雙塔高層建筑基礎及頂部連廊隔震結構設計*

劉大路 周立超 潘文 賴正聰 李永春 張田慶

(1.昆明理工大學建筑工程學院 昆明 650500; 2.云南省建筑工程設計院 昆明 650041；3.中國建筑第二工程局有限公司 昆明 650501)

*基金項目：云南省教育廳基金項目(2020J0061)。

0 引言

某大底盤雙塔高層建筑位于高烈度地區，左右兩側為8層主體結構，中間部分為一層大底盤，結構頂層存在連通兩側主樓的連廊，高度5.7 m，地震發生時，空中連廊與塔樓連接部位受力復雜會造成塔樓剛度突變，若不采取有效措施，結構很容易破壞。根據《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》，該結構在X方向偶然偏心規定水平力作用下最大層間位移與平均層間位移比為1.24(位于3層1號塔樓)，大于規定的1.2限值，應考慮扭轉不規則；同時雙塔結構應考慮尺寸突變，故該結構屬于一般不規則結構[1]。針對上述問題，本文提出采用基礎及頂部連廊組合隔震方案，采用ETABS軟件建立有限元模型并對其在8度(0.2g)多遇、設防、罕遇地震作用下的地震反應進行了分析。

1 工程概況

本工程地上8層,地下1層，高度45.90 m，建筑面積17 337 m2，采用框架剪力墻結構。根據《建筑抗震設計規范》(GB 50011—2010)及《中國地震動參數區劃圖》(GB 18306—2015)，本工程所屬區域抗震設防烈度為8度，主體結構框架、剪力墻抗震等級分別為二級和一級，設計基本地震加速度0.2g，設計地震分組為第三組，建筑場地為III類，場地特征周期0.65 s，水平地震影響系數最大值為0.16，屬于重點設防類，乙類建筑[2-3]。結構三維模型圖見圖1。

圖1 結構三維模型

2 隔震設計及分析

2.1 隔震措施

本文提出基礎及頂部連廊組合隔震方案進行隔震設計。對兩側主體與大底盤采取整體隔震，有利于兩側主體的變形協調能力，避免大底盤與主樓相接位置有較大的隔震溝。為減小連廊對兩側主樓的不利影響，在與主樓相接位置設置摩擦擺支座，FPS自帶限復位裝置以防止墜落；為避免連廊與主體的碰撞，設置350 mm縫寬。結構頂部連廊采用鋼桁架結構，上下弦桿采用H型鋼，其余構件采用箱型截面。

2.2 隔震支座布置方案

結合本工程實例，基礎選用橡膠隔震支座，在抉擇隔震支座直徑、個數和布置時，主要考慮以下因素：①橡膠隔震支座在重力荷載代表值下的豎向壓應力不應大于12 MPa；②橡膠隔震支座在罕遇地震水平和豎向同時作用下，其拉應力不應大于1 MPa；③橡膠隔震支座在罕遇地震作用下的極限水平位移應小于其0.55倍有效直徑和支座橡膠層總厚度3倍二者的較小值[4]。

綜合考慮，基礎擬采用80個支座，104個隔震墊，考慮到隔震層抗扭轉效應，將LRB對稱布置在隔震層外圍，如圖2所示。結構頂部采用8個摩擦擺支座(FPS3000)對稱布置在兩個連廊連接處，如圖3、圖4所示。各類型支座數量及力學性能詳見表1。

圖2 隔震支座布置

圖3 連廊結構平面(單位：mm)

圖4 摩擦擺支座布置

2.3 周期對比

EATBS非隔震、隔震模型周期對比結果如表2所示，采用隔震技術后，結構周期明顯延長，且滿足《疊層橡膠支座隔震技術規程》(簡稱《技術規程》)中隔震房屋兩個方向的基本周期相差不宜超過較小值30%的要求[5]。

表1 隔震支座力學性能

表2 結構周期對比

2.4 時程分析2.4.1 地震波及模擬單元選取

依據《建筑抗震設計規范》5.1.2條，采用時程分析法時，應根據地震分組和場地類別情況選取地震波。其中天然波不應小于總數2/3，且平均地震影響系數曲線與振型分解反應譜法所采用的地震影響系數曲線應在統計意義上相符。本工程選取了實際5條天然波和2條人工波，其時程信息、曲線見表3、圖5，時程反應譜和規范設計反應譜見圖6。經計算各時程平均反應譜與規范反應譜較接近，每條時程計算的底部剪力最小占振型分解反應譜法計算結果的86.46%；7條時程的底部剪力平均值與振型分解反應譜法計算的差值在2%左右，均滿足選波要求。

模型的LRB、LNR采用單元庫中Isolator1進行模擬，FPS采用Isolator2進行模擬。

表3 時程信息

圖5 時程曲線

圖6 時程反應譜和規范設計反應譜

2.4.2 隔震分析

基于ETABS軟件平臺分別對1號塔樓、2號塔樓及整體模型共3種模型進行分析，得到7條地震波作用下的結構X、Y向層間剪力比及傾覆彎矩比，并提取其平均值的最大值。如表4所示，隔震前與隔震后上部結構的層間剪力比和傾覆彎矩比均值最大值為0.376。根據橡膠隔震支座剪切性能偏差分類，取φ=0.85；8度設防下αmax=0.16，故隔震后水平地震影響系數最大值為：

amax1=β×amax/φ=0.376×0.16/0.85=0.071其中：β為水平向減震系數；αmax為非隔震水平地震影響系數最大值；φ為調整系數。

綜上所述，水平地震影響系數最大值取0.08，上部結構水平地震作用可以按降低1度設計。

表4 3種模型層間剪力比和傾覆彎矩比最大值

2.4.3 結構層間位移角

在8度罕遇地震作用下X、Y方向各樓層層間位移角如圖7、圖8所示。

圖7 X方向層間位移角

圖8 Y方向層間位移角

本工程為框架剪力墻結構，依據《建筑抗震設計規范》5.5.5條，彈塑性層間位移角限值為1/100。該結構X、Y方向最大層間位移角均出現在第5層，分別為1/242、1/212，由于頂層局部突出導致Y方向層間位移角出現異常，但仍有足夠安全儲備。

2.5 隔震層水平位移驗算

隔震層的各隔震支座在罕遇地震作用下的最大水平位移應小于0.55d=440 mm(本工程采用隔震支座最小直徑為800 mm)及3tr=447 mm(本工程采用橡膠隔震支座最小橡膠層總厚度為149 mm)中的較小值。

隔震層水平位移計算采用荷載組合為:1.0×(1.0×恒載+0.5×活載)+1.0×水平地震

=1.0D+0.50L+1.0Fek，算出罕遇地震作用下隔震支座最大水平位移為272 mm，小于440 mm，滿足要求。

2.6 基礎隔震支座拉應力驗算

橡膠隔震支座在罕遇水平和豎向地震同時作用下的拉應力不應大于1.0 MPa。橡膠隔震支座拉應力驗算采用的荷載組合為：1.0×恒載±1.0×水平地震-0.5×豎向地震=0.9D-0.05L±1.0Fek，當荷載組合為：0.9D-0.05L+1.0Fek時，最大拉應力為0.60 MPa；當荷載組合為0.9D-0.05L-1.0Fek時，最大拉應力為0.62 MPa，均滿足要求。

2.7 補充三向地震動分析(罕遇地震)

(1) 輸入說明。由于本結構復雜，有多項不規則，故本節補充了三向地震動作用下的隔震分析。主方向地震波為2.4.1節中使用的地震波，次方向和豎向地震波為其對應時程的垂直方向和豎向地震波。進行罕遇地震分析時輸入加速度峰值為400g，次方向和豎向峰值加速度分別取主方向峰值加速度的0.85倍和0.65倍。因此，三向地震動峰值加速度分別為主方向：400g；次方向：340g；豎向方向：260g。

(2) 隔震效果。驗算得到隔震層最大水平位移為293 mm，小于0.55D及3tr中的較小值，滿足要求。當荷載為1.0Fek時，隔震支座最大拉應力為0.67 MPa；當荷載為-1.0Fek時，隔震支座最大拉應力為0.59 MPa，滿足規范中小于1.0 MPa的要求。

提取7條罕遇三向地震波作用下FPS支座位移，如表5所示。該表格對結構頂部連廊抗震縫取值具有指導性意義。

表5 FPS支座位移 mm

3 溫度應力分析

該結構最大長度為53.250 m，屬于超長結構，溫度應力較明顯，設計時采取以下針對性技術措施：結構設計時在主樓豎向區域設置溫度膨脹帶，溫度膨脹帶寬度為2 000 mm；加強長方向兩端抗側力構件的截面及配筋；加強的最小板厚取120 mm，屋面板筋及山墻內一跨最小配筋率取0.25%，且雙層雙向拉通設置。在樓層四大角及外墻轉角處增設抗裂鋼筋；加強長方向框架梁的腰筋，間距按150 mm進行設置。

為了研究混凝土收縮對隔震支座的影響且考慮到高層結構頂部受溫度應力影響較大，建立考慮溫度應力的隔震模型進行對比分析。根據結構所在地區氣溫情況，設置合攏時溫度15 ℃。溫度應力升降溫差按15 ℃考慮[6-7]。ETABS對隔震層樓板及部分樓層樓板的±15 ℃溫度應力分析如圖9、圖10所示。

圖9 隔震層、頂層升溫15 ℃樓板應力分布

圖10 隔震層、頂層降溫15 ℃樓板應力分布

在升溫和降溫作用下，支座最大變形為5.76 mm，即使在罕遇地震作用下，支座最大變形也遠遠小于限值。樓板拉應力最大為0.50 MPa，出現在隔震層范圍內，遠小于C40混凝土抗拉強度標準值2.39 MPa，滿足要求。

4 結論

經過對該大底盤雙塔高層頂部連廊結構進行抗震分析，得出以下結論：

(1)采用本文提出的基礎及頂部連廊組合隔震方案后，結構周期明顯延長，在三向罕遇地震動和溫度應力作用下各項指標均滿足要求，通過本文方案設計的結構隔震效果顯著。

(2)通過對1號塔樓、2號塔樓及整體模型對比分析得到結構在設防地震作用下隔震前、后水平層間剪力比及傾覆彎矩比平均值的最大值為0.376。根據規范得出地震影響系數最大值為0.08，上部結構水平地震作用可以按降低一度設計。

(3)在8度罕遇地震作用下結構最大層間位移角出現在第5層，其值為1/212，只達到限值的47%；最大隔震層位移是272 mm，為限值的61%。有較大的地震安全儲備。