綠地智慧之心高位大跨連體結構分析與設計

梁 立，劉 璇，李 邈

(四川中泰聯合設計股份有限公司，四川 成都 610000)

1 工程概況

綠地智慧之心項目位于四川省德陽市生態智谷核心區，為集智慧辦公總部、城市規劃館、五星級酒店、辦公及商業街等為一體的城市智慧商業綜合體，建筑面積約34 000 m2。本工程6號樓為高位大跨連體結構，地上19層，地下2層，主體結構為兩個鋼筋混凝土框架-剪力墻結構，其中左塔主要功能為辦公，平面為約65 m×19.8 m的矩形，房屋高度65.150 m，1層、2層層高為4.9 m，15層、16層層高3.6 m，其余層層高為3.2 m；右塔主要功能為五星級酒店，平面為約59.6 m×21.7 m的矩形，房屋高度74.150 m，1層～4層層高為5.2 m，5層層高2.20 m(酒店設備轉換夾層)，其余層層高為3.6 m。兩側結構在標高48.200 m～55.400 m(左塔為15層、16層，右塔為13層、14層)通過連接體相連成為一體，連接體部分采用鋼結構，層高為7.2 m，跨度為33.2 m。建筑效果圖如圖1所示，連體桁架結構立體圖及結構剖面如圖2，圖3所示。

結構設計使用年限為50 a，抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度為0.1g，抗震設防類別為標準設防類，建筑場地類別為Ⅱ類，地震分組為第一組，結構安全等級為二級。結構混凝土部分阻尼比為0.05，連接體鋼結構部分阻尼比為0.02[1]。連接體部分分析設計時考慮豎向地震作用[2]。50 a重現期基本風壓為0.3 kN/m2，位移計算按照基本風壓0.3 kN/m2采用，承載力計算按照基本風壓的1.1倍采用[3]。

2 結構體系的合理選擇

根據結構的合理性及經濟性，并結合建筑的相關使用功能要求，最終將鋼筋混凝土框架-剪力墻結構定為結構最終方案，其中結構剪力墻大部分布置在建筑的樓梯、電梯間。右塔4層層高5.2 m,5層為設備轉換層，層高2.20 m，6層為酒店客房層，層高3.6 m。經計算，4層側向剛度遠小于上部樓層的側向剛度，豎向剛度突變，為比較嚴重的薄弱層，結構損傷嚴重。通過多種方案比較后，最終決定將設備夾層并入酒店客房層，即5層層高為5.80 m。在5層樓面設置2.20 m的架空層作為設備轉換層，通過密布小柱支撐在5層樓面上設置架空層的樓板，并且與主體豎向構件脫開處理。

在雙塔連體結構中，根據連體結構與塔樓的連接方式，可將連體結構分為弱連接和強連接兩種形式[4]。鑒于本工程連體部分位置較高且跨度較大，滑動支座所需預留的足夠滑移量對建筑立面效果、幕墻設計等有較大的影響，最終決定本工程連接體與塔樓的連接方式采用安全度較高的強連接。

連接體的主體結構采用鋼結構，在樓層上部設置2榀鋼桁架，用于承托屋頂荷載，桁架下設吊柱，用于承擔樓面荷載。桁架高度為3.6 m，跨度為33.2 m，其中上下弦、腹桿均采用方鋼管，桁架所有節點采用剛節點。2榀桁架平面結構之間采用焊接H型鋼梁進行連接。結構樓板加強范圍為連接體樓板和連接體兩側各一跨的范圍內的樓板，加強范圍內板厚均采用200 mm厚鋼筋混凝土樓板。

為保證連接體和與連接體相連的主體結構有可靠連接，相連的豎向構件采用型鋼混凝土柱，并向下延伸兩層，向上延伸一層；左右兩側與連接體相鄰跨的梁均采用型鋼混凝土梁。

3 結構的性能化目標

根據本工程的特點，設定結構性能目標為：小震作用下，所有構件、節點均處于彈性；中震作用下，構件及樓板彈性；大震作用下，連體結構的鋼構件產生少量的塑性鉸，兩側塔樓主要抗側力構件不屈服，樓板不屈服。

4 多遇地震作用下計算結果

連體結構受力性能復雜，在結構設計時，應盡量使左、右塔單體結構的整體抗側剛度接近。而兩棟塔樓的整體剛度可以由其水平荷載下的位移近似反映，若兩塔樓整體位移接近，則可近似認為塔樓整體剛度接近。另外在塔樓連接部位的位移如果一致，則連體部分及其相關聯部分因協調變形而產生的內力會減小，從而使連體部分的受力更合理[5]。

4.1 結構整體計算結果

本工程采用ETABS和盈建科兩種結構計算軟件，分別對結構多遇地震作用下的反應進行了相應分析計算，表1為結構整體計算結果，單塔計算結果見表2，表3。

表1 連體結構計算結果

表2 左塔結構計算結果

表3 右塔結構計算結果

由表3可以看出：1)連體模型由于連體的存在出現多種復雜的振型，塔樓之間通過連體相互影響并傳遞地震力。2)連體模型X向周期大小介于左、右塔之間，致使左塔變柔、右塔變剛；Y向周期變化不大。3)連體模型無明顯的扭轉周期，以扭轉因子較大的第三周期與第一周期之比為0.834，滿足規范要求。

4.2 樓層剪力和層間位移角

各模型層間剪力圖及位移角分別如圖4，圖5所示。

由圖4，圖5可以看出：1)在X方向上，由于左塔剛度大于右塔，層間剪力基本上是左塔連體模型大于左單塔模型，右塔連體模型則小于右單塔模型；2)在55.400 m標高處，左、右塔內力突變，證明連體在該標高處受力較大，而在48.200 m標高處變化不大；3)在Y方向上，由于連體剛度弱且兩塔剛度接近，層間剪力變化不大；4)由于左塔需拖拽右塔，左塔層間位移角在X向變化較大。

4.3 水平位移和樓層位移比

各模型層間位移及位移比如圖6，圖7所示。

由圖6，圖7可知，結構扭轉位移比除按連體模型復核外，另采用單塔人工復核，最終控制值為Y向1.32，連體及單塔模型均滿足規范要求。

4.4 彈性時程分析計算

在彈性反應譜分析的基礎上，根據規范要求選取了2條天然波和1條人工波，分別對結構進行了彈性時程分析。經多條波譜平均地震影響系數曲線與反應譜的地震影響系數曲線對比，在結構的前3階周期點上，相差小于20%，滿足在統計意義上相符的要求。

經計算，本工程的底部剪力均符合《抗規》的相關規定。在后續設計過程中，地震作用按照時程法計算結果的最大值與振型分解反應譜法計算結果進行包絡取值(見表4)。

表4 基底剪力計算結果

5 連接體設計

由圖4可見，左、右塔的層間剪力在連體層有明顯突變，因此對連接體需加強設計，保證內力的有效傳遞。

5.1 連接體樓板設計

為了確保在中震作用下，樓板保持彈性工作狀態，不出現貫通性裂縫，多遇地震作用下采用軟件ETABS以反應譜法進行樓板應力分析，結果如圖8，圖9所示。

由圖8，圖9可以看出：1)小震作用下，連體結構頂板X向平均樓板拉應力約為底層樓板處的2倍，達0.76 MPa。2)由于左、右塔Y向剛度接近，剖面處平均剪應力較小，僅0.08 MPa左右。3)在樓板的角部，有一定應力集中的現象。

由于本工程為連體結構，連接板兩端的主體結構振動特性不同，在地震作用下，主體結構不僅會發生同向運動，還可能發生相向運動，會顯著增大連接板由于協調主體結構變形而產生的平面內內力[6]。因此采用時程分析法進行補充計算，采用截面切割，分別提取連體Ⅰ-Ⅰ，Ⅱ-Ⅱ剖面處樓板X向合力、Y向合力，見圖10，圖11。

由圖10，圖11可以看出，時程分析法計算出的樓板應力較反應譜法有不同程度的放大，其中連體頂層X向合力放大1.39倍，連體底層放大較小，約為1.05倍。

5.2 連體桁架設計

5.2.1 連接體樓板的計算模擬

連體結構在整體分析中如何真實反映連體層的行為為設計的關鍵。連體樓層若采用剛性樓板假定，則桁架上弦桿在任意工況下內力均為零，與實際情況不符；另外，對比局部彈性樓板(連體范圍樓板為彈性，其余樓板為剛性)和全彈性樓板兩種假定，可以發現：桁架腹桿軸力相差較大，且周邊豎向構件剪力也有較大差異。局部彈性樓板假定和全剛性樓板假定下周邊豎向構件內力接近，這表明剛性樓板這一假定會強制各個單體豎向構件協同工作，與實際情況并不相符，因此整體模型計算時連體及連體所在樓層樓板采用全彈性假定，其余層采用剛性樓板假定。而桁架設計時，則需在靜載工況忽略樓板作用，即假定模型連體部位為0板厚，重新復核桿件內力[7]。

5.2.2 連接體施工次序

由于此項目連體桁架位于48.200 m～55.400 m，雙塔連接位置相對于各單塔中上部，連接位置較高，且連接體實際跨度33.2 m，跨度及自重均較高，故對于連體施工的可行性及連體和兩塔間的施工次序也成為本項目影響設計的重要因素。根據已施工的連體結構經驗及本結構的特點，首先施工左、右塔至主體完工，再整體提升連體鋼桁架層，然后以此為工作平臺安裝其余部分[8]。結合上述施工次序，對結構進行施工模擬分析，并考慮混凝土收縮和徐變的相關影響。

5.2.3 連接體豎向地震反應[9]

采用振型分解反應譜法和時程分析對結構進行豎向地震作用計算(見圖13)。為進一步考察連體的受力情況，表5給出桁架腹桿及弦桿豎向地震作用和重力荷載作用下內力及其比值。由表6可知，結構桿件豎向地震作用系數最小可達9.3%左右，由此可知連體桁架充分考慮了豎向地震作用。另外，由于時程分析略大于反應譜的內力結果，故在進行桁架設計時，桿件內力尚應進行時程的補充分析校核，以保證結構在豎向地震的反應得到充分考慮。

表5 豎向地震作用下桁架腹桿軸力

5.2.4 連接體結構設計[10-11]

1)多遇地震(小震)作用。總體來說，在非地震組合和考慮豎向地震作用的多遇地震組合工況下，結構桁架的桿件內力較小，桁架整體仍處于彈性狀態，其中，桁架端部為結構最大受力部位，桁架端部下弦桿⑨內力最大，其應力比為0.74(見表6)。

表6 小震作用下桿件應力比

2)設防烈度(中震)組合校核。桁架弦桿在中震作用組合工況下，最大內力仍為桁架端部下弦桿⑨，其應力比為0.79，計算表明，連體鋼桁架在中震組合工況下基本處于彈性狀態(見表7)。

表7 中震作用下桿件應力比

6 溫度應力分析

本工程連體部位總長度為141.1 m，溫度應力不能忽略，故應對結構進行水平溫度效應分析。

本工程所在地區常年最低溫度-1 ℃，最高溫度34 ℃，根據施工情況預估結構關模初始溫度為20 ℃，故最大降溫溫差取ΔT=-21 ℃。最大升溫溫差取ΔT=14 ℃。將升、降最大溫差輸入到地上各層，僅考慮混凝土結構部分的應力松弛及剛度折減[12]，可得到升溫工況下，X方向結構兩端往中心伸長約為6 mm；降溫工況下，X方向中心往兩端收縮約為13 mm。經計算，樓板最大正應力為1.3 MPa，最大應力部位在連接位置。根據上述結果，按規范要求組合進行配筋。

7 舒適度分析

本工程連體部分為大跨度混凝土樓蓋結構，因此按規范要求進行樓板的舒適度分析[13]。

考慮到健身房的使用要求，設計時采用有節奏運動的人群荷載0.12 kN/m2，鋼-混凝土樓蓋的混凝土彈性模量放大1.35倍，得出樓板的第一階豎向自振頻率為5.8 Hz，根據規范要求分析樓板豎向震動有效加速度為0.18 m/s2，分別滿足規范不小于4 Hz和不大于0.2 m/s2的要求。

8 罕遇地震下的性能評估

本工程主要通過PKPM-SAUSAGE軟件對結構進行了罕遇地震下的彈塑性動力時程分析并評估其抗震性能[14]。根據規范要求，選取3組地震波記錄(2組天然波和1組人工波)按主方向∶次方向∶豎直方向=1∶0.85∶0.65輸入模型，其中地震波峰值加速度取220 cm/s2。

為全面考察結構在大震下的變形，罕遇地震作用下結構層間位移角詳見表8。由表8可知，結構最大層間位移角滿足規范關于框架剪力墻結構彈塑性變形能力不大于1/100的要求。

表8 大震作用下最大層間位移角

PKPM-SAUSAGE計算結果顯示，罕遇地震作用下連體部分最大應力與其屈服強度之比最大值為0.97，中震彈性的設計能保證連體部分在大震作用下不屈服(見圖14)。

9 結語

本工程為高位大跨連體結構，設計中通過對連體結構進行合理布置，確保雙塔能夠協同變形；采用性能化設計方法對結構進行了全面的分析計算，驗證了本工程兼顧經濟性的同時，能夠有效保證結構的安全性。