連體高層大跨鋼連廊設計關鍵技術分析

章少華, 王小盾, 王秀亮, 丁永君, 閆翔宇, 王 彬, 于敬海, 張錫治

(1 天津大學建筑設計規劃研究總院有限公司，天津 300072；2 天津大學建筑工程學院，天津 300072；3 臨沂城發地產置業集團有限公司，臨沂 276034)

1 工程概況

翔宇旅游觀光打卡地項目位于山東省臨沂市河東區濱河東路與李公街交匯處,由2號樓、拱門和網紅樓組成,在離地約98.0m高度處通過連廊連為一體,形成多塔連體的高層建筑,建筑效果圖見圖1,各塔樓與連廊平面位置關系如圖2所示。連廊總長約108.0m,寬度為5.0m,拱門頂處設置防震縫將連廊分成兩部分,跨度分別為57.8m和48.8m。

圖1 建筑效果圖

圖2 塔樓與連廊平面位置圖

該工程抗震設防烈度為8度(0.20g),設計地震分組為第二組,場地類別為Ⅱ類,特征周期為0.40s;100年重現期風壓為0.45kN/m2,地面粗糙度類別為B類,100年重現期雪壓為0.45kN/m2。工程設計使用年限為50年,安全等級為一級,抗震設防類別為標準設防類。

2號樓為已有建筑,地下1層,地上27層,采用框架-剪力墻結構體系,結構高度為99.8m,建筑功能為酒店和辦公。網紅樓為新建建筑,地下2層,地上28層,采用框架-核心筒結構體系,結構高度為124.6m,建筑功能為酒店和辦公。拱門為新建建筑,采用鋼結構,由4個鋼拱、斜撐及橫梁組成,拱頂高度為95.5m,主要用于觀賞,同時作為連廊的支承結構。連廊采用鋼桁架結構,建筑功能為人行通道。

與常規的高層連體建筑相比,本項目的特點和關鍵技術問題如下:1)塔樓的結構體系差別較大,2號樓和網紅樓采用鋼筋混凝土框架-剪力墻(核心筒)結構體系,拱門采用鋼結構體系,不同結構體系的動力特性及變形特性有較大差異;2)連體結構的塔樓中既有新建建筑,也有既有建筑,如何減少連體部分對既有建筑受力性能的影響,降低加固設計和施工難度,減少加固成本需要重點關注;3)連廊具有連接位置高度較高和跨度較大等特點,連廊與塔樓連接方式,以及連廊的抗風與抗震設計是本項目的設計難點;4)連廊采用鋼桁架結構,其跨度較大,重量較輕,需關注連廊在行走荷載激勵下的振動加速度,確保其滿足振動舒適度要求。

針對本項目存在的關鍵技術問題,本文主要研究大跨度鋼連廊在抗震以及在人行激勵下振動控制設計中的關鍵技術問題,以期為類似項目提供參考。

2 連廊結構選型與設計

2.1 連廊連接方式

高層建筑連體部分與塔樓的連接方式可分為強連接和弱連接兩種[1-2]。采用強連接方式時,連廊應具有足夠的剛度,設計除考慮豎向荷載外,更重要的是確保連體部分能夠協調兩端塔樓的受力和變形。對連體部位質量和剛度相對較小的連體結構,通常采用弱連接方式,此時連體與塔樓相對獨立,連體部分受力較小。

對采用弱連接方式的連體高層結構,其連體部分與塔樓連接處是設計的關鍵部位。已有震害經驗表明[3],跨度較大、位置較高的架空連廊易發生嚴重破壞,主要震害表現為連廊塌落。因此,采用弱連接方式時,設計中應重點關注連接部位與塔樓間的相對滑移量,并采取相應的防墜落、防碰撞等措施。

本工程連廊兩端的塔樓結構形式、高度、體量和剛度差別較大;同時連廊跨度較大,自身剛度較弱,無法有效協調兩端塔樓的受力和變形。若采用強連接方式,三塔連體結構受力復雜,在地震作用下,一方面連廊自身受力復雜,容易發生破壞,另一方面連廊也給各塔樓產生較大的作用力,影響塔樓動力特性,對其抗震性能產生不利影響,尤其對已建成的2號樓,為抵抗連廊對其產生的巨大水平力作用,其結構的加固量較大,項目造價大幅提升,工期增加。因此,本項目連廊連接方式的選擇基于以下設計理念,即在保證各塔樓具有獨立、穩定的受力和抗震性能前提下,采用滑動連接方式,在弱化連廊剛度的同時最大程度地降低連廊對各塔樓受力和抗震性能的影響。

基于上述設計理念,本項目連廊與兩端塔樓的具體連接方式為:連廊一(2號樓與拱門間連廊)左側與2號樓采用滑動連接,右側與拱門采用鉸接連接;連廊二(拱門與網紅樓間連廊)左側與拱門采用鉸接連接,右側與網紅樓采用滑動連接。通過連廊與塔樓間的連接方式可使連廊與各塔樓間形成弱連接,減少連廊對各塔樓結構的影響。在水平荷載作用下,2號樓、拱門和網紅樓間的運動機理如圖3所示。

圖3 弱連接方式下多塔結構運動機理

2.2 連廊結構設計

連廊一和連廊二的跨度分別57.8m和48.8m,屬于大跨度連廊。根據前述確定的弱連接方式,連廊采用空間鋼桁架結構,該結構可有效減輕連廊結構自重,減小連廊兩端支承結構受力,有利于結構抗震設計[4]。連廊結構三維圖如圖4所示,主要由兩榀平行的變截面主桁架、上下弦水平支撐和桁架間豎向支撐組成,以形成穩定的空間桁架結構體系,連廊上部頂棚鋼結構采用剛架結構體系,柱底與桁架上弦梁鉸接連接,沿縱向均勻設置系桿,并間隔設置柱間支撐。

圖4 連廊結構三維示意圖

連廊結構立面圖及跨中斷面圖分別如圖5、6所示。連廊一左側與2號樓的滑動連接端設置在屋頂,支座標高為100.70m,連廊二右側與網紅樓的滑動連接端設置在懸挑平臺,支座標高為98.95m,連廊一右側以及連廊二左側與拱門的鉸接端均設置在拱門頂部的鋼平臺,支座標高為99.35m。

圖5 連廊結構立面圖

圖6 連廊結構跨中斷面圖

連廊一跨中處桁架高度為4.8m,支座處桁架高度為3.0m,連廊二跨中處桁架高度為4.5m,支座處桁架高度為2.8m。連廊一主要截面為:下弦桿采用φ630×30圓鋼管,上弦梁采用HW300×300×10×15、H300×300×20×25,斜腹桿采用φ245×12、φ299×16圓鋼管,豎腹桿采用φ159×6、φ180×8圓鋼管;連廊二主要截面為:下弦桿采用φ630×30圓鋼管,上弦梁采用HW300×300×10×15、H300×300×16×20,斜腹桿采用φ219×10、φ273×14圓鋼管,豎腹桿采用φ159×6、φ180×8圓鋼管;連廊頂棚鋼結構弧形主梁采用HM340×250×9×14,縱向系桿及支撐采用φ180×8。除下弦桿采用Q390GJC外,其他構件均采用Q355B鋼材;天廊樓板采用鋼筋桁架樓承板,板厚130mm,混凝土強度等級為C30。

2.3 連廊支座選型與布置

連廊支座是連廊與塔樓連接的關鍵部位,也是連體結構設計中的關鍵技術問題。為確保實現預期的弱連接設計理念,經綜合對比分析,本工程連廊的固定鉸支座和滑動鉸支座均采用成品抗震球型鋼支座。連廊一和連廊二的支座布置如圖7所示,支座均設置在連廊鋼桁架下弦桿處。支座設計中固定鉸支座在兩個方向均提供約束,雙向滑動鉸支座在兩個方向均可實現自由滑動;單向滑動鉸支座沿連廊縱向可自由滑動,在連廊橫向方向上,支座設置抗剪栓釘,控制支座水平承載力大于風荷載和多遇地震作用下產生的水平力,為連廊提供橫向約束,滿足正常使用狀態要求。在大震作用下,抗剪栓釘失效,支座沿連廊橫向可自由滑動,即單向滑動鉸支座在大震下變為雙向滑動鉸支座,從而減弱大震下連廊與塔樓間的相互作用,實現預期弱連接設計理念。

圖7 連廊支座布置示意圖

在連廊與各塔樓的支座選型和布置中,考慮到弱連接體對與之采用固定鉸連接一側的塔樓振動特性和受力性能有一定程度的影響,故將固定鉸支座均設置在拱門頂鋼平臺處,其影響可在拱門設計中予以考慮,盡量減弱連廊對2號樓和網紅樓,尤其是對已建2號樓的影響,降低其加固設計的難度。

基于前述的弱連接設計理念,連廊各支座的性能需求見表1,連廊各支座的豎向承載力均滿足風荷載、多遇地震和罕遇地震下的豎向承載能力需求。

表1 支座性能需求

3 連廊對塔樓地震響應的影響

采用ETABS軟件建立各獨立塔樓模型和帶連廊的整體模型,其中各獨立塔樓模型中,將連廊折算為質量進行分析。通過多遇地震下的反應譜分析和彈性時程分析,對各獨立塔樓與整體模型計算得到的地震響應結果進行對比分析,研究弱連接體連廊對塔樓抗震性能的影響。

3.1 連廊對塔樓動力特性的影響

表2為各獨立塔樓和整體模型的前9階周期與振型比較,圖8為各獨立塔樓模型與整體模型結構振型的對比。由表2和圖8可知:1)各塔樓主要振型均能在整體模型和獨立塔樓模型中得到對應呈現,整體模型中未出現塔樓聯合振動現象;2)2號樓和網紅樓獨立塔樓模型得到的周期與整體模型基本接近,差異不超過5%,連廊對2號樓和網紅樓的振動特性影響不大,各塔樓均可獨立振動;3)拱門獨立塔樓模型得到的周期與整體模型有較大差異,X向和Y向平動周期差異分別為25%和68%,扭轉周期差別不大,可見連廊對拱門的振動特性會產生較大影響,應在設計中考慮。

表2 獨立塔樓和整體模型動力特性對比

圖8 獨立塔樓模型與整體模型結構振型對比

3.2 連廊對塔樓基底剪力的影響

表3為整體模型與各獨立塔樓模型計算得到的塔樓基底剪力對比。由表3可知,1)連廊對2號樓和網紅樓基底剪力的影響較小,最大差異不超過6%,表明采用弱連接方式后,對與連廊一端滑動連接的塔樓,其基底剪力基本保持不變;2)連廊對拱門兩個方向的基底剪力均有較大影響,與獨立塔樓模型相比,整體模型計算得到的基底剪力增大約18%～40%,其影響需要在設計中考慮。

表3 獨立塔樓和整體模型基底剪力對比

3.3 連廊對塔樓樓層位移角的影響

表4為整體模型與各獨立塔樓模型計算得到的塔樓最大樓層位移角對比,圖9、10分別給出了2號樓和網紅樓獨立塔樓模型與整體模型樓層位移角曲線對比。由表4、圖9、10可知,1)連廊對2號樓和網紅樓樓層位移角的影響較小,最大差異不超過5%;2)連廊對拱門兩個方向樓層位移角有較大影響,與獨立塔樓模型相比,整體模型計算得到的頂點位移角在X向和Y向分別增大34%和36%。

表4 獨立塔樓和整體模型最大樓層位移角對比

圖9 2號樓獨立塔樓與整體模型樓層位移角對比

圖10 網紅樓獨立塔樓與整體模型樓層位移角對比

3.4 連廊對塔樓頂點位移響應的影響

圖11～13分別為2號樓、拱門和網紅樓獨立塔樓與整體模型小震彈性時程分析得到結構頂點位移時程曲線對比。由圖可知:1)整體模型計算得到的2號樓和網紅樓結構頂點位移時程曲線與獨立塔樓模型計算結果基本吻合,說明連廊對2號樓和網紅樓頂點位移響應的影響較小;2)整體模型計算得到的拱門頂點位移時程曲線與獨立塔樓模型計算結果有較大差異,獨立塔樓模型計算得到的頂點位移時程響應小于整體模型,說明考慮連廊的影響后,拱門在地震作用下的頂點位移響應增大,連廊對拱門的影響需要在設計中予以考慮。

圖11 2號樓獨立塔樓與整體模型頂點位移響應對比

圖12 拱門獨立塔樓與整體模型頂點位移響應對比

圖13 網紅樓獨立塔樓與整體模型頂點位移響應對比

3.5 小結

多遇地震作用下各獨立塔樓與整體模型的反應譜和時程分析結果表明,通過在連廊與2號樓、網紅樓連接一側設置滑動支座,實現了預期的設計理念,減弱了連廊對2號樓和網紅樓的影響。2號樓和網紅樓獨立塔樓和整體模型的動力特性基本一致,整體模型下塔樓結構基底剪力、樓層位移角和頂點位移時程曲線等地震響應與獨立塔樓模型計算結果基本相當。因此,對2號樓和網紅樓可按照獨立塔樓模型計算結果進行設計。

對與連廊一側采用固定鉸支座連接的拱門結構,其獨立塔樓和整體模型的動力特征有較大差異,整體模型下塔樓結構基底剪力、樓層位移角和頂點位移時程曲線等地震響應均大于獨立塔樓模型計算結果。因此,拱門結構設計中考慮連廊對其抗震性能產生的影響,按整體模型和獨立塔樓模型計算結果進行包絡設計。

4 支座設計

連廊與2號樓以及網紅樓連接一側的滑動支座的位移限值應滿足多塔結構在罕遇地震作用下支座的位移需求。因此,對帶連廊的多塔整體模型進行了罕遇地震下的彈塑性時程分析,得到連廊各滑動支座處的最大水平位移如表5所示,圖14給出了連廊一滑動端滑動支座A1在罕遇地震人工波作用下的支座變形時程曲線。根據罕遇地震下各支座的計算結果,確定連廊一滑動支座A1～A3以及和連廊二滑動支座D1～D3的滑移量為±800mm,轉角0.02rad;滑動支座B1、B3、C1和C3的滑移量為±100mm,轉角0.02rad。

表5 連廊滑動支座最大水平位移/mm

圖14 連廊一A1支座變形時程曲線

圖15為連廊一滑動支座A1、A3詳圖。由于連廊滑動端的滑動支座分別設置在2號樓屋頂平臺以及網紅樓懸挑平臺上,故無需考慮與塔樓的碰撞問題。設計時在支撐平臺上設置雙向限位裝置以及防墜落鋼拉索(圖16),避免連廊滑落。

圖15 連廊一滑動支座A1、A3詳圖

圖16 防墜落鋼拉索示意圖

5 連廊減振控制分析

本項目連廊采用空間鋼桁架結構體系,重量較輕,跨度較大,自振頻率較小,在人行荷載激勵下引起的結構豎向和橫向振動問題需要重點考慮[5-6]。連廊一和連廊二結構的自振頻率計算結果見表6。由表可知:1)連廊一和連廊二的豎向自振頻率分別為2.31、2.79Hz,均小于3Hz,不滿足規范對連廊結構豎向自振頻率的要求[6-8];2)連廊一和連廊二的橫向自振頻率分別為2.24、2.95Hz,均大于1.2Hz,滿足規范對連廊結構橫向自振頻率的要求[9]。連廊的豎向振動頻率位于連廊結構的不利頻率區間范圍,即1.25～4.6Hz[9],在人行荷載激勵易引起共振。因此,有必要針對連廊在不利頻率區間的模態進行分析,采取減振控制措施。本項目通過采用調諧質量阻尼器(TMD),針對不滿足頻率要求的第一階豎向頻率進行控制,限于篇幅限制,連廊減振控制分析結果以連廊一為例進行介紹。

表6 連廊自振頻率

5.1 荷載激勵與荷載工況

根據《建筑樓蓋振動舒適度技術標準》(JGJ/T 441—2019)[9],連廊舒適度分析時采用的荷載激勵主要包括單人行走激勵和人群荷載激勵,其中單人行走激勵采用定點激勵方法。單人行走激勵荷載F(t)按式(1)計算:

(1)

式中:Pp為行人重量,取0.7kN;γi為第i階動力因子,γ1、γ2、γ3分別為0.5、0.2和0.1;φi為第i階相位角,φ1、φ2和φ3分別為0、π/2和π/2;f1為第一階荷載頻率;t為時間。

連廊的人群荷載激勵包括人群豎向荷載和人群橫向荷載。連廊單位面積的人群豎向荷載激勵按式(2)、(3)計算,人群橫向荷載激勵按式(4)計算。

(2)

(3)

(4)

基于人行荷載和人群荷載激勵所對用的頻率范圍和激勵方式,連廊舒適度分析采用的荷載工況見表7。采用SAP2000軟件進行連廊振動舒適度分析,計算中鋼材彈性模量不變,混凝土的彈性模量放大1.35倍,活荷載取0.35kN/m2。連廊振動峰值加速度限值為:豎向0.15m/s2、橫向0.10m/s2。

表7 荷載工況

5.2 TMD方案與減振效果

連廊第一階豎向頻率為2.31Hz,為一階對稱彎曲振型,連廊跨中豎向位移最大。經多次循環優化設計,在連廊跨中區域布置7套TMD,見圖17。TMD質量為1 500kg,剛度為298kN/m,阻尼系數為3.9kN·s/m。

圖18為減振前后工況1和工況2下連廊豎向振動加速度時程曲線對比。由圖可知,在連廊跨中區域布置TMD后,工況1下連廊豎向振動峰值加速度由0.025 4m/s2減小至0.007 6m/s2,減振率約為70%;工況2下連廊豎向振動峰值加速度由0.166m/s2減小至0.050m/s2,減振率約為70%。減振后連廊豎向振動最大加速度為0.050m/s2,滿足規范對豎向峰值加速度限值要求。

圖18 連廊豎向振動加速度時程曲線對比

6 結論

(1)根據本項目連體結構的跨度、高度以及各塔樓的剛度和動力特性差異,采用弱連接設計理念來降低大跨度連廊對各塔樓受力和抗震性能的影響。分析結果表明,采用弱連接方案來減少連廊對各塔樓的影響是合理可行的解決方案。

(2)對與連廊采用滑動支座連接一端的塔樓,其獨立塔樓和整體模型的動力特性基本一致,整體模型下塔樓結構基底剪力、樓層位移角和頂點位移時程曲線等地震響應與獨立塔樓模型計算結果基本相當。塔樓設計時可按獨立塔樓模型計算結果進行設計。

(3)對本項目中與連廊采用固定鉸支座連接一端的塔樓,其獨立塔樓和整體模型的動力特征有較大差異,整體模型下塔樓結構基底剪力、樓層位移角和頂點位移時程曲線等地震響應均大于獨立塔樓模型計算結果。故設計中考慮連廊對其抗震性能的影響,按整體模型和獨立塔樓模型計算結果進行包絡設計。

(4)大震彈塑性時程分析結果表明,連廊支座布置方案實現了預期的弱連接設計理念,選取的抗震支座能夠滿足大震下的變形需求;同時通過在支撐平臺上設置雙向限位裝置以及防墜落鋼拉索,可避免連廊滑落,形成第二道防線。

(5)大跨鋼連廊因其質量較輕、跨度較大和自振頻率較小等特點,在行走荷載激勵下的豎向振動加速度不滿足規范限值要求;通過采用TMD減振控制設計,大跨連廊在人群荷載激勵下的豎向振動加速度響應減小顯著,減振率達到70%,減振后豎向振動加速度滿足規范要求。