地铁上盖单塔框架-剪力墙结构与框架结构抗震性能试验对比研究

地铁上盖单塔框架-剪力墙结构与框架结构抗震性能试验对比
研究
周颖;张立迅;王承佑;陈鹏
【摘要】随着轨道交通在大城市中的需求日益增加,轨道交通上盖综合开发项目的数量也随之增多.这类项目一般采用大底盘单塔或多塔的建筑形式,且由于受到轨道线的限制,容易在大底盘及转换层处出现层刚度比超限以及大底盘扭转效应明显等问题.通过对两个上部结构形式不同、体量相当的大底盘单塔建筑的振动台试验研究,对比分析其破坏情况、动力特性、动力响应,得到此类形式建筑结构的设计建议.研究结果表明:(1)转换层在层刚度比超限情况下依然表现出良好的抗震性能,没有形成明显软弱层,整体结构满足抗震设防的要求;(2)塔楼长宽比较大时,其扭转效应明显,在设计时应限制长宽比;(3)塔楼2/3高度处为结构的薄弱部位,设计时应予以重视;(4)裙房偏置和大底盘平面不规则会造成大底盘扭转明显,角部构件损坏较为严重,应对此进行适当的加强;(5)由于大底盘的存在,上部塔楼的嵌固端上移,在结构选型时可在一定程度上突破我国现行规范对于不同结构体系的最大适用高度要求.%As the demand for rail transit is increasing in metropolis,comprehensive development projects above parking area along urban rail transit are constructed increasingly nowadays.This kind of project generally adopts the architectural form of single-tower or multi-tower with a large podium.Because of the space restriction of rail lines,the problems are raised that the storey stiffness ratio is beyond the code limitation and obvious torsion effect of the structure is observed.This paper focuses on the seismic performance,dynamic characteristics and dynamic response of two large podium-supported buildings with different type of
superstructure but similar volume by studying on their shaking table tests and then proposes some ideas for design.The results show that:(1) both structures can meet the requirement of seismic performance and no weak storey forms even though the storey stiffness ratio in the transfer story reaches beyond the code limitation;(2) large length-width ratio of the superstructure will give risea to an obvious torsion problem so that it should be limited;(3)the two-thirds of the height of the tower part is a weak region so that enough consideration should be taken;(4) the eccentricity and planar irregularity of the podium will intensify the torsion of podium and cause the damage of corner component,so that some strengthened measures should be conducted on the beam and column at the corner position;(5) the fixed end of the superstructure will shift up because of the large podium,so that to some extend the code limitation about maximum height of different types of structure can be broken through.
【期刊名称】《结构工程师》
【年(卷),期】2017(033)006
【总页数】11页(P135-145)
【关键词】大底盘单塔;振动台试验;抗震性能;刚度比;扭转效应
【作者】周颖;张立迅;王承佑;陈鹏
【作者单位】同济大学土木工程防灾国家重点实验室,上海200092;同济大学土木工程防灾国家重点实验室,上海200092;同济大学土木工程防灾国家重点实验室,上海200092;同济大学土木工程防灾国家重点实验室,上海200092
【正文语种】中文
0 引言
随着我国城市化进程的不断加速,众多城市采用轨道交通系统来解决日益严重的城市交通拥堵问题。

承担轨道车辆维护保养和检修的城市轨道交通停车场数量也因此相应增长。

轨道交通停车场上盖开发可利用这些停车场尺度大、占地广的特点,实现城市土地的集约利用,满足发展城市轨道交通以及改善城市交通环境的需要,对于特大城市的轨道交通发展有着重要意义[1]。

轨道交通上盖开发项目有以下两个特点:①首层的空间受到轨道线的限制,楼层高,柱距大,上下楼层的刚度比容易超限,形成软弱层;②上部建筑一般为住宅、办公楼或商业楼,因此一般采用大底盘单塔或多塔的建筑形式,连接大底盘与上部塔楼的转换层处的刚度比同样容易超限。

结构的刚度突变问题在设计时应引起足够的重视。

在1995年的阪神地震中,一栋7层公寓由于存在软弱层而发生了倒塌[2]。

Valmundsson[3]等人的研究表明,结构的质量、强度和刚度等的不规则性都会放大结构的地震响应,其中刚度的不规则形的影响最为明显。

蒋科卫[4]在设计吴中路停车场上盖项目时通过调节层高和设置设备夹层来改善楼层刚度比,楼板高差处设置梁加腋传递水平力,并采用型钢混凝土转换梁提高转换层的抗震能力。

何富华等[5]对广州猎德地块酒店的分析中提到:塔楼偏置加剧了裙房屋面板的水平力传递以及裙房的扭转效应,因此需要对塔楼与裙房连接部位进行局部加强,并严格控制裙房的平面扭转位移比。

Lee等[6]通过振动试验研究下部楼层不同形式的不规则性对结
构抗震性能的影响,其结果表明上部刚接系统会导致下部框架出现倾覆作用。

Georgoussis[7]提供了一个简单的方法计算结构的自振频率、基底剪力以及结构
偏心引起的扭矩,且其精度通过有限元模拟进行了验证。

此外,还有很多学者和工程师采用消能减震的方法来提高塔楼结构遭受地震作用时
的性能表现。

例如,Qu和Xu等[8]通过在大底盘和塔楼之间设置电流变阻尼器和磁流变阻尼器来降低结构的地震响应。

周颖等[9]采用厚肉橡胶支座对地铁上盖多塔
结构进行层间隔震,研究结果表明:通过合理的设计,厚肉橡胶支座既能达到普通橡胶支座隔震相同的效果,又没有结构的倾覆摇摆问题。

申春梅[10]在大底盘单塔结构
中采用层间隔震技术,其有限元分析结果表明:层间隔震能有效减小隔震层以上楼层
的加速度响应、层间位移以及楼层剪力,特别适用于沿高度方向有刚度突变的结构。

对于这类大型复杂结构而言,缩尺模型的振动台试验是评估其抗震性能的其中一种
重要手段。

Li等[11]通过缩尺模型的振动台试验研究一栋带有大底盘的34层塔楼结构的抗震性能表现,其研究结果表明破坏主要发生在转换层,且层间刚度比的控制
可能不适用于这类高层塔楼建筑的软弱层检验。

吕西林等[12]对一个大底盘多塔楼复杂高层结构采用搭接柱进行竖向构件转换的工程进行数值模拟以及振动台试验,
提出采用搭接柱进行转换时结构竖向刚度均匀,没有形成软弱层,并建议对裙房顶面
楼板以及底部钢筋混凝土柱进行适当加强,以提高其延性。

本文的研究对象是两个结构方案、建筑布局不同但建筑体量相当的大底盘单塔结构。

通过分析两个模型的振动台试验现象和试验结果,得出此类形式建筑的抗震性能及
在地震下的破坏情况和破坏特点,对比分析建筑布局以及结构方案对结构抗震性能
的影响,并结合其他研究人员对此类建筑结构的数值模拟结果和总结的设计要点,提
出若干的设计建议。

1 工程背景
1.1 结构特点
本次研究的两个振动台模型对应的原型结构位于上海市,均为轨道交通停车场上盖
项目。

结构体系方面,两个模型大底盘均为框架结构;而上塔楼部分,其中一个采用框架-剪力墙结构(以下简称为“B模型”),另一个采用框架结构(以下简称为“C模型”)。

B模型对应的原型结构平面最大尺寸为79.80 m×36.00 m,建筑总高度为69.2 m,
属于大底盘单塔建筑,大底盘2层,上部塔楼18层,结构共计20层。

大平台两层采
用混凝土框架结构,上部塔楼采用框架-剪力墙结构,采用型钢梁式转换。

1层为车辆段停车列检库,层高为10.0 m;2层平台为上部物业的汽车停车库、设备层,层高为5.5 m;3层为上部物业住宅的首层,层高为4.4 m,4层～20层为住宅层,层高2.9 m。

其建筑三维模型如图1所示。

图1 B原型结构尺寸示意图Fig.1 Schematic figure of prototype of model B
图2 C原型结构尺寸示意图Fig.2 Schematic figure of prototype of model C
C模型对应的原型结构平面最大尺寸为82.10 m×55.10 m,建筑总高度为58.9 m,
属于大底盘单塔建筑,大底盘2层,上部塔楼14层,结构共计16层。

整体结构采用
钢筋混凝土框架结构体系,采用型钢梁式转换层。

1层为车辆段停车列检库,层高为10.4 m;2层为上部物业的汽车停车库、设备层,室内层高为6.5 m,室外高度4.5 m,2层大平台表面有1.5 m厚覆土;3～16层为上部物业住宅的首层,层高为3 m。

其建筑三维模型如图2所示。

由于2层大平台处存在2 m高差,打断了水平力传递路径,同时2 m高差处形成大量短柱,因此利用室外覆土1.5 m的空间对Y向的转
换主梁采取梁上加腋。

同时,由于轨线上层高连续突变,并且柱尺寸在Y向上受到轨线限制,因此首层平台以下采用加腋柱以提高其侧向刚度。

梁、柱的加腋示意图如
图3所示。

1.2 试验目的
根据《高层建筑混凝土结构技术规程》[13](以下简称“高规”)、《建筑抗震设计
规范》[14](以下简称“抗规”)以及《上海市建筑抗震设计规程》[15] (以下简称“上海规程”)的相关规定,侧向刚度的计算方法主要有以下三种:
①等效剪切刚度:ki=GiAi/hi;
②楼层剪力与层间位移之比:ki=Vi/Δi;
③楼层剪力与层间位移角之比:ki=Vihi/Δi。

图3 C模型梁、柱加腋示意图Fig.3 Haunched beam and column in model C 规范中关于竖向刚度不规则的规定:“本层的侧向刚度小于相邻上层的70%,为侧向不规则。

”其中,高规及抗规建议分别采用方法②和方法③计算框架结构和框架-剪力墙结构的侧向刚度,而上海规程建议对于框架结构和框架-剪力墙结构的侧向刚度的计算均采用方法①。

此外,高规中对转换层上、下结构侧向刚度规定:“抗震设计时,转换层与其相邻上层结构的等效剪切刚度比(即方法①)不应小于0.5。

”
B模型与C模型采用不同计算方法所得到侧向刚度比如表1所示。

表1 模型下层与上层侧向刚度比
Table 1 Stiffness ratio of the lower floor to the upper floor
计算方法楼层B模型刚度比C模型刚度比X向Y向X向Y向
①10．520．630．910．792(转换层)0．531．111．830．42②或
③11．291．880．740．792(转换层)1．952．401．730．91
从表中可知:① B模型在大底盘1层及转换层的相邻楼层刚度比不满足0.7的要求;② C模型在转换层处的侧向刚度比不满足0.5的要求。

同时C模型的高度超过高规及抗规规定的框架结构最大适用高度50 m的要求,为B级高度钢筋混凝土框架结构体系。

但规范中未给出B级高度高层建筑最大适用高度限值。

根据B、C模型的特点,主要研究内容如下:
(1) 研究整体结构的动力特性;
(2) 研究结构的破坏模式,对比分析轨道交通上盖大底盘单塔高层建筑采用框架-剪力墙结构和纯框架结构时的抗震性能;
(3) 对比分析型钢梁式转换层的性能;
(4) 对大底盘单塔框架结构的最大适用高度进行评价。

2 振动台动力试验方案
2.1 模型设计
首先根据振动台的尺寸、振动台的性能以及模型所采用的材料确定长度相似常数Sl、应力相似常数Sσ和加速度相似常数Sa,然后采用似量纲分析法确定其他相似常数,并根据受弯承载力等效和受剪承载力等效原则等对模型进行配筋和钢骨的设计[16]。

模型的主要相似关系如表2所示。

模型采用微粒混凝土模拟原结构的混凝土材料,镀锌铁丝模拟原型结构的钢筋,紫铜模拟型钢。

模型的主要相似关系如表1所示。

B模型总质量为20.47 t,其中模型底座重7.17 t,模型自重2.46 t,附加质量10.83 t,其平面布置图及模型实体图分别见图4和图5;C模型总质量为22.31 t,其中模型底座重6.83 t,模型自重2.78 t,附加质量12.70 t,平面布置图及模型实体图分别见图6和图7。

表2 模型结构主要相似关系
Table 2 Typical similitude factors of model structure
物理特性物理量关系式相似系数B模型C模型几何特性长度lSl1/201/20面积sSs=Sl21/4001/400线位移XSX=Sl1/201/20角位移βSβ=1．01．001．00材料特性应变εSε=Sσ/SE1．001．00应力σSσ=SE0．200．20弹模
ESE0．200．20泊松比μSμ=1．01．001．00密度
ρSρ=Sσ/(SE·Sl)1．601．33质量mSm=Sσ·Sl2/Sa2．00×10-41．67×10-4荷载集中力FSF=Sσ·Sl25．00×10-45．00×10-4线荷载qSq=Sσ·Sl1．00×10-21．00×10-2面荷载pSp=Sσ0．200．20力矩MSM=Sσ·Sl32．50×10-
52．50×10-5动力特性刚度kSk=SE·Sl1．00×10-21．00×10-2时间
tSt=(Sl/Sa)0．50．1410．129频率fSf=(Sa/Sl)0．57．077．75阻尼
cSc=Sσ·Sl1．5·Sa0．51．42×10-31．29×10-3速度
vSv=(Sl·Sa)0．50．3500．387加速度aSa2．53．0
图4 B模型平面布置图Fig.4 The 1st end floor of model B
图5 B模型实体图Fig.5 Stereogram of model B
图6 C模型平面布置图Fig.6 The 1st end floor of model C
图7 C模型实体图Fig.7 Stereogram of model C
2.2 测点布置
B模型在试验中总共使用53个数据通道,其中加速度传感器36个、位移传感器10个以及应变片7个。

加速度计布置在底座、模型的1～3层以及模型4～20层中的所有偶数层;位移计布置在底座,大底盘2层以及5、9、13、17层;应变片布置在转换层。

C模型在试验中总共使用48个数据通道,其中加速度传感器30个、位移传感器10个以及应变片8个。

加速度计布置在底座,模型的2、16层以及所有的奇数层;位移传感器布置在底座,大底盘2层以及5、9、13、16层;应变片布置在转换层。

2.3 地震激励选择
B、C模型对应的原型结构均位于上海地区,按7度(0.1 g)抗震设防,设计地震分组第一组,IV类场地。

试验时采用上海规程附录A中提供的两组天然波和一组人工波,根据加速度相似关系,试验按照模拟7度多遇地震、7度基本地震、7度罕遇地震和8度罕遇地震(以下分别简称“小震”、“中震”、“大震”和“巨震”)四个阶段进行。

各阶段下按加载顺序依次为SHW1、SHW3和SHW4,其中每条地震波分别以振动台的两个相互正交的水平方向为主向进行双向输入,台面输入加速度峰值依据抗规的规定,按1(水平1)∶0.85(水平2)的比例输入。

3 试验现象
3.1 大底盘框架-剪力墙(B)模型
在小震阶段,模型表面没有发现可见裂缝。

在中震阶段,模型塔楼Y向两端多个楼层的连梁端部开裂见图8(a);模型第4、12、13层的少量X向剪力墙开裂。

由此说明模型在中震下发生了损伤。

模型破坏分布见图10(a)。

在大震阶段,模型大底盘1层少量的框架梁梁端开裂,塔楼多个楼层的Y向剪力墙出现较宽的交叉斜裂缝,其中第18、19层破坏相对严重,粉刷层剥落。

同时Y向两端的剪力墙连梁的裂缝也充分开展。

模型破坏分布见图10(b)。

在巨震阶段,模型塔楼多个楼层的X向剪力墙出现交叉斜裂缝,其中第18、19层严重破坏,且第12、13层的破坏也较为严重(图8(b))。

另外,塔楼各楼层的角部剪力墙几乎全部开裂。

大底盘部分的框架梁梁端开裂,见图8(c),同时2层个别的框架柱出现竖向裂缝。

模型破坏分布见图10(c)。

图8 B模型破坏模式Fig.8 Failure pattern of model B
3.2 大底盘框架(C)模型
在小震阶段,模型表面没有出现可见裂缝。

在中震阶段,模型塔楼部分框架梁梁端开裂,裂缝主要均匀分布在11～15层之间,见图9(a)。

由此说明模型在中震下已经发生了损伤。

模型破坏分布见图11(a)。

在大震阶段,模型大底盘处的少量框架梁梁端开裂,开裂的构件主要位于大底盘的角部。

模型塔楼各个楼层大部分的框架梁梁端开裂,其中11层以上楼层几乎所有的框架梁都出现裂缝。

同时,13、14层的某些框架柱出现微裂缝,见图9(b)。

模型破坏分布见图11(b)。

在巨震阶段,模型大底盘部分框架梁梁端出现竖向通缝,原有的裂缝继续开展,同时少量框架柱开裂。

转换层部分Y向转换梁的加腋处开裂,见图9(c)。

塔楼底部的部分
框架柱柱底出现水平通缝,且多个楼层的框架柱柱端开裂,其中第7、8、12层的框架柱出现较多裂缝。

塔楼两侧各层的Y向框架梁梁端、第10层的梁柱节点以及顶层的梁柱节点破坏相对严重,见图9(d)。

模型破坏分布见图11(c)。

图9 C模型破坏模式Fig.9 Failure pattern of model C
3.3 两个模型破坏情况对比
对比大底盘框架-剪力墙(B)模型与大底盘框架(C)模型的试验现象可以发现: (1) 从破坏形式来看,B模型在地震作用下,连梁首先发生破坏,然后部分剪力墙开裂,最后框架柱发生破坏,符合多道设防的抗震设计理念;而C模型在地震作用下,破坏首先发生在框架梁端,然后框架柱开始出现裂缝,最后有少量节点发生破坏,符合强柱弱梁、强节点弱构件的设计原则。

因此,两个模型的破坏形式都较为合理。

图10 B模型各阶段下破坏分布情况Fig.10 Failure pattern of model B in different stages
图11 C模型各阶段下破坏分布情况Fig.11 Failure pattern of model C in different stages
(2) B模型塔楼部分扭转效应明显,在地震作用下各楼层的角部剪力墙几乎全部开裂;而C模型大底盘部分扭转效应明显,在地震作用下大底盘的角部构件裂缝较多,转换梁的加腋部分发生破坏。

(3) 两个模型在塔楼约2/3的高度处均发生相对较为明显的破坏,说明该处结为较薄弱的部位。

(4) 大震下C模型转换梁出现破坏,而B模型转换层处破坏较小,推测由于塔楼与2层大平台之间存在2 m高差,塔楼的横向力完全通过转换梁传递到底盘上,造成转换梁处应力较大,因此出现较明显破坏。

(5) 整体来说,B、C模型的大底盘框架均仅发生轻微的破坏,在地震作用下表现良好,转换层满足抗震设防的要求。

B模型破坏较为集中,出现局部的严重破坏;而C模型
的破坏均匀,没有局部的严重破坏,因此C模型的结构延性较B模型好。

4 原型结构动力特性与响应分析对比
4.1 原型结构动力特性
根据模型与原型之间的相似关系,由模型结构的自振频率推算出原型结构的自振频率。

B、C模型对应的原型结构的X、Y向一阶平动振型以及一阶扭转振型对应的自振
频率随着地震动输入峰值增加的变化趋势如图12和图13所示。

从图中可以看出: (1) 初始状态下,B、C模型以扭转为主的第一自振周期Tt与平平动为主的第一自振周期T1之比分别为89.2%和77.2%,均满足规范规定的扭转刚度比小于90%的要求。

对比两个模型可以发现,B模型的扭转刚度相对C模型来说较弱。

(2) B、C模型在初始状态时,弱轴方向均与塔楼的短边方向(Y向)一致。

其中,B模型两个方向一阶平动周期十分接近,说明其两个方向的侧向刚度相当;而C模型两个方向的一阶平动周期则有较明显的差异,即其两个方向的抗侧刚度有较明显的强弱关系。

(3) 在地震作用下,B、C模型的强轴方向(X向)的等效刚度的下降幅度均较弱轴方向大,说明地震作用下两个模型强轴方向抗侧力构件的损伤均较为严重。

此外,C模型
在地震作用下,扭转自振频率下降幅度大,在最后阶段,扭转振型上升为二阶振型,同时Y向平动振型上升为一阶振型,结合3.2节中C模型在巨震下的破坏情况可知:C模
型较明显的扭转效应导致大底盘角部的构件、Y向转换梁的加腋部位以及塔楼沿Y 向的框架梁出现较多裂缝,从而导致结构的抗扭刚度以及Y向的平动刚度退化严重。

图12 B模型自振频率下降趋势Fig.12 Downtrend of natural vibration frequency of model B
图13 C模型自振频率下降趋势Fig.13 Downtrend of natural vibration frequency of model C
4.2 原型结构加速度反应
结构的加速度反应通过加速度放大系数(以下简称“放大系数”)来考量,该放大系数即结构不同楼层处的加速度峰值与基础输入加速度峰值的比值。

B、C模型在各级地震作用下X、Y向的放大系数包络值如图14所示,两个方向上的刚度退化曲线如图15所示,其中,F7、B7、R7和R8分别代表小震、中震、大震和巨震。

从图中可以看出:
(1) B模型的X向在中震下的放大系数大于小震下的放大系数,说明结构X向在中震下不屈服;而在大震下结构的放大系数与中震下的放大系数相当,地震力无法上升,说明结构在大震下已经出现了一定的非线性。

而B模型的Y向在中震下已经开始出现较明显非线性,并随着输入动峰值的增大,非线性程度增加。

(2) 同理,C模型的X向、Y向分别在中震和大震下发生了破坏,地震力无法上升,结构出现了一定的非线性。

对比B、C模型的刚度退化情况,从图15中可以看出:在强轴方向(X向),两个模型在地震作用下的刚度退化程度相当,而在弱轴方向(Y向),B模型的刚度退化程度较C 模型严重。

图14 模型水平加速度放大系数Fig.14 Horizontal acceleration amplification factor
图15 模型刚度退化情况Fig.15 Depression of stiffness
4.3 原型结构位移反应
由振动台试验结果推算出的B、C原型结构的上部塔楼以及大底盘的最大层间位移角θmax如表3所示。

从表中可以看出:
(1) B模型在小震下,上部塔楼X、Y向的最大层间位移角分别为1/1 526和1/1 037,大底盘X、Y向的最大层间位移角分别为1/2 258和1/1 312,均满足抗规中规定的1/800的限值,由此说明B模型满足“小震不坏”的抗震设防要求。

在大震
作用下,B模型上部塔楼X、Y向的最大层间位移角分别为1/134和1/104,大底盘X、Y向的最大层间位移角分别为1/320和1/465,小于抗规中的限值1/100,由此
说明B模型也满足“大震不倒”的抗震设防要求。

(2) C模型在小震下,上部塔楼X、Y向的最大层间位移角分别为1/874和1/762,大底盘X、Y向的最大层间位移角分别为1/1 645和1/807,满足抗规限值1/550,由
此说明C模型满足“小震不坏”的抗震设防要求。

在大震作用下,C模型上部塔楼X、Y向的最大层间位移角为1/111和1/125,大底盘X、Y向的最大层间位移角为1/347和1/424,满足抗规限值1/50,由此说明C模型也满足“大震不倒”的抗震
设防要求。

表3 原型结构最大层间位移角θmax
Table 3 Maximum inter-story drift of prototype structure (rad)
工况方向B模型C模型上部塔楼大底盘上部塔楼大底盘小震
X1/15261/22581/8741/1645Y1/10371/13121/7621/807中震
X1/3171/6701/3661/780Y1/2181/6181/1031/642大震
X1/1341/3201/1111/347Y1/1041/4651/1251/424
4.4 原型结构扭转反应
规范中相关条文如下:①上海规程第6.1.4:“裙房与主楼相连的范围,一般可从主楼
周边外延3跨且不小于20 m,相关范围以外的区域可按裙房自身的结构类型确定抗震等级。

裙房偏置时,其端部有较大的扭转效应,也需要适当加强”。

②抗规第3.4.3条关于凹凸不规则的定义:“平面凹进的尺寸,大于相应投影方向的总尺寸的30%”。

从塔楼平面布置图可知,B模型满足规范中的相关规定,而C模型同时属于裙房偏置
和大底盘平面凹凸不规则类型,见图16。

两结构在不同工况下大底盘以及屋面处的扭转角包络值如表4所示。

从表中可以看出:
(1) 在小震、中震及大震下,B模型屋面的扭转较C模型明显,说明B模型的扭转刚
度相对较小;而C模型的大底盘扭转较B模型明显,说明大底盘单塔结构裙房偏置以及平面凹凸不规则主要影响大底盘的扭转性能。

(2) 在巨震下,C模型的扭转效应加剧明显,特别是在大底盘处的扭转角远大于B模型的扭转角,说明C模型大底盘的抗扭刚度下降明显,在4.1节中C模型扭转振型在巨震后由第三振型上升为第二振型也可说明这点。

从3.2节可知,C模型底盘的角柱发生破坏,因此在设计时应注意局部加强。

图16 C模型塔楼位置示意图Fig.16 Position of tower in model C
表4 原型结构的扭转角包络值
Table 4 Maximum inter-story drift of prototype structure rad
工况B模型C模型大底盘2层屋面大底盘2层屋面小震
1/79321/16951/57861/2276中震1/35081/2481/36181/482大震
1/19211/2381/13801/216巨震1/12121/1451/1221/71
4.5 原型结构的楼层剪力及剪重比
B、C模型响应包络反推原型的楼层剪力以及剪重比如图17和图18所示。

从图中可以看出:
(1) 两个模型的上部塔楼楼层剪力大致呈三角形分布,在各级地震作用下,剪重比的分布比较均匀。

在大底盘处,由于底盘的楼层面积以及楼面荷载较大,两模型的楼层剪力均突然增大。

(2) 在转换层处,B、C模型的楼层剪力沿楼层高度方向分布均匀,在转换层处并未因刚度突变而形成软弱层。

另外C模型的转换部位刚度突变情况较B模型明显。

图17 B原型结构楼层剪力及剪重比分布Fig.17 Distribution of shear force and ratio of shear force to weight of prototype of model B
图18 C原型结构楼层剪力及剪重比分布Fig.18 Distribution of shear force and ratio of shear force to weight of prototype of model C。