張梅松, 王錦文, 馬鎮(zhèn)炎, 趙雪峰, 李 斌, 余中平, 王 婭, 李 菁

(筑博設(shè)計股份有限公司，深圳 518035)

1 工程概況

恒豐貴陽中心項目1號塔樓位于貴州省貴陽市南明區(qū),建筑用途為酒店與辦公,主體結(jié)構(gòu)采用鋼管混凝土框架-鋼筋混凝土核心筒體系,地上78層,地下5層,建筑高度為373.6m,其中1～6層為商業(yè),帶部分裙房,建筑高度為35.7m。結(jié)構(gòu)外框筒平面尺寸為49.9m×53.0m,核心筒平面尺寸為24.2m×26.2m。建筑效果圖及剖面圖如圖1所示,結(jié)構(gòu)標(biāo)準(zhǔn)層平面布置如圖2所示,裙房與塔樓設(shè)縫情況如圖3所示。核心筒剪力墻采用鋼筋混凝土,外圍墻肢尺寸由底部的1300mm減小到上部的450mm,其余墻肢尺寸由底部的600mm減小到上部的300mm;框架柱采用鋼管混凝土柱,混凝土強度等級由C60過渡到C50,外鋼管采用Q345B級鋼,截面尺寸由首層1700×35減小至1000×25。主要梁截面尺寸如表1所示。板厚取100～120mm,核心筒內(nèi)部樓板采用鋼筋混凝土樓板,板厚為140mm。

表1 主要梁截面尺寸/mm

圖1 建筑效果圖及剖面圖

圖3 裙房與塔樓設(shè)縫情況示意圖

該建筑設(shè)計使用年限為50年,安全等級為二級,依據(jù)《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2010)[1](簡稱抗規(guī))與《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 3—2010)[2](簡稱高規(guī)),項目抗震設(shè)防烈度為6度,設(shè)計地震分組為第一組,建筑場地類別為Ⅱ類,抗震設(shè)防類別為乙類。根據(jù)《建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范》(GB 50009—2012)[3]取基本風(fēng)壓ω0為0.30kN/m2,地面粗糙度為C類。該建筑高度超過6度區(qū)鋼管混凝土框架-鋼筋混凝土核心筒混合結(jié)構(gòu)的最大適用高度,且存在扭轉(zhuǎn)不規(guī)則、局部轉(zhuǎn)換、穿層柱等不規(guī)則項,須進行抗震設(shè)防專項審查[4]。

2 風(fēng)荷載

由于結(jié)構(gòu)高度較大,且風(fēng)荷載及響應(yīng)的大小直接影響結(jié)構(gòu)設(shè)計及用戶舒適度,塔樓的最終設(shè)計風(fēng)荷載將通過風(fēng)洞測力試驗及測壓試驗確定。

建設(shè)方委托建研科技股份有限公司對主塔樓及所帶裙房進行了風(fēng)洞試驗[5]。風(fēng)洞試驗?zāi)Ｐ透鶕?jù)建筑圖紙以1∶350的縮尺比例模擬了建筑外形,并對該建筑物四周相關(guān)范圍內(nèi)主要建(構(gòu))筑物制作了同比例縮尺模型以反映環(huán)境的干擾,風(fēng)洞試驗?zāi)Ｐ腿鐖D4所示。風(fēng)洞試驗考慮了36個風(fēng)向角,角度間隔10°,模擬0°～360°風(fēng)向角的情況,風(fēng)向角及主軸如圖5所示。

圖4 風(fēng)洞試驗?zāi)Ｐ?/p>

圖5 風(fēng)向角及主軸

風(fēng)洞試驗與規(guī)范取值計算出的風(fēng)荷載作用下最大樓層剪力、傾覆力矩如圖6、圖7及表2所示,圖中Fx、Fy分別為沿X、Y軸風(fēng)荷載,Mx、My分別為繞X軸、Y軸的彎矩。對比結(jié)果可知,X向按規(guī)范取值計算的樓層剪力和傾覆力矩均大于風(fēng)洞試驗的結(jié)果;Y向按規(guī)范取值計算的傾覆力矩較大,樓層剪力與風(fēng)洞試驗結(jié)果大小相當(dāng)。故在進行結(jié)構(gòu)設(shè)計時,取按規(guī)范取值和風(fēng)洞試驗等效靜力風(fēng)荷載計算的剪力較大值進行包絡(luò)設(shè)計,同時考慮繞結(jié)構(gòu)高度方向的扭矩。

表2 最大樓層剪力及傾覆力矩對比

圖6 等效靜力風(fēng)荷載與按規(guī)范取值樓層剪力對比

圖7 等效靜力風(fēng)荷載與按規(guī)范取值傾覆力矩對比

3 結(jié)構(gòu)選型

3.1 結(jié)構(gòu)嵌固端的選取

塔樓外地下室采用框架結(jié)構(gòu)體系,樓蓋采用主次梁樓蓋。經(jīng)計算,地下1層與地上1層的側(cè)向剛度比大于2,因此塔樓地下室頂板滿足嵌固端關(guān)于上下層剪切剛度比的要求。

雖然地下室頂板四邊均有側(cè)限,但其中一角因建筑功能需要開設(shè)洞口而側(cè)限相對較弱,限制了水平力的傳遞。因此本塔樓補充計算了地下1層作為嵌固端的結(jié)構(gòu)模型,并與地下室頂板作為嵌固端的模型計算結(jié)果進行對比。樓層剪力、位移、層間位移角最大值對比見表3,結(jié)構(gòu)前6階周期見表4。

表3 樓層剪力、位移、層間位移角最大值

表4 結(jié)構(gòu)周期/s

由表3、4可知,兩種模型周期基本相近,地下1層嵌固時周期略有增大,地下1層作為嵌固端的計算結(jié)果總體略大于地下室頂板作為嵌固端的計算結(jié)果,但兩種模型計算結(jié)果差異不超過5%。為提高結(jié)構(gòu)安全性,采用兩種模型的計算結(jié)果對結(jié)構(gòu)進行包絡(luò)設(shè)計。

3.2 環(huán)帶桁架設(shè)置對比分析

高層建筑設(shè)計經(jīng)驗與理論分析研究[6-8]表明,框架-核心筒結(jié)構(gòu)的側(cè)向剛度不能滿足設(shè)計要求時,設(shè)置加強層可增強核心筒與周邊框架的聯(lián)系,提高結(jié)構(gòu)整體剛度,控制結(jié)構(gòu)位移。

為增大外框架剛度,提高外框柱承擔(dān)的水平剪力和傾覆力矩的比例,在結(jié)構(gòu)7層、37層、59層設(shè)置三道環(huán)帶桁架[9]。環(huán)帶桁架設(shè)置前后結(jié)構(gòu)的周期對比如表5所示,層間位移角與剪重比對比分別如圖8、圖9所示。由表5可知,設(shè)置三道環(huán)帶桁架后,結(jié)構(gòu)前3階周期減小4%左右,由圖8、9可知,設(shè)置環(huán)帶桁架減小了結(jié)構(gòu)整體的層間位移角,剪重比也有一定程度的提高?？梢娫O(shè)置三道環(huán)帶桁架,結(jié)構(gòu)整體剛度有一定程度的提高。

表5 環(huán)帶桁架設(shè)置前后結(jié)構(gòu)周期對比/s

圖8 環(huán)帶桁架設(shè)置前后層間位移角對比

3.3 混凝土強度等級對鋼管混凝土柱承載力影響

框架柱采用圓鋼管混凝土框架柱,柱截面尺寸由首層的1 700×35經(jīng)20層、28層、40層、50層、60層、71層,逐漸過渡為1 000×25。不同參數(shù)及指標(biāo)鋼管柱受壓承載力比值如表6所示。由計算結(jié)果可知,鋼管柱內(nèi)混凝土的強度等級對鋼管柱受壓承載力的影響很小,采用C60混凝土的鋼管混凝土柱受壓承載力比采用C50混凝土的鋼管混凝土柱提高不到1.0%,對柱的受力性能幾乎無影響。

表6 不同參數(shù)及指標(biāo)鋼管柱受壓承載力比值

3.4 核心筒角部與外框柱相連樓面梁的連接方式分析

在外框柱平面布置無法明顯調(diào)整的情況下,僅通過放大或優(yōu)化構(gòu)件截面無法明顯地提高外框柱剛度。由于未設(shè)置伸臂桁架,比較分析了角部鋼梁GL3與核心筒的連接方式對結(jié)構(gòu)整體性能指標(biāo)的影響。

第一種結(jié)構(gòu)方案為:1～37層(第二道環(huán)帶桁架層)核心筒角部與外框柱相連的樓面梁GL3兩端剛接(簡稱角部部分剛接);其余核心筒與外框柱間的樓面梁GL4與外框柱剛接,與核心筒剪力墻鉸接。外框柱間的樓面鋼梁GL1、GL2兩端剛接。

第二種結(jié)構(gòu)方案為:全樓核心筒角部與外框柱相連的樓面梁兩端剛接(簡稱角部全部剛接);其余核心筒與外框柱間的樓面梁與外框柱剛接,與核心筒剪力墻鉸接。外框柱間的樓面鋼梁兩端剛接。

第三種結(jié)構(gòu)方案為:1～37層(第二道環(huán)帶桁架層)核心筒角部與外框柱相連的樓面梁GL3兩端鉸接(簡稱角部全部鉸接);其余核心筒與外框柱間的樓面梁GL4與外框柱剛接,與核心筒剪力墻鉸接。

針對GL3兩端的連接情況進行對比分析,層間位移角、頂點位移及基底剪力計算結(jié)果如表7所示。由表7可知,角部部分剛接、角部全部剛接與角部全部鉸接三種連接方式受力性能差異小,考慮到施工方便及結(jié)構(gòu)的經(jīng)濟性,GL3兩端在部分樓層(1～37層)采用剛接形式連接,其余樓層核心筒與外框柱間的樓面梁與外框柱剛接,與核心筒剪力墻鉸接。

表7 不同連接方式下結(jié)構(gòu)的性能指標(biāo)

4 結(jié)構(gòu)性能目標(biāo)與實現(xiàn)

4.1 結(jié)構(gòu)性能目標(biāo)

對項目進行抗震性能評估時,綜合考慮抗震設(shè)防類別、設(shè)防烈度、場地條件、結(jié)構(gòu)的特殊性及震后損失和修復(fù)難易程度等因素,并參考高規(guī),將性能目標(biāo)定為C級,具體構(gòu)件的性能目標(biāo)如表8所示。小震作用下結(jié)構(gòu)整體性能和構(gòu)件的性能均滿足性能目標(biāo)的要求,前文已介紹,不再贅述。

表8 結(jié)構(gòu)及構(gòu)件的抗震性能目標(biāo)

4.2 中震作用下的結(jié)構(gòu)性能

中震作用下結(jié)構(gòu)的層間位移角與樓層剪力如圖10所示,結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵性能指標(biāo)如表9所示。中震作用下結(jié)構(gòu)X、Y向基底剪力分別為38749.8kN和38743.5kN,分別為小震作用下結(jié)構(gòu)基底剪力的2.81和2.80倍,發(fā)現(xiàn)地震作用量級合理,層間位移角以及層間位移的基本變化規(guī)律與小震作用下基本一致,X向最大層間位移角為1/535,Y向最大層間位移角為1/519,且層間位移角分布具有規(guī)律性,無異常突變,同時也滿足抗規(guī)規(guī)定的限值要求。結(jié)構(gòu)的整體剛度和承載力較富余,可初步判定結(jié)構(gòu)滿足中震抗震性能目標(biāo)的要求。

表9 中震作用下結(jié)構(gòu)關(guān)鍵性能指標(biāo)

圖10 結(jié)構(gòu)層間位移角與樓層剪力

圖11 中震作用下穿層柱和斜柱P-M曲線

按中震彈性計算的穿層柱和斜柱的控制內(nèi)力均遠小于截面彈性極限承載力,具有很大的安全富余度,驗算結(jié)果如圖 11所示。中震作用下,按中震不屈服計算的結(jié)構(gòu)框架柱的控制內(nèi)力均遠小于截面屈服極限,剪力墻正截面和斜截面承載力均大于其截面控制內(nèi)力,且剪力墻墻肢截面抗剪能力滿足規(guī)范要求,剪力墻的剪壓比均比較小,安全度較高,能夠滿足中震作用下的抗震性能目標(biāo),核心筒剪力墻和框架柱均未出現(xiàn)拉力。

4.3 大震作用下的結(jié)構(gòu)性能

采用Perform-3D軟件進行大震彈性時程分析,對本結(jié)構(gòu)在大震下的抗震性能進行驗算和評估。采用宏觀分層單元模擬剪力墻構(gòu)件,一維纖維單元模擬剪力墻的平面內(nèi)壓彎效應(yīng),非線性剪切本構(gòu)模擬剪力墻的平面內(nèi)剪切效應(yīng);采用考慮節(jié)點區(qū)剛域的三單元組合模型模擬框架梁非線性特征;采用考慮節(jié)點區(qū)剛域的彈性柱單元+曲率型塑性鉸模型模擬柱的非線性特征[10]。由于連梁具有較易發(fā)生剪切破壞的塑性特征,故連梁由中間的剪切鉸[11]、兩端的彎曲鉸和彈性梁段組成。

結(jié)構(gòu)在大震作用下的工作性能如表10所示。大震作用下60層及以上部分剪力墻混凝土和鋼筋的應(yīng)力較大,有少量混凝土和鋼筋屈服,60層及以上有部分墻肢受剪屈服,但剪力墻均滿足受剪截面控制條件的要求;大震作用下X、Y向最大層間位移角分別為1/241和 1/235,均小于規(guī)范限值且滿足抗規(guī)要求;連梁較早發(fā)生彎曲屈服,成為主要耗能構(gòu)件,實現(xiàn)了作為第一道設(shè)防體系耗能和保護墻肢的目的;混凝土框架梁在大震下出現(xiàn)了不同程度的屈服,但無梁出現(xiàn)破壞。整體構(gòu)件的塑性程度并非十分明顯,結(jié)構(gòu)的安全度較為富余,該結(jié)構(gòu)在設(shè)防烈度為6度的水準(zhǔn)上能夠滿足“大震不倒”的抗震要求。

表10 大震作用下結(jié)構(gòu)的工作性能

5 躍層墻屈曲分析

由于61～73層中大部分樓層核心筒有較大洞口,保證相關(guān)墻肢的穩(wěn)定性顯得尤為重要,相關(guān)墻體的位置及信息如圖12所示。其中墻肢A厚度為600mm、長度為3600mm,墻肢B厚度為600mm、長度為3600mm+3000mm,墻肢A、B的混凝土強度等級均為C50,開大洞范圍在60～68層,總體高度為30.4m。墻肢的穩(wěn)定分析主要利用屈曲分析來實現(xiàn),躍層墻的屈曲模態(tài)如圖13所示,其穩(wěn)定驗算結(jié)果如表11所示。由結(jié)果可知:與墻肢相連的樓層板對墻肢的穩(wěn)定起到約束作用,墻肢的屈曲模態(tài)呈現(xiàn)出波紋式屈曲;墻肢的受力以自重為主,A、B墻肢的屈曲荷載分別為小震組合包絡(luò)值的22.1和47.2倍,承載力有較大富余,墻肢的穩(wěn)定有可靠保障。設(shè)計時在墻肢的可能處加大墻垛尺寸并加大墻肢之間連梁的高度,以加強該墻肢的穩(wěn)定性。

表11 躍層墻穩(wěn)定驗算結(jié)果

圖12 躍層墻位置

圖13 躍層墻屈曲模態(tài)

6 施工模擬分析

采用MIDAS Gen對結(jié)構(gòu)進行施工模擬分析,混凝土的徐變和收縮計算采用歐洲CEB-FIP 模型。項目將整個施工過程劃分為17個步驟來進行施工模擬分析,每5層作為一個施工步驟。結(jié)構(gòu)施工過程中最大豎向位移呈現(xiàn)出兩端小、中間大的規(guī)律。施工結(jié)束時外框柱的變形最終可達56.9mm,核心筒變形最終可達61.6mm,且隨著時間的增長,最大值出現(xiàn)位置隨樓層上移。

核心筒各階段的豎向變形如圖14所示。由圖14可知,幕墻完成后收縮和徐變引起的總變形約占28.8%,彈性變形約占71.2%;建筑封頂5年后,收縮和徐變引起的總變形約占74.6%,彈性變形約占25.4%,可見,隨著時間的增加,收縮和徐變變形占比不斷增大。

圖14 核心筒各階段的豎向變形

不同封頂時間下結(jié)構(gòu)豎向總變形如圖15所示。由圖15可知,結(jié)構(gòu)的最大變形發(fā)生在結(jié)構(gòu)中上部,且隨著時間的增長,最大值出現(xiàn)位置隨樓層上移。核心筒與外框柱之間的豎向變形差如圖16所示。由圖16可知,施工完成后的各階段,變形差的最大值出現(xiàn)在結(jié)構(gòu)頂部。建筑使用階段,豎向變形差最大值隨時間的增長逐步增加,至建筑封頂5年后逐步達到穩(wěn)定,最大值為61.5mm。因此,可取建筑封頂5年后兩階段的變形差作為分析對象,作為驗算構(gòu)件承載力的附加廣義荷載。

圖15 結(jié)構(gòu)豎向總變形

圖16 外框內(nèi)筒豎向變形差

7 結(jié)論

(1)地下室頂板和地下1層作為結(jié)構(gòu)嵌固端,樓層剪力、位移、層間位移角最大值的計算結(jié)果差異不超過5%。為提高結(jié)構(gòu)安全性,采用兩種模型的計算結(jié)果對結(jié)構(gòu)進行包絡(luò)設(shè)計。

(2)設(shè)置環(huán)帶桁架減小了結(jié)構(gòu)整體的層間位移角,剪重比和結(jié)構(gòu)整體剛度均有一定程度的提高,可滿足結(jié)構(gòu)設(shè)計要求。

(3)角部部分剛接、角部全部剛接及角部全部鉸接3種連接方式受力性能差異小,考慮到施工方便及結(jié)構(gòu)的經(jīng)濟性,GL3兩端在部分樓層采用剛接形式連接,其余樓層核心筒與外框柱間的樓面梁與外框柱剛接,與核心筒剪力墻鉸接。

(4)中震作用下雙向?qū)娱g位移角分布具有規(guī)律性,結(jié)構(gòu)整體有著較富余的剛度和承載力,滿足中震抗震性能目標(biāo)的要求;大震作用下結(jié)構(gòu)主要抗側(cè)力構(gòu)件沒有發(fā)生嚴(yán)重破壞,部分構(gòu)件屈服耗能,結(jié)構(gòu)滿足抗震設(shè)防性能目標(biāo)的要求。

(5)收縮徐變使高層建筑結(jié)構(gòu)產(chǎn)生較大的豎向變形,必須對結(jié)構(gòu)進行考慮收縮徐變的施工過程分析。建筑使用階段,隨著時間的增加,收縮和徐變變形占比不斷增大,核心筒與外框柱的豎向變形差至建筑封頂5年后逐步達到穩(wěn)定,最大值為61.5mm。