济南某复杂综合体结构设计难点研究

夏 昊, 陈灏恺, 陆宜倩, 张 侃, 胡文松

(中建研科技股份有限公司，北京 100013)

1 工程概况

本工程位于济南市汉峪片区,西临凤新路,东临凤凰路,北侧为华盛路,南侧为旅游路。地块东西向约220m,南北向约170m;场地自然地貌呈西南高东北低态势,高差近9.5m。本项目由综合性商业、酒店、办公、停车库组成,地上共5栋塔楼,其中东南角布置双塔(2#、3#楼),即本文主要介绍内容。项目效果图如图1所示。

图1 综合体效果图

结构设计基准期为50年,结构安全等级为二级,抗震设防烈度为7度,设计基本地震加速度为0.1g,场地类别为Ⅱ类,设计地震分组为第三组。抗震设防类别:裙房以下为重点设防类,裙房以上塔楼为标准设防类。50年重现期基本风压为0.45kPa,地面粗糙度类别为B类;50年重现期月平均最高基本气温为36℃,月平均最低气温为-9℃[1]。

2 结构体系

2.1 主体结构

2#、3#楼平面为不规则曲线形,立面建筑形态层层退进。2#楼结构高度98.5m,屋面以上幕墙塔冠高度31.75m;3#塔楼结构高度94m,屋面以上塔冠高度22.5m。2#、3#楼在1～4层裙房部分相连为大底盘,在17层设置连桥连接,为大底盘连体结构[2]。

2#、3#楼主体结构采用框架-核心筒结构体系,核心筒采用钢筋混凝土剪力墙,框架柱大部分采用钢筋混凝土柱,与连体相连的框架柱及上下层柱、与型钢混凝土转换梁相连的框架柱采用型钢混凝土柱。2#、3#楼单塔外形尺寸1～5层逐渐扩大,6层以上逐渐缩小。以转换梁及斜柱实现逐层缩小的立面造形,转换梁及斜柱位置如图2(a)所示。

图2 2#、3#楼关键构件示意图

2.2 连体结构

2#、3#楼低区采用U形幕墙[3]连接两个塔楼,采用钢结构U形劲性索对U形幕墙进行支承,U形劲性索两端采用固定铰支座实现低位弱连体。2#、3#楼高区采用拱形连桥连接两个塔楼,连桥距离地面约70m,连桥跨度23m、宽度10m、高度4.5m,连桥两端支座采用铅芯橡胶隔震支座。低区、高区连体示意如图2(b)所示。

3 结构抗震性能目标

本工程存在扭转不规则、凹凸不规则、楼板不连续、尺寸突变、构件间断、局部跃层柱、斜柱、转换柱等不规则项[4],属于规则性超限高层建筑,应设定抗震性能目标,本项目关键构件抗震性能目标按C级要求确定,普通竖向构件及耗能构件抗震性能目标按照D级要求确定,详见表1。

表1 结构抗震性能目标

4 结构设计难点

4.1 大底盘裙房不设缝可行性研究

本工程由于裙房柱位、裙房楼板开洞位置要求严格,如果设置变形缝,建筑师难以接受所需增加的柱位,因此本工程底盘裙房及塔楼之间不设缝[5]。

4.1.1 大底盘裙房结构平面布置

2#、3#楼大底盘裙房2～4层的结构平面尺寸示意图如图3所示,只有3层楼面的有效宽度=21/68=31%<50%,不满足50%要求,楼板有效宽度按大底盘多塔设计,需进一步补充楼板地震作用及温度作用验算[6]。

图3 大底盘裙房结构平面尺寸示意

4.1.2 地震作用下楼板应力分析

地震参数及对应设计参数取值详见表2。对裙房进行地震作用下的楼板应力分析[8],图4显示了3层楼板应力分析结果。不难看出,小震作用下,楼板拉应力小于ftk=2.2MPa(ftk为混凝土轴心抗拉强度标准值);中、大震作用下,楼板拉应力大部分小于ftk,对裙房屋面局部拉应力超过ftk的位置进行配筋加强,确保楼板在地震作用下具备足够的协调变形能力。

表2 《抗规》[7]地震作用参数

图4 地震作用下3层楼板应力云图/MPa

4.1.3 温度作用下楼板应力分析

温度作用取值[9]考虑环境当量温差及收缩当量温差,环境当量温差按(36-10)×0.3×0.85=6.6℃考虑,收缩当量温差为6.4℃,总等效降温取值为13℃。

对裙房进行温度作用下楼板应力分析,图5给出了3层楼板应力分析结果。分析可知,降温工况下楼板拉应力均低于2.2MPa,不起控制作用。

图5 温度作用下3层楼板应力云图/MPa

4.1.4 小结

根据楼板应力分析,2#、3#楼可按不设缝大底盘多塔楼方案推进,加强措施如图6所示,初步考虑如下:

图6 大底盘多塔抗震加强措施

(1)裙房屋面及上下各一层(3～5层),楼板加强(板厚150mm,双层双向最小配筋率0.25%),并结合温度、地震作用下楼板应力结果附加受力钢筋[10]。

(2)底部加强区设置为地下1层～地上5层(即裙房+1层)。

(3)按《高规》[11]10.6.5条采取抗震加强措施,塔楼收进处上下各2层周边竖向构件抗震等级提高一级,裙房收进处以下2层周边竖向构件按抗震等级提高一级确定配筋构造措施。

4.2 U形幕墙钢结构方案研究

低区U形幕墙造型如图7所示,U形幕墙造形是由两圆柱相贯线得出的[12]。

图7 U形幕墙造型示意

4.2.1 U形劲性索不同支座形式对比

根据常规弱连接支座形式,按半圆弧简支梁近似考虑一端固定、一端水平滑动(方案一)以及两端固定(方案二)两种支座形式,水平跨度30m,圆弧半径15m,截面采用箱形截面800×400×20×20,半圆弧简支梁的荷载为12.25kN/m,主要分析结果如表3所示。

表3 劲性索不同支座形式主要分析结果

由表3可知:对于劲性索采用一端固定、一端水平滑动的支座形式,竖向荷载作用下最大水平变形量达到770mm,最大竖向变形量252mm,挠跨比1/119,严重超出1/400的限值,因此采用两端固定的弱连接形式[13]。

4.2.2 U形幕墙钢结构不同方案比选

以劲性索两端固定的方案二为例,从横向次梁不同连接形式、不同间距、不同截面尺寸角度出发,进行了一系列对比分析,荷载取值如表4所示,主要方案如表5所示,各方案材料用量及变形结果如表6所示。

表4 U形幕墙钢结构荷载取值

表5 各方案劲性索截面形式

表6 各方案材料用量及变形结果对比

根据表6中的数据可知,在控制变形的前提下优化钢材用量,节省成本方面,方案5、方案6均较好。但两端固定铰的弱连接形式是否可行还需要进行整体模形的大震作用校核。

4.2.3 U形幕墙钢结构大震作用校核

(1)以方案6为例,在SAP2000模型中施加100kN的水平力反推得到劲性索水平刚度约为100kN/m。

(2)在ETABS模型中,以100kN/m的线弹簧模拟每根劲性索,采用人工波时程分析得到劲性索大震下支座水平相对位移Δ。

(3)在SAP2000模型中,以2Δ给各劲性索支座施加水平位移。SAP2000及ETABS模型如图8所示。工况示意图如图9所示。

图8 U形幕墙钢结构大震作用整体分析模型

图9 U形幕墙钢结构大震工况示意图

U形幕墙钢结构在2Δ支座变形作用下,主要弯矩、支座反力结果如图10、表7所示。不难看出,连桥缩短,弯矩降低,支座反力增加;连桥拉长,弯矩增加,支座反力变化不大,但仍满足大震变形及强度要求。

表7 弯矩、支座反力结果

图10 U形幕墙钢结构大震工况弯距模拟结果

4.2.4 小结

本节对U形幕墙钢结构从与主体连接形式、钢结构截面分配效率各个角度分析,得出如下结论:

(1)两端固定铰支座劲性索受力性能具有较大优势,变形较容易控制,支座反力在可接受范围内,以劲性索支承U形幕墙设计可行。

(2)由于U形幕墙形态独特性,幕墙劲性索变形由Uy,max控制,加大次梁截面对减小Uy,max十分有效,而加大劲性索截面效率很低。

(3)U形幕墙钢结构在相应大震作用下,塔楼相向运动,U形幕墙钢结构构件变形及内力会有较大提升,但仍然满足大震变形及强度要求。

4.3 拱形连桥支座连接方案研究

本工程在17层位置设置拱形连桥[14]连接2#、3#楼(图2),连桥跨度约24.6m、宽度约10m、高度4.5m,结构形式采用钢结构空腹桁架。其平面、立面示意见图11。

图11 拱形连桥平面、立面示意图

4.3.1 强连体可行性研究

文献[15]中指出:“当弱联系两翼的主体结构完全对称或基本对称时,采用弹性楼盖模型计算地震作用效应,弱联系楼盖受力很小,因为整体地震作用效应计算时,所输入的各方向反应谱地震作用无相位差,整体结构各方向前几个质量参与较多的主振型,一般都是表现为整体平动、整体转动,弱联系楼盖几乎不受力;后面部分高振型出现两翼相向平动、转动时,此相向振动才迫使弱联系楼盖参与工作受力,而这部分振型质量参与较小,故弱联系楼盖受力很小,因此弱联系楼盖受力不宜直接采用弹性楼盖地震作用效应,而需计及地震波传递过程中的相位差影响,调整增大弱联系楼盖地震作用受力,确保整体楼盖在大震作用下保持弹性工作状态”。

本工程拱形连桥如果和2#、3#楼采用刚性连接,考虑地震波传递过程中的相位差以及高振型影响,根据《高规》[11]10.5.7条,强连体楼板应进行受剪截面和承载力验算,计算剪力可取连体楼板承担的两侧塔楼楼层地震作用力之和的较小值。采用单侧塔楼施加规定水平力,加载示意见图12(a),另外考虑两个塔楼相向转动,规定水平力反向施加,加载示意如图12(b)所示。连体在中、大震下的计算剪力及剪压比如表8所示。

表8 各加载方案计算结果对比

图12 加载方案示意图

表8数据表明:本工程连桥尺度(跨度、宽度、高度)相对较小,与整体结构相比,连体刚度较弱,加上连接体部位偏置,难以协调两侧塔楼变形,因此强连接形式不适用于本项目。

4.3.2 弱连体支座形式研究

弱连接支座形式主要考虑三种方案[16],分别为单边滑动式(方案A)、简支梁桥式(方案B)、铅芯橡胶支座式(方案C),支座形式布置示意如图13。

图13 弱连体支座形式的三种方案

方案A大震时程加载工况如图14所示,具体计算结果详见表9。可以看出方案A单边滑动连桥本质上是悬臂构件,连桥水平地震力向一端塔楼传递,端部承担较大的弯矩和剪力,固定端支座设计困难,另外滑动端支座变形量较大,滑动支座设计困难,因此本工程不建议采用方案A。

表9 方案A大震分析结果

图14 方案A大震时程加载工况

方案B和方案C比选:采用独立连桥模型进行分析,连桥地震作用峰值取3αmax(αmax为水平地震影响系数最大值)[17],近似模拟高区地震作用的放大效应。连桥重力荷载代表值约为6 000kN,初步选择铅芯橡胶支座等效刚度keq=4 000kN/m。具体分析结果如图15所示。

图15 方案B、方案C内力结果

方案B支座属于单边释放体系,局部与支座相连构件轴力较大,水平地震起控制作用;方案C铅芯橡胶支座双边释放,具有隔震作用,水平地震作用大大降低,竖向地震起控制作用,所需构件截面尺寸更小,因此本工程最后采用方案C。

4.3.3 铅芯橡胶支座设计

(1)铅芯橡胶支座参数选型

根据建筑效果要求,本工程连接体采用钢结构空腹桁架,通过铅芯橡胶支座[18]与2#、3#楼框架柱上挑出的型钢混凝土牛腿连接。铅芯橡胶支座拟选用《建筑隔震橡胶支座》(JG/T 118—2000)[19]中的LRB800(第二形状系数S2=5,橡胶的剪切模量G=0.49MPa),铅芯橡胶支座的力学性能见表10,通过大震弹塑性分析验算支座防坠落、防碰撞等设计要求。

表10 铅芯橡胶支座力学性能

(2)防坠落及防碰撞设计

防坠落设计主要用于控制铅芯橡胶支座的变形量选择,按不小于响应最大的3个工况平均值的1.5倍,且不小于所有工况最大位移值的1.2倍控制。根据上述原则,本工程防跌落设计位移取317mm,所选用的铅芯橡胶支座LRB800的水平位移限值为min(0.55×800, 3.0×163)=440mm,可满足计算要求。

防碰撞设计主要用于控制楼面变形缝宽度,按不小于7组地震波响应最大值控制,本工程支座变形缝宽度取300mm。

(3)抗风弹性验算

风荷载下铅芯橡胶支座的变形最大值为4.13mm,在支座剪切变形的弹性范围[20]内(最大弹性剪切位移为106/19.12=5.54mm)。

(4)支座弹性刚度对主楼的影响

为验证铅芯橡胶支座对两栋塔楼地震作用的影响,对连体整体计算模型及取消连接体的整体计算模型进行对比分析,采用PKPM软件中的设置特殊支撑连接属性模拟连体模型的支座,图16、17为各塔楼楼层剪力及层间位移角的对比。结果表明:连体桁架采用满足风荷载下弹性变形的铅芯橡胶隔震支座对两侧塔楼的的影响较小,整体分析可不考虑连体桁架刚度作用。

图17 连体模型与非连体模型楼层层间位移角对比

4.3.4 小结

本节对高位拱形连桥支座形式进行分析,得出如下结论:

(1)由于连接体宽度窄、高度矮,连接体偏置,强连体不具备协调两栋单体的能力,因此不考虑采用强连体(即刚性连接)方案。

(2)单边滑动式(方案A)在罕遇地震下变形量较大,简支梁桥式(方案B)局部杆件尺寸、轴力较大,铅芯橡胶支座可降低地震作用,减小连桥构件内力,优化构件截面,本工程最终采用铅芯橡胶支座式即方案C。

(3)铅芯橡胶支座设计应满足抗风弹性、抗拉抗压承载力要求。弱连体支座弹性刚度对连体的影响可忽略,整体分析按大底盘多塔,不考虑高位连体影响。

5 结论

本文对济南某复杂综合体项目结构设计难点进行了分析介绍,得出以下结论:

(1)大底盘多塔裙房不设缝,楼板应具备协调两个塔楼的能力,对于不足楼板宽度50%的地方,通过补充中、大震作用分析及温度作用分析,验算得出楼板拉应力满足大部分区域不超过ftk的要求。

(2)U形幕墙钢结构采用两端固定铰的劲性索方案可形成弱连体效果,劲性索设计由纵向变形控制,加大次梁对控制变形更有利。

(3)本工程高位连接体采用空腹钢桁架,两个塔楼动力特性接近但连接体联系较弱,考虑高阶振型及相位差的影响,连体实际剪切变形协调能力不足,不宜采用强连体。

(4)本工程高区连体桁架采用弱连接形式,针对连桥支座形式,对比了单边滑动式、简支梁桥式、铅芯橡胶支座式。结果表明,本工程采用铅芯橡胶支座较为合适,能有效解决变形与内力的平衡。

(5)本工程铅芯橡胶支座按抗风弹性设计屈服前刚度,由于两塔楼动力特性接近,可忽略其弹性刚度对主体结构的影响。