朱江

【摘要】本工程為連體超限結構，結構設計面臨多項困難。本文對結構設計思路進行全面闡述，分析了連體結構的受力情況及結構的安全性，對結構在各種工況下的整體計算進行了全面介紹，探討了連體結構的分析與設計方法。

【關鍵詞】建筑；連體結構；設計

【DOI】10.12334/j.issn.1002-8536.2021. 26.038

1、工程概況

金山區公共服務中心大樓位于金山區龍山路。本工程由辦公主樓（A區）及服務裙房（B、C區）組成。建筑總面積27351m2，主樓地上25824m2，地下室1557m2，主樓與服務裙房在一層以上通過設置抗震縫分開，縫凈寬100mm。辦公主樓地下一層，埋深約5.4m。地上15層，房屋高度為66.0m（不包括出屋面電梯機房）；其中一～三層層高5m，四～十五層層高4.2m。A區主樓在四層～十三層樓板缺失，立面上形成寬28.8m、高47.8m的大洞；十四～屋面層之間利用兩層層高，沿外立面及內部電梯芯筒筒壁處共四榀鋼桁架進行剛性連接。服務裙房（B、C區）為3層混凝土框架結構，層高5m。建筑立面如圖1所示，結構空間模型如圖2所示。

主樓采用框架-剪力墻連體結構，十四～屋面層之間利用兩層層高，沿外立面及內部電梯芯筒筒壁處共四榀鋼桁架進行剛性連接。抗震設防烈度為7度[1]，設計地震分組為第一組（設計地震加速度值為0.1g），場地特征周期為0.9s[1]，場地類型為Ⅳ類（上海地區）；水平地震影響系數最大值采用0.08（多遇地震）[1]；時程分析所用地震加速度時程曲線的最大值為35gal[1]，抗震設防類別為丙類。工程于2007年建成，設計使用年限為50年，建筑結構安全等級為二級；地基基礎的設計等級為甲級，安全等級為二級。

2、結構超限判斷

按照現行規范[1～2]對結構是否超限進行判斷：

①結構高度超限判斷：本工程A區大屋面標高65.4m，室內外高差0.60m，建筑高度為66.0m，小于規范限值120m，滿足要求。

②結構高寬比、長寬比：本工程A區平面長87.6m、寬15m，高寬比為4.76，小于規范限值5；長寬比為5.84，小于規范限值6.0；均滿足要求。為滿足使用功能要求，A區混凝土采用后澆帶分段澆筑施工，不另設伸縮縫。

③平面規則性：本工程A區三層樓板北側凹入為7.0m，但小于相鄰下一層的30%*29.75=8.925m；同時電動扶梯開洞4.5m～11.6m，局部樓板不連續，但有效樓板寬度與樓板總寬度比值為（29.75-7.0+4.5）/29.75=61%，大于50%；屬平面規則。

④立面規則性：本工程A區局部裙房高度大于主樓總高度的20%，在四層北側立面收進12.25m，大于相鄰下一層的30%；同時在四層～十三層樓板缺失，造成豎向構件布置不連續，屬豎向不規則。

⑤本工程屬于復雜結構中的連體結構，為豎向特別不規則的復雜高層建筑。

3、結構計算分析

3.1 結構計算結果

本工程計算采用PKPM系列軟件中的SATWE和ETABS（集成化的建筑結構分析與設計軟件系統）：SATWE設計軟件計算模型按連體①型（四層～十三層按雙塔計算），連體②型（四層～十三層按單塔計算），單塔，雙塔（十四層～十六層連體部分去除）共四個模型進行計算比較；ETABS設計軟件采用了分塊無限剛加中間彈性板模塊進行計算分析比較。

主要計算參數

（1）抗震設防烈度為7度，設計地震分組為第一組（設計地震加速度值為0.1g），場地特征周期為0.9s，場地類型為Ⅳ類（上海地區）[1]；

（2）采用振型分解反應譜法和時程法計算結構響應，振型數取24個，各振型貢獻按振型組合方法CQC（完全二次項平方根法）組合；經計算X和Y向有效質量參與系數為94%以上，均大于90%；

（3）地震作用考慮雙向地震作用和5%的偶然偏心[1]；

（4）樓層側向剛度按等效剪切剛度計算；

（5）本工程外墻為玻璃幕墻，內隔墻采用輕質加氣砌塊，不采用填充磚墻，周期折減系數取0.90；

（6）連接體結構采用彈性樓板假設進行整體分析；

（7）本時程分析采用符合上海地區Ⅳ類場地及設計地震分組的三條加速度時程曲線，其中NIN-4和NIN2-4為兩條實際地震地面加速度時程曲線，SHW1-4為一條人工模擬地震地面加速度時程曲線，這三條曲線的最大加速度幅值為35gal，可以用于7度多遇地震作用時程分析。

多遇地震作用的計算結果對比見表1所示，多遇地震作用下彈性動力時程分析結果對比見表2所示。

3.2 計算結果分析

3.2.1 SATWE軟件四個計算模型結果顯示：

（1）單塔和雙塔模型計算結果的周期，位移等主要參數基本一致，單塔和雙塔中一個塔的塔底（四層）位置的水平地震力間相差不大，比較接近；但在單塔模型二～三層出現最大層間位移角與平均層間位移角的比值大于1.4，經分析發現，單塔模型因一側塔樓刪除，造成該側部分水平地震力較小，位移很小，平均層間位移角約為1/5000，同時單塔和雙塔最大層間位移角基本接近；單塔模型此參數可不作為控制指標。

（2）雙塔、連體①型和連體②型計算結果主要參數基本一致，其中雙塔（最大位移/平均位移）最大值較大，為了協調兩個塔塊，連接體樓層樓板應加厚為150mm，計算模型中此部分樓板按彈性樓板假定進行計算。

（3）連體①型計算結果顯示結構相對抗側剛度在十一～十三層剛度與上層剛度70%的比值和本層剛度與上三層平均剛度80%的比值中的較小者相比小于1.0，程序判斷為薄弱層；但對結構剛度比進行分析后發現，此剛度比為連接體下部一個塔樓的剛度和上部連接體的剛度比值，實際應該為連接體下部樓層兩個塔樓的剛度之和與上部連接體的剛度比；在連體②型以及ETABS計算結果顯示結構相對抗側剛度比滿足要求，無薄弱層；但考慮到連接體下部樓層需要加強，故設計時十一～十三仍舊按地震力放大1.15倍進行設計。

3.2.2 SATWE、ETABS兩個軟件計算結果顯示，兩個軟件的計算結果主要參數基本吻合，具有可比性，說明選用的計算軟件對連體結構計算是可靠的，可以作為連體復雜結構的設計依據。

3.2.3結構的主要計算指標均符合規范要求；

具體如下：

（1）兩個程序計算得到的第一振型均為X向平動，扭轉振型為第三振型，同時第一扭轉周期/第一平動周期小于0.85；

（2）計算的最大層間位移角為小于[1/800]；最大層間位移/平均層間位移=1.20<[1.40]；

（3）結構剪力墻和框架柱的軸壓比滿足規范要求；

（4）對二、三層中間跨度為15.8m的框架梁進行撓度驗算，f=<[1/400]，滿足規范要求；

（5）對連接體的四榀鋼桁架進行計算分析，撓度和強度均滿足規范要求；

⑹ETABS設計軟件采用了分塊無限剛加中間彈性板模塊，進行計算分析；連體部分的樓板在地震工況下剪力；其中樓板剪力區域最大值約為200kN/m，和Vy（十四層的Y向地震剪力）/2/B（樓板寬度）=6987kN/2/15.8=221kN/m數值具有可比性，設計時樓板配筋除考慮彎距外，還應考慮樓板所受的剪力，并且要適當放大。

⑺地震作用下結構的層剪力沿豎向分布無明顯突變；

⑻經過分析，時程分析計算結果與反映譜分析的結果有較大的可比性，三條波分析得出的相對薄弱層為四層和十三層，因而在施工圖設計時需要進行適當加強：指定四層和十三層為薄弱層，同時剪力墻底部加強區高度伸至四層。

結語：

本工程屬復雜結構中連體結構的超限高層建筑[2]。結構設計通過對各種模型進行了兩個計算軟件的詳細分析對比表明，選用的計算軟件和分析方法對復雜連體結構計算可靠，可以作為連體復雜結構的設計依據。同時根據時程分析計算結果，對結構四層和十三層兩個薄弱層采取了有效的加強措施，減少了體型不規則帶來的對結構抗震不利影響，使得結構具有良好的抗震性能，滿足現行規范和規程的要求。

參考文獻：

[1]GB50011-2010建筑抗震設計規范[S].北京：中國建筑工業出版社，2010.

[2]JGJ3-2010高層建筑混凝土結構技術規程.北京：中國建筑工業出版社，2010.

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