某高位大跨連體結構地震反應分析

王鵬 許平 杜明軍 胡振杰

高位大跨連體結構受力復雜，高烈度區地震反應起控制作用。文章結合成都某工程實例，采用多模型多程序對其進行詳細的彈性和彈塑性分析，評價結構抗震性能。對連體進行專項分析，并采取相應加強措施。

大跨高位連體結構; 彈性分析; 彈塑性分析

TU973.3?? A

[定稿日期]2021-08-16

[作者簡介]王鵬（1981～），男，碩士，高級工程師、一級注冊結構工程師，研究方向為結構設計及應用。

1 工程概況

成都某項目為高位大跨連體超限高層建筑，連體兩側塔樓房屋高度為137.050 m，連接體位于32層—屋面（標高113.950～136.950），連體跨度為29.600 m。其他具體工程情況及設計參數見文獻[1]。

2 結構體系與結構布置

工程塔樓采用框架-核心筒結構體系，樓板為現澆鋼筋混凝土梁板體系。兩個塔樓及連體部分呈左右對稱關系，兩個塔樓的豎向構件、平面布置、層數及剛度完全一致，各層結構平面見文獻[1]。

塔樓核心筒平面為矩形，核心筒X向尺寸為9.1 m，核心筒Y向尺寸為12.05 m，核心筒外墻厚度自下而上由750 mm減小至400 mm。塔樓外框架柱采用鋼筋混凝土柱，沿塔樓高度上下連續貫通。基頂～4層、連體以下兩層（30層、31層）及與連體相連框架柱設置為型鋼混凝土柱，其中支撐連體結構的8顆框架柱型鋼延伸至15層，以控制軸壓比并增加框架柱的延性，框架柱主要截面為1 100 mm×1 100 mm、1 000 mm×1 000 mm、800 mm×800 mm等。墻柱混凝土等級自下而上由C60逐級變化到C30，梁板混凝土等級均為C30。

連體部分共7層（含桁架下弦所在樓層），采用鋼結構體系，底層設置四榀鋼桁架，上抬5層鋼結構框架。依據JGJ 3—2010《高層建筑混凝土結構技術規程》[2]（簡稱高規），連接體與塔樓的連接可分為剛性連接（強連接）和滑動連接（弱連接）兩種。本工程連接體所在樓層位置較高（32層—屋面），跨度較大（29.6 m），采用剛性連接方案[3]。桁架上、下弦桿分別伸入主樓內一跨，桁架高度5.5 m。桁架桿件采用箱型截面，截面450 mm×400～950 mm，壁厚30～50 mm。

3 連體結構小震反應譜計算分析

采用YJK和ETABS軟件計算結構在多遇地震反應譜作用下結構的受力和變形，結構動力特性見表1，結構的前3階振型如圖1～圖3所示。

由表1和圖1～圖3可以看出，結構第1振型為以Y向為主的平動，第2振型為以X向為主的平動，與結構剛度分布一致，結構因設置連接體在Y向的剛度明顯小于X向，周期比小于0.85，滿足規范要求，表明結構具有較好的抗扭剛度。

反應譜法計算得到的結構最大位移響應見表2，位移角和樓層位移曲線見圖4、圖5。采用雙塔連體模型，塔樓采用剛性樓板假定，連體樓板采用彈性板，以考慮樓板實際的面內剛度。

層位移曲線平滑無較大突變，呈現彎剪型受力狀態，X向層間位移角在連體鋼桁架樓層附近有突變，但地震作用的X、Y向位移角均滿足規范[2，4]要求（1/800），結構的整體剛度較大。

4 單塔小震反應譜計算分析

為了解單塔的結構力學性能，將連體部分去除，并將連體部分的荷載以節點荷載或線荷載的方式輸入在與連體相連的框架柱和框架梁。因兩個塔樓呈左右完全對稱的關系，結構計算僅計算分析一個塔樓，計算采用YJK軟件進行。得出的主要計算結果見表3，前3階振型如圖6～圖8所示。

由表3可知，在不考慮連接體約束的情況下，單塔的位移角、周期比均滿足規范要求，剛重比滿足大于規范限值，且無需考慮二階效應。從結構布置及計算結構可以看出，單塔核心筒Y向剛度比X向剛度大，第一振型為X向平動。對比連體結構計算結果可以看出，設置連體后，結構X向剛度得到顯著增大，Y向剛度略有增加，第一振型變為Y向的平動。

5 連體結構大震彈塑性時程分析

采用Sausage軟件對結構進行大震作用下的彈塑性時程分析。梁、柱及斜撐采用Timoshenko梁單元模擬，該單元計入剪切變形剛度，轉角和位移各自獨立插值。剪力墻、連梁和樓板采用殼單元模擬。

選用一組人工波（R1）、兩組天然波（T1、T2）共三組地震波進行大震作用下的彈塑性時程分析。彈塑性時程分析時，主方向、次方向與豎向地震波峰值比取1∶0.85∶0.65，地震波持續時間為30 s，主方向地震波峰值取220 cm/s2，Tg取0.5 s。

結構在X方向的層間位移角最大值為1/187，結構在Y方向的層間位移角最大值為1/181，兩個方向層間位移角均滿足抗震性能目標1/100的限值要求。

5.1 剪力墻抗震性能分析

剪力墻編號示意見圖9，各墻肢受壓損傷分布圖見圖10。從圖中可以看出，由于設置合理的剪力墻開洞形成連梁，連梁在大震下損傷耗能效果明顯，從而保護了承重墻肢，大部分墻肢無損傷或受壓損傷因子小于0.1，僅個別角部損傷因子大于0.1小于0.5，其分布寬度小于截面面積的50 %，且其鋼筋及鋼材塑性應變均小于0.004。綜合考慮，可以認為個別剪力墻為輕度損壞，大部分剪力墻為輕微損壞或無損壞，滿足預設的性能目標。

5.2 框架柱抗震性能分析

圖11給出了框架柱受壓損傷分布圖，圖12給出了框架柱鋼筋塑性應變分布圖。從圖中可以看出，個別框架柱在柱頂混凝土出現受壓損傷，受壓損傷因子小于0.1，但未出現鋼筋及鋼材塑性應變，表現為輕度損傷，大部分框架柱無損傷或輕微損傷，整體結構仍可保證抗震承載力，框架在大震作用下的承載力仍有一定富余。

5.3 耗能構件抗震性能分析

圖13給出了框架梁混凝土受壓損傷構件統計圖，大部分框架梁表現為輕微損傷或輕度損傷。圖14、圖15分別給出了損傷最大樓層（34層）框架梁混凝土受壓損傷分布示意圖和鋼筋塑性應變分布圖，可以看出，少量框架梁端出現中度的混凝土受壓損傷和鋼筋塑性應變。考慮到框架梁可進行塑性內力重分布，整體結構仍可保證抗震承載力。

5.4 連接體抗震性能分析

連體鋼桁架作為關鍵構件，預設大震不屈服性能目標。各桁架編號見圖16，HJ3在預估罕遇地震下鋼材塑性應變見圖17，其他三榀與之類似。從計算結果可以看出，鋼材在預估的罕遇地震作用下未產生屈服應變，滿足大震不屈服的性能目標。

圖18給出了受荷最大的HJ3下弦跨中節點在三條地震波作用的豎向位移時程，從圖中可以看出在三條地震波作用下，HJ3下弦跨中節點的最大豎向位移24 mm，說明桁架具有足夠的豎向剛度。

6 單棟塔樓大震彈塑性時程分析

為了解單塔在大震作用下的結構力學性能，將連體部分去除，并將連體部分的荷載以節點荷載或線荷載的方式輸入在與連體相連的框架柱和框架梁上。因兩個塔樓呈左右完全對稱的關系，結構計算僅計算分析一個塔樓，采用SAUSAGE軟件進行人工波（R1）作用下的動力彈塑性時程分析。

地震波作用下結構X向最大層間位移角1/181，Y向最大層間位移角1/190，兩個方向層間位移角均滿足抗震性能目標1/100的限值要求，說明單棟塔樓模型在大震作用下，結構處于穩定狀態，滿足“大震不倒”的抗震設防目標。結構頂部核心筒角點的位移時程見圖20，所選用的節點位置示意見圖19。

7 連體鋼桁架抗連續倒塌分析

7.1 分析方法

基于連體鋼桁架的重要性，采用規范建議的拆除構件法對連體鋼桁架進行抗連續倒塌分析;驗算選用的荷載工況：1.0恒+0.5活±0.2風，正截面承載力驗算時取材料強度標準值，受剪承載力驗算時取材料強度標準值。HJ2、HJ3的構件截面完全一致，且HJ3桁架的受荷面積較HJ2大，故選取HJ1、HJ3、HJ4進行抗連續倒塌分析。

針對HJ1、HJ3、HJ4依次拆除構件1、構件2，每次只拆除一榀桁架的一根腹桿，構件1、構件2的位置分別見圖21、圖22。

7.2 分析結果

拆除構件1后各榀桁架的計算結果見圖23～圖25。

拆除構件2后各榀桁架的計算結果見圖26～圖28。

從圖23～圖28可以看出，各榀桁架在拆除支座腹桿構件1或2后，剩余桁架桿件的應力比仍可控制在1.0以內，說明各榀連體桁架具有較多的冗余度，在某個關鍵構件失效后，剩余桿件還能承受規定的豎向荷載及水平荷載，具有一定的抗連續倒塌能力。

通過桁架的抗連續倒塌分析結果也說明，將連體桁架的抗震性能目標提高為中震彈性、大震不屈服是合理的，可以保證連體桁架具有一定的安全儲備。

8 結論

本工程為大跨高位連體結構，采用YJK、ETABS兩種程序進行小震的計算分析，對整體計算結果進行對比分析，各項參數滿足規范要求。采用SAUSAGE進行罕遇地震作用下的彈塑性動力時程分析，在罕遇地震作用下，結構處于穩定狀態，滿足“大震不倒”的抗震設防目標。個別剪力墻為輕度損壞，大部分剪力墻為輕微損壞或無損壞。少量框架柱在柱頂出現了混凝土受壓損傷，表現為輕微或輕度損傷。大部分框架梁表現為輕微損傷或輕度損傷，少量框架梁端出現中度的混凝土受壓損傷和鋼筋塑性應變。鋼桁架受力性能良好，在罕遇地震下鋼材未出現塑性變形。

參考文獻

[1] 杜明軍，許平，胡振杰，等. 某高位大跨連體超限高層建筑結構設計[J]. 建筑結構，2019，49（5）：83-89.

[2] JGJ 3—2010 高層建筑混凝土結構技術規程[S].

[3] 沈蒲生.多塔與連體高層結構設計與施工[M].北京：機械工業出版社，2009.

[4] GB 50011—2010建筑抗震設計規范[S].

3401500589251