镜湖梅山广场南区酒店双向高位连体框架-支撑结构设计

2021-08-06钱昆

建筑结构 2021年13期

钱昆

(华东建筑设计研究院有限公司，上海 200002)

1 项目概况

镜湖梅山广场位于浙江省绍兴市镜湖新区，包含南区和北区两个地块，两个地块之间被内部道路分隔。南区包含1栋47.7m高高层酒店、1栋44.7m高高层办公楼、2栋10m高多层商业以及附属商业裙房和地下室，总建筑面积约17万m2。地下室共计两层，其中地下2层为设备用房及机动车停车库，地下1层为商业、酒店后勤用房、机动车停车库、非机动车停车库及设备用房等，结构为混凝土框架，最大基础埋深10.9m，建筑效果见图1。本文以南区酒店为研究对象进行研究，该酒店地上12层，平面呈L形，平面尺寸为105m×98.4m，附带局部3层裙房。裙房屋面高13.9m。南区酒店标准层建筑平面图及建筑剖面图详见图2、图3。

图1 镜湖梅山广场效果图

图2 南区酒店标准层建筑平面图

图3 南区酒店建筑剖面图

南区酒店结构设计使用年限为50年，建筑结构安全等级为二级，地基基础设计等级为甲级。抗震设防类别为丙类，抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度为0.05g，场地类别为Ⅲ类，设计地震分组为第一组[1]。钢结构抗震等级为四级[2]，地上混凝土结构抗震等级为三级。在小震、中震、大震下水平地震影响系数αmax分别为0.04，0.12，0.28；相应的特征周期Tg为0.65，0.75，0.80s；钢结构阻尼比ζ分别为0.04，0.045，0.05；混凝土结构阻尼比均为0.05。基本风压ω0为0.45kN/m2，体型系数1.4，地面粗糙度为B类。

2 结构体系

本工程地上结构采用带双向高位连体的框架-支撑结构体系，属于一种新型混合结构体系。结构整体模型如图4所示，结构底部三层是一个整体，5～7层在L形角部立面开洞，X向、Y向开洞跨度分别为39m和20m，在空间上形成3个单塔，如图5所示。结构设计中在8～9层两个楼层高度范围内，通过转换桁架连接3个单塔，转换桁架上托4个完整的酒店客房楼层。如图6所示，X向设置4榀跨度为39m的转换桁架HJ1～HJ4，Y向设置4榀跨度为20m的转换桁架HJ-5～HJ-8，其中HJ-7，HJ-8以角部6根转换柱为支点悬挑出9m，桁架HJ-1左端搁置在转换钢柱上，右端则以HJ-7，HJ-8悬挑部分为支座。本工程平面呈L形，整体扭转效应明显，为了平衡转换桁架引起的结构扭转，在结构转换桁架层～轴设置钢结构支撑ZC-1，如图4及图6所示。

图4 结构整体模型

图5 5层、6层结构平面图

图6 7层(转换桁架下弦)～9层(转换桁架上弦)结构平面图

以转换桁架HJ-2，HJ-7为例进行说明，如图7所示，左侧为混凝土框架，框架柱混凝土强度等级为C60～C50，右侧为钢结构框架，转换桁架及支承转换桁架的钢柱的钢材牌号为Q345GJB，其余钢材使用Q355B。角部6根转换柱在5～7层形成独立的单塔，构造上为了加强，在6根柱子之间设置钢结构支撑，钢结构支撑向上延伸至转换桁架上一层，向下延伸至4层，形成六柱-支撑筒体。转换桁架层可以看成是整栋楼的加强层，形成刚度突变、层间受剪承载力突变，此处设置的支撑可以实现刚度过渡。转换桁架HJ-2，HJ-7主要构件截面尺寸详见表1。转换柱KZ1～KZ8截面为□1 000×600×60×80，转换柱KZ9～KZ14截面为□1 000×1 000×80×80，为了提高其刚度、承载力和延性，在转换柱内灌C60混凝土。

图7 转换桁架立面图

HJ-2，HJ-7主要构件截面表1

本工程地上钢结构部分采用钢筋桁架楼承板，钢筋桁架楼承板与混凝土楼板相比施工速度较快，与压型钢板混凝土组合楼板相比，有双向受力的优势，且刚度较好，适用于楼板面内应力较大的情况。

3 结构超限情况及性能化设计原则

按《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(2016年版)[1]、《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)[3]及建设部令第111号、建质〔2015〕67号文件本工程存在凹凸不规则、楼板不连续、竖向刚度不规则、竖向构件间断、承载力突变5项一般不规则条目和扭转偏大、层刚度偏小2项中等不规则条目，判定属于超限高层建筑。根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)3.11章，确定结构的抗震性能目标为性能C，部分关键构件的抗震性能目标可适当提高。针对以上不规则情况，主要进行以下几方面计算分析：

(1)采用YJK和ETABS两种软件进行对比分析，验证计算结果的准确性。

(2)进行弹性动力时程分析，作为反应谱分析的参考和补充。

(3)采用ETABS模型分析地震作用下楼板应力，并根据结果有针对性地进行加强。

(4)进行中震性能化分析，保证转换桁架及支承转换桁架的框架柱承载力满足中震弹性。

(5)进行连续倒塌分析，研究个别关键构件失效对整体的影响，确保结构不发生连续倒塌。

(6)进行施工模拟分析，研究不同施工方案对转换桁架构件内力的影响。

(7)进行罕遇地震下的动力弹塑性时程分析，复核罕遇地震下结构主要构件的承载能力，检验整体结构的抗震性能。根据罕遇地震下的结构表现，对相对薄弱的部位有针对性地采取措施，提高其延性和抗震性能。

(8)将全楼混凝土框架抗震等级提高至二级，增加混凝土框架的延性。

4 整体结构分析

4.1 结构动力特性

结构动力特性表2

整体结构模型计算采用了YJK软件进行，并采用ETABS对主要整体分析结果进行对比和验证。结构自振周期计算结果见表2。从表2中可以看出，两种软件计算得到的周期与振型吻合良好，结构前2阶为平动振型，第3阶为扭转振型，结构在X，Y向的有效质量参与系数均超过90%，周期比小于0.90的限值，满足规范要求。

4.2 小震和风荷载作用下的弹性分析

结构地震作用计算采用考虑扭转耦联的振型分解法，分析中考虑了双向水平地震作用和竖向地震作用以及偶然偏心的影响。小震和风荷载作用下的弹性分析结果见表3。结构的剪重比和最大层间位移角均满足规范要求。X，Y向风荷载作用下的基底剪力远小于小震作用下的基底剪力，结构抗侧力设计由地震作用控制。

小震和风荷载作用下弹性分析结果表3

本工程平面呈L形，整体扭转效应明显，为了抵抗转换桁架引起的结构扭转，在结构转换桁架层(8～9层)端部设置钢结构支撑。当转换桁架层端部设置钢结构支撑时，结构的最大位移比X向为1.45，发生在9层/轴框架柱；Y向为1.50，发生在7层/轴框架柱；Y正向偶然偏心规定水平力作用下6～9层位移比大于1.40，但不大于规范限值1.50。当转换桁架层端部未设置钢结构支撑时，结构的最大位移比X向为1.51，Y向为1.69，均大于规范限值1.50。由以上分析可知，端部设置钢结构支撑可有效改善结构的扭转效应。

此外，转换桁架层可以看成是整栋楼的加强层，形成刚度突变、层间受剪承载力突变。设计中在转换层以下六柱-支撑筒体处设置钢结构支撑过渡，钢结构支撑设置在3层楼面至10层楼面之间，钢结构支撑截面逐渐减小，层刚度逐渐减小，实现层刚度的过渡。为了对比分析，本文列出未设置钢结构支撑的计算结果，图8和图9分别给出了设置钢结构支撑和未设置钢结构支撑的楼层侧向刚度比和层间受剪承载力比。计算结果表明，未设置钢结构支撑时，转换桁架层下一层(7层)与转换桁架层的侧向刚度比X向为0.25，Y向为0.39，均小于0.50；而转换桁架层下一层侧向刚度与相邻上三层侧向刚度平均值之比最小值X向为0.16，Y向为0.35；转换桁架下一层与转换桁架层层间受剪承载力比X向、Y向分别为0.66，0.73，其余楼层受剪承载力均大于其相邻上一层受剪承载力的80%。设置过渡支撑时，如图8、图9所示，转换桁架层下一层与转换桁架层的侧向刚度比X向为0.35，Y向为0.42，小于0.50；而转换桁架层下一层侧向刚度与相邻上三层侧向刚度平均值之比最小值X向为0.33，Y向为0.40；转换桁架下一层与转换桁架层层间受剪承载力比X向、Y向分别为0.70，0.75，其余楼层均大于其相邻上一层受剪承载力的80%。以上分析表明，未设置过渡支撑时，X向楼层侧向刚度比严重超限，设置过渡支撑对楼层侧向刚度比改善显著，对层间受剪承载力比略有改善。计算中将2～7层强制指定为薄弱层，楼层的地震力考虑1.25的放大系数[2]。

图8 楼层侧向刚度比

图9 层间受剪承载力比

4.3 大震下的弹塑性时程分析

本工程地上结构采用带双向高位连体的框架-支撑结构体系，存在多项超限条目，特别是由于连体的设置，导致楼层侧向刚度比和层间受剪承载力突变，为了考察结构在大震下的抗震性能，采用SAUSAGE软件进行了罕遇地震作用下的动力弹塑性时程分析。共计算了3组地震波，并对结构性能进行评价，针对结构薄弱部位和薄弱构件提出相应的调整建议。

分析结果表明，结构在罕遇地震作用下满足“大震不倒”的抗震设防目标。总体结论如下：1)结构最大弹塑性层间位移角X向为1/73，Y向为1/56，均满足小于1/50的设计要求；图10为两个方向大震作用下层间位移角曲线。由图可见，设置过渡支撑可有效改善X向刚度突变，提高结构整体刚度。设计中将转换桁架下一层竖向构件提高至中震弹性的性能目标。2)结构在X，Y两个主方向基底剪力包络值分别为47 792kN和43 940kN，对应的剪重比分别为6.75%和6.21%。弹塑性模型最大剪力包络值相比于弹性模型均有下降，X，Y主方向下，分别为后者的77.45%与68.73%。3)结构钢柱、钢梁、转换桁架保持弹性工作状态，仅部分混凝土框架梁梁端出现轻微损伤、中度损伤，部分框架梁梁端形成塑性铰。混凝土框架较钢结构框架刚度大、延性差，混凝土框架承担了大部分地震剪力(X向约57%，Y向约67%)，设计中将混凝土框架抗震等级提高至二级，提高其延性及抗震能力。

图10 大震作用下层间位移角

转换桁架下一层层刚度突变、层间受剪承载力突变，软弱层和薄弱层位于同一层，图11、图12分别为此薄弱楼层X向、Y向大震下构件的性能水准。由图可知，本层钢柱保持弹性，混凝土柱基本为轻微、轻度损伤，或者无损伤，仅在部分混凝土框架梁梁端出现塑性铰，不会发生结构倒塌。以上分析表明，转换桁架下一层(7层)在大震作用下，抗震性能良好，没有出现严重破坏。设计中将此层混凝土柱按照中震弹性进行承载力校核。

图11 转换桁架下一层(7层)X向大震下构件性能水准

图12 转换桁架下一层(7层)Y向大震下构件性能水准

4.4 防连续倒塌分析

本项目存在大跨度转换桁架、大悬挑转换桁架，一旦桁架中某个杆件突然失效，或者支承转换桁架的六柱-支撑筒体结构中某个柱子突然失效，整个结构的受力状态和传力路径将发生突变，最终导致整个建筑物的倒塌或造成与初始破坏不成比例的倒塌，因此需要进行防连续性倒塌分析。

采用SAP2000非线性动力时程分析方法，计入P-Δ效应，采用剩余结构的Rayleigh阻尼，时程分析的积分步长取0.005s，结构构件在1s后拆除，拆除时间取剩余结构竖向周期的0.1，初始荷载状态为：1.0恒载+0.5活载[4]。根据构件的受荷大小以及失效后引起倒塌可能性的大小，计算了11种失效工况，其中工况1～6分别为转换柱KZ9～KZ14底层柱(柱编号详见图6)失效，工况7为桁架HJ-4跨中下弦杆件失效，工况8为桁架HJ-7悬挑端下弦杆件失效，工况9为桁架HJ-3与转换柱KZ3直接相连的斜腹杆失效，工况10、工况11分别为转换柱KZ3，KZ6底层柱失效。以上工况均不考虑楼板的有利作用[5]。

位移计算结果如表4所示，此处定义动力放大系数为最大位移与稳定位移的比值，则由于构件失效引起的结构动力放大系数在1.06～1.49之间，小于静力方法计算的2.0。图13为工况9失效杆件上方节点(9层D节点，见图14)竖向变形时程曲线。由图可知，监测点在初始工况(1.0恒载+0.5活载)下的静位移为35mm，1s后斜腹杆在极短时间内拆除，对应的上部楼层竖向变形突然增大，经过10s多的振荡耗能，变形最终趋于稳定。

防连续倒塌分析位移计算结果表4

图13 工况9失效杆件上方节点(D点)竖向变形时程曲线

图14 HJ-3桁架构件编号

分析结果表明，工况9斜腹杆拆除时，与该斜腹杆直接相连的上弦杆出现轻微损伤；工况10及工况11底层柱拆除时，转换柱KZ3，KZ6所在的与桁架HJ-3，HJ-6垂直的框架，即轴、轴框架，充分发挥了空腹桁架的作用，部分框梁出现了轻微损伤，图15为转换柱KZ3底层柱失效引起的框架损伤情况；其余工况下失效杆件周围构件均未进入塑性。从概念上分析，当转换桁架某根构件失效时，转换桁架剩余构件与其上楼层组成的空腹桁架发挥作用，防止结构连续性倒塌；当支承转换桁架的六柱-支撑筒体结构中某个柱子失效时，这根柱子对应的上部楼层构件下挂在桁架HJ-7，HJ-8上，形成稳定的结构体系；当桁架HJ-7悬挑端下弦杆失效时，桁架HJ-8将成为桁架HJ-1的主要支座。总之，在工况1～11中，局部杆件的失效不会引起整体结构的连续性倒塌，结构设计具有一定的冗余度。

图15 转换柱KZ3底层柱失效对应框架的损伤

4.5 施工模拟分析

转换桁架为大跨度复杂结构，采用一次加载不能考虑刚度逐步成形、施工过程的影响，不同的施工方案和施工顺序也会引起施工过程中结构不同的内力分布。本文预先设定四种施工方案，主要是由桁架上部投影区域钢结构和楼板是否同时施工而区分，其他楼层及区域主体框架和楼板均同时施工。方案一：桁架上部投影区域钢结构施工至大屋面后，对应楼板一次性施工完毕。方案二：桁架上部投影区域钢结构施工至大屋面后，对应楼板逐层施工完成。方案三：桁架层钢结构及楼板一起施工成形，上部其他层楼板待钢结构施工至大屋面后逐层完成施工。方案四：本层框架与本层楼板均同时施工。分析中假定：1)转换桁架层楼板刚度取原刚度的0.1；2)自重在本阶段施工过程中同时施加，附加恒载在下一阶段施工过程中施加，活载在结构施工全部完成以后施加。

本节以桁架HJ-3为例进行说明，图14为桁架HJ-3构件编号，选取不同部位受力较大的构件如表5所示。施工模拟分析与一次性加载相比，上弦杆轴力大了11.12%～21.53%，下弦杆轴力大了3.05%～6.35%，斜腹杆轴力大了0.96%～5.27%，竖腹杆轴力大了2.14%～5.65%。不同施工方案和施工顺序下结构成型后的轴力也不相同，结构内力在施工过程中的变化也不尽相同，图16为XXG2在不同施工方案过程中轴力的变化情况。结构设计中，取各种施工模拟分析与一次性加载包络值进行设计。

不同施工方案构件轴力/kN 表5

图16 XXG2施工过程轴力变化

4.6 转换桁架楼面振动分析

HJ-1～HJ-4为大跨度转换桁架，上托四层酒店客房，用以满足建筑对大空间、灵活布置、高效使用的需求，但在人的活动等动力作用下可能产生明显的竖向振动，超过一定限度会引起使用者的不安和心理恐慌，因此需要对转换桁架正常使用状态及舒适度进行验算分析。

转换桁架在1.0恒载+1.0活载作用下的变形为52mm，跨度为39m，即变形为跨度的1/750，小于1/400，满足规范[6]要求。转换桁架发生第一阶竖向振动的周期为0.149s，则发生第一阶竖向振动的频率为6.7Hz，大于规范要求的限值3Hz，满足规范对频率的要求。

本节还计算了转换桁架在人群行走激励荷载下的动力加速度，选取IABSE给出的连续行走曲线作为人致激励输入，计算公式为：

(1)

式中：Fp(t)为竖向行人行走激励；G为人体体重，G=0.7kN；t为时间；αi为第i阶荷载谐波的动载因子，α1=0.45,α2=α3=0.1；fp为步行频率，fp=2.2Hz；φi为相位角。

根据式(1)计算得到的曲线见图17。

图17 IABSE连续行走激励时程曲线

考虑多人行走时，总激励Fp(t)=m·fp(t)。

图18 连续行走激励下楼盖竖向加速度

以上分析表明，转换桁架在竖向具有很好的刚度，能够满足人们活动时对舒适度的需求。

5 构件分析与设计

5.1 转换桁架构件应力比

转换桁架HJ-1～HJ-8是结构的关键受力构件，需要严格控制其应力比，图19，20给出了典型桁架HJ-3的应力比计算结果。分别计算了转换桁架在小震组合(1.2恒载+0.6活载+1.3小震)、风荷载组合(1.3恒载+1.5风荷载、1.3恒载+1.5活载+0.9风荷载)、恒活载组合(1.3恒载+1.5活载)和中震弹性组合(1.2恒载+0.6活载+1.3中震)作用下的构件应力比。由图19，20中的计算结果可以看出，转换桁架大部分构件在小震弹性(含竖向地震组合、风荷载组合)和中震弹性组合下的应力比相同，其控制组合为1.3恒载+1.5活载+0.9风荷载，个别构件中震弹性组合下的应力比略高于小震弹性组合下的。

图19 转换桁架HJ-3在小震(中震)弹性组合下的应力比

5.2 支承转换桁架框架柱应力比

支承转换桁架的框架柱编号详见图6，是结构的关键受力构件，需要严格控制其应力比。如图20所示，转换柱仅KZ2在6层应力比为0.89，其余转换柱应力比均小于0.85，其中L形角部六根转换柱KZ9～KZ14应力比最大为0.75。

图20 支承转换桁架框架柱中震弹性组合下的应力比

5.3 楼板应力分析

为确保水平地震作用在抗侧力构件间的有效传递，加强主体结构的整体性，设计时将楼板大开洞的相关区域楼板厚度增至150mm，L形各层凹角处楼板厚度加厚至150mm，将转换桁架上、下弦楼层楼板厚度加厚至150mm，同时采用ETABS分析了在水平地震作用工况下的楼板应力，找出应力集中部位，并对其采取相应加强措施。

在中震弹性组合作用下转换桁架上弦、下弦所在楼层楼板应力较大，如图21、图22所示。桁架HJ-1～HJ-4下弦附近楼板出现拉应力集中，最大拉应力约为1 200/150=8MPa；桁架上弦楼板出现压力应集中，最大压应力约为1 260/150=8.4MPa。设计中加强转换桁架上下弦楼层的楼板配筋，根据中震作用下楼板应力分析结果，计算中震作用下所需的楼板钢筋，与竖向荷载作用下的楼板钢筋叠加，且双向双层拉通[7]。

图21 转换桁架下弦楼层X向中震组合下楼板内力/(N/mm)

图22 转换桁架上弦楼层X向中震组合下楼板内力/(N/mm)

5.4 节点受力分析

由5.1节论述可知，转换桁架的控制组合为恒活载组合，转换桁架节点为大尺寸方钢管相贯节点，受力复杂，本文选取桁架HJ-4上弦典型KT型节点，进行有限元分析。节点分析模型的边界条件如图23所示，弦杆一端固定，一端滑动。腹杆末端为自由端，在腹杆末端和弦杆滑动端施加轴向拉力或者轴向压力[8-9]。

图23 节点分析模型边界条件

图24为恒活载组合作用下(1.3恒载+1.5活载)节点的等效应力云图。节点在设计荷载作用下的最大等效应力为168MPa，小于钢材设计强度290MPa，满足规范要求。对节点进行极限承载力分析，选择斜腹杆的某一点为代表点，采用牛顿-拉夫森方法[10]，跟踪该点的荷载-位移曲线如图25所示。在考虑几何非线性和材料非线性情况下，极限承载力为2.96倍的(1.0恒载+1.0活载)荷载作用。图26为极限状态下的节点等效应力云图。可以看出，斜腹杆、竖腹杆和上弦杆交汇处进入塑性，节点丧失承载能力。