè)建筑面積為18 000m2，商業(yè)裙樓及塔樓底部3 層為重點(diǎn)設(shè)防類，塔樓3 層以上為標(biāo)準(zhǔn)設(shè)防類。

塔樓4 層樓面以下框架和剪力墻的抗震等級(jí)為二級(jí)，塔樓4 層樓面以上框架和剪力墻的抗震等級(jí)為三級(jí)。

本工程塔樓采用筏板基礎(chǔ)。持力層為⑥-2 中風(fēng)化泥巖，承載力為fa=1 500kPa。局部埋深較大區(qū)域采用人工挖孔擴(kuò)底墩進(jìn)入中風(fēng)化泥巖持力層。

1.3 摩擦擺支座的設(shè)計(jì)原則

摩擦擺支座的支座參數(shù)選用標(biāo)準(zhǔn)：（1）小震時(shí)支座不出現(xiàn)拉力；（2）大震時(shí)允許支座出現(xiàn)拉力，控制最大滑移量；（3）支座靜摩擦能抵抗10 年一遇的水平風(fēng)荷載，50 年一遇的水平風(fēng)荷載控制最大滑移量；（4）根據(jù)風(fēng)洞試驗(yàn)提供風(fēng)荷載的上浮力，驗(yàn)算支座的受拉。

2 抗震性能目標(biāo)

本工程設(shè)計(jì)采用結(jié)構(gòu)抗震性能設(shè)計(jì)方法進(jìn)行補(bǔ)充分析和論證，地選擇D+級(jí)性能目標(biāo)及相應(yīng)的抗震性能水準(zhǔn)；連體鋼棚架的縱向主桁架和橫向懸挑桁架的上、下弦桿腹桿滿足中震拉壓和抗剪彈性；大震時(shí)拉壓和抗剪不屈服。連體鋼棚架支座下面的框架柱滿足大震抗剪彈性，抗彎不屈服。

3 結(jié)構(gòu)小震彈性計(jì)算分析

3.1 小震靜力彈性計(jì)算模型

由于摩擦擺支座的特點(diǎn)，多遇地震作用下的靜力分析只計(jì)算全部為鉸支座的強(qiáng)連接方案。分別采用北京盈建科公司的YJK 1.9.0 版本軟件和美國(guó)CSI 公司的ETABS2013 版本軟件進(jìn)行對(duì)比分析。

3.2 小震動(dòng)力彈性時(shí)程分析

小震動(dòng)力時(shí)程分析法采用SAP2000 程序進(jìn)行分析。

本報(bào)告對(duì)采用2 種連接方式的模型進(jìn)行了小震動(dòng)力彈性時(shí)程分析，布置及支座編號(hào)如圖2 和圖3 所示。

強(qiáng)連接方案：鋼棚架與下部框架柱采用全鉸接支座，共2×12 個(gè)鉸接支座；

弱連接方案：塔2 結(jié)構(gòu)與鋼棚架采用全鉸接支座連接，共12 個(gè)鉸接支座，塔1 結(jié)構(gòu)與鋼棚架采用摩擦擺支座連接，共6 個(gè)摩擦擺支座。

圖2 強(qiáng)連接方案布置圖

圖3 弱連接方案布置圖

摩擦擺的參數(shù)統(tǒng)一取為軸向受壓剛度2 103kN/mm，發(fā)生滑移前的水平剛度4kN/mm，靜摩：RB-FPB-6000-3.5-400（采用上海路博減振科技股份有限公司產(chǎn)品：RB-FPB-豎向壓力/kN-隔震周期/s-水平位移量/mm）。

在結(jié)構(gòu)的3 個(gè)主軸方向按照地震動(dòng)峰值為1∶0.85∶0.65 的比例輸入地震波。根據(jù)水平地震作用施加的主、次方向不同，水平地震動(dòng)方向?yàn)閱嗡Y(jié)構(gòu)塔1 的對(duì)稱軸方向。

3.2.1 強(qiáng)連接方案

7 條地震波計(jì)算的結(jié)構(gòu)峰值基底剪力以及頂部鋼棚架的層剪力及位移如表1 和表2 所示。

表1 彈性時(shí)程分析法連接層剪力計(jì)算結(jié)果kN

表2 彈性時(shí)程分析法鋼棚架連接層相對(duì)位移計(jì)算結(jié)果mm

3.2.2 弱連接方案

7 條地震波計(jì)算的結(jié)構(gòu)峰值層剪力、峰值層間位移角具體彈性動(dòng)力時(shí)程分析結(jié)果如表3～表6 所示。

表3 彈性時(shí)程分析法鋼棚架連接層剪力計(jì)算結(jié)果kN

表4 彈性時(shí)程分析法鋼棚架連接層軸力計(jì)算結(jié)果

表5 彈性時(shí)程分析法鋼棚架連接層塔1 塔2 支座反力計(jì)算結(jié)果

表6 彈性時(shí)程分析法鋼棚架連接層相對(duì)位移計(jì)算結(jié)果mm

4 結(jié)構(gòu)大震彈塑性時(shí)程分析

4.1 計(jì)算軟件

本工程罕遇地震作用下的結(jié)構(gòu)采用MSC.MARC 軟件進(jìn)行弱連接方案彈塑性分析計(jì)算

在建立的結(jié)構(gòu)彈塑性分析模型中，利用在相應(yīng)的節(jié)點(diǎn)之間設(shè)置“彈簧連接（link-spring）”屬性，并通過(guò)用戶二次開(kāi)發(fā)子程序USPRING 編寫水平力和豎向力的計(jì)算公式，實(shí)現(xiàn)模擬摩擦擺支座的力-位移關(guān)系特性。

4.2 計(jì)算結(jié)果分析

4.2.1 弱連接支座內(nèi)力和位移

對(duì)于雙塔結(jié)構(gòu)采用弱連接方案的模型，需要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，天然波1 各工況下摩擦擺最大位移和最大支座反力計(jì)算結(jié)果如圖4 和圖5 所示?？梢?jiàn)：

1）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259.2mm（工況1、1 號(hào)支座），最大水平力為400.1kN（工況1、5 號(hào)支座）；

2）在罕遇烈度三向地震作用下，摩擦擺支座可能會(huì)出現(xiàn)小幅受拉的情況。支座出現(xiàn)的最大豎向拉力為408.5kN（工況2、3 號(hào)支座），而支座豎向壓力最大約為4794.5kN（工況2、5號(hào)支座）。

以上各項(xiàng)結(jié)果表明，弱連接方案中設(shè)定的摩擦擺參數(shù)可以滿足罕遇烈度三向地震作用下的工程設(shè)計(jì)要求。

a 1 號(hào)摩擦擺支座

b 3 號(hào)摩擦擺支座

圖4 摩擦擺支座水平力-位移曲線

圖5 工況1 作用下摩擦擺支座豎向力-位移曲線

4.2.2 罕遇地震作用下上部棚架不同連接形式的各支座反力對(duì)比分析

強(qiáng)連接和弱連接2 種方案支座布置及編號(hào)。表7 和表8 給出了雙塔結(jié)構(gòu)分別采用強(qiáng)連接和弱連接方案時(shí)，塔1 和塔2 樓頂部各支座的最大反力結(jié)果，可見(jiàn)：對(duì)于塔2 樓頂部的12 個(gè)鉸支座，在強(qiáng)連接和弱連接方案下，各支座各方向最大出力總體上相差不大。但對(duì)于塔1 樓頂部的支座，采用弱連接方案時(shí)，6 個(gè)摩擦擺支座水平剪力將遠(yuǎn)小于強(qiáng)連接方案中的鉸支座結(jié)果。

表7 不同連接方案下的塔1（左塔樓）頂部各支座最大反力結(jié)果對(duì)比kN

表8 不同連接方案下的塔2（右塔樓）頂部各支座最大反力結(jié)果對(duì)比kN

5 結(jié)論

利用大型通用有限元分析軟件MSC.MARC 對(duì)本工程的雙塔結(jié)構(gòu)（含上部棚架，且分別考慮強(qiáng)連接和弱連接方案）進(jìn)行數(shù)值模擬，基于罕遇烈度三向地震作用下的彈塑性時(shí)程分析，重點(diǎn)考察了結(jié)構(gòu)位移、支座反力等結(jié)果，并校核了結(jié)構(gòu)各構(gòu)件的損傷破壞狀態(tài)和性能水準(zhǔn)。據(jù)此可對(duì)本工程雙塔結(jié)構(gòu)的抗震性能作出如下綜合評(píng)價(jià)：

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(wú)論是強(qiáng)連接方案還是弱連接方案，多波彈塑性時(shí)程分析結(jié)果計(jì)算得到的彈塑性層間位移角參考值基本相同，下部主體塔樓結(jié)構(gòu)的基底剪力相差不大?？傮w來(lái)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(duì)下部主體塔樓的各種地震響應(yīng)結(jié)果影響都較小。

2）采用基于摩擦擺支座的弱連接方案在小震時(shí)程摩擦擺支座的滑移量16～23mm，大震時(shí)程計(jì)算摩擦擺支座的最大滑移量為259mm，支座出現(xiàn)拉力。

3）大震時(shí)程分析表明：鋼棚架固定鉸支座最大水平地震剪力1946kN，采用摩擦擺支座后的支座最大水平地震剪力減少為400kN。減震效果相當(dāng)明顯。

4）采用摩擦擺支座可以大幅減小的鋼棚架地震水平剪力，大大降低鋼棚架支承柱的損傷程度。

5）本工程進(jìn)行了鋼棚架在風(fēng)荷載作用的上翻力及風(fēng)振效應(yīng)的風(fēng)洞實(shí)驗(yàn)。