寧波B1-5地塊雙塔連體高層結構設計

徐偉斌 周永明 張 尹 劉建飛

(浙江省建筑設計研究院,杭州 310006)

1 工程概況

寧波東部新城東片區B1-5地塊工程位于寧波市邱隘鎮,項目由北區兩幢獨立的高層建筑(1#,2#樓)和南區一幢連體高層建筑(3#,4#樓)組成,3層及以下功能為商業,3層以上功能為辦公。地下共3層,地下室埋深12.7 m。總建筑面積18.6萬m2。

3#,4#樓為連體結構,地上結構總層數14層,1層、2層和3層層高分別為6.0 m、5.0 m和4.5 m,4～13層層高均為4.2 m,14層為4.55 m,結構總高度62.3 m,兩塔樓平面呈160°夾角。1～3層通過中部裙房連成一體,4～12層分成兩個塔,13～14層通過二層連廊將兩個塔相連,連廊跨度約27 m,形成大底盤多塔連體結構(屬立面大開洞類型),為多重復雜高層結構。裙房屋頂為綠化屋面,覆土厚度按0.3 m考慮。建筑效果圖見圖1。

建筑抗震設防烈度為6度,設計基本地震加速度值為0.05g,設計地震分組為第一組,場地土類別Ⅳ類,特征周期Ts=0.65 s,抗震設防類別為標準設防;地面粗糙度B類,基本風壓W0=0.5 kN/m2(n=50年),體形系數μs=1.4,并考慮風力相互干擾的群體效應,其增大系數取1.15。

圖1 建筑效果圖Fig.1 Architecture perspective

地基基礎設計等級為甲級,采用泥漿護壁鉆孔灌注樁(樁端注漿),選取含黏性土圓礫作為樁端持力層。

2 結構體系選擇與布置

2.1 結構體系

依據建筑功能布置要求,主體結構采用現澆鋼筋混凝土框架-核心筒結構體系。兩塔樓的核心筒外墻從底層到頂層為450～350 mm厚,筒內隔墻250～200 mm厚;框架柱典型尺寸為φ900 mm的鋼筋混凝土柱,連接連體桁架的框架柱為φ1 200 mm的型鋼混凝土柱,與該型鋼混凝土柱相鄰的核心筒角部設置型鋼柱。樓面采用現澆混凝土板,標準板厚為120 mm,連體范圍以及往兩側塔樓各延伸一跨范圍內樓板厚為180 mm。框架柱混凝土等級C40,核心筒剪力墻混凝土等級C35,梁板混凝土等級均為C35,內置型鋼均采用Q345B鋼。結構平面圖和剖面圖見圖2、圖3。

2.2 連體結構布置

連體結構設置在13層和14層處,連體底部標高為52.370 m。經方案比選,決定采用轉換鋼桁架+鋼框架結構體系(立面圖如圖4所示),第13層設置與樓層等高的轉換鋼桁架,桁架高度4.2 m,桁架上下弦桿通長,弦桿和腹桿采用鉸接的連接形式,第14層采用鋼框架結構,鋼柱落在下層桁架弦桿和豎腹桿的連接節點上,柱下端與桁架上弦采用剛性連接節點,桁架上下弦和屋面鋼梁均與主樓的墻或柱剛性連接。與桁架上下弦相連的框架柱均設置型鋼混凝土柱,其內置型鋼向下延伸兩層,向上延伸至屋面層。轉換桁架上下弦桿截面均采用箱形構件700×500×48×48,斜腹桿采用600×400×34×34和400×400×18×18,豎腹桿采用400×400×18×18,上層的鋼框架柱采用450×450×30×30。

圖2 標準層和連體層平面(單位:mm)Fig.2 Typical and connection floor plan (Unit:mm)

圖3 結構剖面圖Fig.3 Structure section

圖4 連體桁架結構立面圖(單位:mm)Fig.4 Transfer truss elevation (Unit:mm)

2.3 結構超限情況

根據建質[2010]109號《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》,工程屬于超限高層建筑,主要體現在以下幾個方面:①扭轉不規則,扭轉位移比大于1.2;②尺寸突變,3#樓西側在3～8層處外挑尺寸5～8 m;③豎向構件不連續,存在高位轉換構件;④承載力突變,連體下層X向受剪承載力小于上層的80%。工程需進行超限高層建筑工程抗震設防專項審查。

2.4 采取的加強措施[1]

當風和地震作用下,結構除產生平動變形外還會產生扭轉變形,扭轉效應隨兩塔的不對稱性的增加而加劇,連體結構各獨立部分宜有相同或相近的體型,否則在地震中將出現復雜的X、Y、θ相互耦聯的震動,扭轉影響大,對抗震不利;本工程采用剛性連接,剛性連接體既要承受很大的豎向重力荷載和地震作用,又要在水平地震作用下協調兩側結構的變形,因此要保證連體部分與兩側主體結構的可靠連接;連體結構自振振型較為復雜,抗扭轉性能較差,扭轉振型豐富,當第一扭轉頻率與場地卓越頻率接近時,容易引起較大的扭轉反應,易造成結構破壞,因此連體結構的連接體及與連接體相連的結構構件受力復雜,易形成薄弱部位,抗震設計時須予以加強,以提高其抗震承載力和延性。綜上所述,設計采取以下加強措施。

(1) 平面布置:在連體兩端塔樓高度相近的前提下,兩端塔樓盡量采用相近的體型、平面布置和剛度,通過調整核心筒和連體結構的布置控制扭轉周期比。

(2) 剪力墻布置:與連體構件相連的剪力墻端部內置型鋼柱,型鋼柱由連體層開始向下延伸二層,向上伸至墻頂;同時在連接體高度范圍及其上下層的剪力墻(抗震等級提高一級)均設置約束邊緣構件,適當提高剪力墻分布筋配筋率和邊緣構件縱向配筋率(嚴于規范),以提高薄弱部位剪力墻抗剪承載力及延性。

(3) 連體樓板加強:連接體轉換桁架上下弦處樓板及上層屋面板均采用180 mm厚鋼筋混凝土組合樓板。桁架上下弦處樓板加厚范圍延伸至連體兩側各一跨范圍,此區域板筋均設置雙向拉通筋并適當提高樓板配筋率,以承擔板內出現的拉應力,提高連接體樓板受剪承載力;同時計算桁架上下弦桿內力和截面驗算時,按零樓板假定進行包絡設計。

(4) 連體兩側構件加強:連體結構與主體結構采用剛性連接,共設置4榀轉換桁架,其中中間兩榀桁架上下弦型鋼各延伸至兩側主體的核心筒,并與筒內預埋的型鋼可靠連接;兩榀邊桁架上下弦型鋼伸入主體結構各一跨,并與型鋼混凝土柱可靠錨固;延伸跨均采用型鋼混凝土梁。為加強連體頂層的構造設計,連體結構頂層延伸跨的樓面梁也采用型鋼混凝土梁,以承受連體對主樓結構的軸向拉力作用;同時將連體相關部位的梁和與之相連的墻、柱抗震等級提高一級,連接體高度范圍及其上下層的豎向構件抗震等級均提高一級。

3 結構整體計算分析

本工程連接體采用強連接方式,考慮到兩棟塔樓的整體協調受力和變形,需將兩棟塔樓作為一個整體進行結構設計,同時采取措施保證連接體與塔樓結構整體協調,共同受力,使其與主體結構連成整體。

3.1 計算模型及主要參數

結構基于性能的抗震設計目標為:支撐連體桁架的墻、柱構件按抗剪中震彈性(范圍:平面內延伸一跨,豎向連體以下兩層至屋頂),抗彎中震不屈服設計;轉換桁架按中震彈性設計。

分別采用SATWE,MIDAS/Gen兩個結構分析軟件進行整體計算。進行考慮偶然偏心的地震作用和雙向地震作用的最不利工況計算,連體結構考慮豎向地震作用,阻尼比:SATWE統一按0.05考慮,MIDAS/Gen計算時,混凝土部分按0.05,鋼結構部分按0.025,周期折減系數取0.85,框架抗震等級三級,核心筒抗震等級為二級。

3.2 反應譜計算結果

(1) 結構動力特性詳見表1。由表中數據可知:兩個軟件電算結果的動力特性表現基本接近,扭轉/平動周期比均小于0.85,滿足規范要求,表明整體結構抗扭剛度較好。

表1整體結構動力特性

Table 1 Whole structure dynamic characteristic

注:括號內數據為各振型的X向、Y向平動系數和扭轉系數。

(2) 雙塔連體模型采用剛性樓板假定下(連體處樓板采用彈性板假定),經反應譜法計算得到的位移響應結果見表2。從表中結果可知:層間位移角、位移比及剪重比均滿足規范要求;在考慮偶然偏心的Y向地震力作用下扭轉位移比達到最大值1.28,最大水平位移在4#塔樓2層東南角的角柱處,設計在4#塔樓1～3層東南角外側柱間沿弱軸布置一道鋼筋混凝土斜撐(斜撐延伸至地下三層),以提高塔樓的抗扭剛度。

表2地震位移響應計算結果

Table 2 Seismic displacement response results

3.3 彈性時程分析結果

對整體結構進行多遇地震下的彈性時程分析,地震波選用一條人工波RH1TG065,兩條天然波TH1TG065和TH3TG065進行時程分析,地震波持續時間不小于結構基本自振周期的5倍,時程分析輸入的地震加速度最大值為18 cm/s2。由表3和圖5中可知:每條時程曲線計算所得結構基底剪力不小于振型分解反應譜法計算結果的65%,多條時程曲線計算的結構基底剪力的平均值不小于振型分解反應譜法計算結果的80%,兩個方向的層間位移角也均滿足規范要求。

3.4 靜力彈塑性時程分析結果

工程選用Midas/Gen程序進行靜力彈塑性分析,經計算,X向地震對應的性能點最大層間位移角為 1/553,Y向地震對應的性能點最大層間位移角為 1/483,均滿足規范要求。在多遇地震下始終處于彈性階段,結構中梁、柱、剪力墻等構件均未出現塑性鉸,在設防地震下基本處于彈性狀態,頂部兩層(連體頂層和出屋面層)部分剪力墻和連梁出現塑性鉸,當結構達到罕遇地震性能點狀態時,底層剪力墻出現塑性鉸,最后外框架梁和底部柱子先后進入塑性狀態,連體鋼結構部分始終處于彈性。表明結構在大震作用下,核心筒作為第一道防線,外框架作為第二道防線,具有良好的抗震性能,符合“小震不壞、中震可修、大震不倒”的設防目標[2]。

表3時程分析(SATWE)與振型分解反應譜法
(CQC)的結果比較

Table 3 Result comparison of time history analysis (SATWE) and mode-superposition response spectrum method (CQC)

圖5 樓層剪力分布圖Fig.5 Floor shear distribution

4 連體結構設計

由于連體兩側塔樓結構體系相同且塔樓平面尺寸、豎向體型和剛度相近,層數相同,同時連接體自身平面剛度較大,考慮到采用強連接結構方案,在水平地震力作用下能協調兩棟塔樓整體受力和變形,故本次連接體采用強連接方式。同時由于連接體的存在使得地震作用下原來獨立發生振動的塔樓要相互作用、相互影響,結構的反應遠比單塔結構和無連接體的多塔結構受力復雜,對結構的整體剛度、扭轉效應等都存在不同程度的影響,連體部分既承受較大的重力荷載和地震作用,又要協調兩側塔樓的變形,結構構件受力復雜,易形成薄弱部位,因此有必要對連體部分進行專項分析[3]。

4.1 連體對塔樓動力特性的影響

不同塔樓模型的動力特性值見表4。從表中可知:雙塔連體模型的前2階周期小于3#樓單塔模型,而其前3階周期大于4#樓單塔模型,表明連體的設置對整體剛度的影響與各單塔的平面結構布置相關;雙塔連體模型的扭轉周期比明顯小于兩個單塔模型,表明連體的設置增強了整體結構的抗扭剛度,使扭轉效應大為減小。基于連體跨度較大,且兩側塔樓存在平面不規則性,在強震作用下連體可能先發生破壞,為確保連體部分失效后兩側塔樓可以獨立承擔地震作用不致發生嚴重破壞或倒塌,補充分塔樓模型計算分析,對塔樓的關鍵構件(如核心筒的底部加強區、支承連體桁架的框架柱等)進行校核并采用兩者較不利的結果進行結構設計。

表4單塔模型與雙塔連體模型的動力特性對比

Table 4 Dynamic characteristic comparison of single-tower model and double-tower connected model

4.2 連體對塔樓側向變形和扭轉變形的影響

雙塔連體模型和單塔模型的最大層間位移角和最大扭轉位移比見表5、表6,從表中可知:3#單塔模型雙向層間位移角和扭轉位移比均大于雙塔連體模型,其中Y向的最大扭轉位移比明顯大于連體模型;4#單塔模型雙向扭轉位移比均大于連體模型,表明該連體結構剛度大,整體協調能力強,從而提高了整體結構的抗側剛度和抗扭剛度。另從中發現,4#單塔雙向層間位移角卻略小于雙塔連體模型,原因分析如下:由于連體兩側塔樓平面形狀呈160°夾角,存在斜交抗側力構件,正交水平地震力分解一定分量,從而使連體對兩側單塔的動力特性和位移表現出不同程度的影響。

4.3 連體對塔樓樓層抗剪承載力的影響

單塔樓層抗剪承載力沿高度方向變化均勻,本層與相鄰上層的抗剪承載力比值均大于0.8,無明顯突變。設置連體后,由于連體設置了4榀水平剛度較大的轉換桁架,使得連接體范圍縱向樓層抗剪承載力顯著提高,而連接體上下層部位的樓層抗剪承載力產生一定突變(連體下層與連體首層的抗剪承載力比值0.76),超出規范要求。

表5不同模型的最大層間位移角對比

Table 5 Comparison of maximum inter-story displacement angles of different models

表6不同模型的最大扭轉位移比對比

Table 6 Comparison of maximum torsional displacement ratios of different models

對策:連體下部相鄰層的水平地震作用計算內力放大1.25倍,同時加強該層豎向抗側力構件的配筋構造和樓蓋的剛度、配筋。

4.4 連體結構節點設計

為盡可能實現連接體與主體結構的剛性連接效果,在連接處支座柱采用鋼骨混凝土柱,同時連體鋼桁架支座處腹桿、上下弦桿鋼梁與塔樓鋼骨混凝土柱之間均采用剛性連接,并將桁架鋼梁伸過一跨以保證剛性節點的效果。由于連接體與西側塔樓平面形狀呈160°夾角,存在斜交抗側力構件,正交水平地震力分解的分量對連體產生平面外的水平力,采用箱形鋼梁作為桁架桿件,能使該連體桁架在平面外具有較好的剛度及整體抗扭性能。同時在連接體上層框架柱對應的上弦節點處以及下弦節點樓面次梁相交處設置豎腹桿,該腹桿的設置能有效地減小節點間弦桿的跨中彎矩和剪力。選受荷較大的中榀轉換桁架進行分析,取設計控制斜腹桿(應力最大)與上、下弦桿匯交處節點分別進行驗算,見圖6。

圖6 桁架節點大樣圖Fig.6 Truss joint detail drawing

(1) 承載力和變形驗算:連體部分按中震彈性進行設計,水平地震影響系數最大值取0.12,阻尼比取0.025,周期不折減,主要考慮以下組合:1.35恒載+0.98活載,1.2恒載+1.4活載,1.2x (1.0恒載+0.5活載)+1.3水平地震+0.5豎向地震+0.28風荷載。結果顯示,桁架端部斜腹桿所受軸力最大,其與主樓相連斜腹桿的最大應力比為0.83(壓應力),與該受壓斜腹桿相接的受拉斜腹桿最大應力比為0.69,計算表明,在中震組合工況下,連體鋼桁架處于彈性狀態。同時在恒載+活載標準組合作用下桁架的豎向最大撓度為46 mm,為跨度的1/590,說明轉換桁架豎向剛度大,變形值滿足規范要求[4]。

(2) 節點驗算:根據雙塔連體模型計算得到的桁架節點區各桿件的最大內力組合值,采用Midas/Gen軟件對該最大內力作用下的節點進行有限元應力計算,節點區采用板單元進行網格劃分,有限元模型中不考慮焊縫的影響。選取桁架端部斜腹桿匯交處上弦節點和下弦節點進行計算分析,其網格劃分和Von Mises應力云圖如圖7、圖8所示。分析結果表明,中震作用下,上、下弦節點高應力區主要分布在豎桿與弦桿連接的翼緣處,豎桿翼緣應力最大,其上、下弦處最大應力比分別為0.88和0.71,均處于彈性狀態。

圖7 上弦節點分析結果Fig.7 Top chord joint analysis

圖8 下弦節點分析結果Fig.8 Bottom chord joint analysis

(3) 節點設計:桁架節點區弦桿與斜腹桿、豎桿連接時,翼緣和腹板均采用全熔透坡口焊連接,確保節點區為整體剛性構件。上下弦節點之間通過摩擦型高強螺栓與斜腹桿、豎桿連接。通過有限元應力分析,表明在弦桿遇腹桿翼緣相交處設置內加勁肋可有效減小連接處的集中應力,設計時應予以重視。

4.5 連體部分樓板溫度應力分析

連體部位縱向最大長度達126 m,超出伸縮縫最大間距的要求[5]。連體兩側塔樓核心筒縱向(連體跨度方向)長度分別為28 m和30 m,核心筒之間凈距約43 m。由于筒體存在較大的抗側剛度,對筒體之間現澆樓板的面內變形產生約束,不可避免要對現澆樓屋蓋的混凝土收縮及負溫差收縮產生約束拉應力,故有必要對連接體范圍樓屋面板進行收縮和溫度作用分析。

根據氣象資料,當地最低基本氣溫約-2 ℃,最高基本氣溫36 ℃,結構合攏溫度取T0=16 ℃～18 ℃,則季節溫差ΔT1=±20 ℃;混凝土收縮當量溫差ΔT2計算如下:

則等效溫差ΔTs=2 ℃(升溫),ΔTj=38 ℃(降溫),結構最不利溫差ΔTmin=-38 ℃(降溫控制)。對于季節溫差,因為其是一個長期緩慢的作用過程,是與時間有關的變量,需考慮徐變的影響,本工程考慮徐變作用下混凝土的收縮折減系數K取0.3。采用MADIS/Gen建立有限元模型進行溫度應力計算,樓板頂面主拉應力云圖如圖9所示。

圖9 連體層樓板溫度應力分布示意圖Fig.9 Thermal stress distribution of connecting floor

圖中可知,溫度收縮基本呈現由兩端向中心變形,房屋端部及核心筒附近樓板產生較大的應力集中,其中最大拉應力出現在核心筒附近區域,其峰值達2.5 MPa,大于混凝土抗拉強度標準值,如 按不計入溫度作用計算的配筋量進行驗算,則該區域樓板的最大裂縫寬度超出規范[5]規定的限值,不滿足正常使用極限狀態。

設計采取的對策有:按混凝土收縮和溫差作用分析結果在拉應力較大區域配置附加筋,提高樓屋蓋板貫通筋的配筋率,混凝土或型鋼混凝土梁腹筋的配置也相應加強;提高連接體下部兩層梁板的配筋率,并對框架柱采取相應的加強措施;在連體兩側的延伸跨內設置收縮后澆帶等[6]。

4.6 轉換桁架施工階段驗算

設計時轉換桁架的豎向剛度按一次形成、豎向荷載按一次加載進行施工模擬計算,其上部鋼結構待桁架的空間剛度形成后再施工。

轉換桁架安裝高度近37 m,根據設計要求和專項施工方案,轉換桁架在工廠內加工制作,在兩側塔樓結頂后進行整體吊裝,就位并形成穩固的空間支撐體系后,再進行上層鋼框架安裝及連體部位混凝土樓屋板施工。

轉換桁架應根據施工方案進行施工階段整體受力驗算[7]。驗算時轉換桁架上下弦樓層按零樓板假定,樓屋面恒載取次梁和板自重,施工活載取1.5 kN/m2,其中屋面板恒活載產生的柱底內力及鋼柱自重加載在桁架上弦節點處,桁架自重程序自動計算,荷載分項系數按現行荷載規范取。選取中榀桁架進行驗算分析,桁架端部支座處斜腹桿(受力最大)應力比為0.72;桁架跨中豎向撓度為39 mm,均滿足規范要求。設計要求桁架制作時按L/700 預起拱。

5 結 論

(1) 應對連體結構(強連接)進行專項分析,考察連體自身的受力、變形特點以及其對兩側塔樓的不利影響,并采取相應的抗震加強措施。對受力最大或受力復雜的節點域應進行有限元應力分析,為節點域的設計提供依據。

(2) 強連接的連接體部位一般屬超長結構,兩側抗側剛度較大的塔樓筒體對現澆鋼筋混凝土樓屋蓋沿縱向自由收縮和溫差變形產生較大約束,從而產生約束拉應力,同時筒體自身也受到相應的水平剪力作用,這是連體結構非荷載效應的一個重要組成部分。結構分析中應予以考慮并采取相應的構造措施,以確保結構安全可靠。

(3) 轉換桁架及上部結構的豎向剛度按一次形成、豎向荷載一次加載與按逐層形成、逐層加載的計算方法存在較大差異,施工過程的模擬計算對設計有較大影響,故施工方案的編制和施工階段的驗算應符合設計施工過程的模擬計算,設計應對連接體施工或吊拼裝方案提出明確要求。