宁波B1-5地块双塔连体高层结构设计

2018-07-14徐伟斌周永明刘建飞

结构工程师 2018年3期

徐伟斌周永明张尹刘建飞

(浙江省建筑设计研究院,杭州 310006)

1 工程概况

宁波东部新城东片区B1-5地块工程位于宁波市邱隘镇,项目由北区两幢独立的高层建筑(1#,2#楼)和南区一幢连体高层建筑(3#,4#楼)组成,3层及以下功能为商业,3层以上功能为办公。地下共3层,地下室埋深12.7 m。总建筑面积18.6万m2。

3#,4#楼为连体结构,地上结构总层数14层,1层、2层和3层层高分别为6.0 m、5.0 m和4.5 m,4～13层层高均为4.2 m,14层为4.55 m,结构总高度62.3 m,两塔楼平面呈160°夹角。1～3层通过中部裙房连成一体,4～12层分成两个塔,13～14层通过二层连廊将两个塔相连,连廊跨度约27 m,形成大底盘多塔连体结构(属立面大开洞类型),为多重复杂高层结构。裙房屋顶为绿化屋面,覆土厚度按0.3 m考虑。建筑效果图见图1。

建筑抗震设防烈度为6度,设计基本地震加速度值为0.05g,设计地震分组为第一组,场地土类别Ⅳ类,特征周期Ts=0.65 s,抗震设防类别为标准设防;地面粗糙度B类,基本风压W0=0.5 kN/m2(n=50年),体形系数μs=1.4,并考虑风力相互干扰的群体效应,其增大系数取1.15。

图1 建筑效果图Fig.1 Architecture perspective

地基基础设计等级为甲级,采用泥浆护壁钻孔灌注桩(桩端注浆),选取含黏性土圆砾作为桩端持力层。

2 结构体系选择与布置

2.1 结构体系

依据建筑功能布置要求,主体结构采用现浇钢筋混凝土框架-核心筒结构体系。两塔楼的核心筒外墙从底层到顶层为450～350 mm厚,筒内隔墙250～200 mm厚;框架柱典型尺寸为φ900 mm的钢筋混凝土柱,连接连体桁架的框架柱为φ1 200 mm的型钢混凝土柱,与该型钢混凝土柱相邻的核心筒角部设置型钢柱。楼面采用现浇混凝土板,标准板厚为120 mm,连体范围以及往两侧塔楼各延伸一跨范围内楼板厚为180 mm。框架柱混凝土等级C40,核心筒剪力墙混凝土等级C35,梁板混凝土等级均为C35,内置型钢均采用Q345B钢。结构平面图和剖面图见图2、图3。

2.2 连体结构布置

连体结构设置在13层和14层处,连体底部标高为52.370 m。经方案比选,决定采用转换钢桁架+钢框架结构体系(立面图如图4所示),第13层设置与楼层等高的转换钢桁架,桁架高度4.2 m,桁架上下弦杆通长,弦杆和腹杆采用铰接的连接形式,第14层采用钢框架结构,钢柱落在下层桁架弦杆和竖腹杆的连接节点上,柱下端与桁架上弦采用刚性连接节点,桁架上下弦和屋面钢梁均与主楼的墙或柱刚性连接。与桁架上下弦相连的框架柱均设置型钢混凝土柱,其内置型钢向下延伸两层,向上延伸至屋面层。转换桁架上下弦杆截面均采用箱形构件700×500×48×48,斜腹杆采用600×400×34×34和400×400×18×18,竖腹杆采用400×400×18×18,上层的钢框架柱采用450×450×30×30。

图2 标准层和连体层平面(单位:mm)Fig.2 Typical and connection floor plan (Unit:mm)

图3 结构剖面图Fig.3 Structure section

图4 连体桁架结构立面图(单位:mm)Fig.4 Transfer truss elevation (Unit:mm)

2.3 结构超限情况

根据建质[2010]109号《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》,工程属于超限高层建筑,主要体现在以下几个方面:①扭转不规则,扭转位移比大于1.2;②尺寸突变,3#楼西侧在3～8层处外挑尺寸5～8 m;③竖向构件不连续,存在高位转换构件;④承载力突变,连体下层X向受剪承载力小于上层的80%。工程需进行超限高层建筑工程抗震设防专项审查。

2.4 采取的加强措施[1]

当风和地震作用下,结构除产生平动变形外还会产生扭转变形,扭转效应随两塔的不对称性的增加而加剧,连体结构各独立部分宜有相同或相近的体型,否则在地震中将出现复杂的X、Y、θ相互耦联的震动,扭转影响大,对抗震不利;本工程采用刚性连接,刚性连接体既要承受很大的竖向重力荷载和地震作用,又要在水平地震作用下协调两侧结构的变形,因此要保证连体部分与两侧主体结构的可靠连接;连体结构自振振型较为复杂,抗扭转性能较差,扭转振型丰富,当第一扭转频率与场地卓越频率接近时,容易引起较大的扭转反应,易造成结构破坏,因此连体结构的连接体及与连接体相连的结构构件受力复杂,易形成薄弱部位,抗震设计时须予以加强,以提高其抗震承载力和延性。综上所述,设计采取以下加强措施。

(1) 平面布置:在连体两端塔楼高度相近的前提下,两端塔楼尽量采用相近的体型、平面布置和刚度,通过调整核心筒和连体结构的布置控制扭转周期比。

(2) 剪力墙布置:与连体构件相连的剪力墙端部内置型钢柱,型钢柱由连体层开始向下延伸二层,向上伸至墙顶;同时在连接体高度范围及其上下层的剪力墙(抗震等级提高一级)均设置约束边缘构件,适当提高剪力墙分布筋配筋率和边缘构件纵向配筋率(严于规范),以提高薄弱部位剪力墙抗剪承载力及延性。

(3) 连体楼板加强:连接体转换桁架上下弦处楼板及上层屋面板均采用180 mm厚钢筋混凝土组合楼板。桁架上下弦处楼板加厚范围延伸至连体两侧各一跨范围,此区域板筋均设置双向拉通筋并适当提高楼板配筋率,以承担板内出现的拉应力,提高连接体楼板受剪承载力;同时计算桁架上下弦杆内力和截面验算时,按零楼板假定进行包络设计。

(4) 连体两侧构件加强:连体结构与主体结构采用刚性连接,共设置4榀转换桁架,其中中间两榀桁架上下弦型钢各延伸至两侧主体的核心筒,并与筒内预埋的型钢可靠连接;两榀边桁架上下弦型钢伸入主体结构各一跨,并与型钢混凝土柱可靠锚固;延伸跨均采用型钢混凝土梁。为加强连体顶层的构造设计,连体结构顶层延伸跨的楼面梁也采用型钢混凝土梁,以承受连体对主楼结构的轴向拉力作用;同时将连体相关部位的梁和与之相连的墙、柱抗震等级提高一级,连接体高度范围及其上下层的竖向构件抗震等级均提高一级。

3 结构整体计算分析

本工程连接体采用强连接方式,考虑到两栋塔楼的整体协调受力和变形,需将两栋塔楼作为一个整体进行结构设计,同时采取措施保证连接体与塔楼结构整体协调,共同受力,使其与主体结构连成整体。

3.1 计算模型及主要参数

结构基于性能的抗震设计目标为:支撑连体桁架的墙、柱构件按抗剪中震弹性(范围:平面内延伸一跨,竖向连体以下两层至屋顶),抗弯中震不屈服设计;转换桁架按中震弹性设计。

分别采用SATWE,MIDAS/Gen两个结构分析软件进行整体计算。进行考虑偶然偏心的地震作用和双向地震作用的最不利工况计算,连体结构考虑竖向地震作用,阻尼比:SATWE统一按0.05考虑,MIDAS/Gen计算时,混凝土部分按0.05,钢结构部分按0.025,周期折减系数取0.85,框架抗震等级三级,核心筒抗震等级为二级。

3.2 反应谱计算结果

(1) 结构动力特性详见表1。由表中数据可知:两个软件电算结果的动力特性表现基本接近,扭转/平动周期比均小于0.85,满足规范要求,表明整体结构抗扭刚度较好。

表1整体结构动力特性

Table 1 Whole structure dynamic characteristic

注:括号内数据为各振型的X向、Y向平动系数和扭转系数。

(2) 双塔连体模型采用刚性楼板假定下(连体处楼板采用弹性板假定),经反应谱法计算得到的位移响应结果见表2。从表中结果可知:层间位移角、位移比及剪重比均满足规范要求;在考虑偶然偏心的Y向地震力作用下扭转位移比达到最大值1.28,最大水平位移在4#塔楼2层东南角的角柱处,设计在4#塔楼1～3层东南角外侧柱间沿弱轴布置一道钢筋混凝土斜撑(斜撑延伸至地下三层),以提高塔楼的抗扭刚度。

表2地震位移响应计算结果

Table 2 Seismic displacement response results

3.3 弹性时程分析结果

对整体结构进行多遇地震下的弹性时程分析,地震波选用一条人工波RH1TG065,两条天然波TH1TG065和TH3TG065进行时程分析,地震波持续时间不小于结构基本自振周期的5倍,时程分析输入的地震加速度最大值为18 cm/s2。由表3和图5中可知:每条时程曲线计算所得结构基底剪力不小于振型分解反应谱法计算结果的65%,多条时程曲线计算的结构基底剪力的平均值不小于振型分解反应谱法计算结果的80%,两个方向的层间位移角也均满足规范要求。

3.4 静力弹塑性时程分析结果

工程选用Midas/Gen程序进行静力弹塑性分析,经计算,X向地震对应的性能点最大层间位移角为 1/553,Y向地震对应的性能点最大层间位移角为 1/483,均满足规范要求。在多遇地震下始终处于弹性阶段,结构中梁、柱、剪力墙等构件均未出现塑性铰,在设防地震下基本处于弹性状态,顶部两层(连体顶层和出屋面层)部分剪力墙和连梁出现塑性铰,当结构达到罕遇地震性能点状态时,底层剪力墙出现塑性铰,最后外框架梁和底部柱子先后进入塑性状态,连体钢结构部分始终处于弹性。表明结构在大震作用下,核心筒作为第一道防线,外框架作为第二道防线,具有良好的抗震性能,符合“小震不坏、中震可修、大震不倒”的设防目标[2]。

表3时程分析(SATWE)与振型分解反应谱法
(CQC)的结果比较

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

图5 楼层剪力分布图Fig.5 Floor shear distribution

4 连体结构设计

由于连体两侧塔楼结构体系相同且塔楼平面尺寸、竖向体型和刚度相近,层数相同,同时连接体自身平面刚度较大,考虑到采用强连接结构方案,在水平地震力作用下能协调两栋塔楼整体受力和变形,故本次连接体采用强连接方式。同时由于连接体的存在使得地震作用下原来独立发生振动的塔楼要相互作用、相互影响,结构的反应远比单塔结构和无连接体的多塔结构受力复杂,对结构的整体刚度、扭转效应等都存在不同程度的影响,连体部分既承受较大的重力荷载和地震作用,又要协调两侧塔楼的变形,结构构件受力复杂,易形成薄弱部位,因此有必要对连体部分进行专项分析[3]。

4.1 连体对塔楼动力特性的影响

不同塔楼模型的动力特性值见表4。从表中可知:双塔连体模型的前2阶周期小于3#楼单塔模型,而其前3阶周期大于4#楼单塔模型,表明连体的设置对整体刚度的影响与各单塔的平面结构布置相关;双塔连体模型的扭转周期比明显小于两个单塔模型,表明连体的设置增强了整体结构的抗扭刚度,使扭转效应大为减小。基于连体跨度较大,且两侧塔楼存在平面不规则性,在强震作用下连体可能先发生破坏,为确保连体部分失效后两侧塔楼可以独立承担地震作用不致发生严重破坏或倒塌,补充分塔楼模型计算分析,对塔楼的关键构件(如核心筒的底部加强区、支承连体桁架的框架柱等)进行校核并采用两者较不利的结果进行结构设计。

表4单塔模型与双塔连体模型的动力特性对比

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

4.2 连体对塔楼侧向变形和扭转变形的影响

双塔连体模型和单塔模型的最大层间位移角和最大扭转位移比见表5、表6,从表中可知:3#单塔模型双向层间位移角和扭转位移比均大于双塔连体模型,其中Y向的最大扭转位移比明显大于连体模型;4#单塔模型双向扭转位移比均大于连体模型,表明该连体结构刚度大,整体协调能力强,从而提高了整体结构的抗侧刚度和抗扭刚度。另从中发现,4#单塔双向层间位移角却略小于双塔连体模型,原因分析如下:由于连体两侧塔楼平面形状呈160°夹角,存在斜交抗侧力构件,正交水平地震力分解一定分量,从而使连体对两侧单塔的动力特性和位移表现出不同程度的影响。

4.3 连体对塔楼楼层抗剪承载力的影响

单塔楼层抗剪承载力沿高度方向变化均匀,本层与相邻上层的抗剪承载力比值均大于0.8,无明显突变。设置连体后,由于连体设置了4榀水平刚度较大的转换桁架,使得连接体范围纵向楼层抗剪承载力显著提高,而连接体上下层部位的楼层抗剪承载力产生一定突变(连体下层与连体首层的抗剪承载力比值0.76),超出规范要求。

表5不同模型的最大层间位移角对比

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

表6不同模型的最大扭转位移比对比

Table 6 Comparison of maximum torsional displacement ratios of different models

对策:连体下部相邻层的水平地震作用计算内力放大1.25倍,同时加强该层竖向抗侧力构件的配筋构造和楼盖的刚度、配筋。

4.4 连体结构节点设计

为尽可能实现连接体与主体结构的刚性连接效果,在连接处支座柱采用钢骨混凝土柱,同时连体钢桁架支座处腹杆、上下弦杆钢梁与塔楼钢骨混凝土柱之间均采用刚性连接,并将桁架钢梁伸过一跨以保证刚性节点的效果。由于连接体与西侧塔楼平面形状呈160°夹角,存在斜交抗侧力构件,正交水平地震力分解的分量对连体产生平面外的水平力,采用箱形钢梁作为桁架杆件,能使该连体桁架在平面外具有较好的刚度及整体抗扭性能。同时在连接体上层框架柱对应的上弦节点处以及下弦节点楼面次梁相交处设置竖腹杆,该腹杆的设置能有效地减小节点间弦杆的跨中弯矩和剪力。选受荷较大的中榀转换桁架进行分析,取设计控制斜腹杆(应力最大)与上、下弦杆汇交处节点分别进行验算,见图6。

图6 桁架节点大样图Fig.6 Truss joint detail drawing

(1) 承载力和变形验算:连体部分按中震弹性进行设计,水平地震影响系数最大值取0.12,阻尼比取0.025,周期不折减,主要考虑以下组合:1.35恒载+0.98活载,1.2恒载+1.4活载,1.2x (1.0恒载+0.5活载)+1.3水平地震+0.5竖向地震+0.28风荷载。结果显示,桁架端部斜腹杆所受轴力最大,其与主楼相连斜腹杆的最大应力比为0.83(压应力),与该受压斜腹杆相接的受拉斜腹杆最大应力比为0.69,计算表明,在中震组合工况下,连体钢桁架处于弹性状态。同时在恒载+活载标准组合作用下桁架的竖向最大挠度为46 mm,为跨度的1/590,说明转换桁架竖向刚度大,变形值满足规范要求[4]。

(2) 节点验算:根据双塔连体模型计算得到的桁架节点区各杆件的最大内力组合值,采用Midas/Gen软件对该最大内力作用下的节点进行有限元应力计算,节点区采用板单元进行网格划分,有限元模型中不考虑焊缝的影响。选取桁架端部斜腹杆汇交处上弦节点和下弦节点进行计算分析,其网格划分和Von Mises应力云图如图7、图8所示。分析结果表明,中震作用下,上、下弦节点高应力区主要分布在竖杆与弦杆连接的翼缘处,竖杆翼缘应力最大,其上、下弦处最大应力比分别为0.88和0.71,均处于弹性状态。

图7 上弦节点分析结果Fig.7 Top chord joint analysis

图8 下弦节点分析结果Fig.8 Bottom chord joint analysis

(3) 节点设计:桁架节点区弦杆与斜腹杆、竖杆连接时,翼缘和腹板均采用全熔透坡口焊连接,确保节点区为整体刚性构件。上下弦节点之间通过摩擦型高强螺栓与斜腹杆、竖杆连接。通过有限元应力分析,表明在弦杆遇腹杆翼缘相交处设置内加劲肋可有效减小连接处的集中应力,设计时应予以重视。

4.5 连体部分楼板温度应力分析

连体部位纵向最大长度达126 m,超出伸缩缝最大间距的要求[5]。连体两侧塔楼核心筒纵向(连体跨度方向)长度分别为28 m和30 m,核心筒之间净距约43 m。由于筒体存在较大的抗侧刚度,对筒体之间现浇楼板的面内变形产生约束,不可避免要对现浇楼屋盖的混凝土收缩及负温差收缩产生约束拉应力,故有必要对连接体范围楼屋面板进行收缩和温度作用分析。

根据气象资料,当地最低基本气温约-2 ℃,最高基本气温36 ℃,结构合拢温度取T0=16 ℃～18 ℃,则季节温差ΔT1=±20 ℃;混凝土收缩当量温差ΔT2计算如下:

则等效温差ΔTs=2 ℃(升温),ΔTj=38 ℃(降温),结构最不利温差ΔTmin=-38 ℃(降温控制)。对于季节温差,因为其是一个长期缓慢的作用过程,是与时间有关的变量,需考虑徐变的影响,本工程考虑徐变作用下混凝土的收缩折减系数K取0.3。采用MADIS/Gen建立有限元模型进行温度应力计算,楼板顶面主拉应力云图如图9所示。

图9 连体层楼板温度应力分布示意图Fig.9 Thermal stress distribution of connecting floor

图中可知,温度收缩基本呈现由两端向中心变形,房屋端部及核心筒附近楼板产生较大的应力集中,其中最大拉应力出现在核心筒附近区域,其峰值达2.5 MPa,大于混凝土抗拉强度标准值,如按不计入温度作用计算的配筋量进行验算,则该区域楼板的最大裂缝宽度超出规范[5]规定的限值,不满足正常使用极限状态。

设计采取的对策有:按混凝土收缩和温差作用分析结果在拉应力较大区域配置附加筋,提高楼屋盖板贯通筋的配筋率,混凝土或型钢混凝土梁腹筋的配置也相应加强;提高连接体下部两层梁板的配筋率,并对框架柱采取相应的加强措施;在连体两侧的延伸跨内设置收缩后浇带等[6]。

4.6 转换桁架施工阶段验算

设计时转换桁架的竖向刚度按一次形成、竖向荷载按一次加载进行施工模拟计算,其上部钢结构待桁架的空间刚度形成后再施工。

转换桁架安装高度近37 m,根据设计要求和专项施工方案,转换桁架在工厂内加工制作,在两侧塔楼结顶后进行整体吊装,就位并形成稳固的空间支撑体系后,再进行上层钢框架安装及连体部位混凝土楼屋板施工。

转换桁架应根据施工方案进行施工阶段整体受力验算[7]。验算时转换桁架上下弦楼层按零楼板假定,楼屋面恒载取次梁和板自重,施工活载取1.5 kN/m2,其中屋面板恒活载产生的柱底内力及钢柱自重加载在桁架上弦节点处,桁架自重程序自动计算,荷载分项系数按现行荷载规范取。选取中榀桁架进行验算分析,桁架端部支座处斜腹杆(受力最大)应力比为0.72;桁架跨中竖向挠度为39 mm,均满足规范要求。设计要求桁架制作时按L/700 预起拱。