恒丰贵阳中心超限高层结构设计

张梅松, 王锦文, 马镇炎, 赵雪峰, 李 斌, 余中平, 王 娅, 李 菁

(筑博设计股份有限公司，深圳 518035)

1 工程概况

恒丰贵阳中心项目1号塔楼位于贵州省贵阳市南明区,建筑用途为酒店与办公,主体结构采用钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心筒体系,地上78层,地下5层,建筑高度为373.6m,其中1～6层为商业,带部分裙房,建筑高度为35.7m。结构外框筒平面尺寸为49.9m×53.0m,核心筒平面尺寸为24.2m×26.2m。建筑效果图及剖面图如图1所示,结构标准层平面布置如图2所示,裙房与塔楼设缝情况如图3所示。核心筒剪力墙采用钢筋混凝土,外围墙肢尺寸由底部的1300mm减小到上部的450mm,其余墙肢尺寸由底部的600mm减小到上部的300mm;框架柱采用钢管混凝土柱,混凝土强度等级由C60过渡到C50,外钢管采用Q345B级钢,截面尺寸由首层1700×35减小至1000×25。主要梁截面尺寸如表1所示。板厚取100～120mm,核心筒内部楼板采用钢筋混凝土楼板,板厚为140mm。

表1 主要梁截面尺寸/mm

图1 建筑效果图及剖面图

图3 裙房与塔楼设缝情况示意图

该建筑设计使用年限为50年,安全等级为二级,依据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)[1](简称抗规)与《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)[2](简称高规),项目抗震设防烈度为6度,设计地震分组为第一组,建筑场地类别为Ⅱ类,抗震设防类别为乙类。根据《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2012)[3]取基本风压ω0为0.30kN/m2,地面粗糙度为C类。该建筑高度超过6度区钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心筒混合结构的最大适用高度,且存在扭转不规则、局部转换、穿层柱等不规则项,须进行抗震设防专项审查[4]。

2 风荷载

由于结构高度较大,且风荷载及响应的大小直接影响结构设计及用户舒适度,塔楼的最终设计风荷载将通过风洞测力试验及测压试验确定。

建设方委托建研科技股份有限公司对主塔楼及所带裙房进行了风洞试验[5]。风洞试验模型根据建筑图纸以1∶350的缩尺比例模拟了建筑外形,并对该建筑物四周相关范围内主要建(构)筑物制作了同比例缩尺模型以反映环境的干扰,风洞试验模型如图4所示。风洞试验考虑了36个风向角,角度间隔10°,模拟0°～360°风向角的情况,风向角及主轴如图5所示。

图4 风洞试验模型

图5 风向角及主轴

风洞试验与规范取值计算出的风荷载作用下最大楼层剪力、倾覆力矩如图6、图7及表2所示,图中Fx、Fy分别为沿X、Y轴风荷载,Mx、My分别为绕X轴、Y轴的弯矩。对比结果可知,X向按规范取值计算的楼层剪力和倾覆力矩均大于风洞试验的结果;Y向按规范取值计算的倾覆力矩较大,楼层剪力与风洞试验结果大小相当。故在进行结构设计时,取按规范取值和风洞试验等效静力风荷载计算的剪力较大值进行包络设计,同时考虑绕结构高度方向的扭矩。

表2 最大楼层剪力及倾覆力矩对比

图6 等效静力风荷载与按规范取值楼层剪力对比

图7 等效静力风荷载与按规范取值倾覆力矩对比

3 结构选型

3.1 结构嵌固端的选取

塔楼外地下室采用框架结构体系,楼盖采用主次梁楼盖。经计算,地下1层与地上1层的侧向刚度比大于2,因此塔楼地下室顶板满足嵌固端关于上下层剪切刚度比的要求。

虽然地下室顶板四边均有侧限,但其中一角因建筑功能需要开设洞口而侧限相对较弱,限制了水平力的传递。因此本塔楼补充计算了地下1层作为嵌固端的结构模型,并与地下室顶板作为嵌固端的模型计算结果进行对比。楼层剪力、位移、层间位移角最大值对比见表3,结构前6阶周期见表4。

表3 楼层剪力、位移、层间位移角最大值

表4 结构周期/s

由表3、4可知,两种模型周期基本相近,地下1层嵌固时周期略有增大,地下1层作为嵌固端的计算结果总体略大于地下室顶板作为嵌固端的计算结果,但两种模型计算结果差异不超过5%。为提高结构安全性,采用两种模型的计算结果对结构进行包络设计。

3.2 环带桁架设置对比分析

高层建筑设计经验与理论分析研究[6-8]表明,框架-核心筒结构的侧向刚度不能满足设计要求时,设置加强层可增强核心筒与周边框架的联系,提高结构整体刚度,控制结构位移。

为增大外框架刚度,提高外框柱承担的水平剪力和倾覆力矩的比例,在结构7层、37层、59层设置三道环带桁架[9]。环带桁架设置前后结构的周期对比如表5所示,层间位移角与剪重比对比分别如图8、图9所示。由表5可知,设置三道环带桁架后,结构前3阶周期减小4%左右,由图8、9可知,设置环带桁架减小了结构整体的层间位移角,剪重比也有一定程度的提高。可见设置三道环带桁架,结构整体刚度有一定程度的提高。

表5 环带桁架设置前后结构周期对比/s

图8 环带桁架设置前后层间位移角对比

3.3 混凝土强度等级对钢管混凝土柱承载力影响

框架柱采用圆钢管混凝土框架柱,柱截面尺寸由首层的1 700×35经20层、28层、40层、50层、60层、71层,逐渐过渡为1 000×25。不同参数及指标钢管柱受压承载力比值如表6所示。由计算结果可知,钢管柱内混凝土的强度等级对钢管柱受压承载力的影响很小,采用C60混凝土的钢管混凝土柱受压承载力比采用C50混凝土的钢管混凝土柱提高不到1.0%,对柱的受力性能几乎无影响。

表6 不同参数及指标钢管柱受压承载力比值

3.4 核心筒角部与外框柱相连楼面梁的连接方式分析

在外框柱平面布置无法明显调整的情况下,仅通过放大或优化构件截面无法明显地提高外框柱刚度。由于未设置伸臂桁架,比较分析了角部钢梁GL3与核心筒的连接方式对结构整体性能指标的影响。

第一种结构方案为:1～37层(第二道环带桁架层)核心筒角部与外框柱相连的楼面梁GL3两端刚接(简称角部部分刚接);其余核心筒与外框柱间的楼面梁GL4与外框柱刚接,与核心筒剪力墙铰接。外框柱间的楼面钢梁GL1、GL2两端刚接。

第二种结构方案为:全楼核心筒角部与外框柱相连的楼面梁两端刚接(简称角部全部刚接);其余核心筒与外框柱间的楼面梁与外框柱刚接,与核心筒剪力墙铰接。外框柱间的楼面钢梁两端刚接。

第三种结构方案为:1～37层(第二道环带桁架层)核心筒角部与外框柱相连的楼面梁GL3两端铰接(简称角部全部铰接);其余核心筒与外框柱间的楼面梁GL4与外框柱刚接,与核心筒剪力墙铰接。

针对GL3两端的连接情况进行对比分析,层间位移角、顶点位移及基底剪力计算结果如表7所示。由表7可知,角部部分刚接、角部全部刚接与角部全部铰接三种连接方式受力性能差异小,考虑到施工方便及结构的经济性,GL3两端在部分楼层(1～37层)采用刚接形式连接,其余楼层核心筒与外框柱间的楼面梁与外框柱刚接,与核心筒剪力墙铰接。

表7 不同连接方式下结构的性能指标

4 结构性能目标与实现

4.1 结构性能目标

对项目进行抗震性能评估时,综合考虑抗震设防类别、设防烈度、场地条件、结构的特殊性及震后损失和修复难易程度等因素,并参考高规,将性能目标定为C级,具体构件的性能目标如表8所示。小震作用下结构整体性能和构件的性能均满足性能目标的要求,前文已介绍,不再赘述。

表8 结构及构件的抗震性能目标

4.2 中震作用下的结构性能

中震作用下结构的层间位移角与楼层剪力如图10所示,结构的关键性能指标如表9所示。中震作用下结构X、Y向基底剪力分别为38749.8kN和38743.5kN,分别为小震作用下结构基底剪力的2.81和2.80倍,发现地震作用量级合理,层间位移角以及层间位移的基本变化规律与小震作用下基本一致,X向最大层间位移角为1/535,Y向最大层间位移角为1/519,且层间位移角分布具有规律性,无异常突变,同时也满足抗规规定的限值要求。结构的整体刚度和承载力较富余,可初步判定结构满足中震抗震性能目标的要求。

表9 中震作用下结构关键性能指标

图10 结构层间位移角与楼层剪力

图11 中震作用下穿层柱和斜柱P-M曲线

按中震弹性计算的穿层柱和斜柱的控制内力均远小于截面弹性极限承载力,具有很大的安全富余度,验算结果如图 11所示。中震作用下,按中震不屈服计算的结构框架柱的控制内力均远小于截面屈服极限,剪力墙正截面和斜截面承载力均大于其截面控制内力,且剪力墙墙肢截面抗剪能力满足规范要求,剪力墙的剪压比均比较小,安全度较高,能够满足中震作用下的抗震性能目标,核心筒剪力墙和框架柱均未出现拉力。

4.3 大震作用下的结构性能

采用Perform-3D软件进行大震弹性时程分析,对本结构在大震下的抗震性能进行验算和评估。采用宏观分层单元模拟剪力墙构件,一维纤维单元模拟剪力墙的平面内压弯效应,非线性剪切本构模拟剪力墙的平面内剪切效应;采用考虑节点区刚域的三单元组合模型模拟框架梁非线性特征;采用考虑节点区刚域的弹性柱单元+曲率型塑性铰模型模拟柱的非线性特征[10]。由于连梁具有较易发生剪切破坏的塑性特征,故连梁由中间的剪切铰[11]、两端的弯曲铰和弹性梁段组成。

结构在大震作用下的工作性能如表10所示。大震作用下60层及以上部分剪力墙混凝土和钢筋的应力较大,有少量混凝土和钢筋屈服,60层及以上有部分墙肢受剪屈服,但剪力墙均满足受剪截面控制条件的要求;大震作用下X、Y向最大层间位移角分别为1/241和 1/235,均小于规范限值且满足抗规要求;连梁较早发生弯曲屈服,成为主要耗能构件,实现了作为第一道设防体系耗能和保护墙肢的目的;混凝土框架梁在大震下出现了不同程度的屈服,但无梁出现破坏。整体构件的塑性程度并非十分明显,结构的安全度较为富余,该结构在设防烈度为6度的水准上能够满足“大震不倒”的抗震要求。

表10 大震作用下结构的工作性能

5 跃层墙屈曲分析

由于61～73层中大部分楼层核心筒有较大洞口,保证相关墙肢的稳定性显得尤为重要,相关墙体的位置及信息如图12所示。其中墙肢A厚度为600mm、长度为3600mm,墙肢B厚度为600mm、长度为3600mm+3000mm,墙肢A、B的混凝土强度等级均为C50,开大洞范围在60～68层,总体高度为30.4m。墙肢的稳定分析主要利用屈曲分析来实现,跃层墙的屈曲模态如图13所示,其稳定验算结果如表11所示。由结果可知:与墙肢相连的楼层板对墙肢的稳定起到约束作用,墙肢的屈曲模态呈现出波纹式屈曲;墙肢的受力以自重为主,A、B墙肢的屈曲荷载分别为小震组合包络值的22.1和47.2倍,承载力有较大富余,墙肢的稳定有可靠保障。设计时在墙肢的可能处加大墙垛尺寸并加大墙肢之间连梁的高度,以加强该墙肢的稳定性。

表11 跃层墙稳定验算结果

图12 跃层墙位置

图13 跃层墙屈曲模态

6 施工模拟分析

采用MIDAS Gen对结构进行施工模拟分析,混凝土的徐变和收缩计算采用欧洲CEB-FIP 模型。项目将整个施工过程划分为17个步骤来进行施工模拟分析,每5层作为一个施工步骤。结构施工过程中最大竖向位移呈现出两端小、中间大的规律。施工结束时外框柱的变形最终可达56.9mm,核心筒变形最终可达61.6mm,且随着时间的增长,最大值出现位置随楼层上移。

核心筒各阶段的竖向变形如图14所示。由图14可知,幕墙完成后收缩和徐变引起的总变形约占28.8%,弹性变形约占71.2%;建筑封顶5年后,收缩和徐变引起的总变形约占74.6%,弹性变形约占25.4%,可见,随着时间的增加,收缩和徐变变形占比不断增大。

图14 核心筒各阶段的竖向变形

不同封顶时间下结构竖向总变形如图15所示。由图15可知,结构的最大变形发生在结构中上部,且随着时间的增长,最大值出现位置随楼层上移。核心筒与外框柱之间的竖向变形差如图16所示。由图16可知,施工完成后的各阶段,变形差的最大值出现在结构顶部。建筑使用阶段,竖向变形差最大值随时间的增长逐步增加,至建筑封顶5年后逐步达到稳定,最大值为61.5mm。因此,可取建筑封顶5年后两阶段的变形差作为分析对象,作为验算构件承载力的附加广义荷载。

图15 结构竖向总变形

图16 外框内筒竖向变形差

7 结论

(1)地下室顶板和地下1层作为结构嵌固端,楼层剪力、位移、层间位移角最大值的计算结果差异不超过5%。为提高结构安全性,采用两种模型的计算结果对结构进行包络设计。

(2)设置环带桁架减小了结构整体的层间位移角,剪重比和结构整体刚度均有一定程度的提高,可满足结构设计要求。

(3)角部部分刚接、角部全部刚接及角部全部铰接3种连接方式受力性能差异小,考虑到施工方便及结构的经济性,GL3两端在部分楼层采用刚接形式连接,其余楼层核心筒与外框柱间的楼面梁与外框柱刚接,与核心筒剪力墙铰接。

(4)中震作用下双向层间位移角分布具有规律性,结构整体有着较富余的刚度和承载力,满足中震抗震性能目标的要求;大震作用下结构主要抗侧力构件没有发生严重破坏,部分构件屈服耗能,结构满足抗震设防性能目标的要求。

(5)收缩徐变使高层建筑结构产生较大的竖向变形,必须对结构进行考虑收缩徐变的施工过程分析。建筑使用阶段,随着时间的增加,收缩和徐变变形占比不断增大,核心筒与外框柱的竖向变形差至建筑封顶5年后逐步达到稳定,最大值为61.5mm。