某高位大跨连体结构地震反应分析

王鹏 许平 杜明军 胡振杰

高位大跨连体结构受力复杂，高烈度区地震反应起控制作用。文章结合成都某工程实例，采用多模型多程序对其进行详细的弹性和弹塑性分析，评价结构抗震性能。对连体进行专项分析，并采取相应加强措施。

大跨高位连体结构; 弹性分析; 弹塑性分析

TU973.3   A

[定稿日期]2021-08-16

[作者简介]王鹏（1981～），男，硕士，高级工程师、一级注册结构工程师，研究方向为结构设计及应用。

1 工程概况

成都某项目为高位大跨连体超限高层建筑，连体两侧塔楼房屋高度为137.050 m，连接体位于32层—屋面（标高113.950～136.950），连体跨度为29.600 m。其他具体工程情况及设计参数见文献[1]。

2 结构体系与结构布置

工程塔楼采用框架-核心筒结构体系，楼板为现浇钢筋混凝土梁板体系。两个塔楼及连体部分呈左右对称关系，两个塔楼的竖向构件、平面布置、层数及刚度完全一致，各层结构平面见文献[1]。

塔楼核心筒平面为矩形，核心筒X向尺寸为9.1 m，核心筒Y向尺寸为12.05 m，核心筒外墙厚度自下而上由750 mm减小至400 mm。塔楼外框架柱采用钢筋混凝土柱，沿塔楼高度上下连续贯通。基顶～4层、连体以下两层（30层、31层）及与连体相连框架柱设置为型钢混凝土柱，其中支撑连体结构的8颗框架柱型钢延伸至15层，以控制轴压比并增加框架柱的延性，框架柱主要截面为1 100 mm×1 100 mm、1 000 mm×1 000 mm、800 mm×800 mm等。墙柱混凝土等级自下而上由C60逐级变化到C30，梁板混凝土等级均为C30。

连体部分共7层（含桁架下弦所在楼层），采用钢结构体系，底层设置四榀钢桁架，上抬5层钢结构框架。依据JGJ 3—2010《高层建筑混凝土结构技术规程》[2]（简称高规），连接体与塔楼的连接可分为刚性连接（强连接）和滑动连接（弱连接）两种。本工程连接体所在楼层位置较高（32层—屋面），跨度较大（29.6 m），采用刚性连接方案[3]。桁架上、下弦杆分别伸入主楼内一跨，桁架高度5.5 m。桁架杆件采用箱型截面，截面450 mm×400～950 mm，壁厚30～50 mm。

3 连体结构小震反应谱计算分析

采用YJK和ETABS软件计算结构在多遇地震反应谱作用下结构的受力和变形，結构动力特性见表1，结构的前3阶振型如图1～图3所示。

由表1和图1～图3可以看出，结构第1振型为以Y向为主的平动，第2振型为以X向为主的平动，与结构刚度分布一致，结构因设置连接体在Y向的刚度明显小于X向，周期比小于0.85，满足规范要求，表明结构具有较好的抗扭刚度。

反应谱法计算得到的结构最大位移响应见表2，位移角和楼层位移曲线见图4、图5。采用双塔连体模型，塔楼采用刚性楼板假定，连体楼板采用弹性板，以考虑楼板实际的面内刚度。

层位移曲线平滑无较大突变，呈现弯剪型受力状态，X向层间位移角在连体钢桁架楼层附近有突变，但地震作用的X、Y向位移角均满足规范[2，4]要求（1/800），结构的整体刚度较大。

4 单塔小震反应谱计算分析

为了解单塔的结构力学性能，将连体部分去除，并将连体部分的荷载以节点荷载或线荷载的方式输入在与连体相连的框架柱和框架梁。因两个塔楼呈左右完全对称的关系，结构计算仅计算分析一个塔楼，计算采用YJK软件进行。得出的主要计算结果见表3，前3阶振型如图6～图8所示。

由表3可知，在不考虑连接体约束的情况下，单塔的位移角、周期比均满足规范要求，刚重比满足大于规范限值，且无需考虑二阶效应。从结构布置及计算结构可以看出，单塔核心筒Y向刚度比X向刚度大，第一振型为X向平动。对比连体结构计算结果可以看出，设置连体后，结构X向刚度得到显著增大，Y向刚度略有增加，第一振型变为Y向的平动。

5 连体结构大震弹塑性时程分析

采用Sausage软件对结构进行大震作用下的弹塑性时程分析。梁、柱及斜撑采用Timoshenko梁单元模拟，该单元计入剪切变形刚度，转角和位移各自独立插值。剪力墙、连梁和楼板采用壳单元模拟。

选用一组人工波（R1）、两组天然波（T1、T2）共三组地震波进行大震作用下的弹塑性时程分析。弹塑性时程分析时，主方向、次方向与竖向地震波峰值比取1∶0.85∶0.65，地震波持续时间为30 s，主方向地震波峰值取220 cm/s2，Tg取0.5 s。

结构在X方向的层间位移角最大值为1/187，结构在Y方向的层间位移角最大值为1/181，两个方向层间位移角均满足抗震性能目标1/100的限值要求。

5.1 剪力墙抗震性能分析

剪力墙编号示意见图9，各墙肢受压损伤分布图见图10。从图中可以看出，由于设置合理的剪力墙开洞形成连梁，连梁在大震下损伤耗能效果明显，从而保护了承重墙肢，大部分墙肢无损伤或受压损伤因子小于0.1，仅个别角部损伤因子大于0.1小于0.5，其分布宽度小于截面面积的50 %，且其钢筋及钢材塑性应变均小于0.004。综合考虑，可以认为个别剪力墙为轻度损坏，大部分剪力墙为轻微损坏或无损坏，满足预设的性能目标。

5.2 框架柱抗震性能分析

图11给出了框架柱受压损伤分布图，图12给出了框架柱钢筋塑性应变分布图。从图中可以看出，个别框架柱在柱顶混凝土出现受压损伤，受压损伤因子小于0.1，但未出现钢筋及钢材塑性应变，表现为轻度损伤，大部分框架柱无损伤或轻微损伤，整体结构仍可保证抗震承载力，框架在大震作用下的承载力仍有一定富余。

5.3 耗能构件抗震性能分析

图13给出了框架梁混凝土受压损伤构件统计图，大部分框架梁表现为轻微损伤或轻度损伤。图14、图15分别给出了损伤最大楼层（34层）框架梁混凝土受压损伤分布示意图和钢筋塑性应变分布图，可以看出，少量框架梁端出现中度的混凝土受压损伤和钢筋塑性应变。考虑到框架梁可进行塑性内力重分布，整体结构仍可保证抗震承载力。

5.4 连接体抗震性能分析

连体钢桁架作为关键构件，预设大震不屈服性能目标。各桁架编号见图16，HJ3在預估罕遇地震下钢材塑性应变见图17，其他三榀与之类似。从计算结果可以看出，钢材在预估的罕遇地震作用下未产生屈服应变，满足大震不屈服的性能目标。

图18给出了受荷最大的HJ3下弦跨中节点在三条地震波作用的竖向位移时程，从图中可以看出在三条地震波作用下，HJ3下弦跨中节点的最大竖向位移24 mm，说明桁架具有足够的竖向刚度。

6 单栋塔楼大震弹塑性时程分析

为了解单塔在大震作用下的结构力学性能，将连体部分去除，并将连体部分的荷载以节点荷载或线荷载的方式输入在与连体相连的框架柱和框架梁上。因两个塔楼呈左右完全对称的关系，结构计算仅计算分析一个塔楼，采用SAUSAGE软件进行人工波（R1）作用下的动力弹塑性时程分析。

地震波作用下结构X向最大层间位移角1/181，Y向最大层间位移角1/190，两个方向层间位移角均满足抗震性能目标1/100的限值要求，说明单栋塔楼模型在大震作用下，结构处于稳定状态，满足“大震不倒”的抗震设防目标。结构顶部核心筒角点的位移时程见图20，所选用的节点位置示意见图19。

7 连体钢桁架抗连续倒塌分析

7.1 分析方法

基于连体钢桁架的重要性，采用规范建议的拆除构件法对连体钢桁架进行抗连续倒塌分析;验算选用的荷载工况：1.0恒+0.5活±0.2风，正截面承载力验算时取材料强度标准值，受剪承载力验算时取材料强度标准值。HJ2、HJ3的构件截面完全一致，且HJ3桁架的受荷面积较HJ2大，故选取HJ1、HJ3、HJ4进行抗连续倒塌分析。

针对HJ1、HJ3、HJ4依次拆除构件1、构件2，每次只拆除一榀桁架的一根腹杆，构件1、构件2的位置分别见图21、图22。

7.2 分析结果

拆除构件1后各榀桁架的计算结果见图23～图25。

拆除构件2后各榀桁架的计算结果见图26～图28。

从图23～图28可以看出，各榀桁架在拆除支座腹杆构件1或2后，剩余桁架杆件的应力比仍可控制在1.0以内，说明各榀连体桁架具有较多的冗余度，在某个关键构件失效后，剩余杆件还能承受规定的竖向荷载及水平荷载，具有一定的抗连续倒塌能力。

通过桁架的抗连续倒塌分析结果也说明，将连体桁架的抗震性能目标提高为中震弹性、大震不屈服是合理的，可以保证连体桁架具有一定的安全储备。

8 结论

本工程为大跨高位连体结构，采用YJK、ETABS两种程序进行小震的计算分析，对整体计算结果进行对比分析，各项参数满足规范要求。采用SAUSAGE进行罕遇地震作用下的弹塑性动力时程分析，在罕遇地震作用下，结构处于稳定状态，满足“大震不倒”的抗震设防目标。个别剪力墙为轻度损坏，大部分剪力墙为轻微损坏或无损坏。少量框架柱在柱顶出现了混凝土受压损伤，表现为轻微或轻度损伤。大部分框架梁表现为轻微损伤或轻度损伤，少量框架梁端出现中度的混凝土受压损伤和钢筋塑性应变。钢桁架受力性能良好，在罕遇地震下钢材未出现塑性变形。

参考文献

[1] 杜明军，许平，胡振杰，等. 某高位大跨连体超限高层建筑结构设计[J]. 建筑结构，2019，49（5）：83-89.

[2] JGJ 3—2010 高层建筑混凝土结构技术规程[S].

[3] 沈蒲生.多塔与连体高层结构设计与施工[M].北京：机械工业出版社，2009.

[4] GB 50011—2010建筑抗震设计规范[S].

3401500589251