弱连接体支座形式对非对称双塔结构的影响分析

2024-03-13郭洋

建筑结构 2024年4期

郭洋

(同济大学建筑设计研究院(集团)有限公司，上海 200092)

0 概述

双塔连体结构通常有强连接和弱连接两种不同的设计思路,强连接做法是加强两个建筑结构之间的联系,使其变形协调尽可能一致;而弱连接做法是弱化连接体对两个结构单体的影响。采用强连接还是弱连接一般是根据连接体及两侧塔楼之间的相对刚度、连接位置综合判定。当两个结构单体存在明显的动力特征差异,且连接体相对两侧结构位置不高、刚度不大时,常会采用弱连接形式[1]。

采用弱连接形式时,铰接支座的设计无疑是设计的重点,一般要求两侧建筑中至少有一侧支座采用滑移端,并且要求滑移端在地震作用下不致脱落。对于对称双塔结构,由于其两侧结构动力特征、变形接近,支座内力相对不大,但对于非对称双塔结构,其连接体的存在对结构受力影响将会很大。

弱连接支座的形式分为固定铰支座与滑动支座,两类支座的不同在于前者仅仅释放了弯矩,而后者将水平力和弯矩同时释放。所以即便设计为弱连接形式,也可能存在固定铰支座因协调变形而导致其产生较大的水平力作用,这种作用对两侧结构也将产生一定影响,对于非对称双塔结构,这种影响会进一步放大。基于以上原因,本文将进一步分析不同弱连接方式对两侧非对称塔楼的影响。

1 工程算例概况

本文选择的工程算例来自四川省宜宾市某办公项目,此项目设防烈度7度(0.1g),设计地震分组为第二组,是典型的非对称双塔高层建筑。结构计算按照地下室顶板嵌固,地下室层数为2层(局部1层);较高办公塔楼(称高塔)建筑高度为100m,地上为22层,采用框架-核心筒结构;较低会议中心塔楼(简称低塔)建筑高度为33m,地上7层,采用框架-剪力墙结构。连接体位于3～5层,跨度为32m,高度为8.8m,3层连接体的建筑功能为室内连廊,4层及5层为不封闭连廊。由于降低连接体的自重可以有效降低连接体内力,有利于抗震[2],所以本项目中,结构设计采用3榀双层钢结构平面桁架体系。桁架上部弦杆及中部弦杆采用箱形截面□800×600×40×40,下部弦杆采用箱形截面□1 000×600×40×40,桁架腹杆采用箱形截面□850×600×40×40。每榀桁架间采用H型钢进行连接,典型截面为H600×300×12×20,钢材均采用Q355B。

连接体立面示意如图1所示,支座楼层处结构平面布置如图2所示。拟采用弱连接支座形式,弱连接支座形式方案比较如表1所示。

表1 弱连接支座形式方案比较

图1 立面示意图

图2 支座楼层结构平面示意图

2 工程算例分析

2.1 单塔动力性能分析

采用MIDAS Building对各单塔动力特性进行计算,结果如表2及表3所示,由表2和表3可见,高塔的第一扭转周期与第一平动周期的比值Tt/T1为0.89;低塔的第一扭转周期与第一平动周期的比值Tt/T1为0.85,均满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)[3]的相关要求。

表2 高塔动力特性

表3 低塔动力特性

双塔在结构高度、刚度及设计荷载等方面都有较为明显的差异。另外,由表2和表3可见,双塔各自的动力特性也有显著的不同。针对该项目两个单体结构相差较大的情况,采用弱连接的方式可以有效减小两个结构的相互影响,避免出现复杂的相互耦联振动以及大扭转等对抗震不利的情况[4]。

2.2 双塔动力特性对比

针对表1中三种不用的弱连接方案,对不同方案下各单塔及连接体周期做出分析和对比,结果详见表4～6。

表4 各方案下高塔周期对比/s

表5 各方案下低塔周期对比/s

表6 各方案下连接体周期对比/s

从表4～6可看出,由于连接体位于高塔的低位,连接体顶标高约为高塔总高度的1/6,所以不同方案对于高塔周期的影响较小;但对于低塔来说,由于连接体顶标高接近低塔高度的2/3,所以对低塔的动力特性有较大的影响。即使在低塔端采用摩擦摆支座,由于支座刚度和阻尼的影响,对低塔的影响同样明显。对于连接体本身,由于受固定铰支座的影响,当采用方案B和方案C时可以发现,连接体的T1～T3周期与高塔的T4～T6周期及低塔的T1～T3周期相近,都远小于两端采用摩擦摆支座的方案A。

2.3 罕遇地震下弹塑性层间位移角对比

A、B、C三种方案结构的底部剪力非常接近,选择满足《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(2016年版)[5]要求的地震波,进行弹塑性时程分析,并选取七条波中产生最大基底剪力的地震波ArtWave-RH3TG065进行不同方案下罕遇地震弹塑性层间位移角的对比分析。对比结果见图3及图4。

图3 罕遇地震下高塔弹塑性层间位移角

图4 罕遇地震下低塔弹塑性层间位移角

从图3、4中可知,方案B及方案C在连接体连接处及以下楼层的层间位移角均小于方案A;但对于连接体上部的各层,连接体两端采用摩擦摆支座的方案A在罕遇地震下的层间位移角的表现要好于一端采用固定铰支座的方案B、C。且从图3、4中可以看出,即使采用弱连接方式,连接体的体量及高度与塔楼单体越接近,连接体对塔楼的约束作用也更加明显。

2.4 支座形式对塔楼关键部位的影响

鉴于建筑方案的超限情况[6],需要对关键构件进行性能化设计,提出性能目标[3]。考虑到建筑功能及超限程度,在构件截面保持不变的情况下,各关键构件的性能化目标如表7所示。

表7 罕遇地震下各关键构件性能目标

各方案下关键构件的性能目标实现情况如表8～11所示。从表中可以看出,采用一端摩擦摆支座一端固定铰接支座的连接方式,剪力墙底部加强区以及铰接端框架柱的实际性能化设计的难度都要高于两端采用摩擦摆支座的情况。方案C中部分关键构件无法满足正截面不屈服的性能目标,即使方案B都可以满足关键构件正截面、斜截面不屈服,但是从配筋上看,无论是剪力墙还是框架柱的配筋,在采用两端摩擦摆支座的方案时都要远小于采用一端固定铰接支座的方案。

表8 罕遇地震下剪力墙底部加强区性能状况

表9 罕遇地震下连接体两侧框架柱性能状况

表10 罕遇地震下连接体应力比

表11 罕遇地震下与支撑连接体框架柱相连框架梁性能状况

在连接体的性能化设计方面,方案B、C的构件内力受到塔楼的影响要远大于方案A的构件内力,在罕遇地震下,部分构件已经无法满足弹性的性能目标[7],所以从性能化设计的角度来看,采用两端摩擦摆支座的方案A对于后期设计具有更好的可操作性。

2.5 罕遇地震下摩擦摆支座最大水平位移

选取地震波ArtWave-RH3TG065进行罕遇地震下不同方案的摩擦摆支座最大水平位移的计算分析。采用盈建科软件YJK进行动力弹塑性分析,得到罕遇地震下不同方案的摩擦摆支座最大水平位移如表12所示。

表12 罕遇地震下各方案摩擦摆支座最大水平位移/mm

由表12可知,两端均为摩擦摆支座的方案A在罕遇地震下支座的最大水平位移要大于一端采用固定铰支座的方案B、C,且在本工程中,低塔端采用摩擦摆支座的方案C在罕遇地震作用下支座最大水平位移大于高塔端采用摩擦摆支座的方案B。

综合以上分析,本项目最终选择方案A,即两端摩擦摆支座的设计方式。

3 工程算例连接体结构设计

3.1 构件设计

本案最终设计的桁架由3榀双层平面桁架组成,单榀桁架总高度为8.8m、跨度为32m。桁架弦杆及斜腹杆均采用焊接箱形截面,箱形截面可提供良好的平面外刚度,有效地降低截面尺寸。桁架间通过焊接箱形杆件及H型钢提供侧向支撑,每层桁架在边跨范围内设置截面φ140×12无缝钢管作为刚性支撑。连接体剖面示意图见图5。为保证结构在罕遇地震下不出现倾覆破坏,在两侧柱边设置了混凝土挡板对钢桁架进行二次保护,防倾覆构造示意如图6所示。

图5 连接体剖面示意图

图6 防倾覆构造示意图

3.2 连接节点选择

由于摩擦摆支座能够延长连接体的自振周期,降低地震响应,通过自身摩擦耗散地震能量,进一步降低结构地震响应,且与铅芯橡胶支座相比,在罕遇地震下对于位移的控制、回复能力以及控制结构扭转方面,摩擦摆橡胶支座都有更好的表现[8]。

根据《公路桥梁摩擦摆式减隔震支座》(JT/T 852—2013)[9]中的式(A.1)～(A.6),摩擦摆支座在罕遇地震下的位移量为150mm、竖向荷载为7 500kN且摩擦系数μ为0.05的情况下,摩擦摆支座的曲率半径与等效刚度、隔振周期如表13所示。

表13 摩擦摆支座参数

由表13可知,摩擦摆支座曲率半径越大,隔振周期显著提升,具有更好的隔振效果,支座的等效刚度也会随之下降,但等效刚度的下降使得连接体在地震工况下的位移更大,较难满足建筑立面效果,所以综合各种因素,本项目采用曲率半径为1.50m的摩擦摆支座。

3.3 舒适度分析

本工程中连接体共三层,根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)和《建筑楼盖结构振动舒适度技术标准》(JGJ/T 441—2019)[10]相关要求,楼盖结构的竖向振动频率不宜小于3.0Hz,连廊的第一阶横向自振频率不宜小于1.2Hz,室内连廊竖向峰值加速度限值不应大于0.15m/s2;不封闭连廊竖向峰值加速度限值不应大于0.5m/s2。为了控制加速度满足规范要求,3层连接体楼板厚度增至180mm,4层及5层连接体的楼板厚度为150mm。利用盈建科软件YJK中楼板及设备振动模块对最终设计方案进行楼板舒适度分析,在振动最不利处施加步行荷载及跑动荷载,通过不同的工况组合得到连接体第一阶振动模态(图7)振动、振动频率及竖向峰值加速度(表14)。