李 顯 杰

山東華科規(guī)劃建筑設計有限公司,山東 聊城 252000

0 引言

框架核心筒結構是由核心筒與外圍的稀柱框架組成的筒體結構[1].核心筒作為主要抗側力構件,內部主要布置樓梯、電梯和管井等,外圍柱的柱距較大,可提供靈活的使用空間.該結構形式在高層辦公樓和寫字樓中使用廣泛.本文結合實際工程中3個框架核心筒結構的設計,對結構布置、模型調整和筒體外墻的墻連梁端部附近樓板應力等方面進行分析.

1 筒體內部樓板及內墻布置

筒體相當于一根豎放的中間有許多橫隔的箱形梁[2],該橫隔為筒內各層樓板,如同竹子每隔一段就有一個結,應確保筒內各層樓板水平剛度,但筒體內部往往有較多電梯井、通風井和視為開洞的樓梯間等水平開洞,極大削弱了樓板水平剛度,為保證該剛度,建議按如下原則從構造上控制開洞面積:按《建筑抗震設計規(guī)范》(GB 50011-2010,2016年版)[3](簡稱抗規(guī))表3.4.3-1中“樓板局部不連續(xù)”的限值,該層筒內樓板開洞總面積不大于筒內樓面面積的30 %,并且開洞后筒內有效樓板寬度不小于筒內樓板典型寬度的50 %.如不滿足,按照四周有剪力墻和連梁圍合的電梯間、通風井、樓梯間,可不按水平開洞處理的原則[4],增設剪力墻和連梁以減小開洞效應，同時樓梯間在地震時起到“安全島”重要作用,而大震時筒體做為第一道防線會先破壞,則樓梯四周也宜布置剪力墻及連梁圍合,以確保其安全.另外筒體內墻宜與外墻“T”或“L”型相連,互相支撐,以提高筒體抗側剛度.

2 最不利地震方向位移角

圖1為某框架核心筒結構.調整模型時,發(fā)現小震下X和Y方向的層間位移角均滿足高規(guī)限值要求,但a點處最不利地震方向(44°)的層間位移角為1/720,不滿足要求,在其它斜交抗側力構件相交角度大于15度的工程中經常出現該情況.高規(guī)限制建筑結構層間位移的主要目的是:

圖1 某17層框架核心筒結構標準層結構平面

(1)保證主體結構基本處于彈性受力狀態(tài),對鋼筋混凝土結構,主要應避免剪力墻、框架柱出現裂縫,同時控制連梁、框架梁等樓面結構構件的裂縫(裂縫數量、裂縫寬度、裂縫高度等)在規(guī)范允許的范圍內.

(2)保證填充墻、隔墻和幕墻等非結構構件的完好,避免產生明顯破壞[5].從中可得出,最不利地震方向的層間位移角也宜滿足高規(guī)要求.

為滿足使用要求應增大a點處最不利地震方向的抗側剛度,a和b點處柱子不再加大截面,而應將a點南側剪力墻適當加長,并將a和b點間的梁截面適當加高和加寬.

3 筒體外墻的強連梁端部樓板應力

以某框架核心筒結構的辦公樓為例,該樓地上30層,地下2層,結構高度為129.95 m,抗震設防烈度為7度(0.15 g),建筑場地類別為Ⅲ類,設計地震分組為第二組,有3層裙房,第5層結構平面布置見圖2.該層梁混凝土強度等級采用C 40,為施工方便,樓板混凝土強度等級也采用C 40.

小震下樓板的性能目標設為不開裂,樓板應滿足下式要求[6]:

σ1k,小震≤ftk

(1)

式中,σ1k,小震為有地震作用效應組合時板在小震作用下的主拉應力標準值,MPa;ftk為混凝土軸心抗拉強度標準值,MPa.

應用PMSAP做小震下樓板應力分析,發(fā)現第5層筒體外墻的強連梁端部附近樓板應力集中,數值較大,以圖2的中上部a點處連梁端部附近樓板為例,原設計中a點北側和南側樓板厚度分別為110 mm和120 mm,在X向小震作用效應組合下板的主拉應力標準值詳見圖3.考慮樓板的局部應力集中效應,取1 m范圍內平均值,a點北側和南側樓板該值分別為2.83 MPa和3.11 MPa,均大于樓板混凝土的抗拉強度標準值2.39 MPa,應該是與受力很大的強連梁共同受力導致.

圖2 某30層框架核心筒結構第5層結構平面

圖3 X向小震作用效應組合下第5層樓板局部主拉應力標準值(MPa)

將a點北側和南側樓板厚度分別加大到140 mm和150 mm厚,再次計算后,取1 m范圍內的平均主拉應力,分別為2.09 MPa和2.38 MPa,均小于2.39 MPa,滿足不開裂要求.

中震下該樓板性能目標設為鋼筋抗拉不屈服,參照文獻[6],板中的主拉應力標準值應滿足下式:

σ2 ,中震≤fykAs/hs

(2)

式中,σ2 ,中震為有中震作用效應組合時板主拉應力標準值,MPa;fyk為鋼筋屈服強度標準值,MPa;As為在間距s范圍內上下層水平鋼筋的面積,m2;h為板厚度,m;s為板鋼筋間距,m.

對樓板進行中震下的應力分析,考慮樓板的局部應力集中效應,取a點連梁附近兩側各1.0 m范圍內板主拉應力標準值的平均值,得到a點北側和南側樓板平均值分別為4.26 MPa和5.72 MPa,按式(2)計算后,a點北側和南側樓板各1.0 m范圍內的配筋分別為?10@100和?12@100雙層雙向配筋.

建筑物越高,下部樓層筒體受水平地震力越大,越容易出現該現象,應注意復核加強,滿足樓板有關性能目標要求.

4 模型調整方法

以有代表性的某辦公樓為例,該樓地上23層,地下1層,結構高度為83.85 m,抗震設防烈度為7度(0.15 g),建筑場地類別為Ⅲ類,設計地震分組為第一組,標準層結構布置見圖4.

圖4 某23層框架核心筒結構標準層結構平面

4.1 常規(guī)方法

(1)調整外圍框架截面,對結構抗側和抗扭剛度影響小,變化幅度一般是抗側小于抗扭剛度;周期變化幅度一般是平動小于扭轉周期.

調整內部框架截面,對結構抗側和抗扭剛度影響小,變化幅度一般是抗側大于抗扭剛度;周期變化幅度一般是平動大于扭轉周期.

(2)筒體外墻(含連梁,下同)處于外圍且較長,調整時對抗側和抗扭剛度影響較大,但抗側和抗扭剛度、平動和扭轉周期哪個變化幅度大,應試算觀察.

筒體內墻(含連梁,下同)一般較薄,且開有較多洞口,調整時對結構抗側和抗扭剛度影響不大,變化幅度一般是抗側大于抗扭剛度;周期變化幅度一般是平動大于扭轉周期.

(3)周期比不夠時,調整原則是加強筒體外墻、外圍框架的剛度,適當削弱筒體內墻、內部框架的剛度,亦可兩個方法綜合運用.

4.2 第二周期為扭轉周期的調整方法

第二周期為扭轉周期在框架核心筒結構模型調整中經常出現,圖4所示的工程亦如此.第一和第三周期為平動周期,第二周期為扭轉周期時,說明結構抗扭剛度相比第二平動周期轉角方向的抗側剛度偏小,宜將第二和第三周期分別調整為平動和扭轉周期.

在滿足位移角的前提下,一般調整思路是減小第二平動周期轉角方向抗側剛度,從而增大該方向周期,最后讓其大于扭轉周期,變?yōu)榈诙芷?但按照這個思路在多個工程中發(fā)現難以調整過來.如圖4所示的工程,初期模型調整時第二周期為扭轉周期,第三周期為Y向平動周期,在滿足位移角的前提下,按減小Y向抗側剛度思路反復調整后結果見表1,第二周期仍然為扭轉周期.

表1 模型甲部分計算結果

再經多次試算和觀察后,發(fā)現原因在于:Y向筒體外墻(ab段和cd段)較長,對Y向抗側剛度和抗扭剛度均影響較大;但Y向筒體外墻均靠近樓中部,距離建筑物外側較遠,對抗扭剛度影響比Y向抗側剛度影響要小,所以減少Y向筒體外墻剛度時,Y向抗側剛度減少幅度大于抗扭剛度,使Y向平動周期增加幅度大于扭轉周期,造成難以將Y向周期調整為第二周期.

繼續(xù)觀察發(fā)現，X方向筒體外墻(ad段和bc段)距離建筑物外側相對較近,則嘗試在模型甲的基礎上適當加強X方向筒體外墻(ad段和bc段)的剛度,期望抗扭剛度的增大幅度大于X和Y方向抗側剛度的增大幅度,使扭轉周期減小幅度大于兩個平動周期減小幅度,從而將第二周期調整為平動周期.按此思路調整計算后部分結果見表2.

由表2可看出,模型乙的第二周期改為平動周期,且周期比為0.89<0.9.本次調整,相比模型甲,各周期減小幅度如下:第一平動周期為(2.149 5～2.131 4)/2.149 5=0.84 %,第二平動周期為0.19 %,扭轉周期為1.53 %;扭轉周期減小幅度約為第一平動周期的2倍,約為第二平動周期的8倍.同時兩個平動周期的比值為90 %>80 %,滿足抗規(guī)“結構在兩個主軸方向的動力特性宜相近”的要求[4].

表2 模型乙部分計算結果

4.3 異形框架核心筒結構調整建議

類似圖1所示的異形框架核心筒結構調整模型時,可將結構抗側力構件的剛度分解為第一和第二平動周期轉角方向的剛度,視剛度分配情況,參照上述方法反復計算調整.

5 結語

本文通過對3個框架核心筒結構實際工程的分析,可得如下結論:

(1)筒體內部樓板及內墻布置應保證樓板水平剛度,并確保樓梯間在地震時“安全島”的重要作用；筒體內墻宜與外墻“T”或“L”型相連,互相支撐,提高筒體抗側剛度.

(2)最不利地震方向的位移角宜滿足高規(guī)要求.

(3)較高框架核心筒結構下部樓層在小震作用下,其筒體外墻的強連梁端部附近樓板會產生應力集中,容易開裂,應注意復核加強,滿足樓板有關性能目標要求.

(4)通過分析和總結模型調整方法,建議當第二周期為扭轉周期,僅調整第二平動周期轉角方向抗側構件剛度,難以將第二周期改為平動周期時,可適當調整第一平動周期轉角方向、筒體外墻和外圍框架的剛度.