上海世茂國際廣場裙房廣場黏滯阻尼器連接減振方法的非線性時程分析

上海世茂國際廣場裙房廣場黏滯阻尼器連接減振方法的非線性時程分析

女性結構工程中的地震反應由于建筑效果和使用功能的要求，主樓汗流結構是中國現(xiàn)代高層建筑結構中常見的結構形式之一。裙房與主樓在建筑高度、結構形式、平面布置等特征上差別迥異,各自在地震作用下的變形特點也截然不同。如何合理利用它們各自的結構特征和變形特點,有效控制結構整體的地震作用反應,是一個復雜而又有實際意義的研究課題。本文針對上海世茂國際廣場裙房扭轉效應顯著致使層間位移過大這一問題,分析研究在主樓和裙房之間采用黏滯阻尼器連接這一耗能減振方法的有效性和可行性。文中對采用這一被動控制方式前后的整體結構分別進行了非線性時程模擬計算,比較裙房和主樓的位移反應、層間剪力等指標的前后變化,來具體衡量該方法的減振效果,同時分析了阻尼器的滯回性能來評定耗能性能。1重組結構的變形上海世茂國際廣場是一幢超高層綜合性大廈,位于上海市市中心的南京路步行街,集豪華賓館、餐飲、娛樂、會議、商業(yè)為一體。整個建筑由塔樓、裙房和廣場三部分組成:主塔樓為一巨型鋼骨柱框架-內鋼骨筒體結構體系的超高層建筑,共有60層,結構屋面標高達到246.560m;裙房為10層的框架-剪力墻結構,廣場則在一至六層懸空,僅有12根鋼管混凝土柱由底直伸到八層樓面,在七層、八層樓面和屋頂與裙房樓板形成整體。因此廣場部分剛度相對較差,廣場和裙房連成整體后結構整體剛度中心和質量中心偏心較大,結構扭轉效應明顯。采用SATWE計算的裙房和廣場部分模態(tài)結果表明,裙房和廣場部分第一階振型即為扭轉,高階振型中扭轉效應也占有相當大的比重。振型分解反應譜法計算結果表明,由于扭轉效應顯著,在小震作用下裙房的四至六層X向和Y向層間位移角均高于規(guī)范規(guī)定的1/550限值要求,最大層間位移角達到1/470。在結構構件因變形過大發(fā)生破壞的同時,相鄰建筑在大震作用下因相對變形過大產生的撞擊破壞還將帶來重大的安全隱患。因此必須采取措施來控制裙房和廣場由于扭轉效應產生的過大變形。2采用減振單元的熱壓如何防止相鄰建筑之間發(fā)生相互撞擊已引起眾多學者的關注,并開展了大量研究。Anagnostopoulos分析了兩相鄰單自由度建筑在地震作用下的撞擊情況,提出在撞擊處安裝黏彈性阻尼器的建議。Westermo建議采用鉸接連接桿在相鄰建筑的樓層處連接,世茂國際廣場原設計方案中采用的正是這一方案。其思路原理是借助強度和剛度相對大得多的主樓來協(xié)調裙房過大的變形,并防止它們發(fā)生碰撞。世茂國際廣場的模型振動臺試驗結果表明,裙房與主樓之間采用剛性桿連接,在小震下能起到控制裙房變形的作用,但在中震和大震情況下連接的剛性桿就全部斷裂,失去功效,其主要原因是剛性桿的變形率太大導致桿件斷裂。如果要保證在大震作用下連桿能正常工作,只能將連接桿做成非常剛性和強度很大的桿件,足以協(xié)調傳遞主樓與裙房不同振動形態(tài)而導致的巨大地震慣性力,比如把主樓與裙房用剛性樓板連成一體就是一個傳統(tǒng)和通常的作法。但是,這種處理方法的弊端就是導致主樓在底部的幾層出現(xiàn)質心與剛心偏離較大,同時整個建筑的質心、剛心沿高度方向也將出現(xiàn)較嚴重的偏離,很可能致使整個建筑的第一振型將是以扭轉為主的振動,這是一種工程上極不希望出現(xiàn)的情形。除了這些較為消極的避免碰撞方案之外,更為積極的辦法是采用減振單元降低相鄰建筑的動力響應,如在復雜相鄰建筑之間設置被動阻尼器、半主動阻尼器和主動阻尼器等,提高結構的抗震性能。美國Klein1972年首先提出了連接相鄰建筑來提高結構抗風能力的構想,日本Kunieda1976年提出耦連多個結構來降低結構地震響應的方法,從此大量關于通過耦連相鄰建筑來降低結構動力響應的研究相繼展開,包括有采用被動控制技術的數(shù)值計算和理論分析,半主動控制技術,以及一些驗證控制效果的試驗研究。這些已有研究成果表明,在相鄰建筑的合理位置采用阻尼器連接能顯著降低結構的地震或風振動力響應。已有資料表明采用該原理的首次實際工程使用在日本的Kajima智能建筑大廈。另外Asano在文獻中介紹了日本東京TritonSquare辦公大樓采用主動連接方式的應用情況。根據前人研究成果,結合世茂國際廣場的實際結構特點,采用的減振方法是在主樓和裙房(廣場)之間設置黏滯阻尼器。阻尼器布置位置和數(shù)量是采用SAP2000建立簡化分析模型進行了一系列方案優(yōu)化分析后取定的,最終采取的方案是分別在七層、八層、九層以及十層裙房和廣場與主樓連接處布置相應的黏滯阻尼器,每層10個,X向和Y向各5個,累計共40個,具體布置如圖1所示。為深入具體研究該方案在各種工況下的減振效果,本文采用程序CANNY開展了一系列的非線性時程反應分析,來綜合評定該減振方案在不同方向、不同烈度地震作用下的有效性。3計算模型的構建3.1計算結果和分析采用CANNY的數(shù)據文件建模系統(tǒng)建立包含有主樓、裙房和廣場的空間桿系-層計算模型。為了控制計算規(guī)模,忽略了突出屋面的電梯井部分,裙房只考慮結構主體10層,主樓考慮主體60層和屋頂桅桿部分,忽略了主要起傳遞荷載作用的次梁構件,剪力墻部分進行相應的合并和簡化,以降低計算單元數(shù)量和自由度。最終的計算模型包含有3548個梁單元,2798個柱單元,1121個墻單元,144個桁架單元,40個阻尼單元,合計節(jié)點數(shù)2917個,計算樓層75個,計算自由度14801個,計算模型立面圖如圖2所示。樓板采用剛性樓板假定,主要豎向抗側力構件的初始內力值、樓層重量和轉動慣量等參數(shù)采用SATWE在只考慮恒載和活載作用時的相關計算結果。3.2阻尼器力學參數(shù)的選取梁單元、柱單元和剪力墻單元采用基于材料應力-應變關系的端部纖維模型,所采用的混凝土和鋼筋材料應力-應變模型如圖3和圖4所示。CANNY程序的端部纖維模型可以根據圖3和圖4所示的材料性能曲線,結合構件尺寸自動生成各構件的雙向彎曲-曲率關系,并能同時考慮軸力與彎曲的耦合效應。由于加強層樓層剛度較大,處于加強層位置的桁架單元變形均處于彈性階段,因此分析計算時采用線彈性模型模擬。阻尼器選用與速度相關型黏滯阻尼器,具體產品選用上海材料研究所研制的黏滯阻尼器,研究表明該產品具有相當好的耗能性能。同時試驗結果也表明,該種阻尼器有150kN/mm的初始剛度,需綜合考慮該初始剛度對計算結果的影響程度。采用SAP2000程序建模采用考慮該初始剛度的Maxwell模型進行模態(tài)分析對比,如表1所示,結果表明阻尼器的初始剛度對整體結構前三階振型自振周期影響不大,對高階振型有一定的影響,因此在進行時程分析可以忽略該初始剛度的影響。采用CANNY程序進行時程分析時黏滯阻尼器采用簡化公式來描述其性能:式中:Fd為阻尼力,kN;Cv為阻尼常數(shù),kN/(mm/s)α;V為阻尼器活塞相對阻尼器外殼的運動速度,mm/s;α為常數(shù),通常取0.1~1.0。針對上海世茂國際廣場的實際特點,阻尼器力學參數(shù)Cv和α的選取需要考慮以下兩個因素:(1)在小震作用階段,阻尼器能發(fā)揮一定的減振耗能功能;(2)在大震作用階段,阻尼器不僅能發(fā)揮耗能功能,而且應保證阻尼力不能太大,以免超出阻尼器連接部位承載能力而導致拉連接部位斷失去功效。綜合考慮取用α=0.15,Cv=250,這樣使得阻尼器在小震和大震作用下的阻尼力約在300~600kN之間變化。4主樓阻尼器結構為了考察阻尼器對裙房減振效果的程度,從裙房層間位移角、頂點位移和層間剪力等指標加以對比,同時也比較了主樓層間位移加阻尼器前后的變化,來權衡增加黏滯阻尼器對主樓的影響。另外對阻尼器在各級地震作用下的工作參數(shù)進行相關分析,判斷其是否在初始設定范圍內正常工作。考察時對以下兩種狀態(tài)的整體結構進行對比分析:狀態(tài)1:主樓與裙房和廣場之間不設置任何連接;狀態(tài)2:主樓與裙房和廣場之間在七至十層共設置40個阻尼器。4.1u3000模態(tài)分析為驗證CANNY建立計算模型的準確性,分別利用CANNY和SAP2000對裙房(廣場)進行模態(tài)分析,對比計算結果如表2所示。計算結果表明,CANNY程序與SAP2000程序的模態(tài)分析結果較為接近,CANNY程序能較好地模擬結構的動力特性,能開展后續(xù)的非線性時程分析。4.2u3000x向地震作用分別沿X方向、Y方向輸入不同加速度幅值的上海人工波SHW1,進行地震反應模擬分析。依據規(guī)范要求,小震時輸入地震波加速度峰值取用35gal,大震時取用200gal,計算所采用的SHW1的功率譜密度函數(shù)如圖5所示。(1)小震作用下裙房(廣場)減振效果小震作用下兩種狀態(tài)下裙房(廣場)的最大層間位移角計算結果如表3所示。結果表明,不設置阻尼器時,小震作用下裙房(廣場)變形相當顯著,X向地震作用下X向最大層間位移角達到1/446,Y向地震作用下Y向層間位移角最大值達到了1/402,均超出了規(guī)范限值要求。同時在X向地震作用下,裙房(廣場)Y向變形也相當明顯,控制點A在二層、三層和四層的層間位移角都超出了規(guī)范限值,主要是由于裙房和廣場的平面布置方式和剛度與質量的不協(xié)調,致使裙房與廣場部分連成整體后在Y向有較大的偏心,因此X向地震作用導致裙房和廣場產生扭轉,Y向變形相當突出。設置阻尼器后,裙房(廣場)兩方向的位移變形均能得到有效降低,未設置阻尼器時層間位移角高于規(guī)范要求的所有樓層變形得到有效改善,均低于規(guī)范要求限值。相對較弱的廣場X向樓層位移大幅降低,七層C點X向最大層間位移角由1/446降低到1/1153,裙房Y向最大層間位移角由1/408降低為1/1056。圖6給出了在X向地震作用下十層C點X向位移時程曲線的對比,表明設置阻尼器后位移變形控制效果顯著。(2)大震作用下裙房(廣場)減振效果表4列出了裙房(廣場)各樓層控制點在大震作用下兩種狀態(tài)的最大層間位移角對比。計算結果反映出的規(guī)律與小震作用下所反映的規(guī)律相似:在X向大震作用下,裙房和廣場不僅X向位移反應強烈,而且由于扭轉造成裙房和廣場在Y向位移變形同樣表現(xiàn)相當顯著。另外裙房(廣場)在Y向剛度存在不足,不設置阻尼器情況下裙房在二至三層的Y向層間位移角均超過1/50,最大值達到了1/46。設置阻尼器后,不僅能有效控制降低X向地震作用下裙房(廣場)的X向變形,而且能有效地降低扭轉產生的Y向變形。在設置阻尼器后Y向大震作用下裙房和廣場的位移變形控制效果也相當顯著,原來層間位移角高于規(guī)范要求的所有樓層大為改善,均低于規(guī)范要求限值,原最大層間位移角由1/46降低到1/142,低于規(guī)范限值1/80。圖7給出了X向大震作用下十層C點的X向位移時程曲線對比,表明減振效果相當顯著。(3)裙房(廣場)層間剪力變化小震作用和大震作用下,裙房(廣場)的層間剪力在增加黏滯阻尼器前后的對比結果如表5和表6所示。分析計算結果可以發(fā)現(xiàn),無論是在小震還是大震作用下,設置阻尼器后裙房(廣場)在地震波激勵方向層間剪力有一定程度降低,而在非激勵方向層間剪力卻顯著增加。在X向小震作用時X向基底剪力峰值由18388.4kN減少到16684.9kN,降幅為9.3%,Y向小震作用時Y向基底剪力峰值由20175.5kN降低到13088.5kN,降幅達到35.1%,與此同時,X向小震作用時Y向基底剪力峰值和Y向地震作用時X向基底剪力峰值則相應地有一定程度增加。這一規(guī)律同樣體現(xiàn)在大震作用下層間剪力變化中。這一規(guī)律表明,設置黏滯阻尼器后能有效降低地震主激勵方向的層間剪力,有效降低該方向的地震作用效應。雖然設置阻尼器會導致另一方向的層間剪力有一定程度的增加,但只是在一低位水準的增長,不會對該方向造成實質性的影響。因此,對結構整體而言設置阻尼器能有效降低地震作用時主要破壞方向的層間剪力,減少地震作用對結構整體的破壞。4.3x—對主樓的影響設置阻尼器是否會對主樓產生消極的影響以及具體影響程度,也是評定該方案效果好壞的重要因素之一。將各計算工況中主樓D點(見圖1)的層間位移角作為衡量指標進行比較,結果如圖8所示。小震作用下,設置阻尼器后X向地震作用下X向的層間位移角變小,而Y向地震作用的Y向層間位移卻稍有增加;大震作用下,設置阻尼器后X向地震作用X向層間位移角和Y向地震作用的Y向位移角均減小。所以設置阻尼器后主樓的層間變形是朝變小的有利趨勢發(fā)展,雖有個別計算工況層間位移角增加,但是在規(guī)范限值允許范圍內的微小變化,設置阻尼器對主樓的不利影響可忽略不計。4.4大震作用下阻尼器各工藝參數(shù)的工作狀態(tài)表7給出了十層樓面各阻尼器在小震和大震作用下阻尼力峰值、相對速度峰值和相對位移峰值。在小震作用下,各阻尼器提供的阻尼力峰值在299.6~425.9kN之間,相對速度峰值在3.34~34.85mm/s之間,相對位移在0.80~12.73mm之間,各阻尼器的工作參數(shù)均未超出原設定范圍,處于一個低位正常工作狀態(tài)。圖9給出了十層D6阻尼器在小震作用下的阻尼力和相對位移的滯回曲線,已初步形成耗能滯回環(huán),達到小震階段初步減振設想要求。大震作用下各阻尼器的阻尼力峰值在418.2~576.4kN,相對速度峰值在87.26~262.4mm/s之間,相對位移在10.4~126.2mm之間。從這些結果可以看出在大震作用下,各阻尼器的各工作參數(shù)均未超出原設定范圍,仍處于一個正常工作狀態(tài)。圖10給出了十層D10阻尼器在大震作用下的阻尼力和相對位移的滯回曲線,形成了多級完整滯回環(huán),且滯回環(huán)充分飽滿,說明阻尼器耗能效果顯著,達到了大震階段的減振設計要求。5設置阻