四川大學多學科交叉融合平臺及藝術教育中心超限高層建筑結構設計

王建峰

(同濟大學建筑設計研究院(集團)有限公司,上海 200092)

1 工程概況

本項目位于成都市雙流縣的四川大學江安校區。該大樓為一幢地上9層、地下1層的形態復雜的高層建筑,總建筑面積約3.2萬m2,地上建筑面積約2.8萬m2(圖1),主體結構高度約60 m。結構主體采用鋼筋混凝土框架-剪力墻結構體系(圖2)。在建筑中間部位,地下室底板至二層之間布置有劇院功能,地下室頂板中間開設有較大洞口。

根據建筑形態,2層以下部分為一整體,2層～7層分為“東西兩塔”,8～9層部分再通過大跨度的混凝土梁連成一體,形成連體結構。

圖1 建筑效果圖Fig.1 Overview of building

同時,本項目存在整體結構長懸挑、立面傾斜,以及存在大量樓層中空、樓板缺失的不規則情況。針對上述情況,本建筑主要通過加強主抗側力構件的剛度,增強平面聯系,減小結構的絕對和相對變形量,來保證結構具有良好的抗震性能。

2 基礎和地下室結構設計[1]

本工程±0.00 m相當于絕對標高489.0 m,室外地面相對標高約-0.10 m。地下水設防水位絕對標高485.00 m,相對標高為-4.00 m。本工程總體為地下一層,臺倉處地下二層。由于功能不同等原因,地下一層地下室底板面標高差異較大,底板面標高主要約-7.550 m,底層觀眾廳池座下靜壓箱底板面標高為-8.85～-9.95 m,樂池處、舞臺臺倉底板面標高-15.80 m。地下室較深區域、觀眾廳池座區域及上部結構樓層較少區域等,建筑恒載重量小于水浮力,須進行抗浮設計。

本工程地下室滿堂設置,不設縫。因上部結構柱跨大小不一,部分區域懸挑較大,荷載不均勻,荷載差異較大,地基基礎設計考慮了地基承載力、控制差異沉降和地下水浮力等因素。

如前所述,本工程雖然層數為地上9層,地下1層,因上部結構柱跨大小不一,部分區域懸挑較大,荷載不均勻,荷載差異較大,特別是懸挑部分的剪力墻核心筒區域,基底荷載遠大于一般的9層結構,天然基礎和一般的地基處理較難滿足基礎承載力要求。另外,本工程地下室埋深變化較大,特別是臺倉等部分埋深較深,結構基底標高差異較大。因此,本工程采用人工挖孔灌注樁基礎,主要按一柱一樁原則布置,剪力墻下布置時考慮合理有效傳遞豎向荷載,適當增加布置數量,適當減小直徑,有利于減小底板受力。人工挖孔灌注樁持力層為中風化泥巖,極限端阻力標準值為3 000 kPa,巖石天然單軸抗壓強度標準值3 200 kPa。單樁承載力特征值最大約22 900 kN,樁徑800 mm～1 900 mm,擴大頭直徑800 mm～4 000 mm。當樁長小于5 m,或樁長/擴大頭直徑小于3 mm,按天然基礎墩基礎設計。中風化泥巖fak為700 kPa,承載力較小,盡量避免按照墩基礎設計。

高層塔樓剪力墻和框架柱下荷載較大,由于采用一柱一樁原則布置,底板相對受力較小,底板厚度范圍為600 mm～800 mm,部分受力集中處,根據分析結果進行加厚、加強,厚薄底板交界處加斜腋過渡。

觀眾廳池座、臺倉處等區域,建筑恒載重量小于水浮力,須進行抗浮設計,布置抗浮錨桿,錨桿抗拔承載力特征值335 kN,臺倉處長度6.5 m,錨入中風化泥巖,觀眾廳處長度10 m,錨入卵石層、強風化泥巖、中風化泥巖。

觀眾廳池座和部分上部結構樓層較少區域,人工挖孔樁在高水位時需滿足抗浮設計要求,單樁所需的最大抗拔承載力特征值為1 250 kN,樁長不小于11 m。

地下室豎向構件布置主要為上部結構落下的框架柱和剪力墻。地下室頂板室內外較大板面高差處布置結構找坡梁板,控制板面高差,并通過框架梁梁端加腋等措施,以有效傳遞水平力。地下室頂板厚度室外部分主要為250 mm,室內部分厚度主要為180 mm。

3 上部結構設計

3.1 主要設計參數

本工程結構設計使用年限為50年,結構安全等級為二級,地基基礎設計等級為甲級。工程抗震設防烈度為7度,設計基本地址加速度為0.10g,設計地震分組為第三組,場地類別為Ⅱ類,場地特征周期0.45 s。按《建筑抗震設防分類標注》(GB 50223—2008),本建筑的抗震設防重要性類別為丙類[2]。本工程形體較為復雜,基本風壓按成都100年一遇的基本風壓取為0.35 kN/m2,地面粗糙度類別為B類。

3.2 結構布置

本建筑造型復雜,在平面接近四角位置結合建筑樓梯、電梯布置四個混凝土核心筒(圖2),厚度根據結構剛度要求和控制結構形心與剛度中心盡量一致的原則確定。立面懸挑、傾斜引起的水平力,以及地震作用下的水平力,由就近的核心筒承擔,同時結構整體也有較好的抗扭剛度。

結構整體采用鋼筋混凝土結構,對于長懸挑、大跨度以及受拉力較大的構件,布置鋼骨混凝土構件。

結構整體呈向西南方向外挑傾斜。在建筑外圍及內部結合建筑立面布置部分斜柱,斜柱通過水平構件與鄰近的剪力墻連接,將水平力有效傳遞給主抗側力構件(圖3)。

圖2 三層結構布置圖(單位:mm)Fig.2 Third floor plan (Unit:mm)

圖3 ③軸結構立面布置圖Fig.3 Elevation of axis 3

在結構底部增設部分剪力墻,既增強底部樓層嵌固剛度,又作為與部分斜柱相連的受拉水平構件的的拉結點。

由于結構外圍框架也存在大懸挑、立面傾斜,梁柱組成的框架在局部位置不能滿足結構在豎向荷載和地震作用組合下承載力、變形的控制要求,通過在傾斜的立面處局部布置混凝土柱支撐框架(圖4),進行針對性加強,使得結構承載力、變形滿足控制要求。

圖4 三維結構示意圖Fig.4 3D structural model

結構頂部連接體結構與主體結構采用剛性連接。對連接體結構最下面和頂層樓面,適當加厚樓板,提高平面剛度,加強對樓板的應力分析,并根據分析結果對應力較大部位采取加強配筋。

屋頂的斜面由幕墻圍護結構形成,結構樓面仍為平面,立面各部分及雙塔連接體下方建筑造型也由幕墻裝飾構架形成。

3.3 結構超限情況和采取的主要措施

根據《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》(建質[2010]109號),該高層建筑規則性分析如下:

(1) 扭轉不規則:考慮偶然偏心的扭轉位移比大于1.2(最大為1.24),小于1.4,屬扭轉不規則。

(2) 樓板不連續:部分樓層有效寬度大于50%,樓板開洞面積大于30%。

(3) 尺寸突變:局部懸挑較大,大于10%和4 m。結構整體呈向西南方向傾斜外挑,結合建筑立面造型,在建筑外圍及內部結合建筑立面布置部分斜柱,但整個結構的主抗側力構件剪力墻布置平面較為均勻、豎向連續。

(4) 構件間斷:本建筑為雙塔連體建筑。

(5) 存在局部的穿層柱,斜柱以及個別構件轉換。

因此,本工程為高度不超限,包含平面不規則和豎向不規則的的A級高度超限高層建筑,按要求進行并通過了抗震設防專項審查。

對于該超限高層建筑,主要采取了以下優化布置和加強措施[3-7]:

(1) 結構布置上盡量做到抗側力構件分布與結構平面、立面布置匹配,使結構剛心和質心盡量一致,并滿足剛度要求。為提高結構平面的抗扭剛度,對結構外圍構件進行適當加強。現偶然偏心工況下水平位移比不大于1.4,以扭轉為主的第一自振周期與以平動為主的第一自振周期之比小于0.85。

(2) 按《高層建筑混凝土結構技術規程》(JGJ 3—2010),對體型收進部位上、下各2層的豎向構件、連體高度范圍及其下層的抗震等級予以加強提高,結構一層及三層豎向構件的抗震等級為一級,七層至屋頂層的結構構件的抗震等級為一級;斜柱及其相連的框架梁、剪力墻抗震等級為一級。

(3) 對底部加強部位剪力墻,加強其截面,嚴格控制軸壓比,適當加強約束邊緣構件的箍筋配置,提高延性和抗剪強度。對于連體高度范圍及其下層與連接體相連的框架柱箍筋全柱段加密配置,軸壓比限值比其他樓層減小0.05;對于連體高度范圍及其下層與連接體相連的剪力墻設置約束邊緣構件;針對此連體結構,按照《高層建筑混凝土結構技術規程》(JGJ 3—2010)加強剪力墻構造邊緣構件的配筋。

(4) 對于連接體部位,以及長懸挑部位,考慮豎向地震作用的影響,適當加強構件設計。

(5) 由于底部樓層層高較高,地下一層、一層、一夾層、二層及三層結構層高分別為7.3 m、8.6 m、5.4 m、7.2 m及6.3 m,上部樓層標準層層高為4.5 m,存在剛度變化較大情況,通過墻、框架柱、框架梁截面的合理布置,盡量減小剛度變化的幅度,消除薄弱層、軟弱層。

(6) 計算方面,主要采用ETABS和MDIAS進行分析。分析時采用CQC振型效應組合方式,考慮扭轉耦聯效應,同時考慮偶然偏心的影響。針對本高層建筑存在少量斜交抗側力構件,計算了不同方向的地震作用,各方向的計算結果均滿足規范要求。

(7) 在振型分解反應譜法計算的基礎上進行了小震的彈性時程分析,中震及大震的彈塑性時程分析,了解結構在地震時程下的響應過程,并尋找結構薄弱部位進行針對性加強。計算結果滿足規范要求。

(8) 對不規則平面樓板、聯系薄弱的樓板,提高平面剛度,加強對樓板的應力分析,并雙層雙向配筋。對不規則平面樓板、聯系薄弱的樓板進行中震分析,其滿足“中震不屈服”承載力要求,并根據分析結果對應力較大部位(主要集中在洞口角部、折角部位)采取集中配置斜向鋼筋,局部連接薄弱處通過進一步適當加厚和加強配筋。對連接體部位樓板厚度不小于150 mm,并采用雙層雙向配筋,單層單向的配筋率不小于0.25%,并對連接體部位最下面和頂層樓面特別加強。對2層豎向體型突變部位樓板適當加強,樓板厚度不小于150 mm,并采用雙層雙向配筋,單層單向的配筋率不小于0.25%,體型突變樓層的上、下層樓板也采取相應構造措施加強。

(9) 對重要構件進行專門分析。外斜的框架柱及與其相連受拉的框架梁、剪力墻,頂部樓層連接體部位大跨度梁等進行專門分析,提高其抗震性能目標。對外斜的框架柱及與其相連受拉的框架梁、剪力墻加強配筋,并對受力較大的構件配置鋼骨。

(10) 根據《建筑工程抗震設防分類標準》附錄M要求,保證中震及大震下的層間位移角分別不大于3/800和0.9/100。

3.4 主要計算結果

3.4.1振型分解反應譜法

1) 嵌固端確定

本工程地下室僅一層,由于設置劇院功能,地下室頂板開洞范圍較大,不宜作為嵌固端,故將地下室底板作為嵌固端[6-7]。

2) 振型分解反應譜法[8]

抗震分析采用CQC振型效應組合方式,考慮扭轉耦聯效應,分別考慮了雙向地震作用以及偶然偏心的影響。本建筑存在較多斜柱,軟件按照斜柱模擬,可考慮斜柱的抗彎特性。部分樓層存在分塔,頂部為連體,在進行計算分析時考慮此部分樓層的分塔和頂部的連體。在分塔樓層段通過分塔模型統計結構扭轉位移比。主要計算結果見表1。

表1 ETABS和MIDAS主要計算結果Table 1 Results of ETABS and MIDAS

由表1可知,兩種計算程序結果基本規律一致,相互較吻合,且符合規范有關規定。

層間位移角由地震作用控制,由計算結果可知,滿足《高層建筑混凝土結構技術規程》(JGJ 3—2010)第3.7.3-1條中層間位移角不大于1/800的要求。考慮到本結構的外圍通過斜柱向上外斜,外斜的斜柱在轉折位置通過水平樓面梁與抵抗側向變形的剪力墻連接,為防止剪力墻開裂使承載力喪失,現嚴格控制該剪力墻在豎向荷載與多遇地震作用組合下的層間位移角不大于1/1 100,故結構在地震作用下的層間位移角較小。

中震下,X向和Y向的最大層間位移角分別為1/718和1/705,不大于3/800,滿足性能目標的要求。

3.4.2彈性時程分析[9]

在反應譜法計算的基礎上進行了彈性時程分析。彈性時程分析選用兩組實測地震波TH4TG045、TH5TG045和一組人工地震波RH1TG045。規范要求設防烈度7度(0.10g)時,多遇地震時程分析采用加速度時程曲線的最大值為35 cm/s2。時程分析法中步長取0.02 s,阻尼比0.05。

主要計算結果見表2及表3。由表2及表3可知,結構位移基本連續,結果滿足單條地震波計算的底部剪力不小于反應譜法計算值的65%,以及多條地震波計算的底部剪力平均值不小于反應譜法計算值的80%。總體而言,彈性時程分析與反應譜法計算結果基本吻合,滿足規范有關規定。

表2 時程分析法與反應譜法結構底部剪力對比Table 2 Base shear comparison between time history method and response spectrum method

表3 時程分析法與反應譜法計算結果比較Table 3 Results comparison between time history method and response spectrum method

3.4.3彈塑性時程分析[9]

本高層建筑采用Midas-building軟件的動力彈塑性分析功能進行彈塑性時程分析,評估結構在中震及大震下的抗震性能。

根據地震波分析結果,中震下輸入地震波為兩組實測地震波TH4TG045、TH5TG045和一組人工地震波RH1TG045,與多遇地震相同;大震下輸入地震波為兩組實測地震波TH3TG050、TH4TG050和一組人工地震波RH1TG050。

從時程分析結果可以看出,在中震作用下,結構的層間位移角最大值X向為1/659,Y向為1/644,均小于3/800的限值;部分框架梁端出現塑性鉸,不存在框架柱端出現塑性鉸;僅個別剪力墻肢進入屈服狀態;不存在同一樓層的豎向構件全部進入屈服的情況。在大震作用下,結構的層間位移角最大值X向為1/325,Y向為1/333,均小于0.9/100的限值;較多框架梁端出現塑性鉸,部分框架柱端也出現塑性鉸;少量剪力墻肢進入屈服狀態;不存在同一樓層的豎向構件全部進入屈服的情況。在進行結構設計時,將針對薄弱部位進一步采取加強措施。

3.5 專門補充分析

3.5.1斜柱及與其相連的框架梁、剪力墻及樓板的詳細分析

斜柱及與其相連的梁、剪力墻、樓板對于結構安全至關重要,故將其抗震等級提高為一級,且斜柱及與其相連的梁性能目標提高為中震彈性,剪力墻性能目標提高為抗剪中震彈性,抗彎中震不屈服。在計算構件內力時,考慮0.2Q0調整、剪重比、軟弱層及薄弱層、內力放大系數以及抗震承載力調整系數等內力調整系數,并進行了與斜柱相連受拉區域的樓板應力分析,根據樓板應力分析結果加強樓板,板筋按照受拉錨固要求錨入剪力墻內。

經計算可知,與斜柱相連的梁適當設置鋼骨,可滿足中震彈性要求;通過在暗柱區設置鋼骨,可以滿足與斜柱相連的剪力墻抗剪中震彈性,抗彎中震不屈服的要求;與斜柱相連的受拉區域的樓板,在豎向荷載和設防地震作用組合下的樓板應力大部分區域不大于2.0 MPa,個別區域樓板應力最大約為3.0 MPa,通過加強配筋可以實現樓板中震不屈服。

3.5.2頂部連接體部位補充計算分析

在地震作用下,剛性連接的連體部分需要協調兩側塔樓的變形,故采用剛性連接的連體部位樓板進行了受剪截面及承載力驗算,計算公式采用《高層建筑混凝土結構技術規程》(JGJ 3—2010)第10.2.24條的公式:

(1)

(2)

根據《高層建筑混凝土結構技術規程》(JGJ 3—2010)第10.5.7條條文說明,計算剪力取連體樓板承擔的兩側塔樓樓層地震作用力之和的較小值。經計算,連接體部位樓板受剪截面及承載力驗算均滿足要求。

同時,考慮豎向地震作用的頂部樓層連接體部位大跨度梁及其相連的框架柱滿足“中震彈性承載力設計”。

頂部連接體樓層的大跨度梁與主體結構采用剛性連接,大跨度梁及與其連接的框架柱采用鋼骨混凝土構件,鋼骨混凝土梁伸入主體結構兩側至少一跨并可靠連接;對于主體結構內部存在核心筒剪力墻的部位,鋼骨構件延伸至核心筒剪力墻處可靠連接。

3.5.3關鍵節點有限元分析

部分鋼骨混凝土節點構造復雜,選取典型關鍵節點,采用ANSYS軟件進行有限元分析(圖5),為節點設計提供可靠依據。考慮節點區域受力的復雜性,節點有限元分析按照鋼構件進行,未考慮混凝土的有利作用,僅考慮鋼骨部分的作用。

圖5 復雜節點有限元分析圖Fig.5 Finite element model of typical connection

由于板件均較厚,為計算精準,采用高精度的Solid95實體單元進行模擬;材料彈性模量、泊松比按鋼材分別取2.06×105MPa和0.3,用TB,BKIN定義材料本構關系為雙線性隨動強化模型,即理想彈塑性模型,并能考慮包辛格效應。

由ANSYS分析結果可知,該節點大部分區域應力比均小于0.8,僅在各鋼骨梁上翼緣相交部分區域的局部很小范圍內出現應力集中,應力接近265 MPa,節點區域滿足設計要求。

3.5.4與斜柱連接的剪力墻層間位移角計算

結構的外圍通過斜柱向上外斜,達到建筑底部收進的效果,外斜的斜柱在轉折位置通過水平樓面梁與抵抗側向變形的剪力墻連接,來承擔上部結構傳遞下來的荷載。因此,限制與斜柱連接的剪力墻的層間位移角的大小,防止剪力墻開裂導致承載力喪失,是關系到結構安全的重要問題。

根據本結構的特點,嚴格控制豎向荷載與多遇地震作用組合下的層間位移角滿足規范要求,特別是與斜柱連接的剪力墻在豎向荷載與多遇地震組合下的層間位移角不大于1/1 100,保證結構安全。

3.6 主要節點設計

按本工程抗震性能目標,與外斜框架柱相連的受拉鋼骨混凝土梁與核心筒剪力墻角部的連接節點滿足“中震彈性”承載力要求。

按要求提取構件內力進行分析設計,并對關鍵節點進行有限元分析。根據分析結果,通過適當加厚節點區域的鋼骨板件壁厚進行針對性加強。如圖6所示,剪力墻內暗梁通長埋置鋼骨與受拉鋼骨混凝土梁相連。

圖6 鋼骨混凝土梁與剪力墻內埋鋼骨柱連接節點(單位:mm)Fig.6 SR beam to SRC shear wall connection (Unit:mm)

4 結 論

(1) 本項目存在整體結構長懸挑、立面傾斜,以及存在大量樓層中空、樓板缺失的不規則情況,整體為超限復雜結構。對于此類結構,抗側力體系可采用框架-剪力墻結構。

(2) 對于立面結構傾斜造成的結構受力特殊情況,樓層中空造成的結構聯系薄弱,通過合理的結構布置使結構剛度分布均勻、布置立面斜撐、加大樓板厚度等措施提高結構的整體抗震性能。

(3) 對于此類復雜結構,在反應譜法計算結果的基礎上,采用時程分析法復核。

(4) 設計中采取了基于性能的抗震設計方法,對整體結構及關鍵構件設定了性能目標,整體結構的多模型線性及非線性分析結果表明,結構整體滿足預期的性能目標,能夠達到規范規定的“小震不壞,中震可修,大震不倒”的設計目標。

(5) 本工程主要采用人工挖孔樁基礎,基礎設計考慮了上部荷載、土層分布情況和地下水浮力等因素,深臺倉設計中采用錨桿抗浮,可供類似工程參考。

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