基于混合消能減震技術非對稱雙塔連體結構抗震性能研究

蔡 正, 潘 文, 周 強, Ghafar Wahab Abdul, 楊 靜

(1．昆明理工大學 建筑工程學院,昆明 650599; 2．云南省抗震工程技術研究中心,昆明 650599)

隨著城市現代化水平的不斷提高,連體超高層結構在我國各大城市中不斷涌現。連體結構的高度和跨度不斷增加,體型愈加復雜,使得連體結構抗震分析與設計的難度不斷加大。根據JGJ 3—2010《高層建筑混凝土結構技術規程》[1]中第10.5.1條對復雜高層建筑中連體結構的規定,“連體結構各獨立部分宜有相同或相近的體型、平面布置和剛度;宜采用雙軸對稱的平面形式。7度、8度抗震設計時,層數和剛度相差懸殊的建筑不宜采用連體結構。”但在實際工程中,大多數連體結構在體型規則性等方面已超出我國現行規范的規定,屬于超限結構。另外,從震害調查的結果來看[2-3]:連體結構易發生破壞,連接體塌落較多。那么怎樣保證連體結構在地震作用下的安全性,降低結構地震破壞程度,已成為目前迫切需要解決的問題。

在連體結構抗震性能研究及混合消能減震技術應用方面,各國學者及工程師進行了一定的分析研究,獲得了一些成果及工程經驗。國外針對連體結構地震作用控制方面的研究主要集中在通過控制裝置連接的兩個相鄰建筑物。例如,采用連接控制裝置后,對連體結構的耦聯響應分析,這些連接控制裝置包括了摩擦阻尼器[4]、黏滯阻尼器[5]、黏彈性阻尼器[6]甚至主動控制裝置[7]。這些研究提供了一個物理模型用于更好地理解和分析采用連接控制裝置的結構耦聯響應及控制裝置對結構的控制效果。其中, Basili等[8]將兩個相鄰的建筑物建模為多自由度體系,將連接控制裝置建模為彈簧-阻尼-慣性單元連接系統,進而研究連體結構的抗震性能。此外, Makita等[9]建立了連接控制裝置優化設計的結構模型并將連接控制方法擴展到兩個動力特性相似的耦聯結構,得到了連接阻尼器的最佳剛度和阻尼,并通過試驗驗證了所提出優化方法的正確性。在連體結構的抗震性能及振動控制方面我國學者也做了一定的研究,王琛等[10]對一非對稱連體結構的抗震性能及變形差控制進行研究,分析了結構重要構件的受力情況,給出了設計建議。潘毅等[11]研究了連接方式對大跨度異型鋼連廊連體結構抗震性能的影響,分別采用彈性連接、滑動連接、剛性連接、鉸接連接的四種不同連接方式開展了對比分析,給出了對控制結構扭轉、連接處的內力和連接體跨中的豎向位移最有利的連接形式建議。鄭弦等[12]采用基于性能設計的抗震方法,對一強連接連體結構中重要構件性能進行考察,結果表明,整體模型各項指標滿足規范要求,能夠實現設定的抗震性能目標。金如元等[13]對一采用屈曲約束支撐(buckling-restrained brace, BRB)與黏滯阻尼器的雙塔雙連廊連體結構的抗震性能進行研究,對比分析了單塔模型和整體模型,證實了塔樓對連廊的地震放大效應和連廊對塔樓的減震效應;朱圣妤等[14]研究了黏滯阻尼墻在連體結構分析中的實現方法,并通過3個方案對比分析了黏滯阻尼墻的不同布置方式對結構附加阻尼、地震響應等指標的影響,提出了基于減震效果及經濟性的最優方案。Guo等[15]對一采用負剛度裝置和摩擦阻尼器柔性連接的復雜連體結構的抗震性能進行研究,通過時程分析的方法,分析了柔性連接參數對結構響應的影響,結果表明,采用負剛度裝置和摩擦阻尼器柔性連接的設計能顯著減小結構的動力響應和結構損傷程度,提高了結構的抗震能力。在混合消能減震技術應用方面我國學者也做了一定的研究,張慎等[16]為改善一復雜結構的抗震性能,設置了屈曲約束支撐和防屈曲耗能鋼板墻的混合減震措施,通過時程分析的方法定量分析了結構位移響應、構件損傷、能量耗散分布情況,證實了混合減震措施能產生很好的減震效果。許立言等[17]對一采用混合消能減震技術的組合結構的抗震性能進行研究,結果表明,混合消能減震技術可顯著提高結構的剛度和承載力,增強結構的整體耗能能力;但也發現,未受到消能減震構件保護的其他結構構件的地震響應可能會被放大。周穎等[18]研究了混合控制消能減震伸臂桁架結構的減震效果,采用參數化分析的手段,分析不同減震方案下結構的響應規律,得到了最優的混合減震方案。

上述研究表明,連體結構由于連接體的存在使得連接的塔樓之間相互耦聯,導致連體結構的受力狀態趨于復雜,而消能減震技術是減小結構響應的有效途徑。目前,針對高烈度區雙塔連體超高層結構采用混合消能減震技術的研究較少,因此有必要對減震裝置的合理布置形式進行深入研究。為此,本文結合BRB和黏滯阻尼懸臂桁架的特點,以某非對稱雙塔連體超高層結構為研究對象,研究混合消能減震連體結構在各烈度地震作用下的消能減震效果,探討BRB與黏滯阻尼懸臂桁架的位置變化對結構抗震性能的影響,同時對結構進行了全面的抗震性能評估。在不同水準地震作用下,BRB與黏滯阻尼懸臂桁架耗能階段不同且具有不同的耗能效率,混合消能減震技術可以綜合不同類型阻尼器的優勢作用,使連體結構具有更全面的抗震性能。將為混合消能減震技術在連體超高層結構中的進一步研究和應用提供借鑒。研究流程圖如圖1所示。

圖1 研究流程圖Fig.1 Research flow chart

1 結構概況

研究對象為非對稱雙塔連體超高層建筑(分別為塔樓A、塔樓B)。其中雙塔塔樓地上45層,結構高度為199 m;在結構第26層～結構29層,設置了3層架空鋼連廊,將A塔樓與B塔樓連接在一起,形成連體結構,連接體跨度為23 m,建筑立面圖如圖2所示。塔樓采用鋼筋混凝土框架-核心筒結構體系。連接體部分由3榀主桁架和1榀與主桁架垂直的次桁架組成。考慮到連接體部分的功能要求,同時為保證受力桁架與結構豎向構件的可靠連接,桁架采用剛性連接的方式。結構體系組成如圖3所示,主要構件截面尺寸見表1和表2。

表1 塔樓主要構件截面Tab.1 Section of main components of tower

表2 連接體主要構件截面Tab.2 Section of main components of connector

圖2 建筑立面圖Fig.2 Building elevation

圖3 結構體系Fig.3 Structural system

2 結構模型建立

2.1 模型單元及地震波選取

為了準確模擬和分析結構及阻尼器在地震作用下的受力性能,采用有限元軟件ETABS、Perform3D進行結構建模及動力時程分析。在ETABS中,框架梁、柱采用桿單元,剪力墻采用殼單元,BRB采用Plastic(Wen)單元,黏滯阻尼器采用Damper單元模擬。在Perform 3D中,框架梁、框架柱和剪力墻連梁采用塑性鉸模型模擬,剪力墻采用纖維模型;對于樓板,在連接體樓層及其相鄰層樓板采用彈性樓板,其余樓層為剛性樓板;BRB采用Perform 3D中自帶的Buckling Restrained Brace單元,黏滯阻尼器采用Fluid Damper單元模擬。由于桁架均作為可靠的傳力構件,在模擬時采用固結的連接方式。建立的連體結構前6階自振周期如表3所示。

表3 連體結構前6階振型Tab.3 First six vibration modes of connected structure

建筑場地所在地區的地震設防烈度為8度(0.2g),場地類別為Ⅲ類場地,設計地震分組為第三組。根據GB 50011—2010《建筑抗震設計規范(2016版)》[19](簡稱《抗規》)規定,選用7條地震波進行三向動力時程分析,包括了5條天然波和2條人工波,地震波信息見表4,地震影響系數曲線如圖4所示。

表4 地震波信息表Tab.4 Information of earthquake waves

圖4 地震波地震影響系數曲線與規范譜Fig.4 Seismic influence coefficient curve and code response spectrum of seismic wave

從圖4中可以看出,7條地震波的平均地震影響系數曲線與規范反應譜的地震影響系數曲線相比,在對應于結構主要振型的周期點上相差不大,均在20%范圍以內,滿足《抗規》的要求。

2.2 結構的動力特性

該超高層建筑是由連接體分別與A塔樓、B塔樓剛接而形成的連體結構。如圖2所示,由于雙塔結構平面為非對稱,塔樓A與塔樓B的剛心、質心連線均與整體結構的主軸方向存在一定的夾角,結構質心與剛心偏差較大,導致連體結構與無連體結構在其動力特性方面具有顯著差異。下面分別列出無連體結構與連體結構模型的前6振型圖如圖5、圖6所示,以及無連體結構與連體結構前12振型投影圖如圖7、圖8所示。

圖5 無連體結構模型前6階振型平面圖Fig.5 Plan view of the first six vibration modes for unconnected structure model

圖6 連體結構模型前6階振型平面圖Fig.6 Plan view of the first six vibration modes for connected structure model

圖7 無連體結構模型前12振型投影圖Fig.7 Projection of the first twelve modes of the unconnected structure model

圖8 連體結構模型前12振型投影圖Fig.8 Projection of the first twelve modes of the connected structure model

由圖5可見,在雙塔無連體結構模型中,結構第一振型為A塔的Y向平動,第二振型為B塔的Y向平動,第三振型為A塔的X向平動,第四振型為B塔的X向平動,第五、第六振型是塔樓的扭轉。各塔樓均先發生平動振型,后為扭轉振型,結構各振型保持著各塔樓結構振動的獨立性。由圖6可見,連體結構的前3振型依次為整體結構的X向平動、Y向平動和扭轉。隨后結構振型中的扭轉成分逐漸增多。

由圖7和圖8可見,連體結構的振型較非連體結構的振型更為復雜,耦聯振動更為顯著,所以,X、Y兩個方向均有位移產生。設置連接體后,結構的動力特性發生了很大變化:①結構的周期減小,整體剛度增強;②結構耦聯振動增多,雙塔的相互作用增強;③結構的扭轉成分增多;④連接體以上結構位移較大,鞭梢效應顯著。

從以上結果可以看出,雙塔連體結構較雙塔無連體結構的扭轉耦聯效應明顯增強、受力復雜,抗震設計的難度增大。

3 加強層和減震層位置敏感性分析

根據連體結構的特點,在相關規范的基礎上對結構的變形提出了更為嚴格的限制要求,因此控制結構側向變形,降低結構的扭轉效應成為設計的關鍵。為了改善和提高結構的變形能力,可以在結構中設置伸臂桁架或環桁架加強層,考慮到連接體以上結構的扭轉效應顯著,在設置加強層時應重點考察該區域,基于此,在連接體以上部分每5層設置一道伸臂桁架或環桁架,在連接體以下樓層每10層設置一道伸臂桁架或環桁架,即分別在結構的第10、第20、第30、第35、第40層設置加強層,相對應的結構位置高度分別為0.27H、0.49H、0.71H、0.80H、0.90H,H為結構高度。圖9為塔樓可設置伸臂桁架或環桁架加強層的位置示意圖。根據在上述樓層中分別布設伸臂桁架或環桁架后對結構變形的影響效果,對其布設位置進行敏感性分析。

圖9 加強層位置示意圖Fig.9 Location of the strengthened story

3.1 設置伸臂桁架加強層結構響應敏感性分析

按圖9中加強層的位置分別在結構的第10層、20層、30層、35層、40層設置一道伸臂桁架,依次記為方案O-10、O-20、O-30、O-35、O-40,圖10為伸臂桁架的平面布置圖,結構主要參數結果如表5所示,結構層間位移角如圖11所示。

表5 結構主要參數結果Tab.5 Results of main structural parameters

圖10 伸臂桁架布置圖Fig.10 Layout of outrigger truss

圖11 層間位移角Fig.11 Inter-story drift ratio

由表5和圖11可知,隨著伸臂桁架沿結構高度位置的不斷變化,結構周期略有不同,其中在結構高度0.49H處(方案O-20)布設伸臂桁架對結構的周期影響較其余方案顯著。各方案對結構的頂點位移、層間位移角以及扭轉角等變形的影響效果具有差異性。從對頂點位移的控制效果來看,方案O-20及方案O-35控制效果較優;從結構的層間位移角以及扭轉角的控制效果來看,方案O-35控制效果最優。基于以上結果分析,在結構高度0.80H位置處(方案O-35)即在結構的第35層布設伸臂桁架對結構變形的控制效果最為顯著。

3.2 設置環桁架加強層結構響應敏感性分析

按圖9中加強層的位置分別在結構的第10層、20層、30層、35層、40層設置一道環桁架,依次記為方案T-10、T-20、T-30、T-35、T-40,圖12為環桁架的平面布置示意圖,結構主要參數結果如表6所示,層間位移角如圖13所示。

表6 結構主要參數結果Tab.6 Results of main structural parameters

圖12 環桁架桿件平面布置圖Fig.12 Plan of truss torus members

圖13 層間位移角Fig.13 Inter-story drift ratio

由表6和圖13可知,隨著環桁架沿結構高度的布設位置不斷變化,其對結構的頂點位移、層間位移角以及扭轉角等變形的影響效果也不盡相同。以X向最大層間位移角為例,按方案T-10與方案T-35設置環桁架的結構最大層間位移角分別為1/622、1/651,二者相差4.5%。由于結構的變形仍以彎曲變形為主,各方案之間的結構響應差異較為明顯,總的結構變形特征及規律可以概括為:在連接體以上樓層(35層、40層)即在結構高度的0.80H、0.90H處設置環桁架對結構變形及扭轉的控制效果較優,其中設置在0.80H位置處最優,而在結構高度的0.29H處設置環桁架與其他方案相比對結構變形控制效果最不顯著。以上結果表明,在結構高度為0.80H位置處(方案T-35)即在結構第35層布設環桁架對結構的變形影響最為敏感。

3.3 環桁架桿件替換為BRB或黏滯阻尼器效果對比分析

傳統環桁架加強層通常為沿結構外圍框架設置的一圈環桁架,會造成結構剛度突變、構件內力狀態趨于復雜,容易形成薄弱部位,對結構抗震不利。因此,將結構加強層設計為“減震層”[20-21],即將原結構環桁架加強層的桁架桿件替換為相應的消能減震構件,以改善結構的受力狀態,是解決上述問題的有效途徑。

從3.2節的分析結果來看,在結構高度0.80H處即第35層布設環桁架對結構的變形影響最敏感,所以在結構第35層的加強層中,考慮采用如下兩種方案將環桁架桿件替換為減震構件并與無控結構的響應結果進行對比分析。方案一:將環桁架桿件替換為BRB;方案二:將環桁架桿件替換為黏滯阻尼器。環桁架桿件立面布置如圖14所示。

圖14 環桁架桿件立面布置圖Fig.14 Elevation layout of truss torus members

BRB和黏滯阻尼器的耗能特點不同, 且在高層結構布置中存在差異:BRB為位移相關型阻尼器,多遇地震下,BRB不屈服,僅為結構提供剛度;設防地震下,BRB有一定限度的屈服;罕遇地震下,全數BRB屈服耗能,但仍具有一定剛度;當結構位移較大或結構變形復雜時,建議采用BRB[22-23]。黏滯阻尼器為速度相關型阻尼器,在不同設防水準地震作用下,均變形耗能,但不提供剛度;當結構基底剪力響應較大時,建議采用黏滯阻尼器。對于方案一,由于結構在兩個方向的動力特性存在差異,分析中選取了兩種類型的BRB進行分析,在結構0.80H處即在結構第35層X向和Y向分別布設屈服承載力為5 000 kN,屈服位移為3.81 mm和屈服承載力為5 000 kN,屈服位移為3.49 mm的BRB。對于方案二,采用參數為200 kN·(s/mm)0.3的黏滯阻尼器進行分析。

表7和圖15給出了環桁架桿件分別采用BRB和黏滯阻尼器方案在多遇地震作用下結構的響應結果。

表7 不同方案對比結果Tab.7 Comparative results of different schemes

圖15 多遇地震作用下結構響應Fig.15 Structural response under frequent earthquake

從表7和圖15可以看出,當環桁架桿件為黏滯阻尼器時,結構可獲得一定的附加阻尼,減小了部分地震作用,使得樓層剪力降低。當環桁架桿件為BRB時,結構剛度較采用黏滯阻尼器時略有增加,地震剪力也呈增大趨勢,同時對結構中、上部即加強層及其附近樓層的側向變形有較為明顯的改善作用。以X向最大層間位移角為例,方案一的位移角為1/649,方案二的位移角為1/641,無控結構的位移角為1/621,方案一與方案二較無控結構的位移角分別降低了4.3%和3.1%。Y向最大層間位移角也有類似的結果。所以,方案一對結構的位移控制效果更顯著。從結構扭轉角的結果來看,以Y向最大扭轉角為例,方案一的扭轉角為1/968,方案二的扭轉角為1/939,無控結構的扭轉角為1/899,方案一與方案二較無控結構的扭轉角分別降低了7.6%和4.4%。基于以上結果,在結構高度0.80H位置處即在結構第35層中采用方案一(BRB型環桁架)對結構位移及扭轉響應具有更佳的控制效果。

3.4 設置黏滯阻尼懸臂桁架結構響應敏感性分析

為了進一步地利用結構的變形以增強結構的耗能能力,決定在結構中增設黏滯阻尼懸臂桁架,并對其不同的布置位置進行敏感性分析。

黏滯阻尼懸臂桁架是將傳統伸臂桁架與外圍框架柱斷開形成懸臂桁架,再將黏滯阻尼器沿豎向布置于懸臂桁架與外框柱之間,構造示意圖如圖16所示。黏滯阻尼懸臂桁架的耗能機理是將核心筒的彎曲變形通過懸臂桁架轉化為黏滯阻尼器的軸向變形,進而實現黏滯阻尼器的耗能。同樣可以避免或減輕傳統伸臂桁架在其與主結構連接處產生的較大內力的不利影響。

圖16 黏滯阻尼懸臂桁架構造圖Fig.16 Construction diagram of cantilever truss with viscous dampers

按圖9中加強層的位置分別在結構的第10層、第20層、第30層、第35層、第40層設置一道黏滯阻尼懸臂桁架,依次記為方案C-10、C-20、C-30、C-35、C-40,分析中采用了參數為600 kN·(s/mm)0.3的黏滯阻尼器。結構主要參數結果如表8所示,平面布置圖見圖10,結構層間位移角如圖17所示。

表8 結構主要參數結果Tab.8 Results of main structural parameters

圖17 多遇地震下結構層間位移角Fig.17 Inter-story drift ratio under frequent earthquake

從表8中可以看出,通過設置黏滯阻尼懸臂桁架,可以為結構提供一定的附加阻尼比。5個方案中方案C-20所附加的阻尼比最大,達到了0.76%,方案C-35所附加的阻尼比次之,為0.69%。在結構變形控制方面,方案C-20對結構頂點位移的控制效果最優,方案C-35對結構層間位移角的影響最顯著。從圖17中可以看出,方案C-20對連接體以下結構的位移控制效果最優,方案C-35對連接體以上部分的位移控制效果更優。綜合以上結果,方案C-20和方案C-35即在結構高度的0.49H(第20層)和0.80H(第35層)處布設黏滯阻尼懸臂桁架,對結構的響應控制效果最為顯著。

4 混合消能減震分析

4.1 混合消能減震方案

根據第3章的分析結果,在塔樓敏感位置的加強層(20層、35層)中設置減震裝置,分別在結構第20層設置黏滯阻尼懸臂桁架,在結構第35層設置BRB型環桁架和黏滯阻尼懸臂桁架。本項目結構抗震性能目標見表9。阻尼器布置圖如圖18所示。

表9 結構抗震性能目標Tab.9 Seismic performance objectives of structure

4.2 結構響應

采用非線性時程分析的方法,分別計算了結構在多遇地震和罕遇地震作用下的動力響應,從結構構件耗能、阻尼器耗能及結構變形等方面,說明混合消能減震技術在雙塔連體超高層結構中的實際應用效果。圖19～圖23分別給出了不同水準地震作用下結構構件能量耗散曲線、罕遇地震作用下阻尼器的滯回曲線及結構響應曲線。表10和表11分別給出了不同水準地震作用下結構耗能及結構減震效果對比結果。

表10 不同水準地震作用下結構耗能情況

表11 不同水準地震作用下結構減震效果

圖19 不同水準地震作用下結構耗能曲線Fig.19 Curve of structural energy dissipation under different earthquake levels

圖20 罕遇地震作用下黏滯阻尼器滯回曲線Fig.20 Hysteretic curve of viscous fluid dampers under rare earthquake level

由圖19～圖21和表10可見:黏滯阻尼器在不同水準地震作用下均變形耗能,隨著地震作用的增大,黏滯阻尼器耗能占比逐漸減小。BRB在多遇地震作用下未屈服,不參與耗能,僅為結構提供附加剛度;在罕遇地震作用下,BRB均屈服,其滯回曲線飽滿,耗能占比隨著地震作用的增大而增加,在一定程度上彌補了黏滯阻尼器耗能減小的部分,BRB與黏滯阻尼器具有分階段耗能的有益效果,保證了結構的耗能能力。

圖21 罕遇地震作用下BRB滯回曲線Fig.21 Hysteretic curve of BRB under rare earthquake level

從圖22、圖23和表11可見:多遇地震作用下有控結構X向、Y向的層間位移角分別為1/735和1/922,無控結構X向、Y向的層間位移角分別為1/621和1/737,位移降低率分別為0.84、0.80;罕遇地震作用下有控結構X向、Y向的層間位移角分別為1/128和1/131,無控結構X向、Y向的層間位移角分別為1/119和1/117,位移降低率分別為0.93、0.89。相對于無控結構,在不同水準地震作用下有控結構的層間位移角得到了顯著改善。

圖22 多遇地震作用下結構層間位移角Fig.22 Inter-story drift ratio under frequent earthquake level

圖23 罕遇地震作用下結構層間位移角Fig.23 Inter-story drift ratio under rare earthquake level

4.3 罕遇地震下結構損傷分析

為了研究和了解結構構件的損傷情況,對構件的塑性屬性進行定義,參照以變形為基準的極限狀態對整體結構或構件的性能進行評估。如圖24所示,圖24中:縱坐標Q/Qy為彎矩與屈服彎矩之比;橫坐標表示轉角或位移。構件的性能水準由離散的3個性能點,立即使用(immediate occupancy,IO)、生命安全(life safety,LS)和防止倒塌(collapse prevention,CP)表示,相對應的3種極限狀態分別為正常使用極限狀態,生命安全極限狀態和防止倒塌極限狀態。

圖24 性能曲線[25]Fig.24 Performance curve

采用有限元軟件Perform3D對結構進行罕遇地震作用下的動力時程分析,結合結構的性能目標,從結構的整體變形及主要構件如剪力墻、連梁、框架柱、框架梁的損傷情況進行分析。

4.3.1 剪力墻損傷

圖25為罕遇地震作用下剪力墻內鋼筋塑性分布圖,從圖25可以看出,受力較大部位集中在結構底部、連接體部位及結構頂部。其中,在無控結構底部的加強區范圍中有少數剪力墻內的鋼筋應力超過了400 MPa,達到屈服狀態。而有控結構由于設置了BRB和黏滯阻尼器,使得結構在罕遇地震作用下的耗能能力增強,降低了結構剪力墻的損傷程度,剪力墻內的鋼筋應力未超過材料屈服強度。為了確保結構安全,可考慮在結構底部、連體部位及結構頂部等集中損傷部位適當增設型鋼,提高構件延性。

圖25 罕遇地震作用下剪力墻內鋼筋塑性分布圖Fig.25 Plastic distribution of rebar of shear wall under rare earthquake

4.3.2 連梁損傷

圖26為罕遇地震作用下核心筒連梁塑性鉸分布圖,從圖26可以看出,連體結構中多數連梁進入了塑性狀態,塑性鉸發展較為充分。對于有控結構,所有連梁塑性鉸均未超過CP性能點;而無控結構連梁塑性分布更為廣泛,程度也較深,其中,有少數連梁轉角已超過CP性能點進入防止倒塌極限狀態。說明通過采用混合消能減震技術,確保了結構在罕遇地震作用下具有一定的耗能能力,減震裝置能夠分擔連梁所承擔的部分地震能量,降低了連梁的損傷程度。

圖26 罕遇地震作用下核心筒連梁塑性鉸分布圖Fig.26 Plastic angle distribution of coupling beams of shear wall under rare earthquake

4.3.3 框架柱損傷

圖27給出了結構框架柱在罕遇地震作用下的塑性鉸分布,從圖27可以看出,塑性發展主要發生在結構中、下部以及連接體附近樓層。在無控結構中,部分構件達到了LS性能點,超過了預期性能目標的要求;有控結構框架柱的塑性發展程度較無控結構框架柱的塑性發展程度輕。有控結構具有更大的抗震安全儲備。

圖27 結構框架柱在罕遇地震作用下的塑性鉸分布Fig.27 Plastic angle distribution of columns under rare earthquake

4.3.4 框架梁損傷

圖28給出了結構框架梁在罕遇地震作用下的塑性鉸分布情況,從圖28可以看出,對于無控結構,其框架梁塑性發展主要集中在塔樓中部及連接體附近部分樓層,且有少數構件塑性轉角達到了CP性能點。有控結構框架梁的塑性發展程度輕于無控結構,且均未達到CP性能點。

圖28 結構框架梁在罕遇地震作用下的塑性鉸分布Fig.28 Plastic angle distribution of beams under rare earthquake

綜合以上分析,采用混合消能減震技術的連體結構,由于BRB和黏滯阻尼懸臂桁架分階段耗能的有益作用,有效地耗散部分地震輸入能量,保護了主體結構構件,減輕了結構主要構件塑性發展程度,提高了結構的抗震安全性。有控結構具有合理的耗能機制,其地震響應結果均滿足抗震性能目標的要求。

5 結 論

對一高烈度區非對稱雙塔連體超高層結構應用混合消能減震技術,結合連體結構自身變形和減震裝置的特點,有針對性的在結構加強層內設置了BRB和黏滯阻尼懸臂桁架,將不同類型的阻尼器應用于混合消能減震體系中,得到了一些有益結論:

(1)在不同水準地震作用下,不同類型減震裝置的混合應用能有效控制連體結構側移,耗散地震能量,表現出了良好的耗能機制;各類減震裝置具有分階段耗能的有益效果,彌補了BRB小震不耗能及黏滯阻尼器大震耗能減弱的缺陷。

(2)在以彎曲變形為主的連體結構的中、上部加強層中布設減震裝置時,結構具有更佳的減震效果;其中,黏滯阻尼懸臂桁架布置在結構高度0.49H處對結構附加的阻尼效率最高,且對結構頂點位移控制效果最優;BRB型環桁架布置在結構高度0.80H處對結構的側移及扭轉控制效果最優。

(3)與無控結構相比,在多遇地震作用下,有控結構層間位移角降低率達到了0.80～0.84;罕遇地震作用下,有控結構層間位移角降低率達到了0.89～0.93,有效降低了結構地震響應。

(4)通過性能評估發現,與無控結構相比,罕遇地震作用下,有控結構的主要受力構件如剪力墻、連梁、框架梁及框架柱等的損傷程度均有所降低,使連體結構具有更良好的抗震性能,滿足抗震性能目標要求。