某超限高層連體辦公樓結構設計探析

徐 毅

(福州市建筑設計院有限責任公司 福建福州 350011)

1 工程概述

某連體高層辦公樓位于福州市高新區旗山大道東側，地上11層，首層層高6.7m，二層及以上樓層層高4.5 m～4.2 m，結構高度53.5 m，地下1層，滿足結構埋深要求及地下車庫使用，效果圖如圖1所示。

圖1 建筑效果圖

圖2 剖面圖

辦公樓主體采用鋼筋混凝土框架-剪力墻結構，抗震設防標準為標準設防類(丙類),抗震設防烈度7度，設計基本地震加速度0.10 g，設計地震分組為第三組,場地類別Ⅲ類，特征周期0.65 s，50年一遇基本風壓0.70 kPa，地面粗糙度B類，風荷載體型系數1.40，各層按實際受風情況，考慮雙迎風面和雙背風面。

該工程采用錘擊式預應力高強混凝土管樁(PHC500-125-AB)基礎，樁基持力層為第(8)層全風化花崗巖、第(9)層砂土狀或第(10)層碎塊狀強風化花崗巖層，單樁豎向和抗拔承載力特征值分別為2500 kN和700 kN。

2 主體結構設計

2.1 主體結構體系

辦公樓主要樓層的結構平面布置如圖3所示。按照建筑形體的需要，結構設計首先要選擇頂層連廊結構與5～10層南北塔樓是采用剛性連接還是弱連接。頂層連廊與南北塔樓采用滑動支座等弱連接時，上部建筑形成設有底部連體裙房的雙塔結構，此時連廊無法對南北塔樓抵抗地震、風等水平作用提供幫助，僅作為豎向荷載加載在塔樓周邊結構上。平面尺寸相對較小的南北塔樓，作為大底盤結構上的兩個獨立結構單元，獨自抵御所受外部作用，同時塔樓頂部相當于懸臂構件的端部，在水平作用下側移變形較為顯著，因此需要相應增加抗側力構件的布置；跨度26.5 m的連廊自重較大，作為集中荷載施加在塔樓周邊結構時，塔樓平面的幾何中心與樓層質量中心的偏離程度加大，樓層側移剛度中心與質量中心的偏心距難以減少，豎向荷載的平面不均勻布置也削弱了結構的抗扭轉性能，使結構的抗側力構件布置難以做到規則對稱，構件的受力狀態也較為復雜。

圖3 主要樓層結構平面布置圖

主體結構采用剛性連接方案時，為高層連體結構，屬于超限高層建筑；采用弱連接方案時，為雙塔結構的復雜高層建筑。通過進一步對比計算分析，雖然經過建筑和結構專業配合調整結構布置后，弱連接方案的雙塔結構不屬于超限高層建筑，但該方案的結構布置受限于前文提及的各類不利因素，結構性能不夠理想，與連體結構相比，經濟性也不突出。而剛性連接方案具有更好的結構合理性和抵御各類外部作用的結構性能，因此，辦公樓最終選擇采用剛性連接方案的連體結構。

辦公樓采用鋼筋混凝土框架一剪力墻結構體系，主要辦公區采用8.1 m×14.8 m的大開間框架，剪力墻基本布置在建筑物4個角部的樓梯和電梯間，結構平面布置基本規則對稱。沿豎向結構剛度均勻變化，剪力墻和框架柱從底層到上部截面逐漸收小，南北塔樓范圍內各層樓板厚度120 mm，南北塔樓之間的連接體樓板厚度150 mm，屋面板厚度130 mm，柱墻混凝土強度等級C55～C30，梁板混凝土強度等級C30，鋼構件采用Q345B鋼材。各類主要構件截面尺寸如表1所示。

表1 主要構件尺寸一覽表

2.2 結構超限情況及對策

根據《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》(建質〔2015〕67 號)，該連體高層辦公樓屬于超限高層結構[1-2]。為了取得更加優良的結構抗震性能，設計在滿足建筑功能的基礎上，盡可能減少結構的不規則性。首先，豎向抗側力構件的平面分布基本均勻對稱，主要利用位于建筑平面4個角部的樓梯和電梯間布置剪力墻。布置在建筑物外圍的剪力墻顯著加大了結構的扭轉剛度。采用剛接連接方案后，結構整體性也得到加強，使扭轉效應明顯降低，偶然偏心地震作用下的樓層扭轉位移比不大于1.20，消除了結構的扭轉不規則。其次，通過地面一～二層剪力墻、框架柱及主梁截面尺寸的合理選擇，層高約為二層以上樓層1.5倍的一層，消除了抗側剛度軟弱層和抗剪承載力薄弱層的結構不規則。實際存在的5個不規則項如表2所示，均屬于建筑形體和建筑功能需要而無法避免的結構不規則。

表2 結構不規則類型表

針對上述結構不規則，采取的抗震性能設計措施主要有：①穿層柱、支撐連體桁架的豎向構件(與上下弦桿相連的豎向構件)和連體鋼桁架按中震彈性設計；②剪力墻底部加強部位高度取至五層樓面標高處(雙塔結構的首層樓面)；③連體部分驗算豎向地震作用；④上部樓層按時程分析結果調整樓層剪力，以考慮鞭梢效應；⑤單跨框架柱和支撐連體桁架的框架柱抗震等級提高為二級。

2.3 多遇地震(小震)計算分析

首先采用計算模型不同的兩個軟件盈建科及PMSAP(2010)進行多遇地震(小震)下的計算分析，主要指標如表3所示。

表3 多遇地震下的主要結構性能指標對比

從盈建科及PMSAP兩種不同力學模型軟件的計算結果對比可以看出，結構的自振周期、基底剪力和傾覆力矩、層間位移角等主要指標基本一致，計算結果均能滿足小震下的結構性能目標，兩者可相互驗證，保證了結構計算分析的可靠性。

規定水平力下辦公樓底層剪力墻承擔的地震剪力約占樓層總剪力的78.4%(X向)和81%(Y向)，可形成結構抗震的第一道防線。框架承擔的地震剪力占樓層總剪力均大于10%，可構成結構抗震的第二道防線。部分樓層框架承擔的地震剪力小于結構底部總剪力的20%，取結構底部總剪力的20%和框架部分地震剪力最大值的1.5倍二者的較小值，對該部分框架承擔的地震剪力進行了放大，保證結構在地震作用下，具備必要的強度及足夠的變形和耗能能力。

2.4 彈性時程分析

根據《高層建筑混凝土結構技術規程》JGJ 3-2010[3]、《建筑抗震設計規范》GB50011-2010[4]的要求，選取兩條天然波(Imperial Valley06_NO_185 Tg(0.66)，Chi-Chi Taiwan03_NO_2479 Tg(0.65))和一條人工波(RH4TG065)，進行多遇地震下的彈性動力時程分析，場地地面最大加速度取為35 cm/s2。計算結果表明，X、Y向各3條波中，每條地震波底部剪力均不小于CQC法結果的65%，平均底部剪力均不小于CQC法結果的80%，滿足規范對時程分析地震波的要求。各地震波下的樓層剪力、彎矩、最大位移及最大層間位移角等時程分析結果均正常，無明顯的剛度突變，對比結果如圖4所示。彈性時程計算時，部分樓層剪力包絡值稍大于CQC法計算結果，這些樓層相應進行了1.02～1.23倍的地震作用放大，此時結構的強度和變形也均能滿足規范的要求。

圖4 樓層剪力、彎矩、最大位移及最大層間位移角曲線

2.5 設防地震(中震)計算分析

中震下構件承載力按彈性設計時，地震影響系數最大值取0.23，荷載分項系數按規范取值，材料強度取設計值，承載力抗震調整系數同小震下的取值，不考慮構件抗震等級，風荷載不參與計算。計算結果表明：穿層柱、支撐連體桁架的豎向構件(與上下弦桿相連的豎向構件)和連體鋼桁架，在設防地震下均不發生彎曲和剪切破壞，能滿足中震彈性要求，實現了設防地震下局部關鍵結構構件的性能目標。

2.6 鋼連廊計算分析

南北塔樓間距32.4 m，11層～屋頂層的連廊成為連體結構的兩個剛性連接體。連廊層高4.55 m，跨高比7.2，采用桁架結構作為剛性連接體主要受力構件合理，實際每道連廊的主要受力構件為兩道鋼桁架。連廊結構要承受自身較大的豎向重力荷載和地震作用，還要在水平地震作用下協調兩側塔樓的變形。因此，必須要保證連廊與兩側塔樓主體結構的可靠連接。連接處的桁架端部構件內力較大，與桁架相連的塔樓框架邊柱需要相應加大截面尺寸，同時連廊主要受力構件道鋼桁架的上下弦桿，應伸入兩側塔樓主體結構內至少一跨，伸入范圍內的主體結構構件均需要進行加強。截面尺寸較大的主體結構構件，以及為減小伸入的弦桿內力而設置的斜桿，對建筑室內空間的使用影響較大。

為更好實現建筑功能并優化桁架布置，結合塔樓平面中局部突出的平臺，在距離塔樓2.95 m處增設落地鋼管混凝土柱，如圖5(a)所示。鋼管混凝土柱既能支承連廊重量，又降低連廊跨度至26.5 m，跨高比降至約5.8，桁架主要受力構件截面尺寸隨之明顯減小，連廊自重明顯減輕，連廊自重主要由鋼管混凝土柱承擔也降低了對兩側塔樓承載力的要求。鋼管混凝土柱與塔樓框架邊柱形成主體結構的框架部分，伸入兩側塔樓主體結構內的上下弦桿可在2.95 m跨內布置，斜桿也在此跨內設置，基本避免了桁架構件對塔樓主體范圍建筑空間使用的不利影響。

(a) 十～屋頂層連廊整體結構模型

桁架斜桿布置方向不同時將分別處于受拉或受壓的工作狀態。連廊桁架跨高比較小，鋼管柱之間的桁架端部弦桿軸力較小，斜桿軸力相對較大，且斜桿長度大于弦桿和立桿，斜桿工作時處于受拉狀態，能更充分利用材料性能，實際布置如圖5(b)所示。斜桿按照工作時處于受拉狀態確定布置方向。

連體部分驗算豎向地震作用，鋼桁架按中震彈性設計，主要受力構件全部采用箱型截面，以增加桁架的平面外剛度。弦桿與立桿、斜桿之間均為剛接連接，各桿件依據內力大小合理選擇規格。上弦杠、下弦桿、立桿和斜桿的最大應力比計算結果分別為0.74、0.53、0.77和0.82。同時計算結果還表明：采用剛性連接的鋼結構連廊具有足夠的剛度和強度，能有效協調兩側塔樓的側向變形，增強結構的整體剛度，實現預設的抗震性能目標。

連廊作為剛性連接體協調兩側塔樓變形時，塔樓結構剛度和動力特性會隨之改變，連接部位的應力狀態也會變得復雜。為實現連廊與塔樓的可靠連接，塔樓的鋼筋混凝土框架邊柱內置工字鋼成為型鋼混凝土柱，并與連廊桿件剛接連接，柱內工字鋼向下延伸一層至十層處錨固。工字鋼與桁架桿桿交接位置設置多道加勁肋板，保證桿件內力的有效傳遞。其中斜桿為箱型截面，與型鋼混凝土柱交接處斜桿箱型截面轉換為工字型，以便與框架柱內工字鋼連接。根據應力計算結果，適當加大工字型轉換截面的腹板厚度，桿件之間均采用對接坡口焊連接，做法如圖6所示。

圖6 斜桿箱型截面與工字型截面轉換圖

連廊樓板需要具備足夠的剛度和強度，才能保證剛性連接體能有效協調兩側塔樓共同工作。連廊樓板薄弱會導致局部樓板產生過大的內力和變形，并影響連廊對塔樓的協調能力。因此，樓板應力分析和性能化設計也是連廊結構設計的重要環節。樓板性能化設計目標為中震彈性要求。經計算，多遇地震及設防地震下，樓板最大拉應力均出現在屋面層處，此時多遇地震作用下樓板的最大拉應力1.885 MPa,小于混凝土抗拉強度標準值2.01 MPa，即小震情況下，樓板不會開裂。設防烈度地震作用下樓板的最大拉應力基本上小于2.8 MPa，僅局部柱邊位置樓板應力達到5.487 MPa(圖7)，實際配置雙層雙向Φ12@200鋼筋網，局部應力較大位置附加Φ12@200鋼筋，即能滿足中震情況下彈性工作的要求。

圖7 設防地震下屋面層彈性板應力分析結果圖：X向(上)、Y向(下)

連廊作為大跨度結構，樓蓋舒適度評估已成為結構設計中應考慮的重要適用性要求。該工程樓蓋舒適度分析時，結構模態分析的質量源選取：恒載+0.2活載，方向為考慮豎向振動的Z方向，阻尼比0.03，計算結果表明：豎向自振頻率和樓蓋跨中(最不利位置)的振動峰值加速度，均能滿足規范限值要求。

2.7 罕遇地震下的推覆計算

罕遇地震作用下，結構部分構件會發生屈服甚至破壞退出工作，結構從彈性進入彈塑性的工作狀態。隨著塑性的逐步發展，結構剛度不斷退化，阻尼比逐漸加大，為實現“大震不倒”的抗震目標，該工程采用靜力彈塑性計算方法進行了罕遇地震下的彈塑性變形驗算，地震影響系數最大值αmax=0.50，場地特征周期Tg=0.70s，分析結果如圖8～圖9所示。

圖8 靜力彈塑性工況：X向(上)、Y向(下)

圖9 性能點處全樓塑性鉸位置圖：X向(左)、Y向(右)

罕遇地震下的結構層間彈塑性位移角1/174(X向)、1/216(Y向)滿足1/100規范限值的要求。從圖中可以看出，結構達到大震性能點后，結構能力曲線還有明顯的上升段，具備足夠的安全儲備。同時，關鍵構件在大震下均未出現塑性鉸，剪力墻基本保持完好，局部墻體有輕、中度損傷，部分連梁等耗能構件損傷較嚴重，實現了這部分構件預定的耗能目標，框架柱等無損壞，可發揮其預設的二道防線作用，結構可以實現“大震不倒”的抗震設防目標。

3 結論

(1)該工程屬于連體結構超限高層建筑，針對建筑結構存在的尺寸突變、構件間斷、穿層柱、樓板不連續、承載力突變等多項不規則，通過運用基于性能的抗震設計方法，進行三個階段的計算分析，采取相應的抗震措施，保證了結構滿足抗震性能目標的要求。

(2)項目采用框架-剪力墻結構體系，抗側力構件布置基本規則對稱，頂層連廊結構與南北塔樓采用剛性連接，可協同南北塔樓共同工作，使主體結構具備良好的整體承載能力和變形能力。

(3)小震計算通過兩個不同力學模型軟件的分析對比，驗證了結構布置的合理性和可靠性，整體指標控制在合理范圍內。中震彈性設計提高了關鍵構件安全度；大震下的彈塑性設計，分析了結構的破壞模式、層間變形分布、結構損傷部位和損傷程度，并有針對性地采取抗震措施，有效提高了結構的整體抗震性能。

(4)與兩側塔樓剛性連接的鋼結構連廊，作為影響主體結構抗震性能的關鍵部位，按照性能化設計要求，保證其具有足夠的剛度和強度，能有效協調兩側塔樓的側向變形，增強結構的整體性。同時，節點設計和作為大跨度結構的樓蓋舒適度要求，也是連廊設計的重要環節。

該工程針對連體超限結構采用的計算分析方法及加強處理措施，可供類似高層結構設計參考。