上海某超限高层结构设计

GXF360 2017-05-21

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上海某超限高层结构设计

岳燕玲,祝文畏

(浙江省建筑设计研究院,浙江杭州 310006)

摘　要：根据工程特点,对比分析了不同侧向刚度算法对薄弱层和竖向不规则判定的影响；针对地下一层附带局部夹层的情况,提出了以组合层作为嵌固端的概念；对局部不连续楼板、穿层柱等重要构件进行了详细分析。分析表明,结构具有良好的抗震性能,可作为类似工程的设计参考。

关键词：侧向刚度；抗震性能化设计；组合层；楼板不连续；穿层柱

1　工程概况

本工程位于上海市闵行区,办公主楼地上28层,地下2层,主屋面建筑高度120.0 m,总建筑面积5万m2,建筑效果图和结构模型见图1、图2。结构设计使用年限为50年,建筑安全等级为二级,抗震设防类别为丙类,结构抗震设防烈度为7度(0.15 g),设计地震分组为第一组,场地类别为Ⅳ 类,场地特征周期为0.90 s。

图1　建筑效果图

图2　结构模型图

2　结构布置和超限情况

2.1　结构布置

主楼底部三层设置通高大堂,上部为办公写字楼,平面布置见图3、图4。其中,2层核心筒之间电梯门厅部位无楼板。

图3　2层和3层平面布置图

图4　标准层平面布置图

标准层平面呈矩形,外轮廓尺寸为40.5 m×33.6 m,核心筒布置在中部偏南区域,核心筒的外轮廓尺寸为18.1 m×13.9 m。根据建筑平面布置,高层办公楼的结构体系采用钢管混凝土框架-混凝土核心筒结构,该体系由周边框架与中心区域的核心筒组成。其中,钢筋混凝土核心筒为主要的抗侧力体系,承担85%以上的基底剪力及倾覆弯矩,外框架以承担竖向荷载为主。

核心筒外墙厚700～350 mm,内墙厚300～250 mm, 主要框架柱截面尺寸由底部的1 000 mm×1 000 mm钢骨混凝土柱逐渐过渡到顶层的600 mm×500 mm钢管混凝土。核心筒内楼层梁采用钢筋混凝土梁,主要框架主梁截面350 mm×800 mm；核心筒外楼层梁采用钢梁,主要框架主梁截面为H750×300×13×24和H800×300×14×26。

2.2　设计难点与超限情况

2.2.1　竖向刚度突变及等效抗侧刚度的合理选取

本工程底部3层局部设置通高大堂,2层楼板开洞率约为80%,且核心筒内楼板缺失,3层楼板开洞率约为60%。2层和3层的楼板大量缺失使得部分外框柱3层通高、部分核心筒墙体2层通高,结构底部竖向刚度削弱。

根据《上海市建筑抗震设计规程(DGJ 08—9—2003)》[1],应采用等效剪切刚度进行楼层侧向刚度比的判断。因为底部设置通高大堂,难以界定±0.000～13.450 m标高之间的层数。若底部±0.000～13.450 m标高范围按1层计算,则与上一层等效剪切刚度比,X向、Y向分别为0.549、0.454；若按3层计算,刚度比是按1层计算刚度的3倍。

抗规[2]、高规[3]以及《上海市超限高层建筑抗震设防管理实施细则》(沪建建(2003)702号)在进行竖向不规则判定时均是从层的概念出发,以楼层侧向刚度进行对比。然而按照3层通高和3个楼层的等效剪切刚度判断,结果完全不一样。为确保工程安全,采取如下算法进行复核。

1)方法一：

底部3层按照1层建模,忽略4.450 m标高和8.950 m标高楼板和梁的有利影响,同时按照高规第3.5.2条的刚度进行计算。对框架-剪力墙结构、板柱-剪力墙结构、剪力墙结构、框架-核心筒结构、筒中筒结构,楼层与其相邻上层的侧向刚度比γ2可按式(1)计算[3]：

(1)

式中：Vi、Vi+1为第i层和第i+1层的地震剪力标准值；

Δi、Δi+1为第i层和第i+1层的地震作用下层间位移。

此时,通高层与上层刚度比, X、Y向分别为 1.80 和1.44。如考虑层高修正,则设置通高大堂以后底部侧向刚度反而提高,这显然是不合理的,竖向不规则判定时不宜进行高度修正。

2)方法二：

图5　结构对比模型图

底部3层按照实际情况建模,如图5a)所示,在顶部施加一水平力,计算侧移刚度为:

KX=10.43×106 kN/m, KY=4.28×106 kN/m。

取出4～6层并按实际建模,如图5b)所示,在顶部施加水平力：

KX=8.57×106 kN/m, KY=4.10×106 kN/m。

通高层与上层刚度比,X、Y向分别为 1.22 和1.04,此时底部3层刚度大于上部3层刚度。

对于普通框架结构,楼层梁、板对柱的约束相当明显,结构侧移呈剪切型,变形时层的概念清晰。

框架核心筒结构中间核心筒的巨大刚度对底部变形起主导作用,底部一般产生弯曲变形,因此对设置通高大堂的底部进行薄弱层判定时采用剪弯刚度是合理的。反应谱分析表明,底部局部通高大堂设置对结构整体的动力特性影响不大,通过适当加强配筋,可以保证底部构件的小震及中震下安全；罕遇地震下的薄弱部位可通过时程分析进行针对性加强。

建筑物的抗侧刚度是结构自身的特性[4],当采用等效抗侧刚度进行对比时,应结合结构的变形特征选取合适的侧向刚度。上海规程要求采用等效剪切刚度进行楼层侧向刚度比的判断,并要求下层刚度不得小于上层刚度的60%。鉴于上述分析,专家允许将60%调整为50%。

2.2.2　带夹层地下室嵌固端的合理选取

地下室顶板作为上部结构嵌固端时,地下1层相关范围的侧向刚度宜大于地上1层侧向刚度的2倍,上海规程则要求大于1.5倍。本工程地下1层设置夹层,夹层层高2.7 m,夹层核心筒外北侧楼板缺失,北侧外排框架柱与核心筒之间无直接连接。

地下1层夹层局部楼板开孔,如按常规做法忽略夹层的作用,则地下1层与夹层按通高计算,总层高6.3 m,上海规程规定的相关范围仅能计算主楼外一跨,在主楼外一跨范围内无其他墙体,仅增加26根600 mm×600 mm截面柱子,剪切刚度增加不大,刚度要满足嵌固要求只有增加剪力墙厚度。考虑到核心筒门厅处楼板连续,而且部分电梯基坑在-2.700 m 位置附近,通过加厚夹层楼板,提高夹层楼板的刚度,可加强对夹层位置墙、柱变形的约束和协调。采用如图6所示模型,借鉴基础设计中已组合土层作为持力层的概念,以地下1层和夹层组合层作为上部结构的嵌固端。

图6　组合层模型

夹层楼板连接部分墙、柱截面A1,其余部分墙、柱截面为A2,剪力与层间位移角的关系：

(2)

式(2)中：Ks为剪力不均匀系数,值为1.2;

Q为剪力;

θ为剪切变形角。

对应本工程,剪力与层间剪切位移Δ1、Δ2的关系为：

(3)

也就是说,对于A1部分,有夹层时剪切刚度提高了两倍。按常规做法,忽略夹层的作用,则地下1层总刚度为。地下室顶板板厚400 mm,主楼外围框架梁截面350 mm×2 200 mm,顶板对外围柱的约束作用明显,如考虑夹层的影响,则地下一层组合总刚度为。

本工程A1远大于 A2 ,则带夹层部分剪切刚度远大于局部穿层柱剪切刚度,即使A1 = A2,总刚度仍比取消夹层的常规算法提高1.5倍。按本方法计算,通过适当加强地下室核心筒厚度,地下组合层与1层剪切刚度比值,X向、Y向分别为1.51和 1.52,均满足规范要求。因此,地下组合层可作为上部结构的嵌固端。

由于夹层板的约束,顶板部位位移和转角的嵌固作用得到加强,因此外围部分长柱顶部也受到约束,整体嵌固的作用得到实现。在此基础上,外围部分长柱配筋按照嵌固要求进行单构件加强。

2.2.3　超限情况

根据抗震规范、高规的相关规定,项目主要超限情况为：

1)结构底部3层设置通高大堂,楼板缺失较多,侧向相邻上层的60%,属于竖向不规则 (按上海规程判定)；

2)楼板尺寸和刚度急剧变化,2、3层楼板开洞率超过该层楼面面积的35%,属于平面不规则；

3)扭转不规则,X-偶然地震规定水平力作用下局部楼层的最大层间位移与平均层间位移的比值大于1.2,最大为1.23,属于平面不规则；

4)1～3层存在穿层柱,属于其他不规则。

2.3　抗震性能目标

根据上述超限情况,选择如下性能目标：

多遇地震作用下,结构构件处于弹性状态；设防烈度地震作用下,底部加强区外框柱处于弹性受力状态,核心筒抗剪处于弹性受力状态,抗弯不屈服,2～4层楼板不屈服；罕遇地震作用下,底部加强区外框柱允许进入塑性,控制变形；底部加强区核心筒满足抗剪截面控制要求。

2.4　主要抗震措施

本工程属于平面楼板局部不连续,竖向刚度突变及存在穿层柱且局部扭转位移比超过1.2的高层建筑。今针对各项超限内容,结合工程抗震设计性能目标,采用如下加强措施：

1)底部加强区3层通高穿层柱加大截面,在提高屈曲稳定承载力的同时,增大柱抗侧刚度。底部采用钢骨柱,内置钢骨截面与上部钢管协调。

2)主楼钢筋混凝土核心筒抗震等级为二级,型钢混凝土柱抗震等级为二级，钢结构构件抗震等级为三级。核心筒的底部加强区为钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心筒结构抗震的关键部位,抗震等级提高一级。

3)将1～3层核心筒外围墙体加厚200 mm,按高规JGJ 3—2002附录E的方法验算侧向刚度比,可以满足规范要求,同时也可以满足剪切刚度比的要求。核心筒剪力墙配置多层钢筋,筒体角部设置型钢,确保墙肢受力均匀,同时提高底部加强区核心筒约束边缘构件的配箍率,并将配筋率提高至0.6%。

4)2、3层楼板开洞率均大于35%,楼板刚度急剧变化,对4层楼板进行加厚至150 mm,以满足中震不屈服。

5)核心筒向南偏置,通过增加南侧墙体开洞,尽量使刚心与中心重合,减小扭转效应。同时在核心筒X向墙体设置结构洞,增加Y向墙体的厚度以减少Y、X向的刚度差异。

3　结构计算分析

3.1　小震分析

选用SATWE和MIDAS 程序对工程进行小震弹性分析,结果见表1。由表1可知,结构的计算振动模态和周期基本一致,结构扭转效应较小,初步判断模型的分析结果准确、可靠。

3.2　中震楼板分析

底部3层设置通高大堂后,楼板开洞较多,局部楼板应力复杂。在中震作用下对楼板进行应力分析。图7a)为在中震作用下楼板主拉应力分布,2、3层楼板应力基本在0.43 MPa以下,远小于C35混凝土抗拉强度设计值1.57 MPa。因此在中震作用下,2、3层局部不连续楼板以及4层楼板均不会出现裂缝。

表1　计算结果

项目计算软件SATWEMidasBuilding自振周期周期比风作用下最大层间位移角地震作用下最大层间位移角扭转位移比T1366(X向平动)359((X向平动))T2277(Y向平动)271((Y向平动))T3249(扭转)246(扭转)T3/T1068069X向1/2150(19层)1/2443(16层)Y向1/1120(16层)1/1322(12层)X向1/907(15层)1/1083(15层)Y向1/812(18层)1/866(16层)X向125(5层)144(3层)Y向110(1层)125(3层)

图7　楼板应力图

图8　弹塑性分析结果曲线

图7b)为考虑工况组合后的楼板拉应力图,由图可知,楼板拉应力基本在3.80 MPa以下,超过3.80 MPa的单元比例基本在4%以内。4层核心筒之间板配筋采用14@125双层双向,则楼板内钢筋抗拉应力水平为5.9 MPa。分析表明,通过楼板加厚、提高配筋率等措施,可以确保楼板满足性能设计要求。

3.3　大震下静力弹塑性推覆分析

采用 EPDA/PUSH程序对主楼进行罕遇地震作用下的弹塑性静力分析,用以评估结构在罕遇地震作用下的抗震性能。

图8为主楼结构沿X方向在7度罕遇地震作用下的弹塑性分析结果曲线(Y向类似),图中3条曲线分别为推覆分析所得结构的能力谱曲线、据规范反应谱换算所得到的罕遇地震作用下的需求谱曲线及周期-最大层间位移角曲线。由图可知大震下主楼在X和Y方向结构的层间弹塑性位移角分别为1/207和1/191,均小于1/100,满足规范规定的框架-核心筒结构弹塑性层间位移角限值。主楼结构在与性能控制点对应的加载步时,X、Y方向结构的塑性铰塑性铰首先在连梁出现,然后核心筒底部墙肢逐步出现塑性铰,在达到性能点时,框架柱均未受损伤。塑性铰出现的部位、次序符合抗震概念设计要求,可以满足“大震不倒”的性能设计目标。

3.4　穿层柱屈曲分析

对于大跨空间结构、穿层杆件的计算长度系数取值,规范缺乏详细的规定,没有提出明确的计算方法。针对实际工程设计时,杆件计算长度系数的取值往往无据可依。因此对底部3层穿层柱进行屈曲分析,以确定计算长度。结构进行屈曲分析的前五阶屈曲模态安全因子分别为20.03、28.61、29.00、29.30、29.59、29.68。其中第1阶屈曲模态为梁局部屈曲；第2～5阶屈曲模态均为底层柱屈曲,见图9。因此,在恒载+活载工况下,结构不会发生失稳破坏。

图9　2阶屈曲模态图

通过反推的方法来确定计算长度系数,把各种约束条件的构件屈服荷载Ncr值换算成相当于两端铰接的轴心受压构件屈曲荷载的形式,其方法是把端部有约束的构件用等效长度为l 的构件来代替,根据欧拉公式Ncr=π2EI/(μl)2=π2EA/λ2和屈曲分析所求得的屈曲荷载,底部穿层柱计算长度系数为1.5。对于跃层柱,底部采用型钢混凝土柱,型钢含钢率大于4%,严格控制轴压比以保证延性。考虑到结构安全性,底部穿层柱计算长度取三层实际高度进行计算。

3.5　屋顶斜向支撑体系分析

根据建筑立面效果,须在顶部设置斜向支撑体系作为幕墙支撑体系和抗风构架。在下层直柱顶部设置“Y”形分叉斜柱组成竖向承重和抗侧力体系,斜柱与幕墙斜向网格平行布置,见图10。为加强顶部构架的整体刚度,在斜柱交点处设置双向水平拉梁与内部框架形成连接。

图10　屋顶构架模型

斜柱平面内计算长度取1,平面外考虑到中间夹层无法设置有效支撑体系,而顶层平面内刚度很大,故取斜柱平面外计算长度为2。

为提高稳定性,在分叉点设置双向钢梁进行拉结。屋顶斜柱节点应力分析表明,Y形柱节点应力小于钢材应力设计值,节点连接是可靠的。