繆志偉， 馬棟梁， 張志強(qiáng)， 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(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，南京 211189；2 武漢開(kāi)來(lái)建筑設(shè)計(jì)股份有限公司，武漢 430061)

0 概述

隨著社會(huì)經(jīng)濟(jì)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(lái)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(jì)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(guó)專家學(xué)者對(duì)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(dòng)力特性、抗震性能及安全評(píng)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(jì)與分析的重點(diǎn)。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(jì)是高位連體結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)的關(guān)鍵問(wèn)題之一[2]。摩擦擺系統(tǒng)/支座(Friction Pendulum System/Bearing，簡(jiǎn)稱FPS/FPB)由于對(duì)地震激勵(lì)頻率范圍內(nèi)的低敏感性和高穩(wěn)定性，并具有較強(qiáng)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(diǎn)，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(duì)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(jìn)行了罕遇地震作用下的彈塑性時(shí)程分析，并且對(duì)比了設(shè)置鉸支座的強(qiáng)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(jì)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(duì)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(gè)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(zhǎng)度的部分為塔樓支承區(qū)域。因此，兩個(gè)塔樓通過(guò)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(chǎng)地位于抗震設(shè)防烈度6度區(qū)，設(shè)計(jì)基本地震加速度為0.05g，設(shè)計(jì)地震分組為第一組，建筑場(chǎng)地類別為Ⅱ類，場(chǎng)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(jí)為二級(jí)，4層樓面以上為三級(jí)?？紤]屋頂鋼棚架對(duì)下部結(jié)構(gòu)的影響，鋼棚架下部1層框架抗震等級(jí)為二級(jí)。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(xiàng)。

1.2 連體連接方案設(shè)計(jì)

在高位連體結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)中，連體與兩側(cè)塔樓的連接方案，通常會(huì)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(yán)重?fù)p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(duì)位移，需要進(jìn)行進(jìn)一步校核。

對(duì)于本工程，由于鋼棚架是通過(guò)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(duì)此處的連接支座考慮了兩種方案。方案一是在每個(gè)塔樓23層框架柱頂均設(shè)置12個(gè)鉸支座來(lái)支承鋼棚架，共計(jì)2×12個(gè)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(gè)圓形標(biāo)記點(diǎn)即為右塔樓23層框架柱的鉸支座位置，左塔樓頂部的12個(gè)支座位置與右塔樓支座對(duì)稱。方案二則在保留方案一右塔樓頂12個(gè)鉸接支座的同時(shí)，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(duì)滑動(dòng)。顯然，方案一中的鋼棚架對(duì)于兩個(gè)塔樓的聯(lián)系作用更強(qiáng)，本文稱方案一為強(qiáng)連接方案，方案二為弱連接方案，從而對(duì)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(jìn)行對(duì)比分析。

需要說(shuō)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(guò)先期試算確定了左塔樓頂部設(shè)置6個(gè)摩擦擺支座，如圖1(a)所示。圖1(a)中左塔樓1～6號(hào)支座即為摩擦擺支座。方案一和方案二中右塔樓頂12個(gè)鉸接支座的布置形式完全一致。

2 有限元模型簡(jiǎn)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(xiàn)[6-7]所開(kāi)發(fā)的纖維梁模型來(lái)模擬RC框架構(gòu)件(框架梁、框架柱)，纖維梁?jiǎn)卧訫SC.MARC中的98號(hào)梁?jiǎn)卧?鐵木辛柯梁)為基礎(chǔ)，并通過(guò)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(jiàn)文獻(xiàn)[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(jì)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(qiáng)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(yàn)證可參閱文獻(xiàn)[6-7]。

采用文獻(xiàn)[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(hào)厚殼單元。對(duì)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(duì)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(jì)算量和精度的綜合考慮，本項(xiàng)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(lái)描述。關(guān)于分層殼模型有效性的驗(yàn)證可參閱文獻(xiàn)[7，9]。

考慮到結(jié)構(gòu)中沒(méi)有樓板大開(kāi)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(diǎn)沿兩個(gè)水平方向的平動(dòng)自由度和繞豎直方向的轉(zhuǎn)動(dòng)自由度。對(duì)于弱連接方案模型，本文利用MSC.MARC的用戶二次開(kāi)發(fā)功能開(kāi)發(fā)了特殊彈簧單元以實(shí)現(xiàn)模擬摩擦擺支座的各向力學(xué)行為，詳見(jiàn)2.2節(jié)。

2.2 摩擦擺簡(jiǎn)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(shuō)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(gè)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(shí)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(jì)提供參考，依據(jù)工程經(jīng)驗(yàn)以及常用抗拉裝置的規(guī)格，本文數(shù)值模型中暫時(shí)設(shè)定當(dāng)?shù)卣疬^(guò)程中摩擦擺支座需要承受豎向拉力時(shí)，相對(duì)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(dòng)轉(zhuǎn)角θ較小時(shí)，其水平力計(jì)算公式如表1所示。

摩擦擺支座水平力計(jì)算公式 表1

在MSC.MARC有限元模型中，在相應(yīng)的節(jié)點(diǎn)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編寫相關(guān)程序，實(shí)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(hào)及對(duì)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(dòng)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(duì)結(jié)構(gòu)進(jìn)行模態(tài)分析，表2為雙塔結(jié)構(gòu)模型強(qiáng)連接方案和弱連接方案對(duì)應(yīng)的前三階模態(tài)結(jié)果。分析表明，采用強(qiáng)連接方案后，雙塔結(jié)構(gòu)的各階周期相對(duì)于弱連接方案略有減小。這是由于上部棚架增強(qiáng)了下部?jī)伤侵g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(qiáng)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(qiáng)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(shí)程分析

3.1 地震作用參數(shù)

本工程在小震動(dòng)力時(shí)程分析計(jì)算時(shí)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(jìn)行了對(duì)比，表明本文所選取的地震波在統(tǒng)計(jì)特性上與目標(biāo)反應(yīng)譜較為吻合，可用于時(shí)程分析?？紤]到罕遇地震下彈塑性時(shí)程分析龐大的計(jì)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(duì)雙塔結(jié)構(gòu)模型進(jìn)行罕遇地震下的彈塑性時(shí)程分析。在前述摩擦擺支座力計(jì)算公式中，摩擦擺支座的豎向力會(huì)對(duì)實(shí)時(shí)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(duì)應(yīng)于6度(0.05g)罕遇地震的水平，兩個(gè)水平向(X，Y向)和豎向(Z向)三個(gè)主軸方向按照地震動(dòng)峰值為1∶0.85∶0.65進(jìn)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(gè)地震工況：1)地震工況1，水平地震動(dòng)方向?yàn)閱嗡Y(jié)構(gòu)的對(duì)稱軸方向；2)地震工況2，水平地震動(dòng)方向?yàn)檫B體結(jié)構(gòu)的對(duì)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(dòng)方向的兩種工況

3.2 罕遇地震下的層間位移角計(jì)算結(jié)果

統(tǒng)計(jì)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?？梢?jiàn)，強(qiáng)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(shuō)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(duì)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(jì)算的最大層間位移角均大于工況1的計(jì)算結(jié)果，說(shuō)明在雙塔結(jié)構(gòu)分析中，工況2對(duì)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(wú)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(jì)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(qiáng)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(jì)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(shí)程結(jié)果，如圖7，8所示。由圖7,8可見(jiàn)，工況1作用下，強(qiáng)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(qiáng)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(shuō)明采用強(qiáng)連接方案后，雙塔結(jié)構(gòu)的最大基底總剪力相對(duì)于弱連接方案略有提高，這是由于上部棚架增強(qiáng)了下部?jī)伤侵g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(qiáng)和提高作用是很有限的。這與前述模態(tài)分析對(duì)比的結(jié)果一致。其次，兩種方案下工況2計(jì)算的最大基底總剪力均大于工況1的計(jì)算結(jié)果，說(shuō)明工況2下結(jié)構(gòu)的地震作用更大，對(duì)結(jié)構(gòu)而言更加不利，與3.2節(jié)的計(jì)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(duì)于雙塔結(jié)構(gòu)采用弱連接方案的模型，需要進(jìn)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(jì)算得到的工況1(水平向地震以X向輸入為主)下出力相對(duì)較大的1，3，5號(hào)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(jì)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(hào)支座)，最大水平力為400kN(工況1中5號(hào)支座)；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409kN(工況2中3號(hào)支座)，而支座豎向壓力最大約為4 795kN(工況2中5號(hào)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(jì)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(qiáng)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(duì)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(hào)支座最大水平剪力結(jié)果?？梢钥闯?，相對(duì)于強(qiáng)連接方案約束較強(qiáng)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(jìn)一步論述)。

不同方案下支座最大水平剪力對(duì)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(píng)價(jià)

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(qiáng)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(gè)地震過(guò)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(méi)有形成塑性鉸，這說(shuō)明結(jié)構(gòu)損傷破壞模式為“強(qiáng)墻肢，弱連梁”和“強(qiáng)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(hù)結(jié)構(gòu)中更為重要的豎向構(gòu)件。弱連接方案和強(qiáng)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(qiáng)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(wú)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(lái)。因而，本工程的彈塑性分析將直接基于材料的應(yīng)變對(duì)于結(jié)構(gòu)構(gòu)件的損傷性能水準(zhǔn)進(jìn)行評(píng)價(jià)。參考規(guī)范FEMA 356[11]，表6列出了進(jìn)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(duì)結(jié)構(gòu)構(gòu)件的損傷性能水準(zhǔn)進(jìn)行評(píng)價(jià)，在MSC.MARC軟件中，基于用戶二次開(kāi)發(fā)功能對(duì)結(jié)構(gòu)模型的地震工況計(jì)算結(jié)果進(jìn)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(jìn)行處理后，以損傷指標(biāo)的形式輸出，可通過(guò)云圖進(jìn)行直觀顯示，進(jìn)而評(píng)價(jià)結(jié)構(gòu)構(gòu)件的性能水準(zhǔn)。對(duì)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(duì)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(dá)到其峰值應(yīng)變(Dc是否大于1)，并參照表6進(jìn)一步快速評(píng)價(jià)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(píng)價(jià)

以天然波1為例，圖12，13給出了強(qiáng)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(yán)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?？梢钥闯觯诤庇隽叶热虻卣鹱饔孟?，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(dá)到了CP性能水準(zhǔn)。說(shuō)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(dá)較嚴(yán)重破壞。從空間分布上來(lái)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(yán)重，達(dá)到CP性能水準(zhǔn)，在其他樓層則為L(zhǎng)S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(qiáng)連接方案和弱連接方案的相應(yīng)結(jié)果對(duì)比可見(jiàn)，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(shuō)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(duì)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(duì)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(píng)價(jià)

對(duì)于本項(xiàng)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(xì)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(jì)算結(jié)果為例，分別給出了強(qiáng)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(shí)，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(qiáng)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(dá)2.88，達(dá)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(huì)屈服，為完好狀態(tài)，該區(qū)域僅框架梁會(huì)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(shì)。

圖13 剪力墻(含連梁)損傷指標(biāo)分布(損傷程度相對(duì)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(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、反力等結(jié)果，并基于軟件的二次開(kāi)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(wú)論是強(qiáng)連接方案還是弱連接方案，多條波彈塑性時(shí)程分析結(jié)果計(jì)算得到的彈塑性層間位移角參考值，均小于1/135，滿足性能化設(shè)計(jì)要求。無(wú)論采用強(qiáng)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(qiáng)墻肢，弱連梁”和“強(qiáng)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(dá)到了CP性能水準(zhǔn)。

(2)總的來(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。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(jì)目標(biāo)D+的要求。

(3)從對(duì)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(shì)，可以大幅減小支承柱的損傷程度。且經(jīng)過(guò)計(jì)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(jì)要求。本文將摩擦擺支座應(yīng)用于高位連體結(jié)構(gòu)進(jìn)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(jìn)行弱連接方案的抗震設(shè)計(jì)提供參考。