李新舫，張志強，繆志偉，張琦，賴萌

（1.武漢開來建筑設(shè)計股份有限公司，武漢430010；2 東南大學(xué)土木工程學(xué)院，南京210008）

1 工程背景

針對摩擦擺支座滑動面上的摩擦力的非線性特征，本文采用SAP2000 及MSC.MARC 軟件計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，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)進行了對比分析。

1.1 工程概況

某商業(yè)項目建設(shè)地點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，標準層層高4.5m。本工程在標高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。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 層為重點設(shè)防類，塔樓3 層以上為標準設(shè)防類。

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

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)域采用人工挖孔擴底墩進入中風(fēng)化泥巖持力層。

1.3 摩擦擺支座的設(shè)計原則

摩擦擺支座的支座參數(shù)選用標準：（1）小震時支座不出現(xiàn)拉力；（2）大震時允許支座出現(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)洞試驗提供風(fēng)荷載的上浮力，驗算支座的受拉。

2 抗震性能目標

本工程設(shè)計采用結(jié)構(gòu)抗震性能設(shè)計方法進行補充分析和論證，地選擇D+級性能目標及相應(yīng)的抗震性能水準；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)小震彈性計算分析

3.1 小震靜力彈性計算模型

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

3.2 小震動力彈性時程分析

小震動力時程分析法采用SAP2000 程序進行分析。

本報告對采用2 種連接方式的模型進行了小震動力彈性時程分析，布置及支座編號如圖2 和圖3 所示。

強連接方案：鋼棚架與下部框架柱采用全鉸接支座，共2×12 個鉸接支座；

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 個摩擦擺支座。

圖2 強連接方案布置圖

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 個主軸方向按照地震動峰值為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，水平地震動方向為單塔結(jié)構(gòu)塔1 的對稱軸方向。

3.2.1 強連接方案

7 條地震波計算的結(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 彈性時程分析法連接層剪力計算結(jié)果kN

表2 彈性時程分析法鋼棚架連接層相對位移計算結(jié)果mm

3.2.2 弱連接方案

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

表3 彈性時程分析法鋼棚架連接層剪力計算結(jié)果kN

表4 彈性時程分析法鋼棚架連接層軸力計算結(jié)果

表5 彈性時程分析法鋼棚架連接層塔1 塔2 支座反力計算結(jié)果

表6 彈性時程分析法鋼棚架連接層相對位移計算結(jié)果mm

4 結(jié)構(gòu)大震彈塑性時程分析

4.1 計算軟件

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

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)點之間設(shè)置“彈簧連接（link-spring）”屬性，并通過用戶二次開發(fā)子程序USPRING 編寫水平力和豎向力的計算公式，實現(xiàn)模擬摩擦擺支座的力-位移關(guān)系特性。

4.2 計算結(jié)果分析

4.2.1 弱連接支座內(nèi)力和位移

對于雙塔結(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算結(jié)果如圖4 和圖5 所示。可見：

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 號支座），最大水平力為400.1kN（工況1、5 號支座）；

2）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408.5kN（工況2、3 號支座），而支座豎向壓力最大約為4794.5kN（工況2、5號支座）。

以上各項結(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)計要求。

a 1 號摩擦擺支座

b 3 號摩擦擺支座

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比分析

強連接和弱連接2 種方案支座布置及編號。表7 和表8 給出了雙塔結(jié)構(gòu)分別采用強連接和弱連接方案時，塔1 和塔2 樓頂部各支座的最大反力結(jié)果，可見：對于塔2 樓頂部的12 個鉸支座，在強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。但對于塔1 樓頂部的支座，采用弱連接方案時，6 個摩擦擺支座水平剪力將遠小于強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)果對比kN

5 結(jié)論

利用大型通用有限元分析軟件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、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。據(jù)此可對本工程雙塔結(jié)構(gòu)的抗震性能作出如下綜合評價：

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基本相同，下部主體塔樓結(jié)構(gòu)的基底剪力相差不大。總體來看，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。

2）采用基于摩擦擺支座的弱連接方案在小震時程摩擦擺支座的滑移量16～23mm，大震時程計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)洞實驗。