摩擦摆支座在高层连体屋盖中的应用研究

李新舫，张志强，缪志伟，张琦，赖萌

（1.武汉开来建筑设计股份有限公司，武汉430010；2 东南大学土木工程学院，南京210008）

1 工程背景

针对摩擦摆支座滑动面上的摩擦力的非线性特征，本文采用SAP2000 及MSC.MARC 软件计算分析了高层顶部连接体钢棚架在三向地震作用下的摩擦摆隔震结构的地震反应，同时，与钢结构连接体棚架的常规固定铰支座的地震反应进行了对比分析。

1.1 工程概况

某商业项目建设地点位于湖北省武汉市江夏区。商业地块的2 栋连体高层。地下1 层，地上20 层，大屋面高度93.7m，±0.0m 相当于绝对高程36.0m。地下室层高5.2m，1 层层高6.0m，2 层层高5.2m，3 层层高6.0m，标准层层高4.5m。本工程在标高106.3m 处设钢结构棚架，将左右塔连成整体，棚架建筑高度4.4m。建筑效果如图1 所示。

图1 建筑效果图

1.2 结构布置及选型

本工程2 栋塔楼采用普通钢筋混凝土结构的框架-剪力墙结构，塔楼和商业裙楼之间在±0.0 以上采用抗震缝分开。在大屋面以上的连体顶棚采用钢结构管桁架。

本工程地震设防烈度为6 度，场地土类别Ⅱ类，基本风压0.35kN/m2。底部商业建筑面积为18 000m2，商业裙楼及塔楼底部3 层为重点设防类，塔楼3 层以上为标准设防类。

塔楼4 层楼面以下框架和剪力墙的抗震等级为二级，塔楼4 层楼面以上框架和剪力墙的抗震等级为三级。

本工程塔楼采用筏板基础。持力层为⑥-2 中风化泥岩，承载力为fa=1 500kPa。局部埋深较大区域采用人工挖孔扩底墩进入中风化泥岩持力层。

1.3 摩擦摆支座的设计原则

摩擦摆支座的支座参数选用标准：（1）小震时支座不出现拉力；（2）大震时允许支座出现拉力，控制最大滑移量；（3）支座静摩擦能抵抗10 年一遇的水平风荷载，50 年一遇的水平风荷载控制最大滑移量；（4）根据风洞试验提供风荷载的上浮力，验算支座的受拉。

2 抗震性能目标

本工程设计采用结构抗震性能设计方法进行补充分析和论证，地选择D+级性能目标及相应的抗震性能水准；连体钢棚架的纵向主桁架和横向悬挑桁架的上、下弦杆腹杆满足中震拉压和抗剪弹性；大震时拉压和抗剪不屈服。连体钢棚架支座下面的框架柱满足大震抗剪弹性，抗弯不屈服。

3 结构小震弹性计算分析

3.1 小震静力弹性计算模型

由于摩擦摆支座的特点，多遇地震作用下的静力分析只计算全部为铰支座的强连接方案。分别采用北京盈建科公司的YJK 1.9.0 版本软件和美国CSI 公司的ETABS2013 版本软件进行对比分析。

3.2 小震动力弹性时程分析

小震动力时程分析法采用SAP2000 程序进行分析。

本报告对采用2 种连接方式的模型进行了小震动力弹性时程分析，布置及支座编号如图2 和图3 所示。

强连接方案：钢棚架与下部框架柱采用全铰接支座，共2×12 个铰接支座；

弱连接方案：塔2 结构与钢棚架采用全铰接支座连接，共12 个铰接支座，塔1 结构与钢棚架采用摩擦摆支座连接，共6 个摩擦摆支座。

图2 强连接方案布置图

图3 弱连接方案布置图

摩擦摆的参数统一取为轴向受压刚度2 103kN/mm，发生滑移前的水平刚度4kN/mm，静摩：RB-FPB-6000-3.5-400（采用上海路博减振科技股份有限公司产品：RB-FPB-竖向压力/kN-隔震周期/s-水平位移量/mm）。

在结构的3 个主轴方向按照地震动峰值为1∶0.85∶0.65 的比例输入地震波。根据水平地震作用施加的主、次方向不同，水平地震动方向为单塔结构塔1 的对称轴方向。

3.2.1 强连接方案

7 条地震波计算的结构峰值基底剪力以及顶部钢棚架的层剪力及位移如表1 和表2 所示。

表1 弹性时程分析法连接层剪力计算结果kN

表2 弹性时程分析法钢棚架连接层相对位移计算结果mm

3.2.2 弱连接方案

7 条地震波计算的结构峰值层剪力、峰值层间位移角具体弹性动力时程分析结果如表3～表6 所示。

表3 弹性时程分析法钢棚架连接层剪力计算结果kN

表4 弹性时程分析法钢棚架连接层轴力计算结果

表5 弹性时程分析法钢棚架连接层塔1 塔2 支座反力计算结果

表6 弹性时程分析法钢棚架连接层相对位移计算结果mm

4 结构大震弹塑性时程分析

4.1 计算软件

本工程罕遇地震作用下的结构采用MSC.MARC 软件进行弱连接方案弹塑性分析计算

在建立的结构弹塑性分析模型中，利用在相应的节点之间设置“弹簧连接（link-spring）”属性，并通过用户二次开发子程序USPRING 编写水平力和竖向力的计算公式，实现模拟摩擦摆支座的力-位移关系特性。

4.2 计算结果分析

4.2.1 弱连接支座内力和位移

对于双塔结构采用弱连接方案的模型，需要考察摩擦摆支座的最大出力和滑移结果。以天然波1 为例，天然波1 各工况下摩擦摆最大位移和最大支座反力计算结果如图4 和图5 所示。可见：

1）在罕遇烈度三向地震作用下，摩擦摆支座最大水平位移约为259.2mm（工况1、1 号支座），最大水平力为400.1kN（工况1、5 号支座）；

2）在罕遇烈度三向地震作用下，摩擦摆支座可能会出现小幅受拉的情况。支座出现的最大竖向拉力为408.5kN（工况2、3 号支座），而支座竖向压力最大约为4794.5kN（工况2、5号支座）。

以上各项结果表明，弱连接方案中设定的摩擦摆参数可以满足罕遇烈度三向地震作用下的工程设计要求。

a 1 号摩擦摆支座

b 3 号摩擦摆支座

图4 摩擦摆支座水平力-位移曲线

图5 工况1 作用下摩擦摆支座竖向力-位移曲线

4.2.2 罕遇地震作用下上部棚架不同连接形式的各支座反力对比分析

强连接和弱连接2 种方案支座布置及编号。表7 和表8 给出了双塔结构分别采用强连接和弱连接方案时，塔1 和塔2 楼顶部各支座的最大反力结果，可见：对于塔2 楼顶部的12 个铰支座，在强连接和弱连接方案下，各支座各方向最大出力总体上相差不大。但对于塔1 楼顶部的支座，采用弱连接方案时，6 个摩擦摆支座水平剪力将远小于强连接方案中的铰支座结果。

表7 不同连接方案下的塔1（左塔楼）顶部各支座最大反力结果对比kN

表8 不同连接方案下的塔2（右塔楼）顶部各支座最大反力结果对比kN

5 结论

利用大型通用有限元分析软件MSC.MARC 对本工程的双塔结构（含上部棚架，且分别考虑强连接和弱连接方案）进行数值模拟，基于罕遇烈度三向地震作用下的弹塑性时程分析，重点考察了结构位移、支座反力等结果，并校核了结构各构件的损伤破坏状态和性能水准。据此可对本工程双塔结构的抗震性能作出如下综合评价：

1）本工程双塔结构在罕遇地震作用下的弹塑性层间变形，无论是强连接方案还是弱连接方案，多波弹塑性时程分析结果计算得到的弹塑性层间位移角参考值基本相同，下部主体塔楼结构的基底剪力相差不大。总体来看，本工程上部棚架结构和下部双塔楼之间采用不同的连接方案对下部主体塔楼的各种地震响应结果影响都较小。

2）采用基于摩擦摆支座的弱连接方案在小震时程摩擦摆支座的滑移量16～23mm，大震时程计算摩擦摆支座的最大滑移量为259mm，支座出现拉力。

3）大震时程分析表明：钢棚架固定铰支座最大水平地震剪力1946kN，采用摩擦摆支座后的支座最大水平地震剪力减少为400kN。减震效果相当明显。

4）采用摩擦摆支座可以大幅减小的钢棚架地震水平剪力，大大降低钢棚架支承柱的损伤程度。

5）本工程进行了钢棚架在风荷载作用的上翻力及风振效应的风洞实验。