濟(jì)南某復(fù)雜綜合體結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)難點(diǎn)研究

夏 昊, 陳灝愷, 陸宜倩, 張 侃, 胡文松

(中建研科技股份有限公司，北京 100013)

1 工程概況

本工程位于濟(jì)南市漢峪片區(qū),西臨鳳新路,東臨鳳凰路,北側(cè)為華盛路,南側(cè)為旅游路。地塊東西向約220m,南北向約170m;場地自然地貌呈西南高東北低態(tài)勢,高差近9.5m。本項(xiàng)目由綜合性商業(yè)、酒店、辦公、停車庫組成,地上共5棟塔樓,其中東南角布置雙塔(2#、3#樓),即本文主要介紹內(nèi)容。項(xiàng)目效果圖如圖1所示。

圖1 綜合體效果圖

結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)基準(zhǔn)期為50年,結(jié)構(gòu)安全等級為二級,抗震設(shè)防烈度為7度,設(shè)計(jì)基本地震加速度為0.1g,場地類別為Ⅱ類,設(shè)計(jì)地震分組為第三組?？拐鹪O(shè)防類別:裙房以下為重點(diǎn)設(shè)防類,裙房以上塔樓為標(biāo)準(zhǔn)設(shè)防類。50年重現(xiàn)期基本風(fēng)壓為0.45kPa,地面粗糙度類別為B類;50年重現(xiàn)期月平均最高基本氣溫為36℃,月平均最低氣溫為-9℃[1]。

2 結(jié)構(gòu)體系

2.1 主體結(jié)構(gòu)

2#、3#樓平面為不規(guī)則曲線形,立面建筑形態(tài)層層退進(jìn)。2#樓結(jié)構(gòu)高度98.5m,屋面以上幕墻塔冠高度31.75m;3#塔樓結(jié)構(gòu)高度94m,屋面以上塔冠高度22.5m。2#、3#樓在1～4層裙房部分相連為大底盤,在17層設(shè)置連橋連接,為大底盤連體結(jié)構(gòu)[2]。

2#、3#樓主體結(jié)構(gòu)采用框架-核心筒結(jié)構(gòu)體系,核心筒采用鋼筋混凝土剪力墻,框架柱大部分采用鋼筋混凝土柱,與連體相連的框架柱及上下層柱、與型鋼混凝土轉(zhuǎn)換梁相連的框架柱采用型鋼混凝土柱。2#、3#樓單塔外形尺寸1～5層逐漸擴(kuò)大,6層以上逐漸縮小。以轉(zhuǎn)換梁及斜柱實(shí)現(xiàn)逐層縮小的立面造形,轉(zhuǎn)換梁及斜柱位置如圖2(a)所示。

圖2 2#、3#樓關(guān)鍵構(gòu)件示意圖

2.2 連體結(jié)構(gòu)

2#、3#樓低區(qū)采用U形幕墻[3]連接兩個(gè)塔樓,采用鋼結(jié)構(gòu)U形勁性索對U形幕墻進(jìn)行支承,U形勁性索兩端采用固定鉸支座實(shí)現(xiàn)低位弱連體。2#、3#樓高區(qū)采用拱形連橋連接兩個(gè)塔樓,連橋距離地面約70m,連橋跨度23m、寬度10m、高度4.5m,連橋兩端支座采用鉛芯橡膠隔震支座。低區(qū)、高區(qū)連體示意如圖2(b)所示。

3 結(jié)構(gòu)抗震性能目標(biāo)

本工程存在扭轉(zhuǎn)不規(guī)則、凹凸不規(guī)則、樓板不連續(xù)、尺寸突變、構(gòu)件間斷、局部躍層柱、斜柱、轉(zhuǎn)換柱等不規(guī)則項(xiàng)[4],屬于規(guī)則性超限高層建筑,應(yīng)設(shè)定抗震性能目標(biāo),本項(xiàng)目關(guān)鍵構(gòu)件抗震性能目標(biāo)按C級要求確定,普通豎向構(gòu)件及耗能構(gòu)件抗震性能目標(biāo)按照D級要求確定,詳見表1。

表1 結(jié)構(gòu)抗震性能目標(biāo)

4 結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)難點(diǎn)

4.1 大底盤裙房不設(shè)縫可行性研究

本工程由于裙房柱位、裙房樓板開洞位置要求嚴(yán)格,如果設(shè)置變形縫,建筑師難以接受所需增加的柱位,因此本工程底盤裙房及塔樓之間不設(shè)縫[5]。

4.1.1 大底盤裙房結(jié)構(gòu)平面布置

2#、3#樓大底盤裙房2～4層的結(jié)構(gòu)平面尺寸示意圖如圖3所示,只有3層樓面的有效寬度=21/68=31%<50%,不滿足50%要求,樓板有效寬度按大底盤多塔設(shè)計(jì),需進(jìn)一步補(bǔ)充樓板地震作用及溫度作用驗(yàn)算[6]。

圖3 大底盤裙房結(jié)構(gòu)平面尺寸示意

4.1.2 地震作用下樓板應(yīng)力分析

地震參數(shù)及對應(yīng)設(shè)計(jì)參數(shù)取值詳見表2。對裙房進(jìn)行地震作用下的樓板應(yīng)力分析[8],圖4顯示了3層樓板應(yīng)力分析結(jié)果。不難看出,小震作用下,樓板拉應(yīng)力小于ftk=2.2MPa(ftk為混凝土軸心抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值);中、大震作用下,樓板拉應(yīng)力大部分小于ftk,對裙房屋面局部拉應(yīng)力超過ftk的位置進(jìn)行配筋加強(qiáng),確保樓板在地震作用下具備足夠的協(xié)調(diào)變形能力。

表2 《抗規(guī)》[7]地震作用參數(shù)

圖4 地震作用下3層樓板應(yīng)力云圖/MPa

4.1.3 溫度作用下樓板應(yīng)力分析

溫度作用取值[9]考慮環(huán)境當(dāng)量溫差及收縮當(dāng)量溫差,環(huán)境當(dāng)量溫差按(36-10)×0.3×0.85=6.6℃考慮,收縮當(dāng)量溫差為6.4℃,總等效降溫取值為13℃。

對裙房進(jìn)行溫度作用下樓板應(yīng)力分析,圖5給出了3層樓板應(yīng)力分析結(jié)果。分析可知,降溫工況下樓板拉應(yīng)力均低于2.2MPa,不起控制作用。

圖5 溫度作用下3層樓板應(yīng)力云圖/MPa

4.1.4 小結(jié)

根據(jù)樓板應(yīng)力分析,2#、3#樓可按不設(shè)縫大底盤多塔樓方案推進(jìn),加強(qiáng)措施如圖6所示,初步考慮如下:

圖6 大底盤多塔抗震加強(qiáng)措施

(1)裙房屋面及上下各一層(3～5層),樓板加強(qiáng)(板厚150mm,雙層雙向最小配筋率0.25%),并結(jié)合溫度、地震作用下樓板應(yīng)力結(jié)果附加受力鋼筋[10]。

(2)底部加強(qiáng)區(qū)設(shè)置為地下1層～地上5層(即裙房+1層)。

(3)按《高規(guī)》[11]10.6.5條采取抗震加強(qiáng)措施,塔樓收進(jìn)處上下各2層周邊豎向構(gòu)件抗震等級提高一級,裙房收進(jìn)處以下2層周邊豎向構(gòu)件按抗震等級提高一級確定配筋構(gòu)造措施。

4.2 U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)方案研究

低區(qū)U形幕墻造型如圖7所示,U形幕墻造形是由兩圓柱相貫線得出的[12]。

圖7 U形幕墻造型示意

4.2.1 U形勁性索不同支座形式對比

根據(jù)常規(guī)弱連接支座形式,按半圓弧簡支梁近似考慮一端固定、一端水平滑動(方案一)以及兩端固定(方案二)兩種支座形式,水平跨度30m,圓弧半徑15m,截面采用箱形截面800×400×20×20,半圓弧簡支梁的荷載為12.25kN/m,主要分析結(jié)果如表3所示。

表3 勁性索不同支座形式主要分析結(jié)果

由表3可知:對于勁性索采用一端固定、一端水平滑動的支座形式,豎向荷載作用下最大水平變形量達(dá)到770mm,最大豎向變形量252mm,撓跨比1/119,嚴(yán)重超出1/400的限值,因此采用兩端固定的弱連接形式[13]。

4.2.2 U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)不同方案比選

以勁性索兩端固定的方案二為例,從橫向次梁不同連接形式、不同間距、不同截面尺寸角度出發(fā),進(jìn)行了一系列對比分析,荷載取值如表4所示,主要方案如表5所示,各方案材料用量及變形結(jié)果如表6所示。

表4 U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)荷載取值

表5 各方案勁性索截面形式

表6 各方案材料用量及變形結(jié)果對比

根據(jù)表6中的數(shù)據(jù)可知,在控制變形的前提下優(yōu)化鋼材用量,節(jié)省成本方面,方案5、方案6均較好。但兩端固定鉸的弱連接形式是否可行還需要進(jìn)行整體模形的大震作用校核。

4.2.3 U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)大震作用校核

(1)以方案6為例,在SAP2000模型中施加100kN的水平力反推得到勁性索水平剛度約為100kN/m。

(2)在ETABS模型中,以100kN/m的線彈簧模擬每根勁性索,采用人工波時(shí)程分析得到勁性索大震下支座水平相對位移Δ。

(3)在SAP2000模型中,以2Δ給各勁性索支座施加水平位移。SAP2000及ETABS模型如圖8所示。工況示意圖如圖9所示。

圖8 U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)大震作用整體分析模型

圖9 U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)大震工況示意圖

U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)在2Δ支座變形作用下,主要彎矩、支座反力結(jié)果如圖10、表7所示。不難看出,連橋縮短,彎矩降低,支座反力增加;連橋拉長,彎矩增加,支座反力變化不大,但仍滿足大震變形及強(qiáng)度要求。

表7 彎矩、支座反力結(jié)果

圖10 U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)大震工況彎距模擬結(jié)果

4.2.4 小結(jié)

本節(jié)對U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)從與主體連接形式、鋼結(jié)構(gòu)截面分配效率各個(gè)角度分析,得出如下結(jié)論:

(1)兩端固定鉸支座勁性索受力性能具有較大優(yōu)勢,變形較容易控制,支座反力在可接受范圍內(nèi),以勁性索支承U形幕墻設(shè)計(jì)可行。

(2)由于U形幕墻形態(tài)獨(dú)特性,幕墻勁性索變形由Uy,max控制,加大次梁截面對減小Uy,max十分有效,而加大勁性索截面效率很低。

(3)U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)在相應(yīng)大震作用下,塔樓相向運(yùn)動,U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)構(gòu)件變形及內(nèi)力會有較大提升,但仍然滿足大震變形及強(qiáng)度要求。

4.3 拱形連橋支座連接方案研究

本工程在17層位置設(shè)置拱形連橋[14]連接2#、3#樓(圖2),連橋跨度約24.6m、寬度約10m、高度4.5m,結(jié)構(gòu)形式采用鋼結(jié)構(gòu)空腹桁架。其平面、立面示意見圖11。

圖11 拱形連橋平面、立面示意圖

4.3.1 強(qiáng)連體可行性研究

文獻(xiàn)[15]中指出:“當(dāng)弱聯(lián)系兩翼的主體結(jié)構(gòu)完全對稱或基本對稱時(shí),采用彈性樓蓋模型計(jì)算地震作用效應(yīng),弱聯(lián)系樓蓋受力很小,因?yàn)檎w地震作用效應(yīng)計(jì)算時(shí),所輸入的各方向反應(yīng)譜地震作用無相位差,整體結(jié)構(gòu)各方向前幾個(gè)質(zhì)量參與較多的主振型,一般都是表現(xiàn)為整體平動、整體轉(zhuǎn)動,弱聯(lián)系樓蓋幾乎不受力;后面部分高振型出現(xiàn)兩翼相向平動、轉(zhuǎn)動時(shí),此相向振動才迫使弱聯(lián)系樓蓋參與工作受力,而這部分振型質(zhì)量參與較小,故弱聯(lián)系樓蓋受力很小,因此弱聯(lián)系樓蓋受力不宜直接采用彈性樓蓋地震作用效應(yīng),而需計(jì)及地震波傳遞過程中的相位差影響,調(diào)整增大弱聯(lián)系樓蓋地震作用受力,確保整體樓蓋在大震作用下保持彈性工作狀態(tài)”。

本工程拱形連橋如果和2#、3#樓采用剛性連接,考慮地震波傳遞過程中的相位差以及高振型影響,根據(jù)《高規(guī)》[11]10.5.7條,強(qiáng)連體樓板應(yīng)進(jìn)行受剪截面和承載力驗(yàn)算,計(jì)算剪力可取連體樓板承擔(dān)的兩側(cè)塔樓樓層地震作用力之和的較小值。采用單側(cè)塔樓施加規(guī)定水平力,加載示意見圖12(a),另外考慮兩個(gè)塔樓相向轉(zhuǎn)動,規(guī)定水平力反向施加,加載示意如圖12(b)所示。連體在中、大震下的計(jì)算剪力及剪壓比如表8所示。

表8 各加載方案計(jì)算結(jié)果對比

圖12 加載方案示意圖

表8數(shù)據(jù)表明:本工程連橋尺度(跨度、寬度、高度)相對較小,與整體結(jié)構(gòu)相比,連體剛度較弱,加上連接體部位偏置,難以協(xié)調(diào)兩側(cè)塔樓變形,因此強(qiáng)連接形式不適用于本項(xiàng)目。

4.3.2 弱連體支座形式研究

弱連接支座形式主要考慮三種方案[16],分別為單邊滑動式(方案A)、簡支梁橋式(方案B)、鉛芯橡膠支座式(方案C),支座形式布置示意如圖13。

圖13 弱連體支座形式的三種方案

方案A大震時(shí)程加載工況如圖14所示,具體計(jì)算結(jié)果詳見表9。可以看出方案A單邊滑動連橋本質(zhì)上是懸臂構(gòu)件,連橋水平地震力向一端塔樓傳遞,端部承擔(dān)較大的彎矩和剪力,固定端支座設(shè)計(jì)困難,另外滑動端支座變形量較大,滑動支座設(shè)計(jì)困難,因此本工程不建議采用方案A。

表9 方案A大震分析結(jié)果

圖14 方案A大震時(shí)程加載工況

方案B和方案C比選:采用獨(dú)立連橋模型進(jìn)行分析,連橋地震作用峰值取3αmax(αmax為水平地震影響系數(shù)最大值)[17],近似模擬高區(qū)地震作用的放大效應(yīng)。連橋重力荷載代表值約為6 000kN,初步選擇鉛芯橡膠支座等效剛度keq=4 000kN/m。具體分析結(jié)果如圖15所示。

圖15 方案B、方案C內(nèi)力結(jié)果

方案B支座屬于單邊釋放體系,局部與支座相連構(gòu)件軸力較大,水平地震起控制作用;方案C鉛芯橡膠支座雙邊釋放,具有隔震作用,水平地震作用大大降低,豎向地震起控制作用,所需構(gòu)件截面尺寸更小,因此本工程最后采用方案C。

4.3.3 鉛芯橡膠支座設(shè)計(jì)

(1)鉛芯橡膠支座參數(shù)選型

根據(jù)建筑效果要求,本工程連接體采用鋼結(jié)構(gòu)空腹桁架,通過鉛芯橡膠支座[18]與2#、3#樓框架柱上挑出的型鋼混凝土牛腿連接。鉛芯橡膠支座擬選用《建筑隔震橡膠支座》(JG/T 118—2000)[19]中的LRB800(第二形狀系數(shù)S2=5,橡膠的剪切模量G=0.49MPa),鉛芯橡膠支座的力學(xué)性能見表10,通過大震彈塑性分析驗(yàn)算支座防墜落、防碰撞等設(shè)計(jì)要求。

表10 鉛芯橡膠支座力學(xué)性能

(2)防墜落及防碰撞設(shè)計(jì)

防墜落設(shè)計(jì)主要用于控制鉛芯橡膠支座的變形量選擇,按不小于響應(yīng)最大的3個(gè)工況平均值的1.5倍,且不小于所有工況最大位移值的1.2倍控制。根據(jù)上述原則,本工程防跌落設(shè)計(jì)位移取317mm,所選用的鉛芯橡膠支座LRB800的水平位移限值為min(0.55×800, 3.0×163)=440mm,可滿足計(jì)算要求。

防碰撞設(shè)計(jì)主要用于控制樓面變形縫寬度,按不小于7組地震波響應(yīng)最大值控制,本工程支座變形縫寬度取300mm。

(3)抗風(fēng)彈性驗(yàn)算

風(fēng)荷載下鉛芯橡膠支座的變形最大值為4.13mm,在支座剪切變形的彈性范圍[20]內(nèi)(最大彈性剪切位移為106/19.12=5.54mm)。

(4)支座彈性剛度對主樓的影響

為驗(yàn)證鉛芯橡膠支座對兩棟塔樓地震作用的影響,對連體整體計(jì)算模型及取消連接體的整體計(jì)算模型進(jìn)行對比分析,采用PKPM軟件中的設(shè)置特殊支撐連接屬性模擬連體模型的支座,圖16、17為各塔樓樓層剪力及層間位移角的對比。結(jié)果表明:連體桁架采用滿足風(fēng)荷載下彈性變形的鉛芯橡膠隔震支座對兩側(cè)塔樓的的影響較小,整體分析可不考慮連體桁架剛度作用。

圖17 連體模型與非連體模型樓層層間位移角對比

4.3.4 小結(jié)

本節(jié)對高位拱形連橋支座形式進(jìn)行分析,得出如下結(jié)論:

(1)由于連接體寬度窄、高度矮,連接體偏置,強(qiáng)連體不具備協(xié)調(diào)兩棟單體的能力,因此不考慮采用強(qiáng)連體(即剛性連接)方案。

(2)單邊滑動式(方案A)在罕遇地震下變形量較大,簡支梁橋式(方案B)局部桿件尺寸、軸力較大,鉛芯橡膠支座可降低地震作用,減小連橋構(gòu)件內(nèi)力,優(yōu)化構(gòu)件截面,本工程最終采用鉛芯橡膠支座式即方案C。

(3)鉛芯橡膠支座設(shè)計(jì)應(yīng)滿足抗風(fēng)彈性、抗拉抗壓承載力要求。弱連體支座彈性剛度對連體的影響可忽略,整體分析按大底盤多塔,不考慮高位連體影響。

5 結(jié)論

本文對濟(jì)南某復(fù)雜綜合體項(xiàng)目結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)難點(diǎn)進(jìn)行了分析介紹,得出以下結(jié)論:

(1)大底盤多塔裙房不設(shè)縫,樓板應(yīng)具備協(xié)調(diào)兩個(gè)塔樓的能力,對于不足樓板寬度50%的地方,通過補(bǔ)充中、大震作用分析及溫度作用分析,驗(yàn)算得出樓板拉應(yīng)力滿足大部分區(qū)域不超過ftk的要求。

(2)U形幕墻鋼結(jié)構(gòu)采用兩端固定鉸的勁性索方案可形成弱連體效果,勁性索設(shè)計(jì)由縱向變形控制,加大次梁對控制變形更有利。

(3)本工程高位連接體采用空腹鋼桁架,兩個(gè)塔樓動力特性接近但連接體聯(lián)系較弱,考慮高階振型及相位差的影響,連體實(shí)際剪切變形協(xié)調(diào)能力不足,不宜采用強(qiáng)連體。

(4)本工程高區(qū)連體桁架采用弱連接形式,針對連橋支座形式,對比了單邊滑動式、簡支梁橋式、鉛芯橡膠支座式。結(jié)果表明,本工程采用鉛芯橡膠支座較為合適,能有效解決變形與內(nèi)力的平衡。

(5)本工程鉛芯橡膠支座按抗風(fēng)彈性設(shè)計(jì)屈服前剛度,由于兩塔樓動力特性接近,可忽略其彈性剛度對主體結(jié)構(gòu)的影響。