光峰科技總部大廈結構設計要點

許鴻珊

(香港華藝設計顧問(深圳)有限公司,廣東 深圳 518052)

0 引言

隨著社會環境的不斷變化和技術水平的不斷提高,超高層建筑的普及越來越廣。本文結合實際建筑工程,針對一般常規的超高層辦公樓建筑,從結構體系的選擇、設計方法以及結構不規則項等方面,進行針對性的計算分析,并采取相應的加強措施,對面大量廣的高層建筑有一定的參考價值。

1 工程概況

光峰科技總部大廈項目位于深圳市南山區留仙大道與石鼓路交匯處西南角,項目總用地面積5 942.88 m2,總建筑面積78 482 m2,規劃用地為研發用房。項目由一棟超高層塔樓組成,塔樓主屋面結構高度155.05 m,設有3層地下室,局部4層;地面以上34層,帶5層商業裙房。建筑效果圖及剖面圖如圖1所示。

本項目結構設計使用年限為50 a,結構安全等級為二級,抗震設防類別為丙類,抗震設防烈度為7度[1],建筑場地類別為Ⅱ類,設計地震分組為第一組,場地特征周期Tg=0.35 s。根據GB 5009—2012建筑結構荷載規范[2]基本風壓為0.75 kN/m2(50年一遇),承載力設計時按基本風壓的1.1倍采用,地面粗糙類別為C類,體系系數為1.4。

2 結構構成

2.1 建筑立面斜撐實現方案

由于建筑立面需要,塔樓在24層—30層南側設有斜撐,見圖1。考慮斜撐僅在塔樓南面設置,為避免斜撐參與整體結構受力引起結構剛度突變,改變結構受力特性,將斜撐作為幕墻構件,與主體結構采用上端固定、下端自由的連接方式。斜撐不對結構提供側向剛度,不承擔重力荷載,計算分析時,斜撐不參與整體模型計算。

2.2 結構構成

塔樓采用鋼筋混凝土框架-核心筒結構體系,西側底部裙房設有斜柱。結合建筑立面效果,塔樓框架柱布置沿高度均勻變化,西側有兩次局部豎向構件收進,分別為裙房底部斜柱在裙房屋面收進,6層以上西側最外排框架柱在24層避難層立面收進,見圖1。塔樓外框柱截面由1 400 mm×1 300 mm變化至800 mm×800 mm,混凝土強度等級由C70變化至C30;核心筒外墻厚700 mm～400 mm,內墻厚350 mm～300 mm,混凝土等級C60—C30。為避免剛度突變,墻體收進和混凝土變化錯開兩層以上。樓屋蓋結構采用梁板體系,梁高700 mm～800 mm,板厚度110 mm～150 mm不等。結構標準層如圖2,圖3所示。

3 結構超限情況及抗震性能目標

根據超限高層建筑工程抗震設防專項審查計算要點,本項目主要的超限情況如下:1)高度超限:塔樓地面以上總高度為155.05 m,屬于JGJ 3—2010高層建筑混凝土結構技術規程[3](簡稱高規)中超A級高度高層建筑。2)扭轉不規則,扭轉位移比大于1.2。3)樓板不連續,2層樓板有效寬度小于50%。4)局部不規則,1層、2層存在穿層柱,1層—5層裙房布置斜柱。

結構抗震性能目標為C級。根據構件重要性區分為關鍵構件(底部加強區剪力墻、中震下小偏拉剪力墻、框架柱、斜外框架柱、立面收進部位上下層豎向構件)、普通豎向構件和耗能構件,不同構件采用不同的性能目標,其中關鍵構件:設防烈度地震作用下抗剪彈性、抗彎不屈服,罕遇地震作用下抗剪不屈服,個別彎曲屈服;普通豎向構件:設防地震作用下抗彎不屈服,抗剪彈性,罕遇地震作用下部分彎曲屈服,滿足截面抗剪;耗能構件:設防地震作用下允許屈服,罕遇地震作用下允許部分破壞。

4 結構整體性能

4.1 靜力分析結果

采用YJK和ETABS兩種獨立軟件對塔樓進行了小震彈性整體計算分析,計算以地下室頂板為上部結構嵌固端,主要計算結果如下:1)結構平動、扭轉振型清晰,第1,2階振型均為平動振型,T3/T1=0.8<0.85,滿足規范要求。2)樓層最大層間位移角均小于1/650,其中,考慮偶然偏心影響,扭轉位移比最大值為1.29(第8層),略大于規則結構限值1.2,但相應樓層的層間位移角(1/1 307)小于規范限值1/650,滿足規范要求。3)樓層側向剛度比與抗剪承載力比表明,結構豎向不存在軟弱層和薄弱層。

4.2 小震彈性時程分析

選取適宜本場地的5條天然地震波和2條人工地震波進行彈性時程分析補充計算,雙向地震輸入,主次方向地震波峰值比為1∶0.85。塔樓計算結果見圖4,圖5。

在各地震波作用下,結構的樓層剪力和層間位移角曲線光滑無突變,表明結構豎向不存在明顯軟弱層。除頂部32層—41層(計算樓層)外,7條地震波計算得到的樓層剪力與位移角平均值均小于規范反應譜計算值。構件承載力復核設計采用反應譜、時程分析平均值的包絡設計,以確保結構安全。

4.3 中震作用下墻體軸拉力驗算

中震作用采用規范反應譜的參數,連梁剛度折減系數取0.4,周期折減系數取1.0,阻尼比0.06,不考慮與抗震等級有關的調整系數。

剪力墻軸拉力驗算按中震不屈服(1.0D(恒)+0.5L(活)+1.0E)組合復核,墻肢驗算時僅取單向墻肢軸應力,不考慮腹板墻的平均效應[4]。控制中震組合作用剪力墻軸拉應力不大于1.0ftk(混凝土受拉強度標準值)。計算結果可知,中震作用下,地上1層、2層局部少量墻肢受拉(見圖6),最大拉應力為2.44 MPa,小于1.0ftk(2.85 MPa,C60),滿足設計要求(見表1)。對于出現小偏心受拉墻肢,施工圖設計采取特一級構造措施,塔樓剪力墻不設置型鋼。

表1 中震作用下偏心受拉墻體拉應力驗算結果

4.4 動力彈塑性時程分析

采用SAUSAGE軟件對塔樓進行了罕遇地震作用下的動力彈塑性分析。分析結果表明,X向最大層間位移角為1/209;Y向最大層間位移角為1/135,小于規范限值1/125,能滿足預期性能目標。

框架柱、核心筒剪力墻混凝土均為輕微—輕度損傷;框架梁為輕度—中度損壞。框架柱及剪力墻鋼筋處于彈性階段,剪力墻未出現剪切損壞。結構大部分連梁出現不同程度的塑性,部分跨高比較大的連梁進入彎曲屈服階段(見圖7,圖8)。連梁形成了耗能鉸機制,符合屈服耗能的抗震工程學概念,有效發揮了第一道防線的作用。

綜上可知,該結構能滿足“大震不倒”的設防目標及大震下抗震性能目標。

4.5 斜柱上下端樓蓋受力補充分析

本工程在裙房范圍(1層—5層)設有斜柱(斜柱角度15°),在重力荷載作用下,與斜柱相連跨樓蓋受拉(見圖9),為準確得到樓板和梁的軸力,計算時,與斜柱相連的樓蓋采用彈性樓板計算,真實考慮其平面內剛度[5]。

對與斜柱相連跨樓板進行有限元計算,在重力荷載作用下斜柱上層樓板最大軸向拉應力為1.04 MPa,樓板板厚150 mm,采用雙層雙向配筋,即單側每延米樓板需配置的附加鋼筋為216.5 mm2(單側附加鋼筋8@200)。

對與斜柱相連跨框架梁補充不考慮樓板作用的計算模型,框架梁按照拉(壓)彎構件設計,配筋按考慮與不考慮樓板作用包絡設計。

4.6 樓板應力補充分析

本工程二樓樓板有大開洞,西側最外側框架柱分別在6層、24層樓面收進,在水平荷載作用下,樓板面內可能會產生較大的軸力和剪力,為考察樓板的受力狀態,需要復核各工況下樓板應力狀態確保其滿足擬定性能目標。樓板的性能目標定為小震彈性,中震抗拉不屈服,抗剪彈性,設計中采取下列工況進行驗算(見表2)。

表2 荷載效應組合表

采用ETABS軟件,定義樓板為殼單元,對樓板進行樓板應力分析。分析結果表明,水平荷載作用下,樓板的軸向拉應力、面內剪應力均小于混凝土的抗拉強度設計(ft=1.43 MPa),樓板不發生開裂,樓板能滿足預期的性能目標。施工圖設計時,樓板單側配筋按豎向荷載產生的面外彎矩與水平荷載產生的軸向拉力共同作用下鋼筋面積之和配置。

4.7 躍層柱屈曲分析

塔樓在1層、2層南側大堂上空,4層、5層北側裙房會議室上空開洞,見圖10,圖11,使外側框架柱形成只有單邊約束的兩層通高躍層柱,為保證躍層柱的穩定,需對躍層柱的計算長度系數進行復核。

對整體結構模型進行線性屈曲穩定分析,依據線性屈曲分析結果得到結構各階屈曲模態以及屈曲臨界荷載系數;檢查各階屈曲模態形狀,確定該構件發生屈曲時的臨界荷載系數,得到該構件的屈曲臨界荷載;由歐拉臨界荷載公式反算該構件的計算長度系數μ[6],即:

其中,EI為該構件發生屈曲方向的彈性抗彎剛度;Ncr為該構件的屈曲臨界荷載,由線性屈曲分析得到;l為構件的幾何長度。

應用ETABS軟件,取1.2恒載+1.4活載設計值工況進行線性屈曲分析,躍層柱屈曲模態見圖12,圖13。躍層柱計算長度系數見表3。

表3 躍層柱計算長度系數

計算結果表明,躍層框架柱的計算長度系數均小于1.0,實際設計躍層框架柱計算長度系數偏安全取1.25。

5 結論

本工程采用框架-核心筒結構體系,存在結構高度超限、扭轉不規則、樓板不連續及局部穿層柱、斜柱等不規則項,屬超限高層建筑結構。綜合考慮各項因素,擬定本工程的性能目標為C級。通過采用不同的軟件進行小震、中震及大震下的計算分析,針對結構不規則項采取針對性的加強措施:

1)對斜柱頂底層進行樓板應力補充分析,針對斜柱頂層樓板受拉情況,配置附加受拉鋼筋;針對與斜柱相連框架梁,按不考慮樓板作用包絡設計。

2)大開洞樓層及局部框架柱收進層樓板板厚加強,配筋采用雙層雙向配筋,同時,對該部位樓板補充樓板應力分析,并根據計算結果適當加強配筋。

3)針對躍層柱進行整體模型屈曲穩定分析,反算構件計算長度系數,按規范值與計算值取包絡設計,確保穿層柱在豎向荷載作用下,有良好的穩定性。

計算結果顯示結構具有良好的抗側剛度,較好的滿足抗震設計預期的性能目標。