四川省投资集团有限公司调度中心结构设计

赵仕兴，唐锦蜀，蒋正涛，刘家喜

(四川省建筑设计院，四川成都610017)

1 工程概况

四川省投资集团有限公司调度中心位于成都市天府大道东侧，为一大型甲级写字楼。大楼由三层地下室、四层裙房和其上南北两座塔楼组成。地下室层高为3.500～5.400 m，裙房层高为5.200～4.800 m，办公楼层高均为4.000 m。两塔楼总高度分别为89.400 m、97.400 m。

本工程总建筑面积约为10×104m2。附建筑实景照片(图1、图2)。

图1 四川省投资集团有限公司大楼

图2 施工中照片

2 本工程结构特点

由于建筑平面复杂、竖向体型变化较大，为本工程结构设计带来了一定的难度，主要表现在以下几方面。

(1)南北两塔楼因建筑周边设置幕墙原因在16层以下无法分为两个独立结构单元，仅在四层、六层和十六层有较强连接(连接宽度约为33 m，占塔楼总宽度的45%)，其余各层仅用走廊连接(连接宽度约为5 m，占塔楼总宽度的7%)，在16层以上分开为两独立结构单元，形成弱连体结构(图3、图4)。

(2)建筑平面上大下小，在东西方向端头尤为突出，造成部分框架柱为外斜，在一层斜柱和内部框架柱合为一根，形成分枝柱。

(3)混凝土筒体偏心较大，结构扭转难以控制。

(4)建筑东西两侧由于设置通高的中庭，形成高达40 m的单层索网玻璃幕墙，水平向单索拉力约为600 kN，竖向单索拉力约为180 kN，水平索支承于两塔楼钢筋混凝土筒体和钢管混凝土柱上，竖向索支承于裙房顶部标高和16层的钢桁架上，单索对主体结构的影响较大。

(5)主楼典型柱网尺寸为8.4 m×10.5 m，标准层层高为4.0 m，装修完净高要求不小于3.0 m，结构、水、电、空调、吊顶高度合计不大于1.0 m，筒体周边走廊处结构高度不得大于0.5 m。

(6)入口雨蓬悬挑长度达13 m，雨蓬桁架支承于30 m跨的钢桁架上。

本工程属于抗震超限高层建筑，通过了四川省建设厅组织的超限高层建筑抗震设防专项审查。

3 结构选型和布置

工程设计使用年限为50 a，结构安全等级为二级，地基基础设计等级为甲级。

抗震设防烈度为7度，基本地震加速度为0.10g，建筑场地类别为Ⅱ类，抗震设防类别为丙类，设计地震分组为一组。

采用钢筋混凝土筒体—钢框架结构，抗侧力体系由2个钢筋混凝土筒体、两榀竖向支撑和钢框架组成。筒体剪力墙抗震等级为一级，连接体附近剪力墙为特一级。

利用建筑中部的楼、电梯间、设备用房形成中部钢筋混凝土核心筒体，筒体角部和重要连接部位内置型钢，沿建筑周边布置钢管混凝土框架柱。因塔楼两翼伸出核心筒较长，在塔楼端部布置竖向钢支撑，采用偏心支撑。结合建筑布置，在四层、六层和十六层设置大型水平钢桁架将两塔楼连接，钢桁架上部设置200 mm厚度的现浇钢筋混凝土楼板以加强两塔楼的连接。

为了减小筒体周边走廊处结构的高度，垂直于筒体周边方向设置次梁，同时将钢梁高度在走廊处减矮至380 mm以保证使用高度。典型框架梁截面为H550×200×10×18，典型次梁截面为H550×200×8×20。

将建筑物端部和与索幕墙相连的钢管混凝土柱截面加大至700×900 mm，并保持竖向不变，以提高结构的抗扭能力。

基础采用钢筋混凝土筏板基础，地基持力层为稍密卵石～中密卵石层。裙房部分筏板基础下设置抗浮锚杆解决裙房抗浮问题。

图3 七、十五层平面布置

图4 四、六、十六层平面布置

4 计算分析

采用中国建筑科学研究院PKPM工程部编制的PKPM系列SATWE和美国CSI公司开发的ETABS软件进行计算。

4.1 计算结果

4.1.1 STAWE与ETABS反应谱弹性计算

计算结果见表1。

表1 STAWE与ETABS反应谱计算

4.1.2 STAWE多遇地震弹性动力时程分析

地震波选用:选用SATWE自带的人工波RH2TG035和四川省地震局提供的天然波TH3TG035 TH4TG035，地震加速度峰值为37 cm/s2。

主要计算结果如表2(括弧内为与反应谱法地震力之比值)。

表2 STAWE多遇地震动力时程分析

弹性动力时程分析法与STAWE反应谱法结果吻合，并满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ3－2002)第3.3.5条要求。

4.1.3 STAWE罕遇地震弹塑性动力时程分析

采用弹塑性动力时程分析法(EPDA)进行弹塑性分析(表3)。

地震波选用:选用SATWE自带的人工波RH2TG035和天然波TH3TG035、TH4TG035，地震加速度峰值为220 cm/s2。

表3 最大弹塑性层间位移角(△u/h)

最大弹塑性层间位移角远小于规范限值(1/100)，主要承重构件上也未出现塑性铰，结构满足大震不倒的设防要求。

4.1.4 性能设计

本工程各构件的抗震性能目标如下:

钢管混凝土柱、抗震墙、连接体钢桁架:小震弹性，中震不屈服，大震允许进入塑性，控制结构变形。

连梁、框架梁:小震弹性，中震可以屈服，大震允许进入塑性，控制结构变形。

4.2 ANSYS节点应力分析

对钢管混凝土树状节点在工程荷载下进行了数值计算。部分结果如下(图5～图7)。

5 试验

结合本工程的特点，委托重庆大学进行了钢管混凝土树状节点实验和1∶150风洞模型试验。

5.1 钢管混凝土树状节点试验

实验共选取了6个1/2比例的试件，分为两组。第一组检验节点周边梁上作用竖向荷载时，钢梁与钢管混凝土柱的连接性能、极限承载能力和最终的破坏形态;第二组检验当主体结构受到地震作用时，节点周边梁施加低周反复荷载时节点的极限承载能力、破坏形态和位移延性系数，结果见图8～图12。

图5 钢管混凝土树状节点区域的钢管的应力云图

图6 钢管内混凝土的应力云图

图7 柱钢管及钢梁的应力云图

图8 钢管混凝土树状节点的低周期反复加载

图9 钢管混凝土树状节点的静载加载装置

试验表明:

节点破坏均发生于梁端头，柱(包括柱内混凝土和隔板)未发生破坏，主要表现为梁转动、翼缘屈服、腹板屈服、与柱连接处撕裂等，满足强柱弱梁的要求。

梁延性系数均u≥3，一般在3.0～4.0之间，滞回曲线饱满，节点有良好的耗能力。

本节点能有效传递横梁、斜柱内力，并具有良好的抗震能力，节点设计是安全、可靠的。

5.2 1∶150风洞模型试验

由于建筑的平、立面比较复杂，且在中庭部分采用的单索玻璃幕墙对风非常敏感，本工程进行了风洞模型试验。试验在中国空气动力研究与发展中心低速气动力研究所4 mX3 m风洞工业试验段进行，见图13。

图10 静载下钢管混凝土树状节点破坏图

图11 低周期反复加载下钢管混凝土树状节点破坏图

图12 低周期反复加载下某梁的P—△曲线

试验模拟了0°～360°的方向角，间隔15°。

试验结果表明，重现期为50 a时，最小负压为－1.759 kPa，最大正压为0.697 kPa;重现期为100 a时，最小负压为－2.052 kPa，最大正压为0.813 kPa。迎风面主要受正压作用，屋面、侧面和背风面主要受负压作用，尤其以转角处背风区负压较大。

6 重要节点和构件设计

本工程部分构件和节点构造比较特殊、复杂，主要有以下几种类型。

6.1 分枝柱节点

图13 有周围环境(实际情况)时风洞试验场景

受力复杂，连接构件较多(最多有9根构件)，内部水平和竖向隔板较多，且内部要浇筑混凝土，对施工要求很高，设计过程中对节点进行了焊接工艺评定，多次修改节点设计，最后通过应力分析和实验验证了受力合理和施工可行。

6.2 变截面梁节点

为满足建筑净高要求，在走廊周边采用变高度梁，梁高由550变矮到380，变矮处梁翼缘和腹板相应加厚。

6.3 支承索幕墙钢桁架

由于钢桁架跨度较大，并承担巨大的索幕墙拉力，且与索幕墙连接要求高，杆件内力巨大，杆件数量较多，设计难度较大。钢桁架弦杆采用箱形截面，腹杆采用工字型截面，考虑到其重要性，设计应力比小于0.6，并预留起拱高度1.5/1000。为保证桁架下方走道使用高度，桁架端部高度减小至1400，该部位改为实腹式。

6.4 钢桁架与型筋混凝土和钢管柱连接节点

该类节点的支座受力巨大，钢桁架很高，必须考虑其支座侧向稳定的问题。

设计时在筒体上设置钢牛腿支撑桁架，采用叠层橡胶支座，在筒体内预埋钢板和桁架腹板连接，螺栓孔均采用长圆孔，以解决支座传递竖向力和水平力的问题。

6.5 索幕墙与主体结构的连接

南侧塔楼横索两端均设埋件与筒体相连;北侧塔楼横索一端设预埋件与筒体相连，另一端与钢管混凝土柱相连，埋件位置均与筒体内设置的型钢柱焊接。

为将与钢管混凝土柱相连的横索拉力可靠传递至筒体，在楼层标高设置水平钢桁架，将七根框架柱和筒体抗震墙相连。

竖索上端与十六层钢桁架下弦侧面连接，下端与四层钢桁架上弦通过箱形短钢柱连接。为解决十六层钢桁架下弦抗扭问题，在下弦标高设置水平支撑。

7 结束语

本工程通过各种计算分析和实验研究，解决了一系列的结构技术难题，并使建筑较好的实现了建筑师和业主的苛刻要求。

该工程现在已投入使用，状况良好，达到预期的设计效果，为成都市人民南路增添了一道亮丽的风景线。

［1］JGJ 3－2002高层建筑混凝土结构技术规程［S］

［2］GB50011－2001建筑抗震设计规范［S］

［3］徐培福.复杂高层建筑结构设计［M］.北京:中国建筑工业出版社，2005