某弱底盤超高層雙塔結構抗震性能研究

張帥

（同濟大學建筑設計研究院（集團）有限公司，上海 200092）

0 引言

雙塔結構體系由于不設置結構縫，可以更好的實現建筑立面效果以及適應建筑使用功能多樣性的需求，在現今被廣泛的應用，隨之對于該結構體系的抗震性能也有了較多深入研究。然而，對于大底盤雙塔結構的研究已經普遍，但是對于弱底盤雙塔結構的研究依舊很少，建筑體形的變化常常會增加結構受力的復雜性，故不同底盤類型的雙塔結構地震受力特點也不能一概而論。文中基于某實際項目，對于弱底盤雙塔結構體系的抗震性能進行了系統分析。

1 工程概況

項目由兩棟超高層辦公塔樓、商業裙房及地下室組成。主體雙塔分置于基地北側和南側，中央為裙房及內庭院。雙塔均為42層，大屋面標高均為149.65m；裙房為4層，裙房屋面標高為22.55m。雙塔裙房以上標準層層高均為3.3m，建筑功能均為辦公。雙塔標準層平面東西向50m，南北向35.2m，雙塔的核心筒東西向20.6m、南北向11.9m，外框柱柱距8.4m。

塔樓立面與裙房連接區域為空間弧形飄帶過渡，建筑師對其連續性要求較高，如在裙房和塔樓間設置抗震縫，則破壞了立面的完整性。且另從裙房的布局來看，內部設置中庭，東、西側各余一排單跨的框架，自身的結構冗余度較低；同時4層裙房的高度未到塔樓高度的20%，雙塔結構布置、動力特性較為接近，對群房的協同能力需求不高。綜合上述因素，最終決定裙房與塔樓間不設縫，建筑效果及剖面分別見圖1、圖2。

圖1 建筑效果圖

圖2 建筑剖面圖

塔樓結構的設計使用年限為50年。結構安全等級二級，項目裙房高度范圍內按重點設防類，塔樓在裙房頂層以上的部分按標準設防類，抗震設防烈度為7度（0.10g），設計地震分組為第三組，建筑場地類別為II類，場地特征周期0.45s[1]。

2 結構體系

兩棟塔樓均采用鋼筋混凝土框架-鋼筋混凝土核心筒結構，結構組成見圖3。

圖3 塔樓結構體系

塔樓的豎向結構體系由內而外分為3個層次，外圈框柱（截面隨建筑高度由1100mm×1500mm變化至600mm×800mm）、外圈框柱（截面隨建筑高度由800mm×1500mm變化至600mm×600mm）、核心筒（最大墻厚沿高度方向由700mm減小至400mm）。

塔樓平面重力體系部分主要由混凝土框架梁、次梁及混凝土樓板共同組成。主框架梁與兩側豎向構件剛性連接，除參與抗側體系外，承擔了次梁傳導的樓面重力荷載及自身的附加荷載等。標準層邊框梁尺寸為400mm×750mm，內部環向框梁采用400mm×600mm，連接內、外框架柱之間的框架梁為400mm×500mm及400mm×600mm，與核心筒間的框架梁尺寸采用寬扁梁750mm×300mm。同時對走道范圍內樓板進行加厚，加厚至200mm，以保證框架與核心筒的協同工作。樓面次梁部分不參與主體結構的抗側力體系中，僅為重力體系構件。

圖4給出了裙房典型層結構布置及塔樓平面位置，項目兩塔樓的結構形式、材料、層高、層數及使用功能幾乎相同，為一對稱雙塔結構，相對非對稱雙塔結構，當結構按扭轉耦聯考慮時，裙房扭轉反應較小，裙房結構有更好的抗震性能[2]，然而項目裙房有4層通高中庭，導致樓板缺失，局部形成了單跨框架，導致裙房自身結構冗余度較低，裙房區域樓蓋成了結構薄弱部位，為確保水平力的有效傳遞，需對該區域樓蓋進行專項分析。

圖4 裙房典型樓層結構布置

3 彈性分析

采用YJK及ETABS兩種軟件對整體結構進行了多遇地震及風荷載作用下的計算分析，其中水平地震分別考慮雙向地震以及偶然偏心的影響，考慮不同方向的地震作用，地震作用采用振型分解反應譜法。

表1給出了結構前6階自振周期，結構前6階振型見圖5，可以看出，振型主要為對稱和反對稱兩種形態，符合包世華、王建東[3]的研究結果。

表1 結構自振周期

圖5 結構前6階振型

表2為兩個軟件彈性分析計算結果，其中位移角最大值出現在中區樓層，故按兩塔樓分別統計，括號內為塔樓2結果。從表2中可以看出，兩個軟件計算結果較為吻合。兩塔樓在多遇地震及風作用下的最大位移角也較為接近；塔樓層間位移角由多遇地震控制，最大層間位移角滿足《高層建筑混凝土結構技術規程》中層間位移角不大于1/800的要求[4]。X向、Y向最大扭轉位移比分別出現在裙房頂層及裙房2層，均滿足規范要求。

表2 彈性分析主要結果

4 動力彈塑性分析

采用SAUSAGE對工程進行地震作用下彈塑性時程分析，以評價結構在罕遇地震作用下彈塑性行為。

根據抗規，考慮場地類別、數量、頻譜特性、有效峰值、持續時間、統計特性、震源機制以及工程判斷幾個方面的要求，罕遇地震下時程分析選用的地震波為2組天然波（HectorMine_NO_1786及Chi-Chi,Taiwan-03_NO_2474）和1組人工波（RH001）。

表3給出了結構在各地震波作用下的最大彈塑性層間位移角，可見在三條罕遇地震波作用下，彈塑性層間位移角X向包絡值為1/122，Y向包絡值為1/105，均滿足規范1/100的要求，說明結構具有足夠的變形能力和內力重分布內力。

表3 各地震波最大彈塑性層間位移角

文中選取天然波Hector Mine作用下的分析結果進行說明，圖6給出了Hector Mine波作用時，彈性分析模型及彈塑性分析模型的基底剪力時程曲線。從圖中可以看出，在地震波輸入初期，彈性分析和彈塑性分析時程曲線基本重合，隨著地震波的不斷輸入，在20s左右，結構開始產生較大規模的塑性損傷，導致結構剛度降低、阻尼增大、周期變長，彈塑性分析的結構地震響應開始減弱，開始出現明顯滯后現象，且這種趨勢逐漸增加。

圖6 天然波Hector Mine作用下結構基底剪力時程結果

圖7～圖10分別給出了Hector Mine波作用下各構件性能水平，可見連梁作為主要耗能構件，破壞較為嚴重，在大震作用下，連梁形成了鉸耗能機制；結構大部分剪力墻未發生損傷或損傷較小，核心筒剪力墻損傷基本處于輕度-中度破壞等級之間，底部個別內墻肢破壞相對嚴重些，大震時退出工作，設計中予以加強，不影響結構的整體抗倒塌能力；框架梁處于輕微-中度破壞，參與耗能，但均未發生嚴重破壞；結構框架柱破壞程度較小，基本處于彈性狀態，僅裙房區域個別柱發生塑性損傷，框架滿足“強柱弱梁”、“強剪弱彎”的抗震設計要求，具備足夠的二道防線能力。

圖7 連梁性能水平

圖8 核心筒剪力墻性能水平

圖9 框架柱性能水平

圖10 框架梁性能水平

5 樓板分析

為確保裙房弱連接位置的樓蓋安全性，基于整體模型，采用規范反應譜和動力時程法計算了裙房樓板小中大地震作用，以分析裙房樓板的抗震性能。多遇地震及設防地震下裙房各樓層的主拉應力見表4，小震及中震作用下樓板的局部區域最大主拉應力分別為1.2MPa及3.01MPa，裙房樓板能夠滿足小震不開裂、中震不屈服的抗震性能目標。在核心筒樓電梯間開洞處，尤其中央樓電梯間開洞位置，板帶寬度較小，樓板應力出現峰值。

表4 裙房樓板主拉應力 MPa

裙房屋蓋通過大震時程分析，得到薄弱連接部位最不利截面，見圖11中1-1斷面中樓板剪力為5588kN，依據G.0.3-2、G.0.4-1《混凝土結構設計規范》按深梁校核大震抗剪截面及抗剪承載力[5]，表5給出了該板帶的校核信息，滿足大震抗剪不屈服的性能目標。

圖11 裙房樓板最不利位置

表5 板帶校核信息

同時圖12也給出了彈塑性模型大震時程作用下屋面樓板的損傷云圖，可以看出樓板損傷等級基本處于無損傷-輕度損傷之間，在平面凹角以及與塔樓相連的根部位置存在一定的中度損傷，針對上述區域設計中通過配置斜向鋼筋予以加強。然而由于多塔結構振型耦聯復雜以及工程裙房樓板開洞較多，連接較薄弱，即使進行了針對性加強，在實際大震中裙房樓板薄弱部位仍有可能發生嚴重損壞，為保證地震作用下薄弱連接部位退出工作后，各結構單體獨立承載的能力，在后續設計中采用整體模型、各塔樓分開的模型、單獨裙房模型進行承載力分析，并取包絡設計。

圖12 屋面樓板損傷云圖

6 結語

文中采用多種軟件，分別進行了彈性計算及動力彈塑性時程計算，詳細地評估了弱底盤雙塔結構結構在地震作用下的變形、承載及耗能能力，尋找出了結構薄弱部位，為設計過程中的加強提供了依據，從而保證了結構能具備良好的剛度及延性。