樊 亭, 呂一敏, 張春文, 胡顯昊

(上海聯(lián)創(chuàng)設(shè)計(jì)集團(tuán)股份有限公司，武漢 430030)

0 引言

近年來,隨著國家經(jīng)濟(jì)的發(fā)展,人們對(duì)城市規(guī)劃的要求不斷提高,同時(shí)伴隨著人民生活水平的提高,大懸挑鋼桁架結(jié)構(gòu)也得到一定的發(fā)展,不少學(xué)者從大懸挑鋼桁架結(jié)構(gòu)的結(jié)構(gòu)方案、施工關(guān)鍵技術(shù)、結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)要點(diǎn)等方面進(jìn)行了研究及總結(jié)。例如,徐建設(shè)等[1]以多高層建筑的大懸挑結(jié)構(gòu)為研究對(duì)象,按跨度大小將其分為3類,并對(duì)每類大懸挑結(jié)構(gòu)的各種懸挑方案進(jìn)行綜合比較;文獻(xiàn)[2-8]對(duì)大懸挑鋼結(jié)構(gòu)的施工關(guān)鍵技術(shù)進(jìn)行了研究;于敬海等[9]采用SAP2000對(duì)鋼筋混凝土筒體高位懸挑鋼桁架平臺(tái)進(jìn)行了罕遇地震作用下的彈塑性時(shí)程分析,通過分析結(jié)構(gòu)的彈塑性地震響應(yīng)得出鋼桁架的出鉸次序和破壞機(jī)理;蔣科衛(wèi)等[10]對(duì)某辦公樓懸挑14.45m的報(bào)告廳大跨度鋼桁架結(jié)構(gòu)體系選擇、性能目標(biāo)、舒適度、施工模擬、連續(xù)倒塌及節(jié)點(diǎn)有限元進(jìn)行了分析。

本文以華中·中交城項(xiàng)目為基礎(chǔ),介紹了其大懸挑鋼桁架結(jié)構(gòu)及大跨度連廊的結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)內(nèi)容,并運(yùn)用MIDAS Gen、SAP2000、3D3S等有限元分析軟件對(duì)計(jì)算結(jié)果進(jìn)行了分析,提出了保證結(jié)構(gòu)安全可靠的措施。

1 工程概況

華中·中交城位于武漢市經(jīng)濟(jì)開發(fā)區(qū)海棠路與薔薇路交匯處。規(guī)劃總建筑面積為167 486m2,地塊一(B區(qū))規(guī)劃用地面積為13 331.41m2,地塊二(A區(qū))規(guī)劃用地面積為49 596.55m2。項(xiàng)目設(shè)計(jì)范圍為地塊二(A區(qū)),主要包括A棟辦公樓,B棟酒店,C、D棟辦公樓,如圖1所示。其中A棟為33層的高層辦公樓,建筑高度為145.4m,形象高度為180.0m,在6、7層處設(shè)有15.2m大懸挑鋼結(jié)構(gòu)空間桁架;B棟為高層酒店,建筑高度為70.2m。A棟西端與B棟塔樓東端在標(biāo)高27.0～36.0m處設(shè)有兩層大跨度鋼連廊,連廊通過4個(gè)鉛芯橡膠支座與A、B棟的豎向構(gòu)件連接。

圖1 建筑效果圖

根據(jù)《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011—2010)(2016年版)[11]可知項(xiàng)目地區(qū)抗震設(shè)防烈度為6度,設(shè)計(jì)基本地震加速度為0.05g,設(shè)計(jì)地震分組為一組,建筑場地類別為Ⅱ類。

2 大懸挑鋼桁架結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)

2.1 懸挑結(jié)構(gòu)體系

A棟主體結(jié)構(gòu)采用框架-核心筒結(jié)構(gòu)體系,懸挑部分選用鋼結(jié)構(gòu)來降低懸挑結(jié)構(gòu)對(duì)整體結(jié)構(gòu)的影響。如圖2所示,懸挑部分鋼桁架共4榀,、、?軸均設(shè)置V形斜桿,軸設(shè)置交叉斜撐。懸挑長度為15.2m,桁架高度為9m,在3層樓板平面內(nèi)設(shè)置水平支撐,提高結(jié)構(gòu)的側(cè)向剛度,以此確保鋼桁架的整體穩(wěn)定性。懸挑結(jié)構(gòu)如圖3所示。設(shè)計(jì)懸挑鋼桁架時(shí),小震阻尼比為3%,中震阻尼比為4%。

圖2 懸挑結(jié)構(gòu)平面布置圖

圖3 懸挑結(jié)構(gòu)三維模型

2.2 小震下結(jié)構(gòu)性能

根據(jù)《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 3—2010)[12](簡稱高規(guī))第4.3.2條規(guī)定,采用MIDAS Gen軟件對(duì)7度(0.15g)和8度區(qū)的懸挑大于2m的長懸挑結(jié)構(gòu)要進(jìn)行豎向地震作用計(jì)算,雖然本項(xiàng)目抗震設(shè)防烈度為6度,但懸挑達(dá)15m,所以也考慮了豎向地震計(jì)算?？紤]到懸挑桁架對(duì)豎向地震作用比較敏感,采用振型分解反應(yīng)譜(CQC)法對(duì)結(jié)構(gòu)進(jìn)行豎向地震作用計(jì)算。豎向地震作用反應(yīng)譜參照水平地震作用反應(yīng)譜選用,豎向地震作用影響最大值αυmax按式(1)確定:

αυmax=0.65×1.5αmax×0.75/0.85=0.86αmax

(1)

式中αmax為同一場地、同一抗震設(shè)防等級(jí)、同一設(shè)計(jì)地震分組的水平地震作用影響系數(shù)最大值。

2.2.1 懸挑結(jié)構(gòu)位移

經(jīng)計(jì)算得到的懸挑桁架豎向位移見表1,負(fù)號(hào)表示結(jié)構(gòu)向X軸反方向偏移。由表1可見:恒載作用下豎向位移最大值為25.2mm,活載作用下豎向位移最大值為9.0mm。豎向荷載(恒載+活載)作用下,邊榀下弦桿中間榀總位移最大值為34.2mm,小于《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50017—2017 )[13]規(guī)定的撓度限值L0(懸挑跨度)/400=15 200×2/400=76mm。X、Y、Z向地震作用下,懸挑桁架的豎向撓度最大值分別約為3.6、1.1、1.2mm,因此地震作用下懸挑桁架豎向位移較小。

表1 懸挑桁架豎向位移/mm

2.2.2 懸挑桁架內(nèi)力

桁架桿件以軸向受力為主,主要考察中間榀桁架桿件內(nèi)力。由于樓板分擔(dān)桁架上、下弦構(gòu)件內(nèi)力作用比較明顯[14],設(shè)計(jì)時(shí)采用鋼筋桁架樓承板。通過比較懸挑桁架有樓板作用和無樓板作用下桿件內(nèi)力情況發(fā)現(xiàn):無論哪種情況,腹桿軸力都相差不大,說明傳力一致;有樓板作用下,上、下弦桿受力差別較大,其中上弦桿所受水平拉力從懸挑端點(diǎn)到主體結(jié)構(gòu)框架柱逐漸減小,懸挑端點(diǎn)樓板承擔(dān)約410kN的拉力,樓板在接近起挑點(diǎn)時(shí)承擔(dān)所有拉力;由于樓板平面內(nèi)剛度較大,起挑點(diǎn)上弦桿承擔(dān)的軸力由拉力變?yōu)椴糠謮毫?-633kN),承擔(dān)了斜桿傳遞過來的部分水平分力。

與上弦桿相連的主體結(jié)構(gòu)框架梁因樓板參與受力,所受水平拉力從懸挑端點(diǎn)到主體結(jié)構(gòu)框架柱逐漸變小。因此對(duì)樓板面內(nèi)鋼筋適當(dāng)加強(qiáng),來抵消這部分拉力,并保證樓板的裂縫寬度在正常使用狀態(tài)下能滿足《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010—2010)的要求。對(duì)上弦鋼構(gòu)件設(shè)計(jì)時(shí)還需考慮樓板剛度退化后鋼梁仍具備承載能力,即忽略樓板的有利作用,鋼桁架仍能保證結(jié)構(gòu)安全的可靠性。

2.2.3 樓板應(yīng)力分析

由2.2.2節(jié)可知,因樓板參與桁架受力,懸挑桁架上弦層樓板有較大水平拉應(yīng)力。懸挑桁架的樓板均選用鋼筋桁架樓承板,樓板厚度為150mm,當(dāng)下弦層樓板加厚時(shí),對(duì)壓力傳遞至主體結(jié)構(gòu)有較大幫助[14]。圖4、5分別為恒載、活載組合和地震作用下上弦層樓板X向拉應(yīng)力圖,圖中懸挑桁架內(nèi)2、3跨樓板均出現(xiàn)拉應(yīng)力,分布形態(tài)呈現(xiàn)板帶狀,板帶所示范圍平均拉應(yīng)力大約為1.6MPa,懸挑根部局部板帶平均拉應(yīng)力大致為3.2MPa。圖4、5表明,懸挑桁架上弦構(gòu)件的拉力最終傳至筒體剪力墻,所以在設(shè)計(jì)時(shí)應(yīng)保證內(nèi)力能順利傳遞到剪力墻上。

圖4 1.35恒載+0.98活載下上弦層樓板X向拉應(yīng)力/MPa

圖5 地震作用下上弦層樓板X向拉應(yīng)力/MPa

根據(jù)以上結(jié)果,對(duì)樓板采用以下措施:施工階段時(shí)在懸挑桁架上弦層樓板與主體結(jié)構(gòu)的連接根部設(shè)置后澆帶,釋放上弦層樓板的拉力。使用階段時(shí)樓板僅考慮板上的附加恒載以及活載,根據(jù)樓板有限元分析結(jié)果,可采用組合梁的方式對(duì)樓板配筋進(jìn)行加強(qiáng),特別是懸挑桁架處的板帶范圍。

2.3 性能化設(shè)計(jì)

大懸挑桁架是本工程的設(shè)計(jì)重點(diǎn)之一,目前主體結(jié)構(gòu)采用中震不屈服的性能目標(biāo),懸挑桁架部分在設(shè)計(jì)中采用中震彈性的性能目標(biāo),取中震作用(水平地震和豎向地震)與重力荷載進(jìn)行組合(不考慮風(fēng)荷載作用),計(jì)算結(jié)果如圖6所示,結(jié)果表明在中震下,鋼桁架最大應(yīng)力比出現(xiàn)在腹桿上,其值約為0.93,滿足中震彈性的性能目標(biāo)。

圖6 中震作用與重力荷載組合下大懸挑桁架最大應(yīng)力比

圖7～9是6～8層(懸挑桁架及連廊支承處)框架部分在地震波作用最終時(shí)刻X向塑性鉸的發(fā)展情況。由圖7～9可以看出,在大震作用下,懸挑桁架鋼梁均沒有出現(xiàn)塑性鉸,處于彈性狀態(tài),滿足不屈服的性能目標(biāo)。

圖7 地震波作用最終時(shí)刻X向6層塑性鉸分布

圖8 地震波作用最終時(shí)刻X向7層塑性鉸分布

圖9 地震波作用最終時(shí)刻X向8層塑性鉸分布

3 A、B棟連廊結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)及分析

3.1 連廊結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)

在A、B棟之間,標(biāo)高27.0～36.0m處設(shè)置兩層鋼結(jié)構(gòu)桁架連廊,為減小風(fēng)荷載和地震作用下兩棟塔樓之間的相互作用,提高整體結(jié)構(gòu)在風(fēng)荷載和地震作用下的性能,本工程采用4個(gè)鉛芯橡膠支座(圖10)與兩棟塔樓豎向構(gòu)件上挑出的牛腿相連接[15-18]。

圖10 鉛芯橡膠支座布置圖

根據(jù)《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011—2010)(2016年版)[11]、高規(guī)、《超限高層建筑工程抗震設(shè)防專項(xiàng)審查技術(shù)要點(diǎn)》(建質(zhì)〔2015〕67號(hào))[15]有關(guān)規(guī)定,連廊的結(jié)構(gòu)超限情況為一項(xiàng)不規(guī)則:B棟酒店與A棟辦公樓間存在高位連接。

本工程結(jié)構(gòu)計(jì)算分析主要從彈性階段進(jìn)行,采用YJK及3D3S軟件,采用CQC法進(jìn)行小震作用下結(jié)構(gòu)整體計(jì)算及構(gòu)件設(shè)計(jì),另外采用SAP2000軟件,采用彈性時(shí)程分析法進(jìn)行了小震下的補(bǔ)充計(jì)算,整體結(jié)構(gòu)模型圖見圖11。

圖11 整體結(jié)構(gòu)模型圖

3.2 連廊風(fēng)荷載位移驗(yàn)算

考慮到連廊在順橋向所受的風(fēng)荷載較小,只進(jìn)行連廊側(cè)迎風(fēng)面(即Y向)風(fēng)荷載的計(jì)算。SAP2000計(jì)算的支座剪切位移結(jié)果見表2,鉛芯橡膠支座在風(fēng)荷載作用下剪切位移均小于12.68mm,處于彈性狀態(tài),滿足設(shè)計(jì)要求。

表2 風(fēng)荷載作用下鉛芯橡膠支座最大剪切位移

3.3 地震作用下帶連廊整體結(jié)構(gòu)計(jì)算

3.3.1 反應(yīng)譜分析

反應(yīng)譜分析時(shí)取X、Y向的單向地震及X、Y雙向地震工況,分析得到的小震、中震和大震作用下的鉛芯橡膠支座最大剪切位移如表3～5所示。計(jì)算結(jié)果表明:小震作用下,支座剪切位移小于彈性位移最大值12.68mm,處于彈性范圍內(nèi);中震和大震作用下,支座進(jìn)入塑性階段,依據(jù)高規(guī)第5.5.3條簡化計(jì)算方法,支座X向彈塑性位移Δup=ηp·Δue=2.2×89.04=194.89mm,支座Y向彈塑性位移Δup=ηp·Δue=2.2×97.02=213.44mm(ηp為彈塑性位移增大系數(shù),Δue為罕遇地震作用下按彈性分析的層間位移),均小于支座剪切位移限值486mm,表明鉛芯橡膠支座在中震和大震作用下仍是安全的。

表3 小震作用下支座最大剪切位移

表4 中震作用下支座最大剪切位移

表5 大震作用下支座最大剪切位移

3.3.2 連廊在豎向地震作用下的響應(yīng)

計(jì)算連廊時(shí)采用時(shí)程分析法考慮了豎向地震的影響,在X、Y、Z向上同時(shí)輸入地震波,小震情況下X、Y、Z向的地震波加速度峰值分別設(shè)為18、15.3、11.7cm/s2,中震情況下X、Y、Z向的地震波加速度峰值分別設(shè)為50、42.5、32.5cm/s2;大震情況下X、Y、Z向的地震波加速度峰值分別設(shè)為125、106.25、81.25cm/s2。由時(shí)程分析結(jié)果得:弱連接單元處產(chǎn)生的最小豎向壓力分別為3 523.9(小震)、3 252.1kN(設(shè)防地震)和2 752.7kN(大震),故在豎向地震作用下支座不會(huì)出現(xiàn)豎向分離;考慮豎向地震作用的最不利荷載組合中,弱連接單元產(chǎn)生的最大豎向壓力為4 771kN,小于鉛芯橡膠支座的設(shè)計(jì)極限豎向荷載7 853kN,綜上,鉛芯橡膠支座在豎向地震作用下不會(huì)發(fā)生破壞。

3.3.3 地震作用彈性動(dòng)力時(shí)程分析

根據(jù)場地特性選取2組天然地震波(天然波1:ChiChi,Taiwan-06 No 3286波;天然波2:HectorMine No 1786波)和1組人工波(ArtWave-RH3TG055)。3組地震波轉(zhuǎn)換后加速度反應(yīng)譜的平均譜與設(shè)計(jì)所用規(guī)范加速度反應(yīng)譜在結(jié)構(gòu)前3階振型的周期點(diǎn)上基本吻合,頻譜特性在統(tǒng)計(jì)意義上與規(guī)范譜相符,持時(shí)按時(shí)程記錄時(shí)長,計(jì)算步長取為0.02s。

計(jì)算結(jié)果表明,在大震作用下,采用彈性分析得到的支座X向彈性水平位移最大值為50.62mm,Y向彈性水平位移最大值為51.17mm?？紤]彈塑性位移增大系數(shù)2.2(依據(jù)高規(guī)第5.5.3條),鉛芯橡膠支座最大剪切位移為112.57mm,小于最大剪切位移限值486mm,滿足設(shè)計(jì)要求。

為保證連廊的安全性,采用MIDAS Building軟件,對(duì)連廊進(jìn)行大震動(dòng)力彈塑性分析,以此對(duì)鉛芯橡膠支座進(jìn)行復(fù)核驗(yàn)算。計(jì)算得到的A、B棟連廊支座處最大位移分別為108、22mm,考慮A、B棟相向運(yùn)動(dòng)的最不利情況,每個(gè)鉛芯橡膠支座可能出現(xiàn)的最大剪切位移為二者之和,即130mm,小于最大剪切位移限值486mm,同時(shí)也小于支座與各單體的預(yù)留間隙300mm,滿足設(shè)計(jì)要求。

3.4 單棟塔樓和連體結(jié)構(gòu)的計(jì)算結(jié)果比較及分析

使用SAP2000軟件分析連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算和單棟塔樓分別計(jì)算時(shí)的結(jié)構(gòu)性能差異。連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算時(shí)首先用CQC法進(jìn)行計(jì)算分析,再采用彈性時(shí)程分析法進(jìn)行補(bǔ)充計(jì)算(仍取3.3節(jié)的三組地震波,加速度峰值取為18cm/s2)。單棟塔樓和連體結(jié)構(gòu)計(jì)算的結(jié)果見表6～9。

表6 單棟塔樓計(jì)算和連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算時(shí)A、B棟基本周期

表7 小震作用下單棟塔樓計(jì)算和連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算的基底剪力

表8 A棟單體和連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算的剪力比較

表9 B棟單體和連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算的剪力比較

由表6～9分析可得:

(1)連廊對(duì)周期的影響:A棟和B棟的基本周期相差較大,連廊對(duì)基本周期基本沒有影響,且整體分析時(shí)兩座塔樓與單體分析的前3階振型結(jié)果相差不大。

(2)連廊對(duì)結(jié)構(gòu)基底剪力的影響:在小震作用下,連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算的X、Y向總的基底剪力與單塔計(jì)算值相比均略有減小,但減小程度不超過7%,表明連廊的存在加強(qiáng)了兩塔樓的整體性,隔震支座消耗了一部分地震能量,從而減小整體結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)。

(3)連廊對(duì)樓層剪力的影響:與無連體結(jié)構(gòu)相比,連廊的存在對(duì)附近樓層的層間剪力主要起到降低作用,僅增大了B棟36.00m標(biāo)高以下部分樓層的X向剪力,隔震支座傳遞的剪力對(duì)整體結(jié)構(gòu)樓層剪力的增減幅度在10%左右,影響程度有限。

(4)連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算時(shí),采用CQC法和彈性時(shí)程分析法計(jì)算結(jié)果的對(duì)比:彈性時(shí)程分析表明,結(jié)構(gòu)基底剪力時(shí)程分析的結(jié)果小于CQC法,說明按CQC法計(jì)算結(jié)果設(shè)計(jì)是安全的。

綜上,對(duì)整體結(jié)構(gòu)采取弱連接方式,通過計(jì)算分析可以發(fā)現(xiàn)連廊的存在對(duì)塔樓的影響較小,對(duì)兩座塔樓單獨(dú)計(jì)算分析是合理的。

4 樓板舒適度分析

根據(jù)模態(tài)分析可知,連廊的豎向自振頻率為3.44Hz,滿足高規(guī)中樓板豎向自振頻率大于3Hz的要求。結(jié)構(gòu)前4階振型見表10。

表10 連廊豎向基本周期及頻率

單人連續(xù)步行激勵(lì)曲線采用IABSE(國際橋梁及結(jié)構(gòu)工程協(xié)會(huì))的曲線,公式見式(2):

(2)

式中:Fp(t)為行人激勵(lì);t為時(shí)間;G為單個(gè)行人體重,參照AISC Steel design guide series 11[19]取行人質(zhì)量為70kg/人;αi為動(dòng)力因子,α1=0.4+0.25(fs-2),α2=α3=0.1;fs為步行頻率;Φi為相位角,Φ1=0,Φ2=Φ3=π/3。

單人連續(xù)步行激勵(lì)荷載函數(shù)曲線(以G=700N,fs=2.5Hz為例)如圖12所示。

圖12 單人連續(xù)步行激勵(lì)荷載函數(shù)曲線

正常使用條件下,樓蓋往往承受大量人群的同時(shí)作用,由于每個(gè)行人步頻不同,人群對(duì)樓蓋的作用并非是按照人數(shù)的簡單疊加,通常人數(shù)為n的人群荷載可折減為Np個(gè)步調(diào)一致的行人產(chǎn)生的荷載,二者的比值稱為同步概率[20],同步概率ps=Np/n,偏安全地對(duì)3種工況同步概率均取ps=0.2。

選取整體結(jié)構(gòu)自身阻尼比為0.02,將人行荷載以時(shí)程面荷載形式作用于樓面,根據(jù)《辦公建筑設(shè)計(jì)規(guī)范》(JGJ 67—2006)[16]第4.2.3條,對(duì)4m2/人以2.5Hz的步行頻率快速行走的工況進(jìn)行分析。

懸挑鋼桁架及連廊豎向振動(dòng)加速度計(jì)算結(jié)果見表11。由計(jì)算及表11可得:懸挑鋼桁架第1階豎向自振頻率為3.033Hz,采用插值法,峰值加速度限值為0.060m/s2,計(jì)算豎向振動(dòng)加速度最大值未超過峰值加速度限值,A棟懸挑區(qū)樓蓋滿足樓板舒適度要求;連廊區(qū)域的人員活動(dòng)環(huán)境為商場及室內(nèi)連廊,結(jié)構(gòu)豎向自振頻率為3.44Hz,插值可得豎向峰值加速度限值為0.169 6m/s2,連廊區(qū)域樓板滿足豎向振動(dòng)舒適度要求。

表11 懸挑鋼桁架及連廊豎向振動(dòng)加速度最大值amax

5 結(jié)論

(1)大懸挑桁架作為本工程的設(shè)計(jì)重點(diǎn)之一,主要采取以下措施保證結(jié)構(gòu)安全可靠:考慮樓板有利作用時(shí),控制弦桿應(yīng)力比不超過0.7;承載力分析時(shí),忽略樓板對(duì)桁架弦桿的有利作用,樓板厚度取0,將樓板重量作為荷載施加,控制弦桿應(yīng)力比不超過0.95,桁架計(jì)算結(jié)果均滿足承載力要求;在懸挑結(jié)構(gòu)最上層懸挑根部設(shè)置后澆帶,減小樓板應(yīng)力和栓釘?shù)氖芰?避免樓板開裂;懸挑桁架部分在設(shè)計(jì)中采用中震彈性的性能目標(biāo),經(jīng)過設(shè)計(jì)分析,大懸挑桁架滿足正常使用和地震作用下的性能要求。

(2)連廊在小震、中震及大震作用下,擬采用的弱連接支座滿足建筑物使用和設(shè)防要求?？紤]工程及各塔樓結(jié)構(gòu)復(fù)雜性,對(duì)主體結(jié)構(gòu)及連廊結(jié)構(gòu)采取加強(qiáng)措施:設(shè)計(jì)時(shí)將主樓連接部位(墻柱及與其相連的框架梁)提高一級(jí)抗震設(shè)防;支撐隔震支座的局部構(gòu)件,采用大震彈性性能水準(zhǔn)進(jìn)行驗(yàn)算復(fù)核;支撐連廊的剪力墻端柱和框架柱采用型鋼混凝土抗震等級(jí)提高一級(jí),并根據(jù)大震時(shí)程分析的內(nèi)力進(jìn)行構(gòu)件驗(yàn)算,支座處框架梁加大配筋,支座處樓板加厚并雙層雙向配筋。

(3)為避免連廊在風(fēng)荷載作用下出現(xiàn)明顯晃動(dòng),隔震支座變形過大,與主體結(jié)構(gòu)發(fā)生猛烈碰撞或掉落,在主體結(jié)構(gòu)鉛芯橡膠支座處設(shè)置150mm厚橡膠墊,并在連廊主梁端部設(shè)置端板,以減弱撞擊對(duì)相應(yīng)構(gòu)件的影響。