錢 昆

(華東建筑設(shè)計研究院有限公司， 上海 200002)

1 項目概況

鏡湖梅山廣場位于浙江省紹興市鏡湖新區(qū)，包含南區(qū)和北區(qū)兩個地塊，兩個地塊之間被內(nèi)部道路分隔。南區(qū)包含1棟47.7m高高層酒店、1棟44.7m高高層辦公樓、2棟10m高多層商業(yè)以及附屬商業(yè)裙房和地下室，總建筑面積約17萬m2。地下室共計兩層，其中地下2層為設(shè)備用房及機動車停車庫，地下1層為商業(yè)、酒店后勤用房、機動車停車庫、非機動車停車庫及設(shè)備用房等，結(jié)構(gòu)為混凝土框架，最大基礎(chǔ)埋深10.9m，建筑效果見圖1。本文以南區(qū)酒店為研究對象進(jìn)行研究，該酒店地上12層，平面呈L形，平面尺寸為105m×98.4m，附帶局部3層裙房。裙房屋面高13.9m。南區(qū)酒店標(biāo)準(zhǔn)層建筑平面圖及建筑剖面圖詳見圖2、圖3。

圖1 鏡湖梅山廣場效果圖

圖2 南區(qū)酒店標(biāo)準(zhǔn)層建筑平面圖

圖3 南區(qū)酒店建筑剖面圖

南區(qū)酒店結(jié)構(gòu)設(shè)計使用年限為50年，建筑結(jié)構(gòu)安全等級為二級，地基基礎(chǔ)設(shè)計等級為甲級?？拐鹪O(shè)防類別為丙類，抗震設(shè)防烈度為6度，設(shè)計基本地震加速度為0.05g，場地類別為Ⅲ類，設(shè)計地震分組為第一組[1]。鋼結(jié)構(gòu)抗震等級為四級[2]，地上混凝土結(jié)構(gòu)抗震等級為三級。在小震、中震、大震下水平地震影響系數(shù)αmax分別為0.04，0.12，0.28；相應(yīng)的特征周期Tg為0.65，0.75，0.80s；鋼結(jié)構(gòu)阻尼比ζ分別為0.04，0.045，0.05；混凝土結(jié)構(gòu)阻尼比均為0.05?；撅L(fēng)壓ω0為0.45kN/m2，體型系數(shù)1.4，地面粗糙度為B類。

2 結(jié)構(gòu)體系

本工程地上結(jié)構(gòu)采用帶雙向高位連體的框架-支撐結(jié)構(gòu)體系，屬于一種新型混合結(jié)構(gòu)體系。結(jié)構(gòu)整體模型如圖4所示，結(jié)構(gòu)底部三層是一個整體，5～7層在L形角部立面開洞，X向、Y向開洞跨度分別為39m和20m，在空間上形成3個單塔，如圖5所示。結(jié)構(gòu)設(shè)計中在8～9層兩個樓層高度范圍內(nèi)，通過轉(zhuǎn)換桁架連接3個單塔，轉(zhuǎn)換桁架上托4個完整的酒店客房樓層。如圖6所示，X向設(shè)置4榀跨度為39m的轉(zhuǎn)換桁架HJ1～HJ4，Y向設(shè)置4榀跨度為20m的轉(zhuǎn)換桁架HJ-5～HJ-8，其中HJ-7，HJ-8以角部6根轉(zhuǎn)換柱為支點懸挑出9m，桁架HJ-1左端擱置在轉(zhuǎn)換鋼柱上，右端則以HJ-7，HJ-8懸挑部分為支座。本工程平面呈L形，整體扭轉(zhuǎn)效應(yīng)明顯，為了平衡轉(zhuǎn)換桁架引起的結(jié)構(gòu)扭轉(zhuǎn)，在結(jié)構(gòu)轉(zhuǎn)換桁架層～軸設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐ZC-1，如圖4及圖6所示。

圖4 結(jié)構(gòu)整體模型

圖5 5層、6層結(jié)構(gòu)平面圖

圖6 7層(轉(zhuǎn)換桁架下弦)～9層(轉(zhuǎn)換桁架上弦)結(jié)構(gòu)平面圖

以轉(zhuǎn)換桁架HJ-2，HJ-7為例進(jìn)行說明，如圖7所示，左側(cè)為混凝土框架，框架柱混凝土強度等級為C60～C50，右側(cè)為鋼結(jié)構(gòu)框架，轉(zhuǎn)換桁架及支承轉(zhuǎn)換桁架的鋼柱的鋼材牌號為Q345GJB，其余鋼材使用Q355B。角部6根轉(zhuǎn)換柱在5～7層形成獨立的單塔，構(gòu)造上為了加強，在6根柱子之間設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐，鋼結(jié)構(gòu)支撐向上延伸至轉(zhuǎn)換桁架上一層，向下延伸至4層，形成六柱-支撐筒體。轉(zhuǎn)換桁架層可以看成是整棟樓的加強層，形成剛度突變、層間受剪承載力突變，此處設(shè)置的支撐可以實現(xiàn)剛度過渡。轉(zhuǎn)換桁架HJ-2，HJ-7主要構(gòu)件截面尺寸詳見表1。轉(zhuǎn)換柱KZ1～KZ8截面為□1 000×600×60×80，轉(zhuǎn)換柱KZ9～KZ14截面為□1 000×1 000×80×80，為了提高其剛度、承載力和延性，在轉(zhuǎn)換柱內(nèi)灌C60混凝土。

圖7 轉(zhuǎn)換桁架立面圖

HJ-2，HJ-7主要構(gòu)件截面 表1

本工程地上鋼結(jié)構(gòu)部分采用鋼筋桁架樓承板，鋼筋桁架樓承板與混凝土樓板相比施工速度較快，與壓型鋼板混凝土組合樓板相比，有雙向受力的優(yōu)勢，且剛度較好，適用于樓板面內(nèi)應(yīng)力較大的情況。

3 結(jié)構(gòu)超限情況及性能化設(shè)計原則

按《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2010)(2016年版)[1]、《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 3—2010)[3]及建設(shè)部令第111號、建質(zhì)〔2015〕67號文件本工程存在凹凸不規(guī)則、樓板不連續(xù)、豎向剛度不規(guī)則、豎向構(gòu)件間斷、承載力突變5項一般不規(guī)則條目和扭轉(zhuǎn)偏大、層剛度偏小2項中等不規(guī)則條目，判定屬于超限高層建筑。根據(jù)《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 3—2010)3.11章，確定結(jié)構(gòu)的抗震性能目標(biāo)為性能C，部分關(guān)鍵構(gòu)件的抗震性能目標(biāo)可適當(dāng)提高。針對以上不規(guī)則情況，主要進(jìn)行以下幾方面計算分析：

(1)采用YJK和ETABS兩種軟件進(jìn)行對比分析，驗證計算結(jié)果的準(zhǔn)確性。

(2)進(jìn)行彈性動力時程分析，作為反應(yīng)譜分析的參考和補充。

(3)采用ETABS模型分析地震作用下樓板應(yīng)力，并根據(jù)結(jié)果有針對性地進(jìn)行加強。

(4)進(jìn)行中震性能化分析，保證轉(zhuǎn)換桁架及支承轉(zhuǎn)換桁架的框架柱承載力滿足中震彈性。

(5)進(jìn)行連續(xù)倒塌分析，研究個別關(guān)鍵構(gòu)件失效對整體的影響，確保結(jié)構(gòu)不發(fā)生連續(xù)倒塌。

(6)進(jìn)行施工模擬分析，研究不同施工方案對轉(zhuǎn)換桁架構(gòu)件內(nèi)力的影響。

(7)進(jìn)行罕遇地震下的動力彈塑性時程分析，復(fù)核罕遇地震下結(jié)構(gòu)主要構(gòu)件的承載能力，檢驗整體結(jié)構(gòu)的抗震性能。根據(jù)罕遇地震下的結(jié)構(gòu)表現(xiàn)，對相對薄弱的部位有針對性地采取措施，提高其延性和抗震性能。

(8)將全樓混凝土框架抗震等級提高至二級，增加混凝土框架的延性。

4 整體結(jié)構(gòu)分析

4.1 結(jié)構(gòu)動力特性

結(jié)構(gòu)動力特性 表2

整體結(jié)構(gòu)模型計算采用了YJK軟件進(jìn)行，并采用ETABS對主要整體分析結(jié)果進(jìn)行對比和驗證。結(jié)構(gòu)自振周期計算結(jié)果見表2。從表2中可以看出，兩種軟件計算得到的周期與振型吻合良好，結(jié)構(gòu)前2階為平動振型，第3階為扭轉(zhuǎn)振型，結(jié)構(gòu)在X，Y向的有效質(zhì)量參與系數(shù)均超過90%，周期比小于0.90的限值，滿足規(guī)范要求。

4.2 小震和風(fēng)荷載作用下的彈性分析

結(jié)構(gòu)地震作用計算采用考慮扭轉(zhuǎn)耦聯(lián)的振型分解法，分析中考慮了雙向水平地震作用和豎向地震作用以及偶然偏心的影響。小震和風(fēng)荷載作用下的彈性分析結(jié)果見表3。結(jié)構(gòu)的剪重比和最大層間位移角均滿足規(guī)范要求。X，Y向風(fēng)荷載作用下的基底剪力遠(yuǎn)小于小震作用下的基底剪力，結(jié)構(gòu)抗側(cè)力設(shè)計由地震作用控制。

小震和風(fēng)荷載作用下彈性分析結(jié)果 表3

本工程平面呈L形，整體扭轉(zhuǎn)效應(yīng)明顯，為了抵抗轉(zhuǎn)換桁架引起的結(jié)構(gòu)扭轉(zhuǎn)，在結(jié)構(gòu)轉(zhuǎn)換桁架層(8～9層)端部設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐。當(dāng)轉(zhuǎn)換桁架層端部設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐時，結(jié)構(gòu)的最大位移比X向為1.45，發(fā)生在9層/軸框架柱；Y向為1.50，發(fā)生在7層/軸框架柱；Y正向偶然偏心規(guī)定水平力作用下6～9層位移比大于1.40，但不大于規(guī)范限值1.50。當(dāng)轉(zhuǎn)換桁架層端部未設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐時，結(jié)構(gòu)的最大位移比X向為1.51，Y向為1.69，均大于規(guī)范限值1.50。由以上分析可知，端部設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐可有效改善結(jié)構(gòu)的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)。

此外，轉(zhuǎn)換桁架層可以看成是整棟樓的加強層，形成剛度突變、層間受剪承載力突變。設(shè)計中在轉(zhuǎn)換層以下六柱-支撐筒體處設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐過渡，鋼結(jié)構(gòu)支撐設(shè)置在3層樓面至10層樓面之間，鋼結(jié)構(gòu)支撐截面逐漸減小，層剛度逐漸減小，實現(xiàn)層剛度的過渡。為了對比分析，本文列出未設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐的計算結(jié)果，圖8和圖9分別給出了設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐和未設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐的樓層側(cè)向剛度比和層間受剪承載力比。計算結(jié)果表明，未設(shè)置鋼結(jié)構(gòu)支撐時，轉(zhuǎn)換桁架層下一層(7層)與轉(zhuǎn)換桁架層的側(cè)向剛度比X向為0.25，Y向為0.39，均小于0.50；而轉(zhuǎn)換桁架層下一層側(cè)向剛度與相鄰上三層側(cè)向剛度平均值之比最小值X向為0.16，Y向為0.35；轉(zhuǎn)換桁架下一層與轉(zhuǎn)換桁架層層間受剪承載力比X向、Y向分別為0.66，0.73，其余樓層受剪承載力均大于其相鄰上一層受剪承載力的80%。設(shè)置過渡支撐時，如圖8、圖9所示，轉(zhuǎn)換桁架層下一層與轉(zhuǎn)換桁架層的側(cè)向剛度比X向為0.35，Y向為0.42，小于0.50；而轉(zhuǎn)換桁架層下一層側(cè)向剛度與相鄰上三層側(cè)向剛度平均值之比最小值X向為0.33，Y向為0.40；轉(zhuǎn)換桁架下一層與轉(zhuǎn)換桁架層層間受剪承載力比X向、Y向分別為0.70，0.75，其余樓層均大于其相鄰上一層受剪承載力的80%。以上分析表明，未設(shè)置過渡支撐時，X向樓層側(cè)向剛度比嚴(yán)重超限，設(shè)置過渡支撐對樓層側(cè)向剛度比改善顯著，對層間受剪承載力比略有改善。計算中將2～7層強制指定為薄弱層，樓層的地震力考慮1.25的放大系數(shù)[2]。

圖8 樓層側(cè)向剛度比

圖9 層間受剪承載力比

4.3 大震下的彈塑性時程分析

本工程地上結(jié)構(gòu)采用帶雙向高位連體的框架-支撐結(jié)構(gòu)體系，存在多項超限條目，特別是由于連體的設(shè)置，導(dǎo)致樓層側(cè)向剛度比和層間受剪承載力突變，為了考察結(jié)構(gòu)在大震下的抗震性能，采用SAUSAGE軟件進(jìn)行了罕遇地震作用下的動力彈塑性時程分析。共計算了3組地震波，并對結(jié)構(gòu)性能進(jìn)行評價，針對結(jié)構(gòu)薄弱部位和薄弱構(gòu)件提出相應(yīng)的調(diào)整建議。

分析結(jié)果表明，結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下滿足“大震不倒”的抗震設(shè)防目標(biāo)。總體結(jié)論如下：1)結(jié)構(gòu)最大彈塑性層間位移角X向為1/73，Y向為1/56，均滿足小于1/50的設(shè)計要求；圖10為兩個方向大震作用下層間位移角曲線。由圖可見，設(shè)置過渡支撐可有效改善X向剛度突變，提高結(jié)構(gòu)整體剛度。設(shè)計中將轉(zhuǎn)換桁架下一層豎向構(gòu)件提高至中震彈性的性能目標(biāo)。2)結(jié)構(gòu)在X，Y兩個主方向基底剪力包絡(luò)值分別為47 792kN和43 940kN，對應(yīng)的剪重比分別為6.75%和6.21%。彈塑性模型最大剪力包絡(luò)值相比于彈性模型均有下降，X，Y主方向下，分別為后者的77.45%與68.73%。3)結(jié)構(gòu)鋼柱、鋼梁、轉(zhuǎn)換桁架保持彈性工作狀態(tài)，僅部分混凝土框架梁梁端出現(xiàn)輕微損傷、中度損傷，部分框架梁梁端形成塑性鉸?；炷量蚣茌^鋼結(jié)構(gòu)框架剛度大、延性差，混凝土框架承擔(dān)了大部分地震剪力(X向約57%，Y向約67%)，設(shè)計中將混凝土框架抗震等級提高至二級，提高其延性及抗震能力。

圖10 大震作用下層間位移角

轉(zhuǎn)換桁架下一層層剛度突變、層間受剪承載力突變，軟弱層和薄弱層位于同一層，圖11、圖12分別為此薄弱樓層X向、Y向大震下構(gòu)件的性能水準(zhǔn)。由圖可知，本層鋼柱保持彈性，混凝土柱基本為輕微、輕度損傷，或者無損傷，僅在部分混凝土框架梁梁端出現(xiàn)塑性鉸，不會發(fā)生結(jié)構(gòu)倒塌。以上分析表明，轉(zhuǎn)換桁架下一層(7層)在大震作用下，抗震性能良好，沒有出現(xiàn)嚴(yán)重破壞。設(shè)計中將此層混凝土柱按照中震彈性進(jìn)行承載力校核。

圖11 轉(zhuǎn)換桁架下一層(7層)X向大震下構(gòu)件性能水準(zhǔn)

圖12 轉(zhuǎn)換桁架下一層(7層)Y向大震下構(gòu)件性能水準(zhǔn)

4.4 防連續(xù)倒塌分析

本項目存在大跨度轉(zhuǎn)換桁架、大懸挑轉(zhuǎn)換桁架，一旦桁架中某個桿件突然失效，或者支承轉(zhuǎn)換桁架的六柱-支撐筒體結(jié)構(gòu)中某個柱子突然失效，整個結(jié)構(gòu)的受力狀態(tài)和傳力路徑將發(fā)生突變，最終導(dǎo)致整個建筑物的倒塌或造成與初始破壞不成比例的倒塌，因此需要進(jìn)行防連續(xù)性倒塌分析。

采用SAP2000非線性動力時程分析方法，計入P-Δ效應(yīng)，采用剩余結(jié)構(gòu)的Rayleigh阻尼，時程分析的積分步長取0.005s，結(jié)構(gòu)構(gòu)件在1s后拆除，拆除時間取剩余結(jié)構(gòu)豎向周期的0.1，初始荷載狀態(tài)為：1.0恒載+0.5活載[4]。根據(jù)構(gòu)件的受荷大小以及失效后引起倒塌可能性的大小，計算了11種失效工況，其中工況1～6分別為轉(zhuǎn)換柱KZ9～KZ14底層柱(柱編號詳見圖6)失效，工況7為桁架HJ-4跨中下弦桿件失效，工況8為桁架HJ-7懸挑端下弦桿件失效，工況9為桁架HJ-3與轉(zhuǎn)換柱KZ3直接相連的斜腹桿失效，工況10、工況11分別為轉(zhuǎn)換柱KZ3，KZ6底層柱失效。以上工況均不考慮樓板的有利作用[5]。

位移計算結(jié)果如表4所示，此處定義動力放大系數(shù)為最大位移與穩(wěn)定位移的比值，則由于構(gòu)件失效引起的結(jié)構(gòu)動力放大系數(shù)在1.06～1.49之間，小于靜力方法計算的2.0。圖13為工況9失效桿件上方節(jié)點(9層D節(jié)點，見圖14)豎向變形時程曲線。由圖可知，監(jiān)測點在初始工況(1.0恒載+0.5活載)下的靜位移為35mm，1s后斜腹桿在極短時間內(nèi)拆除，對應(yīng)的上部樓層豎向變形突然增大，經(jīng)過10s多的振蕩耗能，變形最終趨于穩(wěn)定。

防連續(xù)倒塌分析位移計算結(jié)果 表4

圖13 工況9失效桿件上方節(jié)點(D點)豎向變形時程曲線

圖14 HJ-3桁架構(gòu)件編號

分析結(jié)果表明，工況9斜腹桿拆除時，與該斜腹桿直接相連的上弦桿出現(xiàn)輕微損傷；工況10及工況11底層柱拆除時，轉(zhuǎn)換柱KZ3，KZ6所在的與桁架HJ-3，HJ-6垂直的框架，即軸、軸框架，充分發(fā)揮了空腹桁架的作用，部分框梁出現(xiàn)了輕微損傷，圖15為轉(zhuǎn)換柱KZ3底層柱失效引起的框架損傷情況；其余工況下失效桿件周圍構(gòu)件均未進(jìn)入塑性。從概念上分析，當(dāng)轉(zhuǎn)換桁架某根構(gòu)件失效時，轉(zhuǎn)換桁架剩余構(gòu)件與其上樓層組成的空腹桁架發(fā)揮作用，防止結(jié)構(gòu)連續(xù)性倒塌；當(dāng)支承轉(zhuǎn)換桁架的六柱-支撐筒體結(jié)構(gòu)中某個柱子失效時，這根柱子對應(yīng)的上部樓層構(gòu)件下掛在桁架HJ-7，HJ-8上，形成穩(wěn)定的結(jié)構(gòu)體系；當(dāng)桁架HJ-7懸挑端下弦桿失效時，桁架HJ-8將成為桁架HJ-1的主要支座。總之，在工況1～11中，局部桿件的失效不會引起整體結(jié)構(gòu)的連續(xù)性倒塌，結(jié)構(gòu)設(shè)計具有一定的冗余度。

圖15 轉(zhuǎn)換柱KZ3底層柱失效對應(yīng)框架的損傷

4.5 施工模擬分析

轉(zhuǎn)換桁架為大跨度復(fù)雜結(jié)構(gòu)，采用一次加載不能考慮剛度逐步成形、施工過程的影響，不同的施工方案和施工順序也會引起施工過程中結(jié)構(gòu)不同的內(nèi)力分布。本文預(yù)先設(shè)定四種施工方案，主要是由桁架上部投影區(qū)域鋼結(jié)構(gòu)和樓板是否同時施工而區(qū)分，其他樓層及區(qū)域主體框架和樓板均同時施工。方案一：桁架上部投影區(qū)域鋼結(jié)構(gòu)施工至大屋面后，對應(yīng)樓板一次性施工完畢。方案二：桁架上部投影區(qū)域鋼結(jié)構(gòu)施工至大屋面后，對應(yīng)樓板逐層施工完成。方案三：桁架層鋼結(jié)構(gòu)及樓板一起施工成形，上部其他層樓板待鋼結(jié)構(gòu)施工至大屋面后逐層完成施工。方案四：本層框架與本層樓板均同時施工。分析中假定：1)轉(zhuǎn)換桁架層樓板剛度取原剛度的0.1；2)自重在本階段施工過程中同時施加，附加恒載在下一階段施工過程中施加，活載在結(jié)構(gòu)施工全部完成以后施加。

本節(jié)以桁架HJ-3為例進(jìn)行說明，圖14為桁架HJ-3構(gòu)件編號，選取不同部位受力較大的構(gòu)件如表5所示。施工模擬分析與一次性加載相比，上弦桿軸力大了11.12%～21.53%，下弦桿軸力大了3.05%～6.35%，斜腹桿軸力大了0.96%～5.27%，豎腹桿軸力大了2.14%～5.65%。不同施工方案和施工順序下結(jié)構(gòu)成型后的軸力也不相同，結(jié)構(gòu)內(nèi)力在施工過程中的變化也不盡相同，圖16為XXG2在不同施工方案過程中軸力的變化情況。結(jié)構(gòu)設(shè)計中，取各種施工模擬分析與一次性加載包絡(luò)值進(jìn)行設(shè)計。

不同施工方案構(gòu)件軸力/kN 表5

圖16 XXG2施工過程軸力變化

4.6 轉(zhuǎn)換桁架樓面振動分析

HJ-1～HJ-4為大跨度轉(zhuǎn)換桁架，上托四層酒店客房，用以滿足建筑對大空間、靈活布置、高效使用的需求，但在人的活動等動力作用下可能產(chǎn)生明顯的豎向振動，超過一定限度會引起使用者的不安和心理恐慌，因此需要對轉(zhuǎn)換桁架正常使用狀態(tài)及舒適度進(jìn)行驗算分析。

轉(zhuǎn)換桁架在1.0恒載+1.0活載作用下的變形為52mm，跨度為39m，即變形為跨度的1/750，小于1/400，滿足規(guī)范[6]要求。轉(zhuǎn)換桁架發(fā)生第一階豎向振動的周期為0.149s，則發(fā)生第一階豎向振動的頻率為6.7Hz，大于規(guī)范要求的限值3Hz，滿足規(guī)范對頻率的要求。

本節(jié)還計算了轉(zhuǎn)換桁架在人群行走激勵荷載下的動力加速度，選取IABSE給出的連續(xù)行走曲線作為人致激勵輸入，計算公式為：

(1)

式中：Fp(t)為豎向行人行走激勵；G為人體體重，G=0.7kN；t為時間；αi為第i階荷載諧波的動載因子，α1=0.45,α2=α3=0.1；fp為步行頻率，fp=2.2Hz；φi為相位角。

根據(jù)式(1)計算得到的曲線見圖17。

圖17 IABSE連續(xù)行走激勵時程曲線

考慮多人行走時，總激勵Fp(t)=m·fp(t)。

圖18 連續(xù)行走激勵下樓蓋豎向加速度

以上分析表明，轉(zhuǎn)換桁架在豎向具有很好的剛度，能夠滿足人們活動時對舒適度的需求。

5 構(gòu)件分析與設(shè)計

5.1 轉(zhuǎn)換桁架構(gòu)件應(yīng)力比

轉(zhuǎn)換桁架HJ-1～HJ-8是結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵受力構(gòu)件，需要嚴(yán)格控制其應(yīng)力比，圖19，20給出了典型桁架HJ-3的應(yīng)力比計算結(jié)果。分別計算了轉(zhuǎn)換桁架在小震組合(1.2恒載+0.6活載+1.3小震)、風(fēng)荷載組合(1.3恒載+1.5風(fēng)荷載、1.3恒載+1.5活載+0.9風(fēng)荷載)、恒活載組合(1.3恒載+1.5活載)和中震彈性組合(1.2恒載+0.6活載+1.3中震)作用下的構(gòu)件應(yīng)力比。由圖19，20中的計算結(jié)果可以看出，轉(zhuǎn)換桁架大部分構(gòu)件在小震彈性(含豎向地震組合、風(fēng)荷載組合)和中震彈性組合下的應(yīng)力比相同，其控制組合為1.3恒載+1.5活載+0.9風(fēng)荷載，個別構(gòu)件中震彈性組合下的應(yīng)力比略高于小震彈性組合下的。

圖19 轉(zhuǎn)換桁架HJ-3在小震(中震)彈性組合下的應(yīng)力比

5.2 支承轉(zhuǎn)換桁架框架柱應(yīng)力比

支承轉(zhuǎn)換桁架的框架柱編號詳見圖6，是結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵受力構(gòu)件，需要嚴(yán)格控制其應(yīng)力比。如圖20所示，轉(zhuǎn)換柱僅KZ2在6層應(yīng)力比為0.89，其余轉(zhuǎn)換柱應(yīng)力比均小于0.85，其中L形角部六根轉(zhuǎn)換柱KZ9～KZ14應(yīng)力比最大為0.75。

圖20 支承轉(zhuǎn)換桁架框架柱中震彈性組合下的應(yīng)力比

5.3 樓板應(yīng)力分析

為確保水平地震作用在抗側(cè)力構(gòu)件間的有效傳遞，加強主體結(jié)構(gòu)的整體性，設(shè)計時將樓板大開洞的相關(guān)區(qū)域樓板厚度增至150mm，L形各層凹角處樓板厚度加厚至150mm，將轉(zhuǎn)換桁架上、下弦樓層樓板厚度加厚至150mm，同時采用ETABS分析了在水平地震作用工況下的樓板應(yīng)力，找出應(yīng)力集中部位，并對其采取相應(yīng)加強措施。

在中震彈性組合作用下轉(zhuǎn)換桁架上弦、下弦所在樓層樓板應(yīng)力較大，如圖21、圖22所示。桁架HJ-1～HJ-4下弦附近樓板出現(xiàn)拉應(yīng)力集中，最大拉應(yīng)力約為1 200/150=8MPa；桁架上弦樓板出現(xiàn)壓力應(yīng)集中，最大壓應(yīng)力約為1 260/150=8.4MPa。設(shè)計中加強轉(zhuǎn)換桁架上下弦樓層的樓板配筋，根據(jù)中震作用下樓板應(yīng)力分析結(jié)果，計算中震作用下所需的樓板鋼筋，與豎向荷載作用下的樓板鋼筋疊加，且雙向雙層拉通[7]。

圖21 轉(zhuǎn)換桁架下弦樓層X向中震組合下樓板內(nèi)力/(N/mm)

圖22 轉(zhuǎn)換桁架上弦樓層X向中震組合下樓板內(nèi)力/(N/mm)

5.4 節(jié)點受力分析

由5.1節(jié)論述可知，轉(zhuǎn)換桁架的控制組合為恒活載組合，轉(zhuǎn)換桁架節(jié)點為大尺寸方鋼管相貫節(jié)點，受力復(fù)雜，本文選取桁架HJ-4上弦典型KT型節(jié)點，進(jìn)行有限元分析。節(jié)點分析模型的邊界條件如圖23所示，弦桿一端固定，一端滑動。腹桿末端為自由端，在腹桿末端和弦桿滑動端施加軸向拉力或者軸向壓力[8-9]。

圖23 節(jié)點分析模型邊界條件

圖24為恒活載組合作用下(1.3恒載+1.5活載)節(jié)點的等效應(yīng)力云圖。節(jié)點在設(shè)計荷載作用下的最大等效應(yīng)力為168MPa，小于鋼材設(shè)計強度290MPa，滿足規(guī)范要求。對節(jié)點進(jìn)行極限承載力分析，選擇斜腹桿的某一點為代表點，采用牛頓-拉夫森方法[10]，跟蹤該點的荷載-位移曲線如圖25所示。在考慮幾何非線性和材料非線性情況下，極限承載力為2.96倍的(1.0恒載+1.0活載)荷載作用。圖26為極限狀態(tài)下的節(jié)點等效應(yīng)力云圖?？梢钥闯?，斜腹桿、豎腹桿和上弦桿交匯處進(jìn)入塑性，節(jié)點喪失承載能力。

圖24 1.3恒載+1.5活載下節(jié)點等效應(yīng)力云圖/(N/mm2)

圖25 荷載-位移曲線

圖26 極限狀態(tài)下節(jié)點等效應(yīng)力云圖/(N/mm2)

6 結(jié)論

(1)本工程采用鋼框架-混凝土框架結(jié)構(gòu)體系，針對超限情況，從結(jié)構(gòu)計算分析、結(jié)構(gòu)抗震概念設(shè)計和構(gòu)造幾個方面采取加強措施。計算分析結(jié)果表明，結(jié)構(gòu)能夠達(dá)到既定的抗震性能化目標(biāo)，各項指標(biāo)均滿足規(guī)范要求。

(2)根據(jù)構(gòu)件的受荷大小以及失效后引起倒塌可能性的大小，計算了11種失效工況。由于構(gòu)件失效引起的結(jié)構(gòu)動力放大系數(shù)在1.06～1.34之間，小于靜力方法計算的2.0，表明局部桿件的失效不會引起整體結(jié)構(gòu)的連續(xù)性倒塌。

(3)大震作用下，結(jié)構(gòu)鋼柱、鋼梁、轉(zhuǎn)換桁架保持彈性工作狀態(tài)，僅部分混凝土框架梁梁端出現(xiàn)輕微損傷、中度損傷，部分框架梁梁端形成塑性鉸。重點考查了大震作用下轉(zhuǎn)換桁架下一層的受力及損傷狀況。

(4)轉(zhuǎn)換桁架及支承轉(zhuǎn)換桁架的框架柱作為結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵受力構(gòu)件，在小震、中震和恒活載組合作用下滿足承載力要求。對轉(zhuǎn)換桁架樓面振動進(jìn)行分析，最大豎向加速度峰值為0.002m/s2，低于規(guī)范限值0.05 m/s2，驗算可得大跨度桁架能滿足舒適度要求。

(5)選取轉(zhuǎn)換桁架典型的KT型大尺寸方鋼管相貫節(jié)點進(jìn)行有限元分析。分析結(jié)果表明，節(jié)點在設(shè)計荷載作用下的最大等效應(yīng)力為168MPa，小于鋼材設(shè)計強度290MPa，滿足規(guī)范要求。