某弱底盘超高层双塔结构抗震性能研究

张帅

（同济大学建筑设计研究院（集团）有限公司，上海 200092）

双塔结构体系由于不设置结构缝，可以更好的实现建筑立面效果以及适应建筑使用功能多样性的需求，在现今被广泛的应用，随之对于该结构体系的抗震性能也有了较多深入研究。然而，对于大底盘双塔结构的研究已经普遍，但是对于弱底盘双塔结构的研究依旧很少，建筑体形的变化常常会增加结构受力的复杂性，故不同底盘类型的双塔结构地震受力特点也不能一概而论。文中基于某实际项目，对于弱底盘双塔结构体系的抗震性能进行了系统分析。

项目由两栋超高层办公塔楼、商业裙房及地下室组成。主体双塔分置于基地北侧和南侧，中央为裙房及内庭院。双塔均为42层，大屋面标高均为149.65m；
裙房为4层，裙房屋面标高为22.55m。双塔裙房以上标准层层高均为3.3m，建筑功能均为办公。双塔标准层平面东西向50m，南北向35.2m，双塔的核心筒东西向20.6m、南北向11.9m，外框柱柱距8.4m。

塔楼立面与裙房连接区域为空间弧形飘带过渡，建筑师对其连续性要求较高，如在裙房和塔楼间设置抗震缝，则破坏了立面的完整性。且另从裙房的布局来看，内部设置中庭，东、西侧各余一排单跨的框架，自身的结构冗余度较低；
同时4层裙房的高度未到塔楼高度的20%，双塔结构布置、动力特性较为接近，对群房的协同能力需求不高。综合上述因素，最终决定裙房与塔楼间不设缝，建筑效果及剖面分别见图1、图2。

图1 建筑效果图

图2 建筑剖面图

塔楼结构的设计使用年限为50年。结构安全等级二级，项目裙房高度范围内按重点设防类，塔楼在裙房顶层以上的部分按标准设防类，抗震设防烈度为7度（0.10g），设计地震分组为第三组，建筑场地类别为II类，场地特征周期0.45s[1]。

两栋塔楼均采用钢筋混凝土框架-钢筋混凝土核心筒结构，结构组成见图3。

图3 塔楼结构体系

塔楼的竖向结构体系由内而外分为3个层次，外圈框柱（截面随建筑高度由1100mm×1500mm变化至600mm×800mm）、外圈框柱（截面随建筑高度由800mm×1500mm变化至600mm×600mm）、核心筒（最大墙厚沿高度方向由700mm减小至400mm）。

塔楼平面重力体系部分主要由混凝土框架梁、次梁及混凝土楼板共同组成。主框架梁与两侧竖向构件刚性连接，除参与抗侧体系外，承担了次梁传导的楼面重力荷载及自身的附加荷载等。标准层边框梁尺寸为400mm×750mm，内部环向框梁采用400mm×600mm，连接内、外框架柱之间的框架梁为400mm×500mm及400mm×600mm，与核心筒间的框架梁尺寸采用宽扁梁750mm×300mm。同时对走道范围内楼板进行加厚，加厚至200mm，以保证框架与核心筒的协同工作。楼面次梁部分不参与主体结构的抗侧力体系中，仅为重力体系构件。

图4给出了裙房典型层结构布置及塔楼平面位置，项目两塔楼的结构形式、材料、层高、层数及使用功能几乎相同，为一对称双塔结构，相对非对称双塔结构，当结构按扭转耦联考虑时，裙房扭转反应较小，裙房结构有更好的抗震性能[2]，然而项目裙房有4层通高中庭，导致楼板缺失，局部形成了单跨框架，导致裙房自身结构冗余度较低，裙房区域楼盖成了结构薄弱部位，为确保水平力的有效传递，需对该区域楼盖进行专项分析。

图4 裙房典型楼层结构布置

采用YJK及ETABS两种软件对整体结构进行了多遇地震及风荷载作用下的计算分析，其中水平地震分别考虑双向地震以及偶然偏心的影响，考虑不同方向的地震作用，地震作用采用振型分解反应谱法。

表1给出了结构前6阶自振周期，结构前6阶振型见图5，可以看出，振型主要为对称和反对称两种形态，符合包世华、王建东[3]的研究结果。

表1 结构自振周期

图5 结构前6阶振型

表2为两个软件弹性分析计算结果，其中位移角最大值出现在中区楼层，故按两塔楼分别统计，括号内为塔楼2结果。从表2中可以看出，两个软件计算结果较为吻合。两塔楼在多遇地震及风作用下的最大位移角也较为接近；
塔楼层间位移角由多遇地震控制，最大层间位移角满足《高层建筑混凝土结构技术规程》中层间位移角不大于1/800的要求[4]。X向、Y向最大扭转位移比分别出现在裙房顶层及裙房2层，均满足规范要求。

表2 弹性分析主要结果

采用SAUSAGE对工程进行地震作用下弹塑性时程分析，以评价结构在罕遇地震作用下弹塑性行为。

根据抗规，考虑场地类别、数量、频谱特性、有效峰值、持续时间、统计特性、震源机制以及工程判断几个方面的要求，罕遇地震下时程分析选用的地震波为2组天然波（HectorMine_NO_1786及Chi-Chi,Taiwan-03_NO_2474）和1组人工波（RH001）。

表3给出了结构在各地震波作用下的最大弹塑性层间位移角，可见在三条罕遇地震波作用下，弹塑性层间位移角X向包络值为1/122，Y向包络值为1/105，均满足规范1/100的要求，说明结构具有足够的变形能力和内力重分布内力。

表3 各地震波最大弹塑性层间位移角

文中选取天然波Hector Mine作用下的分析结果进行说明，图6给出了Hector Mine波作用时，弹性分析模型及弹塑性分析模型的基底剪力时程曲线。从图中可以看出，在地震波输入初期，弹性分析和弹塑性分析时程曲线基本重合，随着地震波的不断输入，在20s左右，结构开始产生较大规模的塑性损伤，导致结构刚度降低、阻尼增大、周期变长，弹塑性分析的结构地震响应开始减弱，开始出现明显滞后现象，且这种趋势逐渐增加。

图6 天然波Hector Mine作用下结构基底剪力时程结果

图7～图10分别给出了Hector Mine波作用下各构件性能水平，可见连梁作为主要耗能构件，破坏较为严重，在大震作用下，连梁形成了铰耗能机制；
结构大部分剪力墙未发生损伤或损伤较小，核心筒剪力墙损伤基本处于轻度-中度破坏等级之间，底部个别内墙肢破坏相对严重些，大震时退出工作，设计中予以加强，不影响结构的整体抗倒塌能力；
框架梁处于轻微-中度破坏，参与耗能，但均未发生严重破坏；
结构框架柱破坏程度较小，基本处于弹性状态，仅裙房区域个别柱发生塑性损伤，框架满足“强柱弱梁”、“强剪弱弯”的抗震设计要求，具备足够的二道防线能力。

图7 连梁性能水平

图8 核心筒剪力墙性能水平

图9 框架柱性能水平

图10 框架梁性能水平

为确保裙房弱连接位置的楼盖安全性，基于整体模型，采用规范反应谱和动力时程法计算了裙房楼板小中大地震作用，以分析裙房楼板的抗震性能。多遇地震及设防地震下裙房各楼层的主拉应力见表4，小震及中震作用下楼板的局部区域最大主拉应力分别为1.2MPa及3.01MPa，裙房楼板能够满足小震不开裂、中震不屈服的抗震性能目标。在核心筒楼电梯间开洞处，尤其中央楼电梯间开洞位置，板带宽度较小，楼板应力出现峰值。

表4 裙房楼板主拉应力 MPa

裙房屋盖通过大震时程分析，得到薄弱连接部位最不利截面，见图11中1-1断面中楼板剪力为5588kN，依据G.0.3-2、G.0.4-1《混凝土结构设计规范》按深梁校核大震抗剪截面及抗剪承载力[5]，表5给出了该板带的校核信息，满足大震抗剪不屈服的性能目标。

图11 裙房楼板最不利位置

表5 板带校核信息

同时图12也给出了弹塑性模型大震时程作用下屋面楼板的损伤云图，可以看出楼板损伤等级基本处于无损伤-轻度损伤之间，在平面凹角以及与塔楼相连的根部位置存在一定的中度损伤，针对上述区域设计中通过配置斜向钢筋予以加强。然而由于多塔结构振型耦联复杂以及工程裙房楼板开洞较多，连接较薄弱，即使进行了针对性加强，在实际大震中裙房楼板薄弱部位仍有可能发生严重损坏，为保证地震作用下薄弱连接部位退出工作后，各结构单体独立承载的能力，在后续设计中采用整体模型、各塔楼分开的模型、单独裙房模型进行承载力分析，并取包络设计。

图12 屋面楼板损伤云图

文中采用多种软件，分别进行了弹性计算及动力弹塑性时程计算，详细地评估了弱底盘双塔结构结构在地震作用下的变形、承载及耗能能力，寻找出了结构薄弱部位，为设计过程中的加强提供了依据，从而保证了结构能具备良好的刚度及延性。

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