某不等高連體結構抗震性能分析

陳建君 （廣西大學 土木建筑工程學院，廣西 南寧 530004）

0 引言

近年來，隨著我國高層建筑的發展，連體結構因其具有獨特的建筑體型和使用功能（通行、觀光、休閑等）被廣泛應用。高層連體結構其自身動力特性存在明顯的平扭耦聯效應，地震作用下連體結構受力復雜、破壞形式多樣，因此也被定義為復雜結構，對此類結構抗震性能的分析與評估成為工程設計的難點[1-2]。本文將以某不等高連體結構的實際工程為研究對象，探討不等高連體結構抗震性能化設計的流程與方法，為不等高連體結構的設計提供技術參考。

1 工程概況

本工程結構是由兩個辦公樓組成的不等高連體結構，A 塔（低塔）地上19層，結構高度87m；B 塔（高塔）地上32層，結構高度145m；兩塔樓標準層層高均為4.5m，結構模型示意圖如圖1，在17～19 層設置連廊連接兩塔樓，三層連體部分建筑功能分別為設備夾層、辦公層以及連接體屋頂花園。

圖1 計算模型示意圖

本工程結構設計使用年限為50 年，建筑安全等級為二級；塔樓部分均采用“框架-核心筒結構”，抗震設防類別為標準設防類（丙類），設計地震分組為第一組，場地類別為Ⅱ類；基本風壓0.75kN/m2（50 年重現期），地面粗糙度為C 類。按設防烈度7 度（0.10g）確定剪力墻及框架的抗震等級：A 塔（低塔）連體相關層（16～19 層）為一級，其它為二級；B 塔（高塔）連體相關層（16～20層）為特一級，其它為一級。地下室頂板板厚為180mm，剛度比大于2，取頂板為上部連體結構的嵌固端。

2 連接方案比選

A、B 塔樓在17～19 層設置連廊連接形成不等高連體結構，連接體分別連接高塔弱軸與低塔強軸方向，共設三層樓面板連接（連接體樓板中間開洞），連接體跨度約為17m，連體部分采用鋼空腹桁架，樓面板采用組合樓板，并在連體部分樓板面內設置對角鋼撐，以提高連體部分的抗震性能[3]。

2.1 振型分析

通過對無連接體、兩端剛接、一端剛接一端彈性連接三種方式的連體結構進行振型分析，其中不同連接方式的周期與振型詳見表1，結果如下。

表1 連體結構不同連接方式的周期與振型分析

①不設連接體：兩棟塔樓振型基本獨立，由于底部裙房體量與高度相對塔樓較小，裙房可不分縫處理。

②兩端剛接：相對于不設連體結構，整體頻率增大，整體剛度加強，但由于A、B 塔樓高度與剛度均相差太大，存在剛度突變問題，且整體結構低階振型相互耦合的現象明顯，第三振型為結構平動與扭轉相互耦合，振型復雜多變[4]。

③一端剛接一端彈性連接：連體結構低階振型相對獨立，第一、第二振型是以高塔為主的平動振型，第三振型是以高塔為主的扭轉振型，第四振型才出現兩塔相互耦合的現象。

2.2 動力響應分析

對比不同連接方式的連體結構，連接剛度對高塔的底部剪力影響較小；連接剛度對低塔底部剪力影響較大，且兩端剛接時A 塔底部剪力遠大于另外兩種連接方式；采用一端剛接一端彈性連接，相對于無連接體的動力響應變化不大；在設置連接體的基礎上減小了連接體對主體結構的影響，且水平側移最小。不同連接方式的動力響應結果，見表2。

表2 連體結構不同連接方式的動力響應分析

綜上所述，采用一端剛接一端彈性連接，既滿足了建筑連體的需求，又合理地協調了塔樓剛度，比較經濟合理。連接體鋼梁與B 塔在18 層、19 層、20 層剛接，在A 塔18 層設置懸挑型鋼梁，并設置隔震支座與連接體彈性連接，連接體19 層、20 層端部與A 塔設置抗縫脫開。塔樓結構平面布置圖、連體桁架剖面示意圖分別見圖2、圖3。

圖2 A、B塔連體樓層結構平面圖

圖3 連體樓層剖面示意圖

3 超限情況與抗震性能目標

結構主要的超限情況：兩個塔樓高度不一致，A 塔樓在17～19 層與B 塔樓連接形成連體結構，屬于復雜連體結構；B 塔樓主體結構高度為145m，超過框架核心筒結構規范限值130m，屬于超A級高度結構[5]。根據超限情況，本工程結構抗震性能目標按達到C 級的要求進行設計。結構的抗震性能目標詳細要求見表3。

表3 連體結構不同連接方式的動力響應分析

4 小震彈性分析

4.1 主要分析結果

采用YJK 及ETABS 軟件對結構進行小震及風荷載作用下的彈性對比分析。小震作用時，塔樓部分阻尼比取0.05，基于ETABS 軟件，采用加權阻尼來考慮連體部分鋼結構對整體結構阻尼的影響，對比分析結果見表4。從表4中可以看出結構各項指標均符合規范的要求，且不同軟件的相對誤差均小于15%，結構總質量與基地剪力相對誤差小于5%，說明兩種軟件的計算結果比較吻合且可靠。

表4 連體結構不同連接方式的動力響應分析

由模態分析結果可知，第一、第二周期是以高塔為主的平動振型，第三周期是以高塔為主的扭轉振型，且周期比均小于0.85。通過對不同連接方式連體結構整體分析可知，在A、B 塔樓之間采用一端剛接一端彈性連接的方式能有效解決結構扭轉與剛度突變問題；結構最大扭轉位移比為1.18，小于規范限值1.20，滿足規范對扭轉的要求。

在連體模型的基礎上，分別對比分析A、B 塔樓的層間位移角曲線如圖4 所示。層間位移角在B 塔的連體相關樓層存在明顯的突變，在Y 向風荷載作用下B塔層間位移角接近變形限值，B塔層間位移角值從連體層到頂層均有回縮；而A 塔無論是風還是地震作用下層間位移角均遠小于變形限值。總的來說，結構最大層間位移角均小于1/650，滿足規范要求，但在連體樓層應當加強高塔的抗側剛度，特別是連廊與高塔連接的方向，以減少連廊帶來的層間位移角突變的問題。

圖4 結構在小震與風作用下的層間位移角

A、B 塔樓的抗剪承載力之比沿樓層的分布如圖5 所示。由于采用一端剛接一端彈性連接，A、B 塔樓在實現連體方案的前提下依然保持各自塔樓的結構特性，抗剪承載力之比滿足規范限值。但因連接體的設置還應核查兩個塔樓在連體首層與連體下層的抗剪承載力之比，經核查B 塔在連體相關樓層剪承載力之比最大值為1.42，屬于抗剪承載力突變。應該對連接體上下各一層的構件進行抗剪加強設計，以防止地震作用下的剪力突變效應。

圖5 結構在小震與風作用下的剛度比與抗剪承載力之比

4.2 小震彈性時程分析

4.2.1 地震動記錄的選取

根據《建筑抗震設計規范》（GB 50011-2010）（簡稱“《抗規》”）的規定，選取7條時程曲線，其中5組天然地震動選自美國太平洋地震研究中心數據庫（PEER），另外2 組為人工地震動。地震動信息如表5所示，7條地震動加速度反應譜與規范反應譜的對比見圖6。

表5 地震動記錄信息

圖6 反應譜與各時程波譜對比情況

4.2.2 時程分析法與反應譜法計算結果的對比

各時程工況底部剪力與CQC 法比值詳見表6，7 條波計算得到的平均剪力值與各條波分別作用下的底部剪力值與振型分解反應譜法相比，比值均滿足規范要求。

表6 各時程工況底部剪力與CQC法比值

彈性時程分析圖形結果見圖7，從計算結果來看，對于A 塔，7 條地震波對應的層剪力平均值在A 塔X 方向全樓層與Y 方向的頂部4 層均大于CQC 計算值；對于B 塔，7 條地震波對應的層剪力平均值在B 塔頂部10 層與Y 方向的底部4 層大于CQC 計算值。因此，在多遇地震計算時，需要對時程分析層剪力平均值大于CQC 計算值的樓層的地震作用進行相應的放大，其他層不需要放大。

圖7 彈性時程分析圖形結果

5 中震（設防烈度地震）抗震性能分析

根據設定的結構抗震性能目標，塔樓底部加強區豎向構件、連接體部分、AB 塔連體樓層相鄰一跨框架梁、框架柱為關鍵構件。對于AB 塔底部加強區與連體相關樓層豎向關鍵構件選取有代表性的豎向構件對其承載力進行復核，豎向構件平面位置見圖8，計算結果見圖9、圖10。

圖9 A塔中震作用下構件承載力驗算（以KZ1與Q1為例）

圖10 B塔中震作用下典型構件承載力驗算（以KZ1與Q1為例）

計算結果表明：結構在中震作用下，AB 塔樓底部加強區、連體A 塔懸挑梁、連體樓層連體及內伸兩跨框架梁、框架柱等關鍵構件均未達到屈服狀態，可以滿足抗彎不屈服，抗剪彈性的抗震性能目標；其他普通豎向構件也滿足預設的抗震性能目標，且承載力都具有一定的富裕度；標準層框架梁、連梁抗彎基本不屈服，個別連梁抗彎發生屈服，但其抗剪未達到屈服狀態。因此，本工程結構在中震作用下屬于輕度損壞，符合抗震性能要求。

6 大震彈塑性分析

為對結構在大震下的抗震性能進行評價，本工程通過YPaco 軟件選取的3條地震波（GM1、GM2、GM6）對結構進行彈塑性時程分析。三條地震波曲線及其反應譜分析曲線如圖11 所示，在結構周期段3 條地震波反應譜與規范譜匹配度高；經前文小震彈性時程分析，3 組時程工況的基底剪力與CQC 法的比值均滿足規范選波的要求。各波均采用反應譜值較大的分量作為主方向輸入，峰值加速度取0.22g（罕遇地震），并以結果最大值進行結構抗震性能評估。

圖11 大震作用下結構層間位移角圖

經過大震彈塑性分析，整體結構主要計算結果見表7。A 塔樓X 向與Y 向最大層間位移角分別為1/198、1/302，分別出現在低塔的9 層和6 層；B 塔樓X向與Y 向最大層間位移角分別為1/163、1/158，分別出現在高塔的18 層和20層，結構層間位移角曲線見圖11，兩塔層間位移角均滿足規范限值。大震作用下A、B 塔樓的X 向總基底剪力為79836kN，Y 向總基底剪力為76168kN。大震與小震地震加速度峰值比為6.29，而大震與小震基底剪力的比值為4.35(X向)與4.85(Y 向)，由此可知大震作用下結構具有一定的耗能能力。

表7 A塔動力彈塑性時程計算主要結果

對于結構構件而言，大震作用下多數的框架梁與連梁進入了屈服狀態。連梁多數為“中度破壞”；少數（約占10%）發生“嚴重破壞”；框架梁多數破壞程度為“輕度”，且發生屈服的梁在多數樓層都有分布，起到了較好的耗能作用[6]。對豎向構件大震作用下混凝土損傷情況如圖12，豎向構件損傷的范圍和位置與預判相同，墻肢拉損傷主要出現在底部，暗柱、型鋼及柱內。總的來說，核心筒墻肢多數破壞程度為“輕度損壞”，少數為“中度損壞”，框架柱僅少數出現“輕度損壞”，能滿足既定的性能目標。

圖12 大震作用下混凝土損傷分布圖

7 結束語

本工程的超限項主要為復雜連體結構及高度超限，本文通過對不等高連體結構的連接方案的比選以及抗震性能化設計與分析，主要結論如下。

①對于不等高連體結構，采用一端剛接一端彈性連接，既滿足了建筑功能需求又協調了塔樓剛度，能從整體結構層面有效解決結構扭轉與剛度突變問題，較為經濟合理。

②對于不等高連體結構應該對其連體樓層以及連體上下各一層進行抗剪加強，減小剛度保證結構具有良好的抗側性能和抗扭轉能力。

③通過對不等高連體結構進行彈塑性動力時程分析表明，結構未出現整體倒塌與局部過大變形的趨勢，能確保在大震作用下符合關鍵構件承載力要求的同時，充分發揮框架梁與連梁的延性，保證結構具有良好的耗能能力，從而實現大震不倒的性能目標。