一种幕墙拱连体结构设计

林 泳

（广东省建筑设计研究院有限公司 广州510010）

1 工程概况

某办公楼位于广州市南沙区，地上9 层，地下1层，建筑总高度47.95 m，建筑面积约15 789 m2，结构体系为框架-剪力墙结构；由于建筑功能的需要，本工程部分结构柱不能上下贯通，5～10层形成大跨度连体区域。该连体区域宽度为22.0 m，跨距32.4 m，总高22.5 m。建筑效果如图1所示。

图1 建筑效果Fig.1 The Construction Effect Chart

2 连体区域结构特点

由于建筑功能的需要及结构特点，本工程连体区利用幕墙的建筑布置，在幕墙骨架位置布置X 型支撑、吊柱及底层拉杆，X 型支撑布置呈“拱”型，整个幕墙骨架受力体系简称“幕墙拱”。“幕墙拱”刚度较大，承担大部分连体区的竖向荷载。

连体结构布置如图2、图3 所示，在左右两侧设置的幕墙拱命名为GHJ1和GHJ2，GHJ1、GHJ2立面示意如图4 所示。整个连体采用钢结构，两侧支承柱采用1 200 mm×1 500 mm 矩形钢管混凝土柱，楼盖厚度顶层与底层为150 mm、中间层为110 mm，各主要构件截面尺寸（H×B×Tw×Tf）mm 分别为：（竖杆）箱型300×400×20×20、（水平横梁）箱型400×500×20×20、（交叉斜撑）箱型400×400×20×20。

图2 结构计算模型Fig.2 Structural Calculation Model

图3 结构平面布置Fig.3 Structure Plane Layout

图4 幕墙拱传力示意Fig.4 Curtain Wall Arch Force Transmission

3 结构计算分析

3.1 连体区域抗震性能设计

该办公楼属于A 级高度带连体的超限高层建筑，根据《高层建筑混凝土结构技术规程：JGJ 3—2010》［1］，本工程总体抗震性能目标按C级进行设计，并按文献［1］的各验算公式要求计算。连体区域采用“幕墙拱”形式布置，属于重要构件，其抗震性能目标按大震不屈服、中震弹性进行设计，同时对连体部位进行了多遇地震、设防地震和罕遇地震下的抗震验算［2］，使各计算指标满足文献［1］要求，并采取了以下加强措施：

⑴受压斜撑、GHJ1 和GHJ2 的顶层水平梁、底层受拉梁、支撑幕墙拱的框架柱为关键构件。为保证斜撑的受压稳定性，斜撑均采用方钢管混凝土构件予以加强。顶层水平梁、支撑幕墙拱的框架柱均采用型钢混凝土构件。底层受拉梁采用箱型钢梁，其内部张拉预应力索以减少梁对梁端框架柱的拉力。由于顶部两层梁受压，为保证整体平面外稳定性，顶层楼板加厚，并在顶层中部增加横向桁架，保证其整体稳定性。［3］

⑵连体部分的钢骨梁，钢结构桁架伸入主体结构至少一跨，连体结构的边梁截面加大。连体结构及与连体结构相连接的结构构件在连体区域高度范围及其上、下层的抗震等级提高一级，即剪力墙按二级，框架按一级。与“幕墙拱”相连的框架柱在连体区域高度范围及其上、下层，箍筋全高加密，并验算中震弹性计算结果的柱配筋，轴压比限值按其他楼层的剪力墙、框架柱的数值减小0.05 采用，即剪力墙按0.45 控制轴压比，框架柱按0.65 控制轴压比。与连接体相连的剪力墙通高采用约束边缘构件［4］。

3.2 连体整体稳定分析及变形分析

由于连体区两侧的幕墙拱跨度、竖向刚度均较大，需采取措施确保整个转换体系的侧向稳定性。因此在连体区顶层中部设置了横向稳定桁架并将连体区顶层板厚增加至150 mm，以加强连体区的横向稳定性。整体稳定性分析结果：最低阶屈曲因子为14.925，失稳类型为整体扭转失稳（见图5）。

图5 一阶屈曲模态Fig.5 First Order Buckling Mode

由于连体区跨度达32.4 m，需保证连体区竖向刚度满足文献［5］要求。在（1.0恒+1.0活）静力荷载工况作用下，平面构件的最大竖向位移为31.4 mm，挠跨比为1/1 050，满足1/400的挠度限值要求。两侧幕墙拱之间的横向跨度为21.0 m，跨中最大挠度值为14.0 mm，挠跨比为1/1 500，满足1/400的挠度限值要求。

3.3 连体温度内力分析

因连体构件大多采用钢构件，受温度作用影响明显，且裙房各层平面长度达到78 m，需分析温度作用对连体结构变形和应力的影响。按《建筑结构荷载规范：GB 50009—2012》［6］要求，温度作用组合系数为0.6。考虑混凝土结构的收缩徐变，弹性模量折减系数为0.3，不改变钢结构的弹性模量，考虑结构升降温25°。

在温度作用下，构件变形值较大处位于连体区顶层、底层的边梁，以及两侧的X 型交叉撑。升温及降温对桁架影响较大，整个连体结构的控制工况为恒+活+温度作用。经复核各截面能满足设计要求。

温度组合下钢结构的应力比：幕墙拱的X 交叉撑刚接模型，最大应力比为0.937，应力比较大的地方出现在连体区与塔楼交接部位的水平梁端，以及靠近塔楼的X 交叉撑处。幕墙拱的X 交叉撑铰接模型最大应力比为0.942，应力比较大的地方出现在连体区与塔楼交接部位的水平梁端，以及顶部横向稳定桁架的腹杆处。均满足设计文献［5］要求。

3.4 楼板中震弹性应力分析及温度应力分析

连体结构楼板起到传递楼层剪力的作用，除了承受较大的面外弯矩外，楼板还承受巨大轴力，因此需采用弹性楼板进行分析。选择中震弹性荷载工况分析可知［7］，连体部位X向最大拉应力达到12.60 N/mm2，出现在顶层连体区与塔楼相接的边缘部位。Y向拉力在吊柱与楼板交接处出现应力峰值，达到9.89 N/mm2；根据此应力结果，设计时连体区域塔楼连接处增设X向为φ 16@150、Y 向为φ 16@150 的局部附加钢筋；在吊柱与楼板交接位较大处同时增设两向局部附加钢筋φ 16@150。因连体结构地震内力相对较小，楼板的平面内压力不会导致楼板压曲破坏，为加强楼板的抗剪切滑移能力，构造上在钢梁上翼缘均设置多排φ 16@200栓钉。

温度对楼板的影响主要表现为降温工况下楼板的收缩。在降温工况作用下连体部位大部分区域的楼板应力超过C30 的抗拉强度值，需要配置温度钢筋。X向拉应力最大值出现在顶层连体区与塔楼交界处，最大拉力值达到14.40 N/mm2。Y 向拉应力最大值出现在顶层“幕墙拱”与楼板交接部位，最大拉力值达到10.00 N/mm2。从上述可知，降温产生的收缩对楼板影响较明显，需加强板温度钢筋的配置。

3.5 连体区楼盖舒适度分析

分析楼盖的舒适度采用Midas Gen 软件，分析对象为5～10 层中连体部位处的楼板，楼板的第一阶竖向自振频率为4.1 Hz，第二阶竖向自振频率为5.5 Hz，第三阶竖向自振频率为7.2 Hz。满足文献［1］对竖向自振频率的要求。

因为人们齐步行进的步频约为2.0 Hz，有节奏的步行活动步频通常为3.0 Hz，接近本楼盖基本振型的频率，因此楼板的竖向振动加速度峰值还须验算。人行走及跑动时引起的楼板峰值加速度采用弹性时程分析方法进行验算。采用的工况有：①多人同时行走一步；②多人同时连续行走；③多人同时跑动。考虑行人重量为70 kg/人，在这3种工况作用下，得出楼板竖向振动加速度峰值计算结果分别为0.030 m/s2、0.100 m/s2、0.132 m/s2；由结果可知，楼盖舒适度满足文献［2］要求。

3.6 连体区域施工阶段分析

本工程连体区域初步拟定按以下施工顺序：①先施工两侧塔楼至顶层；②支模至连体区底层标高，按5层、6层、7层、8层、9层、10层的先后顺序安装连体区钢结构；③按5 层、6 层、7 层、8 层、9 层、10 层楼面的先后顺序施工各层楼板；④拆除支模，完成连体区土建施工。施工阶段的模拟采用Midas Gen进行［8］。

综合各荷载步计算结果可知，连体部位内力极值出现在最后一个子步，即连体荷载全部施加后的情况。按上述施工安装步骤实行时连体区刚度已经形成，连体部位逐层安装逐层施加荷载对结构影响减至最小，因此荷载最大值出现在最后一步。通过上述分析各构件在整个安装环节中均能满足受力要求。除了重点分析内力及构件承载力以外，钢结构的变形、侧移也重点考虑。在第三步施工连体层楼面后，连体桁架顶部变形最大处水平侧移为3.6 mm，竖向变形为9.5 mm；在第四步拆除连体区胎架后，顶部水平侧移为10.2 mm，竖向变形为31.2 mm；由于连体区两侧竖向刚度较大，因此钢结构整体刚度形成后，就能有效承担竖向力［9］（见图6）。

图6 第四阶段连体区变形Fig.6 The Fourth Stage Deformation of Conjoined Area

4 关键节点有限元分析

4.1 计算模型的建立

采用ABAQUS 对“幕墙拱”的关键节点进行有限元分析，按结构施工图建立模型的混凝土强度等级、模型尺寸等，其中型钢为Q345，混凝土强度等级为C40。所有节点的型钢采用壳单元模拟，混凝土采用损伤模型实体单元模拟。依据“盈建科”模型，各构件长度取从节点区至相邻节点的距离作为构件长度，在各端部加约束和由盈建科计算模型中获取的荷载。因为荷载对加载端的应力应变在一定范围内产生较大影响，所以本文计算结果主要查看节点区的型钢应力情况。

4.2 节点计算参数

限于篇幅，本文以关键节点A 为例进行分析，4层连体区越层X 型支撑与幕墙拱相交的节点为关键节点A，如图7所示。

图7 节点A位置Fig.7 Node A Location

方钢管混凝土柱的钢管壁厚为20 mm；纵横两向的水平箱型钢梁的上下翼缘板厚40 mm，腹板厚30 mm；“幕墙拱”的斜撑采用方钢管混凝土构件，钢管壁厚20 mm；越层X型吊撑采用箱型截面钢构件，箱型钢截面上下翼缘及腹板均为25 mm。节点区用C40混凝土灌密实，模型中考虑了混凝土浇筑孔导致的截面削弱。节点A的约束情况为横向水平梁端部受三向位移约束。

4.3 罕遇地震下节点A的计算结果

考虑罕遇地震作用，阻尼比取6%，连体区域及连体周边楼板采用膜单元，荷载取值按“盈建科”软件建立的结构整体模型采用的标准值。

按组合1.0 恒+1.0 活±1.0 水平地震±0.4 竖向地震进行计算。

⑴节点A的混凝土损伤情况：混凝土受压刚度退化较小，核心区最大受压刚度退化小于1.6%，最大受压刚度退化的部位出现在幕墙拱的X 撑与吊柱交接部位，由局部应力集中引起。混凝土的受拉刚度退化主要集中在越层X 型吊撑与吊柱交接处附近，主要由于吊撑较大的拉力导致节点区混凝土受拉引起。节点核心区受拉刚度退化明显的区域约占总面积的33%。

⑵节点A 的型钢应力水平：节点A 的最大MISES 应力为221 MPa，出现在横向水平梁下翼缘，主要由梁端边界约束引起，可以忽略不计。节点区域的最大MISES 应 力 均 小 于Q345 钢 材的屈服强度值345 MPa，满足大震不屈服的性能要求。节点A 最大剪应力为87 MPa，出现在幕墙拱X 撑与吊柱交接处，属于应力集中。节点核心区最大剪应力小于Q345 钢材的抗剪强度设计值155 MPa，满足大震抗剪弹性的要求（见图8）。

图8 节点A受拉损伤、型钢应力、型钢剪应力Fig.8 Node A Tensile Damage，Section Steel Stress，Section Steel Shear Stress

以上分析结果表明，在罕遇地震作用下，混凝土存在一定的受拉损伤，受压损伤较小；型钢应力水平满足大震不屈服要求，型钢满足大震抗剪弹性，所以该节点区是安全的［10］。

5 结论

针对本连体复杂结构，采用有结构特色的由交叉斜撑组成的拱架（幕墙拱）全钢结构连体。对该结构进行了抗震性能设计、整体稳定分析及变形分析、楼板应力分析及温度内力分析、楼盖舒适度分析、施工阶段分析，并对关键节点进行有限元分析。分析结果表明，结构设计满足要求，所采取的设计方法合理可行，可给同类型结构提供参考。