智慧生态城创新服务中心结构设计

艾 威， 陈 宝

(中信建筑设计研究总院有限公司， 武汉 430014)

1 工程概况

智慧生态城创新服务中心位于武汉经济技术开发区，地处武汉市区西南三环外沿，吸引了众多投资者和人群，是智慧城的总部及发展源泉。地上部分包含五个“贝壳状”的单体多高层建筑，建筑效果图见图1，各单体平面示意图见图2。

图2 各单体平面示意图

本项目地上结构由五个单体(1#，2#，3#，4#，5#楼)构成，建筑高度为21.9～80.7m，单体间设置架空绿化景观层，并通过设置防震缝断开。各单体平面均为椭圆形，建筑外形为“贝壳状”，通过外圈框架圆斜柱来达到结构层层收进的效果。1#，3#，4#楼底层椭圆长轴为70～80m，短轴为30～40m，柱距为10～12m。2#，5#楼底层椭圆长轴约为45m，短轴约为25m，柱距为9.5m。1#楼建筑共4层，首层层高为9.0m，2，3层层高均为8.0m，顶层层高为7.8m，建筑高度为32.8m；2#楼建筑共4层，首层层高为9.0m，2，3层层高均为4.2m，顶层层高为3.6m，建筑高度为17.4m；3#楼建筑共12层，首层层高为9.0m，2层层高为8.4m，标准层层高为4.2m，顶层层高为4.1m，建筑高度为59.3m；4#楼建筑共16层，首层层高为9.0m，2，3层层高为8.4m，标准层层高为4.2m，顶层层高为4.5m，建筑高度为80.7m；5#楼建筑共9层，首层层高为9.0m，标准层层高为4.0m，顶层层高为3.8m，建筑高度为40.8m。屋顶采用单层网壳实现大空间的采光观景平台。

建筑结构设计使用年限为50年，结构设计基准期为50年，结构安全等级为二级，地基基础设计等级为甲级，抗震设防类别为标准设防类(丙类)。工程所属场地为建筑抗震一般地段，场地土类别为Ⅲ类，抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度值为0.05g，设计地震分组为第一组。地震影响系数最大值αmax=0.054，特征周期Tg=0.45s；50年一遇基本风压为0.35kN/m2，10年一遇基本风压为0.25kN/m2，地面粗糙度为B类；50年一遇基本雪压为0.50kN/m2；结构计算阻尼比取为0.05[1]。

2 结构设计

主体结构采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系，屋顶钢构架采用单层网壳结构，架空绿化层为框架结构，3#，4#楼之间架空绿化层设置钢结构连桥，与各单体间通过设置防震缝断开，主体结构整体结构模型见图3。

图3 整体结构模型

各单体结构形式类似，平面形状均为椭圆形。3#楼标准层结构平面布置见图4，在建筑中部楼梯、电梯间设置剪力墙，与周边的框架柱形成多道抗震防线。为实现“贝壳状”层层收进的建筑效果，外圈框架柱采用圆形斜柱，单根斜柱的倾斜角度(简称倾角)大部分在0°～15°之间，局部最大达到25°，自底层至顶层，斜柱倾角逐层增大，3#楼剖面见图5。

图4 3#楼标准层结构平面布置

图5 3#楼剖面图

以斜柱倾角最大的3#楼为例，底层剪力墙厚度为500mm，外圈框架圆斜柱直径为1 000～1 200mm，矩形框架柱截面为800×800～1 000×1 000，框架梁最大跨度为12m，主要梁截面为400×800。

3 结构静力计算

本项目的5栋单体，除2#楼为多层建筑外，其余4栋均为A级高度的高层建筑，体型较为规则。为实现建筑造型，结构外圈框架采用圆斜柱且倾角较大，结构设计时采用YJK(1.9.3)和MIDAS Building 2019(V1.1)两个计算软件分别对建筑高度较高的3#楼和4#楼进行了多遇地震和风荷载作用下的静力弹性分析。单体嵌固端均为地下室顶板，结构的动力特性、最大层间位移比、层间位移角等整体指标见表1[2]。

对比表1中结果可发现，两种计算软件统计的结构总质量误差在5%以内，结构整体响应也比较吻合。结构扭转为主的第一自振周期T扭和平动为主的第一自振周期T1之比不大于0.9，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)[3](简称高规)中第3.4.5条扭转周期比的规定。在考虑多遇地震(6度)和50年一遇的风荷载作用下，结构的层间位移和倾覆力矩由地震作用控制，整体稳定性由地震作用和风荷载共同控制。

多遇地震作用下各楼层层间位移角曲线如图6所示，本层与上一层楼层受剪承载力比值如图7所示。由图6,7可知结构具有较好的刚度和承载力，无明显的承载力突变，结构Y向侧向刚度较X向稍弱，框架圆斜柱倾角的增加未对整体结构的抗侧刚度产生较大削弱，结构整体受力性能良好。

图6 楼层层间位移角

图7 楼层受剪承载力比值

3#楼楼层层间位移角最大值为1/1 652，出现在

结构静力弹性分析整体指标 表1

第4层，4#楼楼层层间位移角最大值为1/1 517，出现在第5层，均小于高规中表3.7.3框架剪力墙结构的限值1/800。各楼层受剪承载力与上一层楼层受剪承载力比值在0.8～1.5之间，满足高规3.5.3条的要求。

从图3可知，电压补偿器作为系统中用于接收和反馈信号的核心部件，位于辐射大厅，一端通过长约10 m的信号电缆与辐照晶体管连接，另一端则通过长约100 m屏蔽双绞电缆与测量间的测试系统相连，将VCC，VBB，VRB和VRC反馈至测试转接盒。为避免电阻直接受中子辐照引起性能下降，产生测量误差，将辐照板上的电阻RB，RC与晶体管分开，放置于电压补偿器中。

高层建筑在风荷载作用下产生过大的振动加速度会使人感到不适，按高规中第3.7.6条取10年一遇(重现期R=10)的风荷载标准值，并分别采用YJK，MIDAS Building软件计算结构顶点最大加速度，结构阻尼比取为0.02，3#楼的计算结果见表2。结构顶点风振加速度满足办公建筑不大于0.25m/s2的要求。

风荷载标准值(R=10)作用下结构顶点最大加速度/(m/s2)表2

4 斜柱对框架梁和楼板受力性能的影响

为实现建筑立面的缩进要求，结构外圈框架柱均为圆斜柱。与普通框架柱相比，对斜柱在楼面处水平力分量的相关分析是结构设计的重点和难点，并且需要采取相应的加强措施来保证水平力的有效传递。本节主要分析：1)多遇地震作用下斜柱对各层框架梁和楼板内力的影响；2)罕遇地震作用下斜柱和与其相连框架梁的损伤分析。

4.1 多遇地震作用下斜柱对框架梁的影响

为分析地震作用下斜柱对框架梁受力性能的影响[4]，采用YJK(1.9.3)和MIDAS Gen 2010(V2.1)计算软件，以3#楼为例进行整体受力分析。图4中框架斜柱(编号KZ1，KZ2)和与其相连的框架梁(编号KL1，KL2)在恒载和Y向地震(斜柱倾斜方向)作用下的轴力见表3，4。其中受拉为正，受压为负。

由表3和表4可以看出，YJK和MIDAS Gen计算得出的斜柱和框架梁的轴力结果相差不大，反映的变化规律基本一致。框架斜柱和框架梁在恒载作用下轴力较大，水平地震作用下轴力较小，斜柱顶水平力的大小主要由竖向荷载控制。

斜柱倾角自底层向顶层不断增大，恒载作用下，与斜柱相连的框架梁在底部楼层承受拉力，顶部楼层承受压力，KL1，KL2均在2层出现最大拉力，分别为59，62kN，在9层出现最大压力，分别为80，63kN。由于斜柱倾角的变化，4～8层框架梁存在受拉和受压两种受力状态。

恒载与Y向地震作用下KZ1，KL1轴力/kN 表3

恒载与Y向地震作用下KZ2，KL2轴力/kN 表4

为了保证楼层处水平力的有效传递，设计时采取以下加强措施：1)沿斜柱倾斜方向布置框架梁和次梁，以减小楼板水平方向承受的轴力；2)沿斜柱倾斜方向的框架梁和次梁均设置不小于216通长受力钢筋，且均按单侧配筋面积不小于0.1%bhw设置受扭腰筋；3)外圈环状框架梁底筋和面筋均按不小于420通长配筋，箍筋直径不小于10mm，并沿梁高设置间距不大于200mm的抗扭腰筋。

4.2 多遇地震作用下斜柱对楼板应力的影响

由表3和表4可知，在恒载与地震荷载作用下，3#楼在6层处框架梁轴力达到最大。选取该层楼板进行应力分析，在恒载+0.5活载+地震作用(X向或Y向)组合下，大部分楼板单元剪应力均小于1.0MPa。《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)(2015年版)[6]6.3.3节规定了楼板斜截面受剪承载力公式，单位宽度的楼板剪应力限值取0.7ftk=1.407MPa(混凝土强度等级为C30)。由此可知大震作用下楼板剪应力均满足要求。

1.2恒载+1.4活载组合下斜柱周边楼板X向、Y向正应力分布分别如图8，9所示，其中拉应力为正，压应力为负。由图8，9可知，楼板在X向支座处板面与跨中处板底出现拉应力，最大达到5.0MPa，大于楼板混凝土轴心抗拉强度设计值ft=1.43MPa，需按计算配置受拉钢筋；楼板Y向板面均为压应力，板底拉应力最大为1.5MPa，略大于ft，仅需配置构造钢筋。上述楼板的应力分布与常规楼板的受力状态一致，说明斜柱对楼板的内力影响较小。本项目楼板采用单向板，板厚100mm，板受力钢筋满足最小配筋率及计算要求，板面均按0.15%附加拉通钢筋。

图8 1.2恒载+1.4活载组合下楼板X向正应力/MPa

4.3 罕遇地震作用下斜柱和相连框架梁、楼板的损伤分析

本工程选取2组天然波和1组人工波，采用SAUSAGE非线性分析软件对4#楼进行6度罕遇地震作用下结构的动力弹塑性时程分析，对主方向为X向、Y向的3组地震波，共6种工况进行频谱分析得出，每条时程曲线的频谱特性、有效峰值和持续时间均满足《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(2016年版)[7](简称抗震设计规范)第5.1.2-3条的相关规定。地震动峰值加速度取为140gal，采用抗震设计规范第3.10.4条及其条文说明计算得到罕遇地震作用下3#楼的弹塑性层间位移角参考值如图10所示，楼板X向层间位移角最大值为1/252(3层)，Y向层间位移角最大值为1/220(4层)，小于罕遇地震作用下的层间位移角限值1/200，均满足规范要求。

图10 罕遇地震作用下结构的层间位移角

基于混凝土受压损伤因子、受拉损伤因子和钢筋的塑性应变大小对结构构件的损坏程度进行评估。梁柱构件性能等级取单元性能的最大值，墙板构件性能等级取单元按面积加权平均后的性能等级。3组地震波在主方向X向、Y向作用下结构构件性能等级的最终包络结果见图11，12。由图11,12可知，罕遇地震作用下框架柱、框架梁、斜柱、墙柱均在轻度损坏及以下，墙梁部分出现严重损坏，楼板基本处于无损状态。

图11 结构构件性能等级百分比

图12 第3层框架梁柱、楼板性能水平

总体来看，结构整体处于稳定状态，未出现较大侧向变形，层间位移角满足要求，抗侧力构件损坏程度较轻，斜柱和与其相连的框架梁、楼板均能有效传递水平力，结构抗震性能良好。

5 有限元分析

5.1 屋顶单层网壳有限元分析

为实现单体建筑屋顶曲面的外观要求和大空间采光观景平台的功能要求，可采用钢架和单层网壳两种方案，见图13。屋顶结构平面投影长36m，宽5m，立面矢高13.28m。

图13 屋顶结构方案(3#楼)

钢架方案结构杆件主要截面为焊接箱形截面(400×350×12×12)，单层网壳方案结构杆件主要截面为方钢管(200×100×6)，网格边长为1.8～2.0m，夹角为45°～60°。对称的两榀网壳用型钢梁连接，钢梁截面为500×250(H×B)，长约13m，间距5m左右，水平方向布置次梁，次梁截面为400×200(H×B)。

考虑建筑的经济性，对屋顶两种方案造价进行比较，见表5。由表5可知，单层网壳方案型钢造价和玻璃造价均低于钢架方案。

屋顶钢架和单层网壳方案造价比较 表5

为简化单层网壳与混凝土的连接，网架底部换梁处设置支托管，与混凝土柱顶钢埋件直接现场焊接，单层网壳支座节点详图见图14。计算时按铰接支座与固定支座包络，并通过建立整体结构计算模型来探究上部网架结构与下部混凝土框架结构受力的相互影响。

图14 单层网壳支座节点

采用3D3S有限元分析软件进行结构的整体受力分析，考虑地震和温度作用。计算结果显示屋顶单层网壳结构在恒载+活载+0.6风荷载+升温的组合工况下变形最大，位移云图见图15，各组合工况下结构的最大应力与强度比值云图见图16。从图15中可看出，单层网壳结构的最大竖向位移为13.5mm，型钢梁最大竖向位移为39.742mm(挠度为1/788)，满足规范限值1/400的要求[8]。从图16中可看出，网架杆件的最大应力与强度比值主要在0～0.4以内，型钢梁最大应力比为0.85。

图15 单层网壳位移云图/mm

图16 单层网壳最大应力与强度比值云图

5.2 螺旋钢楼梯有限元分析

在塔楼范围外的地下室设置了两部对称的螺旋钢楼梯，楼梯平面和剖面见图17。地下1层层高5.7m，采用两跑楼梯，每跑18步，中心梯井半径为1.8m，楼梯宽度为1.8m，外边线半径为3.6m，内边弧形展开长度为11.3m，外边为22.6m。两侧采用螺旋钢梁作为结构承力构件，钢梁截面为箱形截面250×400×16×16，钢梁计算长度分别约为21m(外圈)、12m(内圈)。采用3D3S软件分析得到钢梯梁的应力比与位移云图见图18。由图18可知钢梁两端均为刚接，最大应力比为0.60，外圈钢梁跨中最大位移为13.175mm，挠度为1/1 400，内圈钢梁跨中最大位移为7.5mm，挠度为1/1 600，均满足设计要求。

图17 地下室螺旋钢楼梯

图18 钢梯梁应力比、位移云图

为保证钢梁与混凝土结构的刚性连接，钢梯梁与基础底板的连接节点(图19)为外包刚性柱脚；钢梯梁与混凝土梁连接时，钢梯梁伸入混凝土梁内1.5m，伸入混凝土梁部分在钢梯梁上下翼缘设置栓钉和复合箍筋(图20)。

图19 钢梯梁刚性柱脚节点

图20 钢梯梁与混凝土梁节点构造

6 结语

本文主要介绍了智慧城创新服务中心项目的工程概况、结构设计，并运用两种计算软件采用规范反应谱法对3#，4#楼进行多遇地震作用下的结构静力计算，并结合罕遇地震弹塑性时程分析、楼板应力分析对斜柱柱顶水平力的传递以及对相连框架梁、楼板内力的影响进行了分析，对结构薄弱部位采取有效的加强措施以保证结构的抗震性能。项目中的钢结构连桥、屋顶单层网壳、螺旋钢楼梯结构设计合理而轻巧，满足建筑的功能和美观要求，并对特殊的节点提出了适当的加强措施，为类似工程的设计提供一定的借鉴和参考。