四川省投資集團有限公司調度中心結構設計

趙仕興，唐錦蜀，蔣正濤，劉家喜

(四川省建筑設計院，四川成都610017)

1 工程概況

四川省投資集團有限公司調度中心位于成都市天府大道東側，為一大型甲級寫字樓。大樓由三層地下室、四層裙房和其上南北兩座塔樓組成。地下室層高為3.500～5.400 m，裙房層高為5.200～4.800 m，辦公樓層高均為4.000 m。兩塔樓總高度分別為89.400 m、97.400 m。

本工程總建筑面積約為10×104m2。附建筑實景照片(圖1、圖2)。

圖1 四川省投資集團有限公司大樓

圖2 施工中照片

2 本工程結構特點

由于建筑平面復雜、豎向體型變化較大，為本工程結構設計帶來了一定的難度，主要表現在以下幾方面。

(1)南北兩塔樓因建筑周邊設置幕墻原因在16層以下無法分為兩個獨立結構單元，僅在四層、六層和十六層有較強連接(連接寬度約為33 m，占塔樓總寬度的45%)，其余各層僅用走廊連接(連接寬度約為5 m，占塔樓總寬度的7%)，在16層以上分開為兩獨立結構單元，形成弱連體結構(圖3、圖4)。

(2)建筑平面上大下小，在東西方向端頭尤為突出，造成部分框架柱為外斜，在一層斜柱和內部框架柱合為一根，形成分枝柱。

(3)混凝土筒體偏心較大，結構扭轉難以控制。

(4)建筑東西兩側由于設置通高的中庭，形成高達40 m的單層索網玻璃幕墻，水平向單索拉力約為600 kN，豎向單索拉力約為180 kN，水平索支承于兩塔樓鋼筋混凝土筒體和鋼管混凝土柱上，豎向索支承于裙房頂部標高和16層的鋼桁架上，單索對主體結構的影響較大。

(5)主樓典型柱網尺寸為8.4 m×10.5 m，標準層層高為4.0 m，裝修完凈高要求不小于3.0 m，結構、水、電、空調、吊頂高度合計不大于1.0 m，筒體周邊走廊處結構高度不得大于0.5 m。

(6)入口雨蓬懸挑長度達13 m，雨蓬桁架支承于30 m跨的鋼桁架上。

本工程屬于抗震超限高層建筑，通過了四川省建設廳組織的超限高層建筑抗震設防專項審查。

3 結構選型和布置

工程設計使用年限為50 a，結構安全等級為二級，地基基礎設計等級為甲級。

抗震設防烈度為7度，基本地震加速度為0.10g，建筑場地類別為Ⅱ類，抗震設防類別為丙類，設計地震分組為一組。

采用鋼筋混凝土筒體—鋼框架結構，抗側力體系由2個鋼筋混凝土筒體、兩榀豎向支撐和鋼框架組成。筒體剪力墻抗震等級為一級，連接體附近剪力墻為特一級。

利用建筑中部的樓、電梯間、設備用房形成中部鋼筋混凝土核心筒體，筒體角部和重要連接部位內置型鋼，沿建筑周邊布置鋼管混凝土框架柱。因塔樓兩翼伸出核心筒較長，在塔樓端部布置豎向鋼支撐，采用偏心支撐。結合建筑布置，在四層、六層和十六層設置大型水平鋼桁架將兩塔樓連接，鋼桁架上部設置200 mm厚度的現澆鋼筋混凝土樓板以加強兩塔樓的連接。

為了減小筒體周邊走廊處結構的高度，垂直于筒體周邊方向設置次梁，同時將鋼梁高度在走廊處減矮至380 mm以保證使用高度。典型框架梁截面為H550×200×10×18，典型次梁截面為H550×200×8×20。

將建筑物端部和與索幕墻相連的鋼管混凝土柱截面加大至700×900 mm，并保持豎向不變，以提高結構的抗扭能力。

基礎采用鋼筋混凝土筏板基礎，地基持力層為稍密卵石～中密卵石層。裙房部分筏板基礎下設置抗浮錨桿解決裙房抗浮問題。

圖3 七、十五層平面布置

圖4 四、六、十六層平面布置

4 計算分析

采用中國建筑科學研究院PKPM工程部編制的PKPM系列SATWE和美國CSI公司開發的ETABS軟件進行計算。

4.1 計算結果

4.1.1 STAWE與ETABS反應譜彈性計算

計算結果見表1。

表1 STAWE與ETABS反應譜計算

4.1.2 STAWE多遇地震彈性動力時程分析

地震波選用:選用SATWE自帶的人工波RH2TG035和四川省地震局提供的天然波TH3TG035 TH4TG035，地震加速度峰值為37 cm/s2。

主要計算結果如表2(括弧內為與反應譜法地震力之比值)。

表2 STAWE多遇地震動力時程分析

彈性動力時程分析法與STAWE反應譜法結果吻合，并滿足《高層建筑混凝土結構技術規程》(JGJ3－2002)第3.3.5條要求。

4.1.3 STAWE罕遇地震彈塑性動力時程分析

采用彈塑性動力時程分析法(EPDA)進行彈塑性分析(表3)。

地震波選用:選用SATWE自帶的人工波RH2TG035和天然波TH3TG035、TH4TG035，地震加速度峰值為220 cm/s2。

表3 最大彈塑性層間位移角(△u/h)

最大彈塑性層間位移角遠小于規范限值(1/100)，主要承重構件上也未出現塑性鉸，結構滿足大震不倒的設防要求。

4.1.4 性能設計

本工程各構件的抗震性能目標如下:

鋼管混凝土柱、抗震墻、連接體鋼桁架:小震彈性，中震不屈服，大震允許進入塑性，控制結構變形。

連梁、框架梁:小震彈性，中震可以屈服，大震允許進入塑性，控制結構變形。

4.2 ANSYS節點應力分析

對鋼管混凝土樹狀節點在工程荷載下進行了數值計算。部分結果如下(圖5～圖7)。

5 試驗

結合本工程的特點，委托重慶大學進行了鋼管混凝土樹狀節點實驗和1∶150風洞模型試驗。

5.1 鋼管混凝土樹狀節點試驗

實驗共選取了6個1/2比例的試件，分為兩組。第一組檢驗節點周邊梁上作用豎向荷載時，鋼梁與鋼管混凝土柱的連接性能、極限承載能力和最終的破壞形態;第二組檢驗當主體結構受到地震作用時，節點周邊梁施加低周反復荷載時節點的極限承載能力、破壞形態和位移延性系數，結果見圖8～圖12。

圖5 鋼管混凝土樹狀節點區域的鋼管的應力云圖

圖6 鋼管內混凝土的應力云圖

圖7 柱鋼管及鋼梁的應力云圖

圖8 鋼管混凝土樹狀節點的低周期反復加載

圖9 鋼管混凝土樹狀節點的靜載加載裝置

試驗表明:

節點破壞均發生于梁端頭，柱(包括柱內混凝土和隔板)未發生破壞，主要表現為梁轉動、翼緣屈服、腹板屈服、與柱連接處撕裂等，滿足強柱弱梁的要求。

梁延性系數均u≥3，一般在3.0～4.0之間，滯回曲線飽滿，節點有良好的耗能力。

本節點能有效傳遞橫梁、斜柱內力，并具有良好的抗震能力，節點設計是安全、可靠的。

5.2 1∶150風洞模型試驗

由于建筑的平、立面比較復雜，且在中庭部分采用的單索玻璃幕墻對風非常敏感，本工程進行了風洞模型試驗。試驗在中國空氣動力研究與發展中心低速氣動力研究所4 mX3 m風洞工業試驗段進行，見圖13。

圖10 靜載下鋼管混凝土樹狀節點破壞圖

圖11 低周期反復加載下鋼管混凝土樹狀節點破壞圖

圖12 低周期反復加載下某梁的P—△曲線

試驗模擬了0°～360°的方向角，間隔15°。

試驗結果表明，重現期為50 a時，最小負壓為－1.759 kPa，最大正壓為0.697 kPa;重現期為100 a時，最小負壓為－2.052 kPa，最大正壓為0.813 kPa。迎風面主要受正壓作用，屋面、側面和背風面主要受負壓作用，尤其以轉角處背風區負壓較大。

6 重要節點和構件設計

本工程部分構件和節點構造比較特殊、復雜，主要有以下幾種類型。

6.1 分枝柱節點

圖13 有周圍環境(實際情況)時風洞試驗場景

受力復雜，連接構件較多(最多有9根構件)，內部水平和豎向隔板較多，且內部要澆筑混凝土，對施工要求很高，設計過程中對節點進行了焊接工藝評定，多次修改節點設計，最后通過應力分析和實驗驗證了受力合理和施工可行。

6.2 變截面梁節點

為滿足建筑凈高要求，在走廊周邊采用變高度梁，梁高由550變矮到380，變矮處梁翼緣和腹板相應加厚。

6.3 支承索幕墻鋼桁架

由于鋼桁架跨度較大，并承擔巨大的索幕墻拉力，且與索幕墻連接要求高，桿件內力巨大，桿件數量較多，設計難度較大。鋼桁架弦桿采用箱形截面，腹桿采用工字型截面，考慮到其重要性，設計應力比小于0.6，并預留起拱高度1.5/1000。為保證桁架下方走道使用高度，桁架端部高度減小至1400，該部位改為實腹式。

6.4 鋼桁架與型筋混凝土和鋼管柱連接節點

該類節點的支座受力巨大，鋼桁架很高，必須考慮其支座側向穩定的問題。

設計時在筒體上設置鋼牛腿支撐桁架，采用疊層橡膠支座，在筒體內預埋鋼板和桁架腹板連接，螺栓孔均采用長圓孔，以解決支座傳遞豎向力和水平力的問題。

6.5 索幕墻與主體結構的連接

南側塔樓橫索兩端均設埋件與筒體相連;北側塔樓橫索一端設預埋件與筒體相連，另一端與鋼管混凝土柱相連，埋件位置均與筒體內設置的型鋼柱焊接。

為將與鋼管混凝土柱相連的橫索拉力可靠傳遞至筒體，在樓層標高設置水平鋼桁架，將七根框架柱和筒體抗震墻相連。

豎索上端與十六層鋼桁架下弦側面連接，下端與四層鋼桁架上弦通過箱形短鋼柱連接。為解決十六層鋼桁架下弦抗扭問題，在下弦標高設置水平支撐。

7 結束語

本工程通過各種計算分析和實驗研究，解決了一系列的結構技術難題，并使建筑較好的實現了建筑師和業主的苛刻要求。

該工程現在已投入使用，狀況良好，達到預期的設計效果，為成都市人民南路增添了一道亮麗的風景線。

［1］JGJ 3－2002高層建筑混凝土結構技術規程［S］

［2］GB50011－2001建筑抗震設計規范［S］

［3］徐培福.復雜高層建筑結構設計［M］.北京:中國建筑工業出版社，2005