復雜高層建筑結構抗震設計分析

□文/安海玉 何彩云 丁永君

1 工程概況

天津市塘沽區殘疾人綜合服務中心主要由培訓服務區（北樓）、活動區（南樓）和辦事大廳組成，總建筑面積16 962 m2。地下1層，地上8層，2層裙房，建筑總高度約31.7 m，見圖1。兩個塔樓（南樓和北樓）基本為矩形，塔樓頂部兩層有連廊將兩個塔樓相連，形成連體結構。

圖1 建筑布置

工程結構安全等級為二級，地面粗糙度為B類，基本風壓為0.55 kN/m2，抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度值為0.15g，設計地震分組為第一組，場地類別為III類，設計特征周期為0.55 s，多遇地震水平地震影響系數最大值為0.12。

2 抗震性能目標

該工程為各部分剛度、布置不同的連體結構并且連接體偏置，同時存在扭轉不規則和樓板局部不連續等不規則形態，屬于超限工程，須通過細致的分析，采取相應的措施改善結構性能。據此確定結構的抗震性能目標。

1）主體結構滿足“小震不壞、中震可修、大震不倒”的設防目標。

2）大震下主要結構構件不發生剪切和壓潰破壞，即在結構層間位移角不超過彈塑性位移角限值的情況下，主體結構不得喪失抵抗重力荷載的能力。

3）主體結構不倒塌的情況下連接體不得垮塌。

3 結構體系

針對工程特點，兩個塔樓均采用抗震性能較好的框架-剪力墻結構，連廊采用強度高、變形性能好的鋼桁架結構，設計地下室剛度大于上部結構剛度的2倍，地下室頂板采用梁板結構，厚200mm且雙層雙向配筋，使地下室頂板可作為上部結構的嵌固部位。設計中通過結構布置使兩個塔樓的剛度、質量及動力特性盡量接近。連廊與主體結構連接采取剛接，主體結構中連廊對應的部位設置剪力墻以加強連接。連接體桁架弦桿采用H型鋼，型鋼伸入兩端的剪力墻中，腹桿采用方鋼管，連廊樓板加厚至150mm并雙層雙向配筋，同時弦桿下翼緣平面加設交叉支撐，以提高連廊平面外的穩定性及抗彎能力。

4 結構分析

4.1 計算模型參數

結構整體計算采用中國建筑科學研究院PKPM系列SATWE模塊進行多遇地震反應譜分析和動力彈性分析，EPDA模塊進行動力彈塑性分析。另外由于該工程屬于復雜高層結構，因此采用北京金土木軟件技術有限公司的ETABS（V9.0）和北京邁達斯技術有限公司的MIDAS進行多遇地震反應譜對比分析。梁柱采用空間桿單元，剪力墻和樓板采用殼單元，樓板采用彈性膜單元。彈塑性動力時程分析中鋼材的本構關系采用雙線型，混凝土本構關系采用三線型，彈塑性桿件采用纖維束模型，剪力墻采用非線性殼元，墻中鋼筋采用正交不耦聯異性薄膜模擬。計算中考慮雙向地震作用的扭轉影響，同時考慮偶然偏心的影響并在地震作用最大方向附加地震作用。周期折減系數取0.85，梁剛度考慮樓板的作用而放大（中梁放大2倍，邊梁放大1.5倍），連梁剛度折減系數取0.6。彈塑性時程分析采用三向地震波輸入（主方向1.00，次方向0.85，豎向0.65）。

4.2 多遇地震反應譜分析

在多遇地震作用下分別進行了整體結構（包含地下室）與兩個塔樓作為獨立的單體結構（不包含地下室）對比分析，從分析結果可以看出，兩個塔樓的平面及布置雖然不同，但由于層數相同并且結構布置相似，因此自振特性相當接近，見表1，從而使得整個連體結構的自振特性與單個塔樓的自振特性亦比較接近，同時各程序計算的結果也相當接近，見表2。整體計算的前兩個振型均為平動振型，第一扭轉振型為結構第三振型。第一扭轉振型與第一平動振型的比值為0.83，滿足規范要求。剪重比＞2.4%，層間位移角均＜1/800，在考慮偶然偏心的情況下扭轉位移比均＜1.4。結構在多遇地震作用下的振動形態無異常，無承載力及剛度突變，扭轉周期比、剪重比、層間位移角、扭轉位移比等各項指標均滿足規范要求。

表1 單塔與連體結構周期 s

表2 整體結構周期 s

4.3 彈性動力時程分析

選取兩組實際地震記錄和一組人工模擬的加速度時程曲線進行動力時程分析，所采用的地震波信息見表3，兩組實際記錄的峰值加速度修正值取55 cm/s2，人工模擬曲線的峰值加速度為55 cm/s2，場地特征周期采用0.55 s，地震均采用雙向輸入（1.00∶0.85），計算時間步長取0.02 s，有效持續時間30 s。其平均地震影響系數曲線均與規范反應譜在統計意義上相符。

表3 彈性時程分析地震波

彈性動力時程分析結果見表4，每條時程曲線計算所得的結構底部剪力均不小于振型分解反應譜法求得的底部剪力的65%，3條時程曲線計算所得的結構底部剪力的平均值不小于振型分解反應譜法求得的底部剪力的80%。除頂層小塔樓由于邊梢效應位移角較大外，其余樓層位移及剪力沿豎向分布均勻，無突變，地震作用效應基本均小于振型分解反應譜法計算結果。

表4 彈性時程分析底部剪力 kN

4.4 彈塑性動力時程分析

選取兩組實際地震記錄和一組人工模擬的加速度時程曲線，見表5，進行彈塑性動力時程分析，兩組實際記錄的主方向峰值加速度修正值取310 cm/s2，人工模擬曲線的主方向峰值加速度為310 cm/s2，計算時間步長取0.02 s，有效持續時間30 s，彈塑性時程分析采用三向地震波輸入（主方向1.00，次方向0.85，豎向0.65）。

表5 彈塑性時程分析地震波

為了突出主要矛盾、減少干擾，分析計算中未包含地下室及頂層小塔樓。通過彈塑性時程分析可以反映罕遇地震作用下結構的彈塑性行為，根據結構的整體變形情況評價結構的抗倒塌能力，確認結構是否滿足“大震不倒”的設防水準要求。根據最大層間位移角、最大有害位移、結構彈塑性反應力及結構塑性鉸的樓層分布確定結構的薄弱層位置，通過全樓結構構件塑性鉸的發展與分布情況確定薄弱構件，從而根據分析結果針對薄弱部位及薄弱構件提出加強措施。

罕遇地震作用下彈塑性時程分析層間位移角及地震剪力分析結果見表6和表7。

表6 彈塑性時程分析層間位移角

表7 彈塑性時程分析底部剪力 kN

從表6可以看出樓層位移分布連續、無突變，層間位移角呈中部樓層大，頂底層小的形態。3條地震波作用下的最大層間位移角均發生在4層，因此4層可判定為薄弱層，但薄弱層的彈塑性位移角＜1/100，滿足規范要求，即可以達到“大震不倒”的設防目標。有害位移角集中出現在首層，首層也判定為薄弱層。地震反應力及剪力沿豎向分布均勻，地震反應力沿豎向近乎均勻分布，與小震彈性階段近似倒三角形的分布有很大的差別。底部剪力X和Y向分別為小震反應譜剪力的3.72倍和2.05倍，而加速度峰值為小震時的6倍，可以明顯地看出結構的彈塑性耗能作用。

通過全樓結構構件塑性鉸的發展與分布情況可以看出，在遭受強震的整個時間歷程中，剪力墻連梁率先開裂并屈服，隨之剪力墻底部也出現裂縫進而發展成為塑性鉸，緊接著連接剪力墻和框架柱的連梁開始屈服幾乎全部出現塑性鉸并逐步擴展到其他框架梁，在部分框架梁出現塑性鉸后很短的時間內伴隨著剪力最大值和最大層間位移角的出現，柱底和大部分的框架梁幾乎同時出現塑性鉸，呈現比較理想的整體倒塌模型的態勢。隨著時間的推移，地震反應逐漸減小，這時大部分框架柱的塑性不再發展，而框架梁的塑性變形仍然不斷的反復發展，大量耗散地震能量。整個過程中，剪力墻和連梁自始至終呈塑性狀態并且與連接體相連的剪力墻其受彎屈服不局限在底部加強區內，但裂縫均集中出現在下部3層（即底部加強區及其上部1層）范圍內，但均未發生剪切壓潰破壞。大部分框架柱在柱底屈服后均能夠在短時間內恢復到“彈性”狀態，將層間位移保持在安全的范圍之內，從而滿足“大震不倒”的設防目標。

連接體在地震反應最大的時段內出現塑性鉸但持續時間很短，隨著結構塑性變形的發展，連接體基本恢復到“彈性”狀態，同時由于采用桁架結構，因此即使各桿端均出現受彎塑性鉸也不影響重力荷載的傳遞，因此在結構整體倒塌之前連接體不會垮塌。結構在罕遇地震作用下的性能符合設計預期，滿足設定的抗震性能目標。

5 分析結論與加強措施

分析表明本工程結構能夠達到預期的抗震性能目標。針對分析中結構的表現，采取加強措施如下：兩個塔樓剪力墻抗震等級采用二級并提高底部加強區及其上一層分布筋配筋率，與連廊連接的局部剪力墻抗震等級采用一級；框架柱抗震等級采用二級，同時提高與剪力墻相鄰的框架柱縱筋配筋率及配箍特征值并全高加密箍筋（縱筋配筋率提高0.2%，配箍特征值提高0.01）；為了保證強柱弱梁，框架梁抗震等級采用三級。通過彈塑性時程分析得出的薄弱層樓層地震剪力按放大1.15倍采用。

通過采取以上措施可保證結構具有良好的抗震性能，能夠達到“小震不壞，中震可修，大震不倒”的抗震設防目標。