连体高层大跨钢连廊设计关键技术分析

章少华, 王小盾, 王秀亮, 丁永君, 闫翔宇, 王 彬, 于敬海, 张锡治

(1 天津大学建筑设计规划研究总院有限公司，天津 300072；2 天津大学建筑工程学院，天津 300072；3 临沂城发地产置业集团有限公司，临沂 276034)

1 工程概况

翔宇旅游观光打卡地项目位于山东省临沂市河东区滨河东路与李公街交汇处,由2号楼、拱门和网红楼组成,在离地约98.0m高度处通过连廊连为一体,形成多塔连体的高层建筑,建筑效果图见图1,各塔楼与连廊平面位置关系如图2所示。连廊总长约108.0m,宽度为5.0m,拱门顶处设置防震缝将连廊分成两部分,跨度分别为57.8m和48.8m。

图1 建筑效果图

图2 塔楼与连廊平面位置图

该工程抗震设防烈度为8度(0.20g),设计地震分组为第二组,场地类别为Ⅱ类,特征周期为0.40s;100年重现期风压为0.45kN/m2,地面粗糙度类别为B类,100年重现期雪压为0.45kN/m2。工程设计使用年限为50年,安全等级为一级,抗震设防类别为标准设防类。

2号楼为已有建筑,地下1层,地上27层,采用框架-剪力墙结构体系,结构高度为99.8m,建筑功能为酒店和办公。网红楼为新建建筑,地下2层,地上28层,采用框架-核心筒结构体系,结构高度为124.6m,建筑功能为酒店和办公。拱门为新建建筑,采用钢结构,由4个钢拱、斜撑及横梁组成,拱顶高度为95.5m,主要用于观赏,同时作为连廊的支承结构。连廊采用钢桁架结构,建筑功能为人行通道。

与常规的高层连体建筑相比,本项目的特点和关键技术问题如下:1)塔楼的结构体系差别较大,2号楼和网红楼采用钢筋混凝土框架-剪力墙(核心筒)结构体系,拱门采用钢结构体系,不同结构体系的动力特性及变形特性有较大差异;2)连体结构的塔楼中既有新建建筑,也有既有建筑,如何减少连体部分对既有建筑受力性能的影响,降低加固设计和施工难度,减少加固成本需要重点关注;3)连廊具有连接位置高度较高和跨度较大等特点,连廊与塔楼连接方式,以及连廊的抗风与抗震设计是本项目的设计难点;4)连廊采用钢桁架结构,其跨度较大,重量较轻,需关注连廊在行走荷载激励下的振动加速度,确保其满足振动舒适度要求。

针对本项目存在的关键技术问题,本文主要研究大跨度钢连廊在抗震以及在人行激励下振动控制设计中的关键技术问题,以期为类似项目提供参考。

2 连廊结构选型与设计

2.1 连廊连接方式

高层建筑连体部分与塔楼的连接方式可分为强连接和弱连接两种[1-2]。采用强连接方式时,连廊应具有足够的刚度,设计除考虑竖向荷载外,更重要的是确保连体部分能够协调两端塔楼的受力和变形。对连体部位质量和刚度相对较小的连体结构,通常采用弱连接方式,此时连体与塔楼相对独立,连体部分受力较小。

对采用弱连接方式的连体高层结构,其连体部分与塔楼连接处是设计的关键部位。已有震害经验表明[3],跨度较大、位置较高的架空连廊易发生严重破坏,主要震害表现为连廊塌落。因此,采用弱连接方式时,设计中应重点关注连接部位与塔楼间的相对滑移量,并采取相应的防坠落、防碰撞等措施。

本工程连廊两端的塔楼结构形式、高度、体量和刚度差别较大;同时连廊跨度较大,自身刚度较弱,无法有效协调两端塔楼的受力和变形。若采用强连接方式,三塔连体结构受力复杂,在地震作用下,一方面连廊自身受力复杂,容易发生破坏,另一方面连廊也给各塔楼产生较大的作用力,影响塔楼动力特性,对其抗震性能产生不利影响,尤其对已建成的2号楼,为抵抗连廊对其产生的巨大水平力作用,其结构的加固量较大,项目造价大幅提升,工期增加。因此,本项目连廊连接方式的选择基于以下设计理念,即在保证各塔楼具有独立、稳定的受力和抗震性能前提下,采用滑动连接方式,在弱化连廊刚度的同时最大程度地降低连廊对各塔楼受力和抗震性能的影响。

基于上述设计理念,本项目连廊与两端塔楼的具体连接方式为:连廊一(2号楼与拱门间连廊)左侧与2号楼采用滑动连接,右侧与拱门采用铰接连接;连廊二(拱门与网红楼间连廊)左侧与拱门采用铰接连接,右侧与网红楼采用滑动连接。通过连廊与塔楼间的连接方式可使连廊与各塔楼间形成弱连接,减少连廊对各塔楼结构的影响。在水平荷载作用下,2号楼、拱门和网红楼间的运动机理如图3所示。

图3 弱连接方式下多塔结构运动机理

2.2 连廊结构设计

连廊一和连廊二的跨度分别57.8m和48.8m,属于大跨度连廊。根据前述确定的弱连接方式,连廊采用空间钢桁架结构,该结构可有效减轻连廊结构自重,减小连廊两端支承结构受力,有利于结构抗震设计[4]。连廊结构三维图如图4所示,主要由两榀平行的变截面主桁架、上下弦水平支撑和桁架间竖向支撑组成,以形成稳定的空间桁架结构体系,连廊上部顶棚钢结构采用刚架结构体系,柱底与桁架上弦梁铰接连接,沿纵向均匀设置系杆,并间隔设置柱间支撑。

图4 连廊结构三维示意图

连廊结构立面图及跨中断面图分别如图5、6所示。连廊一左侧与2号楼的滑动连接端设置在屋顶,支座标高为100.70m,连廊二右侧与网红楼的滑动连接端设置在悬挑平台,支座标高为98.95m,连廊一右侧以及连廊二左侧与拱门的铰接端均设置在拱门顶部的钢平台,支座标高为99.35m。

图5 连廊结构立面图

图6 连廊结构跨中断面图

连廊一跨中处桁架高度为4.8m,支座处桁架高度为3.0m,连廊二跨中处桁架高度为4.5m,支座处桁架高度为2.8m。连廊一主要截面为:下弦杆采用φ630×30圆钢管,上弦梁采用HW300×300×10×15、H300×300×20×25,斜腹杆采用φ245×12、φ299×16圆钢管,竖腹杆采用φ159×6、φ180×8圆钢管;连廊二主要截面为:下弦杆采用φ630×30圆钢管,上弦梁采用HW300×300×10×15、H300×300×16×20,斜腹杆采用φ219×10、φ273×14圆钢管,竖腹杆采用φ159×6、φ180×8圆钢管;连廊顶棚钢结构弧形主梁采用HM340×250×9×14,纵向系杆及支撑采用φ180×8。除下弦杆采用Q390GJC外,其他构件均采用Q355B钢材;天廊楼板采用钢筋桁架楼承板,板厚130mm,混凝土强度等级为C30。

2.3 连廊支座选型与布置

连廊支座是连廊与塔楼连接的关键部位,也是连体结构设计中的关键技术问题。为确保实现预期的弱连接设计理念,经综合对比分析,本工程连廊的固定铰支座和滑动铰支座均采用成品抗震球型钢支座。连廊一和连廊二的支座布置如图7所示,支座均设置在连廊钢桁架下弦杆处。支座设计中固定铰支座在两个方向均提供约束,双向滑动铰支座在两个方向均可实现自由滑动;单向滑动铰支座沿连廊纵向可自由滑动,在连廊横向方向上,支座设置抗剪栓钉,控制支座水平承载力大于风荷载和多遇地震作用下产生的水平力,为连廊提供横向约束,满足正常使用状态要求。在大震作用下,抗剪栓钉失效,支座沿连廊横向可自由滑动,即单向滑动铰支座在大震下变为双向滑动铰支座,从而减弱大震下连廊与塔楼间的相互作用,实现预期弱连接设计理念。

图7 连廊支座布置示意图

在连廊与各塔楼的支座选型和布置中,考虑到弱连接体对与之采用固定铰连接一侧的塔楼振动特性和受力性能有一定程度的影响,故将固定铰支座均设置在拱门顶钢平台处,其影响可在拱门设计中予以考虑,尽量减弱连廊对2号楼和网红楼,尤其是对已建2号楼的影响,降低其加固设计的难度。

基于前述的弱连接设计理念,连廊各支座的性能需求见表1,连廊各支座的竖向承载力均满足风荷载、多遇地震和罕遇地震下的竖向承载能力需求。

表1 支座性能需求

3 连廊对塔楼地震响应的影响

采用ETABS软件建立各独立塔楼模型和带连廊的整体模型,其中各独立塔楼模型中,将连廊折算为质量进行分析。通过多遇地震下的反应谱分析和弹性时程分析,对各独立塔楼与整体模型计算得到的地震响应结果进行对比分析,研究弱连接体连廊对塔楼抗震性能的影响。

3.1 连廊对塔楼动力特性的影响

表2为各独立塔楼和整体模型的前9阶周期与振型比较,图8为各独立塔楼模型与整体模型结构振型的对比。由表2和图8可知:1)各塔楼主要振型均能在整体模型和独立塔楼模型中得到对应呈现,整体模型中未出现塔楼联合振动现象;2)2号楼和网红楼独立塔楼模型得到的周期与整体模型基本接近,差异不超过5%,连廊对2号楼和网红楼的振动特性影响不大,各塔楼均可独立振动;3)拱门独立塔楼模型得到的周期与整体模型有较大差异,X向和Y向平动周期差异分别为25%和68%,扭转周期差别不大,可见连廊对拱门的振动特性会产生较大影响,应在设计中考虑。

表2 独立塔楼和整体模型动力特性对比

图8 独立塔楼模型与整体模型结构振型对比

3.2 连廊对塔楼基底剪力的影响

表3为整体模型与各独立塔楼模型计算得到的塔楼基底剪力对比。由表3可知,1)连廊对2号楼和网红楼基底剪力的影响较小,最大差异不超过6%,表明采用弱连接方式后,对与连廊一端滑动连接的塔楼,其基底剪力基本保持不变;2)连廊对拱门两个方向的基底剪力均有较大影响,与独立塔楼模型相比,整体模型计算得到的基底剪力增大约18%～40%,其影响需要在设计中考虑。

表3 独立塔楼和整体模型基底剪力对比

3.3 连廊对塔楼楼层位移角的影响

表4为整体模型与各独立塔楼模型计算得到的塔楼最大楼层位移角对比,图9、10分别给出了2号楼和网红楼独立塔楼模型与整体模型楼层位移角曲线对比。由表4、图9、10可知,1)连廊对2号楼和网红楼楼层位移角的影响较小,最大差异不超过5%;2)连廊对拱门两个方向楼层位移角有较大影响,与独立塔楼模型相比,整体模型计算得到的顶点位移角在X向和Y向分别增大34%和36%。

表4 独立塔楼和整体模型最大楼层位移角对比

图9 2号楼独立塔楼与整体模型楼层位移角对比

图10 网红楼独立塔楼与整体模型楼层位移角对比

3.4 连廊对塔楼顶点位移响应的影响

图11～13分别为2号楼、拱门和网红楼独立塔楼与整体模型小震弹性时程分析得到结构顶点位移时程曲线对比。由图可知:1)整体模型计算得到的2号楼和网红楼结构顶点位移时程曲线与独立塔楼模型计算结果基本吻合,说明连廊对2号楼和网红楼顶点位移响应的影响较小;2)整体模型计算得到的拱门顶点位移时程曲线与独立塔楼模型计算结果有较大差异,独立塔楼模型计算得到的顶点位移时程响应小于整体模型,说明考虑连廊的影响后,拱门在地震作用下的顶点位移响应增大,连廊对拱门的影响需要在设计中予以考虑。

图11 2号楼独立塔楼与整体模型顶点位移响应对比

图12 拱门独立塔楼与整体模型顶点位移响应对比

图13 网红楼独立塔楼与整体模型顶点位移响应对比

3.5 小结

多遇地震作用下各独立塔楼与整体模型的反应谱和时程分析结果表明,通过在连廊与2号楼、网红楼连接一侧设置滑动支座,实现了预期的设计理念,减弱了连廊对2号楼和网红楼的影响。2号楼和网红楼独立塔楼和整体模型的动力特性基本一致,整体模型下塔楼结构基底剪力、楼层位移角和顶点位移时程曲线等地震响应与独立塔楼模型计算结果基本相当。因此,对2号楼和网红楼可按照独立塔楼模型计算结果进行设计。

对与连廊一侧采用固定铰支座连接的拱门结构,其独立塔楼和整体模型的动力特征有较大差异,整体模型下塔楼结构基底剪力、楼层位移角和顶点位移时程曲线等地震响应均大于独立塔楼模型计算结果。因此,拱门结构设计中考虑连廊对其抗震性能产生的影响,按整体模型和独立塔楼模型计算结果进行包络设计。

4 支座设计

连廊与2号楼以及网红楼连接一侧的滑动支座的位移限值应满足多塔结构在罕遇地震作用下支座的位移需求。因此,对带连廊的多塔整体模型进行了罕遇地震下的弹塑性时程分析,得到连廊各滑动支座处的最大水平位移如表5所示,图14给出了连廊一滑动端滑动支座A1在罕遇地震人工波作用下的支座变形时程曲线。根据罕遇地震下各支座的计算结果,确定连廊一滑动支座A1～A3以及和连廊二滑动支座D1～D3的滑移量为±800mm,转角0.02rad;滑动支座B1、B3、C1和C3的滑移量为±100mm,转角0.02rad。

表5 连廊滑动支座最大水平位移/mm

图14 连廊一A1支座变形时程曲线

图15为连廊一滑动支座A1、A3详图。由于连廊滑动端的滑动支座分别设置在2号楼屋顶平台以及网红楼悬挑平台上,故无需考虑与塔楼的碰撞问题。设计时在支撑平台上设置双向限位装置以及防坠落钢拉索(图16),避免连廊滑落。

图15 连廊一滑动支座A1、A3详图

图16 防坠落钢拉索示意图

5 连廊减振控制分析

本项目连廊采用空间钢桁架结构体系,重量较轻,跨度较大,自振频率较小,在人行荷载激励下引起的结构竖向和横向振动问题需要重点考虑[5-6]。连廊一和连廊二结构的自振频率计算结果见表6。由表可知:1)连廊一和连廊二的竖向自振频率分别为2.31、2.79Hz,均小于3Hz,不满足规范对连廊结构竖向自振频率的要求[6-8];2)连廊一和连廊二的横向自振频率分别为2.24、2.95Hz,均大于1.2Hz,满足规范对连廊结构横向自振频率的要求[9]。连廊的竖向振动频率位于连廊结构的不利频率区间范围,即1.25～4.6Hz[9],在人行荷载激励易引起共振。因此,有必要针对连廊在不利频率区间的模态进行分析,采取减振控制措施。本项目通过采用调谐质量阻尼器(TMD),针对不满足频率要求的第一阶竖向频率进行控制,限于篇幅限制,连廊减振控制分析结果以连廊一为例进行介绍。

表6 连廊自振频率

5.1 荷载激励与荷载工况

根据《建筑楼盖振动舒适度技术标准》(JGJ/T 441—2019)[9],连廊舒适度分析时采用的荷载激励主要包括单人行走激励和人群荷载激励,其中单人行走激励采用定点激励方法。单人行走激励荷载F(t)按式(1)计算:

(1)

式中:Pp为行人重量,取0.7kN;γi为第i阶动力因子,γ1、γ2、γ3分别为0.5、0.2和0.1;φi为第i阶相位角,φ1、φ2和φ3分别为0、π/2和π/2;f1为第一阶荷载频率;t为时间。

连廊的人群荷载激励包括人群竖向荷载和人群横向荷载。连廊单位面积的人群竖向荷载激励按式(2)、(3)计算,人群横向荷载激励按式(4)计算。

(2)

(3)

(4)

基于人行荷载和人群荷载激励所对用的频率范围和激励方式,连廊舒适度分析采用的荷载工况见表7。采用SAP2000软件进行连廊振动舒适度分析,计算中钢材弹性模量不变,混凝土的弹性模量放大1.35倍,活荷载取0.35kN/m2。连廊振动峰值加速度限值为:竖向0.15m/s2、横向0.10m/s2。

表7 荷载工况

5.2 TMD方案与减振效果

连廊第一阶竖向频率为2.31Hz,为一阶对称弯曲振型,连廊跨中竖向位移最大。经多次循环优化设计,在连廊跨中区域布置7套TMD,见图17。TMD质量为1 500kg,刚度为298kN/m,阻尼系数为3.9kN·s/m。

图18为减振前后工况1和工况2下连廊竖向振动加速度时程曲线对比。由图可知,在连廊跨中区域布置TMD后,工况1下连廊竖向振动峰值加速度由0.025 4m/s2减小至0.007 6m/s2,减振率约为70%;工况2下连廊竖向振动峰值加速度由0.166m/s2减小至0.050m/s2,减振率约为70%。减振后连廊竖向振动最大加速度为0.050m/s2,满足规范对竖向峰值加速度限值要求。

图18 连廊竖向振动加速度时程曲线对比

6 结论

(1)根据本项目连体结构的跨度、高度以及各塔楼的刚度和动力特性差异,采用弱连接设计理念来降低大跨度连廊对各塔楼受力和抗震性能的影响。分析结果表明,采用弱连接方案来减少连廊对各塔楼的影响是合理可行的解决方案。

(2)对与连廊采用滑动支座连接一端的塔楼,其独立塔楼和整体模型的动力特性基本一致,整体模型下塔楼结构基底剪力、楼层位移角和顶点位移时程曲线等地震响应与独立塔楼模型计算结果基本相当。塔楼设计时可按独立塔楼模型计算结果进行设计。

(3)对本项目中与连廊采用固定铰支座连接一端的塔楼,其独立塔楼和整体模型的动力特征有较大差异,整体模型下塔楼结构基底剪力、楼层位移角和顶点位移时程曲线等地震响应均大于独立塔楼模型计算结果。故设计中考虑连廊对其抗震性能的影响,按整体模型和独立塔楼模型计算结果进行包络设计。

(4)大震弹塑性时程分析结果表明,连廊支座布置方案实现了预期的弱连接设计理念,选取的抗震支座能够满足大震下的变形需求;同时通过在支撑平台上设置双向限位装置以及防坠落钢拉索,可避免连廊滑落,形成第二道防线。

(5)大跨钢连廊因其质量较轻、跨度较大和自振频率较小等特点,在行走荷载激励下的竖向振动加速度不满足规范限值要求;通过采用TMD减振控制设计,大跨连廊在人群荷载激励下的竖向振动加速度响应减小显著,减振率达到70%,减振后竖向振动加速度满足规范要求。