張能偉, 阮永輝, 郁冰泉

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

0 引言

空中鋼結(jié)構(gòu)連廊是近些年發(fā)展的一種新型建筑結(jié)構(gòu)[1],國內(nèi)不少學(xué)者都對空中鋼連廊進(jìn)行了研究。張磊等[2]簡述了某3棟高差相差較大的超限高層采用懸挑方式處理空中連廊的設(shè)計方法,并以其中某一具體懸挑連廊為案例,對其進(jìn)行了小震、中震、大震作用下的分析,并對舒適度以及節(jié)點進(jìn)行分析和計算。吳國松等[3]采用時程分析的模擬計算方法,以豎向振動加速度峰值作為評價標(biāo)準(zhǔn),對那曲地區(qū)藏北高原商業(yè)生態(tài)長廊建設(shè)項目鋼連廊豎向振動加速度進(jìn)行分析與控制。紀(jì)茜堯等[4]以某高烈度地區(qū)工業(yè)用鋼桁架連廊為例,針對大跨度和重載等特點,應(yīng)用MIDAS/Gen 2020進(jìn)行了結(jié)構(gòu)相關(guān)計算。楊律磊等[5]以蘇州國際會議酒店空中連廊為例,通過連廊支座抗風(fēng)與抗震設(shè)計,驗證了連體結(jié)構(gòu)連接方案的安全性,基于鋼連廊獨立模型,考慮地震作用在連廊支座處的放大效應(yīng),對連廊鋼桁架的抗震性能、關(guān)鍵節(jié)點受力、防連續(xù)倒塌性能與樓面舒適度進(jìn)行了設(shè)計復(fù)核,驗證了該連廊結(jié)構(gòu)方案的安全性與適用性。另外,文獻(xiàn)[6-13]以實際工程為例,介紹了鋼連廊的結(jié)構(gòu)設(shè)計要點等。

但是空中鋼連廊的設(shè)計和施工尚存在諸多問題,其穩(wěn)定性和安全性有待進(jìn)一步提高。筆者為滿足《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2010 )[14](簡稱抗規(guī))對單跨框架結(jié)構(gòu)應(yīng)用場合的條文規(guī)定和建筑使用功能要求,提出一種適用于重點設(shè)防類高層單跨連廊的結(jié)構(gòu)體系:X向為兩跨框架+桁架結(jié)構(gòu),Y向為框架-支撐結(jié)構(gòu),對此結(jié)構(gòu)的結(jié)構(gòu)選型、結(jié)構(gòu)布置進(jìn)行了介紹,并對其進(jìn)行了專項分析。

1 工程概況

本工程位于上海市靜安區(qū),地上新建部分由醫(yī)療綜合樓、科教行政樓、區(qū)域公共衛(wèi)生中心、社區(qū)公共服務(wù)中心等單體組成,各單體之間通過連廊相互關(guān)聯(lián)。本文所介紹的連廊共4層,建筑高度為27.4m,首層層高為13.9m,其余各層層高為4.5m,寬4.2m,總跨度為72.7m,分別連通醫(yī)療綜合樓和原住院大樓的4～7層。連廊建筑效果及建筑平面示意見圖1、2。工程結(jié)構(gòu)設(shè)計使用年限為50年,抗震設(shè)防類別為重點設(shè)防類,抗震設(shè)防烈度為7度(0.10g),地震分組為第三組,場地類別Ⅳ類。

圖2 連廊建筑示意圖

2 結(jié)構(gòu)選型與結(jié)構(gòu)布置

連廊兩端塔樓均為框架-剪力墻結(jié)構(gòu),建筑高度均大于50m,考慮到連廊與兩側(cè)塔樓結(jié)構(gòu)體系、高度均不相同,在連廊與塔樓連接處設(shè)置結(jié)構(gòu)縫。

連廊在X向存在大跨,結(jié)構(gòu)體系采用框架+桁架結(jié)構(gòu)。連廊在Y向為單跨結(jié)構(gòu),抗規(guī)規(guī)定:甲、乙類建筑以及高度大于24m的丙類建筑,不應(yīng)采用單跨框架結(jié)構(gòu)。由于連廊使用功能的特殊性,采用單跨結(jié)構(gòu)不可避免,參考規(guī)范主編單位對該條文的解答[15],可在連廊底層設(shè)置支撐形成框架-支撐結(jié)構(gòu)。為考慮不同支撐形式對結(jié)構(gòu)抗震性能的影響,在設(shè)計時提出交叉支撐和人字形支撐兩種方案(圖3),并同時計算框架結(jié)構(gòu)的受力性能作為對比。

圖3 結(jié)構(gòu)布置方案

圖4給出了不同模型在大震等效彈性分析和靜力彈塑性分析下的結(jié)果。由圖4可知,柱間增加支撐可有效改善結(jié)構(gòu)的抗震性能。其中框架-交叉支撐模型的框架柱應(yīng)力比略小于框架-人字形支撐模型,但交叉支撐的應(yīng)力比遠(yuǎn)超其本身承載能力,原因是交叉支撐過多地吸收了水平地震作用下的外力。同時由于框架-人字形支撐模型在支撐頂標(biāo)高處設(shè)置了系桿,其框架柱在靜力彈塑性分析工況下的性能水平僅為輕微破壞,受力性能優(yōu)于框架-交叉支撐模型。綜上分析,本工程在Y向采用框架-人字形支撐結(jié)構(gòu)體系,結(jié)構(gòu)三維布置如圖5所示,構(gòu)件截面尺寸見表1。

表1 構(gòu)件截面尺寸

圖4 結(jié)構(gòu)受力性能計算結(jié)果

圖5 結(jié)構(gòu)三維布置圖

3 靜力彈性分析

3.1 施工模擬分析

施工順序?qū)Υ罂玟摻Y(jié)構(gòu)的受力存在影響,采用ETABS軟件對連廊進(jìn)行施工模擬分析,模擬過程結(jié)合實際施工順序、考慮施工模擬方案相對應(yīng)的結(jié)構(gòu)剛度形成過程、加載順序條件等,共設(shè)定5個施工步,具體如圖6所示。

圖6 施工順序圖

將考慮施工模擬順序(方案一)的結(jié)構(gòu)內(nèi)力計算結(jié)果與采用“豎向荷載一次性加載”方式(方案二)的結(jié)構(gòu)內(nèi)力計算結(jié)果進(jìn)行對比,具體如表2所示。由表2可知,考慮施工順序模擬的基底反力、首層框架柱最大軸力、桁架斜腹桿最大軸力、框架梁最大彎矩與豎向荷載一次性加載的分析結(jié)果基本一致,說明考慮施工模擬順序?qū)B廊結(jié)構(gòu)構(gòu)件的內(nèi)力影響較小;方案二中基底反力、首層框架柱最大軸力、桁架斜腹桿最大軸力、框架梁最大彎矩分別占方案一相應(yīng)值的100%、99.7%、98.7%、103.8%。

表2 施工模擬方案結(jié)構(gòu)內(nèi)力對比

3.2 彈性分析

桁架桿件以承受軸力為主,其內(nèi)力主要由豎向荷載控制,圖7為連廊在恒載作用下軸力分布示意圖,圖中紅色為受壓桿件,黃色為受拉桿件,桁架斜腹桿所受壓力最大,最大壓力為4268.2kN。

圖7 恒載作用軸力分布示意圖

連廊首層層高遠(yuǎn)大于標(biāo)準(zhǔn)層層高,且在上部樓層布置整層通高桁架,連廊上部樓層側(cè)向剛度遠(yuǎn)大于連廊首層側(cè)向剛度,給出連廊在X向地震作用下的層間位移角,如圖8所示。

圖8 連廊X向地震作用下層間位移角

由圖8可知,X向地震作用下,連廊2～4層層間位移角基本相同,表明連廊上部樓層整體受力變形。故連廊在X向本質(zhì)上是一個兩跨單層框架結(jié)構(gòu),連廊X向結(jié)構(gòu)體系演變示意見圖9。

圖9 連廊X向結(jié)構(gòu)體系演變示意圖

結(jié)構(gòu)進(jìn)行多遇地震彈性分析時采用振型分解反應(yīng)譜法,阻尼比取0.04。連廊在多遇地震作用下的靜力彈性分析結(jié)果如表3所示。由表3知,兩種軟件計算得到的結(jié)構(gòu)自振周期基本相同,前3階振型均分別為X向平動、Y向平動和扭轉(zhuǎn)。其他指標(biāo)在兩個不同力學(xué)模型下的計算結(jié)果也相吻合,且均滿足抗規(guī)要求。

表3 連廊靜力彈性分析結(jié)果

4 專項分析

4.1 性能化設(shè)計

本工程抗震性能目標(biāo)取為C級,即構(gòu)件需滿足“中震彈性、大震不屈服”的性能目標(biāo)。中震彈性設(shè)計時,計算參數(shù)與小震時保持一致。大震不屈服工況計算采用等效彈性模型,結(jié)構(gòu)阻尼比取0.05,周期折減系數(shù)取1.0。

中震和大震工況下的內(nèi)力計算均采用直接分析法。計算得到的各工況下的構(gòu)件應(yīng)力比如圖10所示。由圖10可知,中震彈性和大震不屈服工況下的各桿件應(yīng)力比均小于1.0,結(jié)構(gòu)能夠滿足預(yù)定的“中震彈性、大震不屈服”的抗震性能目標(biāo)。

圖10 不同工況下桿件應(yīng)力比

4.2 屈曲分析

連廊特征值屈曲分析結(jié)果如圖11所示,由圖可見,其前3階屈曲模態(tài)與結(jié)構(gòu)前3階振型保持一致。最小屈曲因子為59.6,遠(yuǎn)大于《空間網(wǎng)格結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 7—2010 )[16]要求。

圖11 特征值屈曲模態(tài)

考慮結(jié)構(gòu)的整體初始缺陷、幾何非線性和材料非線性對連廊進(jìn)行非線性屈曲分析。結(jié)構(gòu)初始幾何缺陷采用結(jié)構(gòu)的最低階屈曲模態(tài),缺陷的最大計算值取跨度的1/300。計算得到非線性屈曲分析的屈曲因子-位移曲線如圖12所示。

圖12 非線性屈曲分析屈曲因子-位移曲線

由圖12可知,考慮初始缺陷和幾何、材料雙重非線性時,結(jié)構(gòu)臨界屈曲因子為8.18,滿足《空間網(wǎng)格結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 7—2010 )[16]的要求。屈曲因子為8.18時,結(jié)構(gòu)仍能保持整體穩(wěn)定,繼續(xù)增加荷載,桁架受壓斜腹桿發(fā)生屈曲,結(jié)構(gòu)整體穩(wěn)定承載力受到削弱,屈曲因子增加到8.84時,結(jié)構(gòu)發(fā)生整體失穩(wěn),位移云圖如圖13所示。

圖13 屈曲因子為8.84時的位移云圖/mm

結(jié)構(gòu)整體失穩(wěn)由桁架受壓斜腹桿屈曲引發(fā),受壓斜腹桿為連廊在豎向荷載作用下的關(guān)鍵受力桿件,設(shè)計時應(yīng)予以加強(qiáng),避免成為結(jié)構(gòu)薄弱部位。

4.3 抗連續(xù)倒塌分析

采用拆除桿件法對連廊進(jìn)行連續(xù)倒塌分析,根據(jù)4.1、4.2節(jié)的分析,分別將桁架受壓斜腹桿、框架角柱和中柱定義為關(guān)鍵構(gòu)件,考慮其失效對連廊連續(xù)倒塌的影響,失效模型見圖14。

圖14 連續(xù)倒塌分析失效模型

采用非線性動力分析方法計算得到的三種失效模型跨中節(jié)點的時間-位移曲線見圖15,終點時刻的位移云圖如圖16所示。由圖15可知,桁架受壓斜腹桿、框架角柱、中柱分別失效后,連廊發(fā)生一定振動,最終回到平衡穩(wěn)定狀態(tài)。圖16顯示,關(guān)鍵構(gòu)件失效后,結(jié)構(gòu)未發(fā)生連續(xù)性倒塌。對比線性靜力分析和非線性動力分析的最大位移,得本連廊桿件失效后的結(jié)構(gòu)動力放大系數(shù)小于2。

圖15 失效模型跨中節(jié)點時間-位移曲線

圖16 失效模型終點時刻的位移云圖/mm

4.4 縫寬計算

為避免連廊在罕遇地震作用下與兩側(cè)塔樓發(fā)生碰撞,需對結(jié)構(gòu)縫寬進(jìn)行設(shè)計。本節(jié)分別采用公式算法和動力時程算法對連廊和兩側(cè)塔樓在罕遇地震作用下的位移進(jìn)行計算,防震縫寬度取兩種算法下的位移包絡(luò)值。

公式算法[17]采用美國建筑規(guī)范IBC 2003,根據(jù)連廊在小震彈性下的位移推算其大震彈塑性位移,防震縫寬度應(yīng)大于結(jié)構(gòu)在X、Y兩個方向下彈塑性位移的振型組合法(SRSS)組合值。據(jù)此計算得到連廊在X、Y向的防震縫寬度分別為Wcx=343.5mm、Wcy=343.5mm。

動力時程算法分別對連廊和兩側(cè)塔樓進(jìn)行動力彈塑性分析,并提取頂層端部節(jié)點位移時程曲線。計算連廊與相鄰塔樓的結(jié)構(gòu)縫寬時,偏安全地取最大位移絕對值之和。計算得到的連廊和相鄰塔樓在罕遇地震作用下的最大位移差如表4所示,地震波SHW8～SHW14選自上海市《建筑抗震設(shè)計規(guī)程》(DGJ 08-9—2013 )[18]附錄A。由表4知,連廊與相鄰塔樓在罕遇地震彈塑性時程分析下的最大位移差為Wcx=297.8mm、Wcy=343.4mm。綜上,本工程防震縫寬度取為350mm。

表4 罕遇地震作用下連廊與相鄰塔樓最大位移差/mm

4.5 動力彈塑性分析

4.5.1 罕遇地震作用分析

采用Paco-SAP軟件對連廊進(jìn)行動力彈塑性分析?；炷敛捎谩痘炷两Y(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010 )[19]附錄C指定的單軸本構(gòu)模型,鋼材和鋼筋采用雙折線隨動強(qiáng)化模型,結(jié)構(gòu)阻尼選用瑞利阻尼,地震波選用上海市《建筑抗震設(shè)計規(guī)程》(DGJ 08-9—2013 )[18]附錄A的SHW8～SHW14。罕遇地震作用下的結(jié)構(gòu)基底剪力、頂點最大位移及最大層間位移角見表5,X、Y向罕遇地震作用下基底剪力與多遇地震計算結(jié)果比值分別為5.05、4.93。連廊在罕遇地震作用下構(gòu)件性能水平云圖如圖17所示。由表5及圖17可知,罕遇地震作用下結(jié)構(gòu)各指標(biāo)均滿足抗規(guī)要求,構(gòu)件性能水平控制在輕度破壞以內(nèi),受力性能良好。

表5 罕遇地震作用結(jié)構(gòu)性能計算結(jié)果

圖17 罕遇地震作用下構(gòu)件性能水平云圖

4.5.2 極罕遇地震作用分析

對連廊進(jìn)行極罕遇地震作用下結(jié)構(gòu)性能分析時,峰值加速度根據(jù)《中國地震動參數(shù)區(qū)劃圖》相關(guān)規(guī)定[20],采用插值法計算為294cm/s2,其他計算參數(shù)保持不變。極罕遇地震作用下的結(jié)構(gòu)基底剪力、頂點最大位移及最大層間位移角見表6,X、Y向罕遇地震作用下基底剪力與多遇地震計算結(jié)果比值分別為6.76、6.59。連廊在極罕遇地震作用下構(gòu)件性能水平云圖如圖18所示。由表6和圖18可知,極罕遇地震作用下結(jié)構(gòu)各指標(biāo)均滿足規(guī)范要求,構(gòu)件性能水平控制在中度破壞以內(nèi),受力性能良好。

表6 極罕遇地震作用結(jié)構(gòu)性能計算結(jié)果

圖18 極罕遇地震作用下構(gòu)件性能水平云圖

5 結(jié)論

(1)施工模擬順序?qū)Y(jié)構(gòu)內(nèi)力影響較小。連廊上部樓層整體變形,其X向本質(zhì)上是一個單層雙跨框架結(jié)構(gòu)。

(2)規(guī)范公式算法和動力時程計算得到的連廊在罕遇地震作用下的X、Y向最大位移為343.5mm,結(jié)構(gòu)縫寬取為350mm可保證連廊不會與兩側(cè)塔樓發(fā)生碰撞。

(3)桁架受壓斜腹桿為連廊關(guān)鍵受力桿件,其受壓屈曲會導(dǎo)致結(jié)構(gòu)整體失穩(wěn),結(jié)構(gòu)設(shè)計時應(yīng)予以加強(qiáng)。

(4)桁架受壓斜腹桿、框架角柱、框架中柱失效不會引發(fā)結(jié)構(gòu)連續(xù)性倒塌。

(5)連廊在罕遇地震、極罕遇地震作用下的X、Y向最大層間位移角分別為1/101、1/94和1/72、1/60,滿足規(guī)范1/50的限值要求。構(gòu)件性能水平顯示連廊桿件在罕遇地震、極罕遇地震作用下的受力性能良好,整體處于中度損傷范圍內(nèi),能夠達(dá)到“罕遇地震、極罕遇地震不倒”的設(shè)防目標(biāo)。