某复杂连体商业项目结构方案比选与设计

张 齐

（中国雄安集团城市发展公司，河北 雄安 071700）

1 工程概况

本项目位于城市核心区，地上总建筑面积约21．76 万m2，包括一座商业裙楼和两座塔楼。4 层的商业裙房建筑功能上连接T1 和T2 两塔楼（见图1） 。由于场地及上位规划条件限制，商业裙房南北长约140 m，东西宽约13 m ～43 m，整体呈长条形，场地中间预留视觉通廊，形成对片区公园的视线穿透。由于视觉通廊存在，建筑物中间区域存在约25 m 长连体区域，此区域平面逐层变化。

图1 裙房建筑效果图

裙房位于T1 和T2 塔楼之间，为避免其在地震作用下与两塔楼发生相互作用，在图2 所示处设置结构抗震缝。

图2 结构分缝示意图

2 大跨连体区域结构方案初选

为实现视觉通廊效果，建筑师希望得到25 m 跨度无柱空间，且此视觉通廊区域平面逐层变化，2 层仅通过约12 m 宽楼板连接通廊南北两侧建筑。而3 层、4 层区域连接范围较大，因而结构方案不适合采用南北两侧独立单体，中间连桥柔性连接的方案。

考虑到整体造价问题，方案阶段确定通廊南北两侧采用钢筋混凝土框架结构，视觉通廊上方连体区域采用钢结构，为满足建筑效果的同时保证项目经济性，连体区域进行了两种结构方案的比选工作，方案一为4 层结合建筑布局设置桁架，通过桁架下伸吊柱承托2 层及3 层结构。方案二为与屋面飘带造型呼应，在视觉通廊设置异形柱，2 层以上异形柱转换为常规柱，2 层～5 层结构平面图分别见图3 ～图6。

图3 2 层结构平面图

图4 3 层结构平面图

图5 4 层结构平面图

图6 5 层结构平面图

混凝土部分的楼板采用现浇钢筋混凝土刚性楼盖，楼层楼板厚度一般为120 mm，钢结构部分的楼板采用压型钢板组合楼板，厚度为120 mm，有覆土的屋面板及洞口周边楼板板厚为130 mm。

钢筋混凝土框架结构部分柱截面尺寸1 000 mm ×1 000 mm ～700 mm×700 mm，框架梁截面尺寸从400 mm×1 200 mm ～400 mm ×800 mm，楼面梁尺寸为300 mm ×700 mm； 屋面最大跨度达到18． 6 m，采用600 mm ×1 200 mm 的混凝土梁，搁置18．6 m 混凝土梁的框架梁采用600 mm×1 200 mm 型钢混凝土梁，含钢率约为4．2%。

2．1 吊桁架结构方案

吊桁架结构方案裙房为带少量支撑的钢筋混凝土框架结构，主要通过框架承担水平侧向力作用，但因其平面尺寸较大且布置不规则，结构抗扭刚度较弱，故在首层到3 层设置了少量斜撑，增加裙房整体抗扭刚度。同时，吊桁架位于结构顶层，造成顶层的侧向刚度明显大于下部3 层，所以通过调整斜撑的布置还起到了使结构抗侧刚度分布更均匀的作用（见图7） 。

图7 吊桁架方案结构示意图

桁架上弦为大屋面，下弦为4 层，桁架高度6．2 m。桁架斜腹杆及竖杆采用铰接，桁架上下弦杆采用刚接。桁架下方设置吊柱悬挂3 层及2 层楼面（如图8 所示） 。

图8 桁架示意图

2．2 异形柱方案

异形桩方案在视觉通廊处共布置4 根V 型钢柱，柱子造型与建筑屋面元素呼应，截面尺寸为850 mm ×850 mm ×40 mm，伸至3 层后转化为常规钢柱（如图9 所示） 。

图9 异形柱方案结构示意图

3 结构弹性分析

3．1 静力指标分析

两方案静力分析主要计算指标详见表1。

表1 结构方案主要弹性分析计算指标对比表

从上述计算指标可以看出，对于异形柱方案，结构层刚度、质量分布均匀，扭转效应比较小； 结构刚度分布合理，变化均匀，结构抗剪承载力分布均匀，未出现薄弱层及软弱层。结构在风荷载及小震作用下的位移指标均满足规范要求。而对于吊桁架方案计算结果显示： 结构层刚度、质量分布均匀，扭转效应比较小； 结构刚度分布合理，变化均匀，结构抗剪承载力分布均匀，但是因为上部桁架存在，在裙房第2 层、3 层形成薄弱层，结构在风荷载及小震作用下的位移指标均满足规范要求［1］。

3．2 大跨连体区域关键构件验算

3．2．1吊桁架方案连体区域关键构件验算

此结构设计为地震作用控制。现有设计按照预定的性能要求目标，采取适当的措施，各构件均可满足在多遇地震作用下弹性验算的要求［2］。为进一步保证结构整体安全性，对于大跨连体区域关键构件验算结果进行单独分析。各桁架位置及编号见图10，对于各桁架进行了考虑楼板作用及不考虑楼板作用下的构件应力分析，从验算结果可以看出，小震作用下桁架杆件应力能满足结构设计要求［3］。

图10 典型桁架应力验算结果

3．2．2异形柱方案连体区域关键构件验算

对于异形柱方案而言，底层异形柱为关键构件，因而除常规设计软件模拟之外，对此构件节点区域进行三维有限元模拟［4］。

分析采用ABAQUS 有限元软件对该节点区域进行建模，节点装配结果如图11 所示，V 型钢节点构件、预埋型钢件采用C3D10 单元，混凝土采用C3D8R 单元模拟，钢筋采用T3D2 单元模拟。纵筋和箍筋按实际配筋建立后，合并为钢筋笼整体，并与预埋型钢件一并嵌入混凝土构件中；钢管与预埋型钢件建立绑定约束，用于模拟两者之间的焊接关系。本构件为关键构件，设定的抗震性能目标为大震不屈服，依据YJK 软件计算结果在加载点1、加载点2 施加轴力弯矩及剪力。节点网格划分见图12。

图11 节点装配图

图12 节点网格划分图

经分析，该节点中V 型钢管构件与预埋型钢件应力未超过屈服应力，保持弹性状态。型钢柱混凝土最大应力为10．25 MPa，钢筋应力最大为36．6 MPa，由此可见该节点能够满足大震不屈服的抗震目标，安全储备较高。

3．3 楼板应力分析

本结构为长条形布局，由于商业空间需求存在较多的楼板开洞，且连体区域楼板连接范围逐层变化，因而有必要对于楼板应力进行专项分析及针对加强。主要考虑中震CQC 组合工况下楼板应力分布，判断水平力的传递途径。同时通过楼板的应力大小，找到应力相对集中的区域，并根据楼板应力大小进行配筋（见图13） 。

图13 节点Mises 应力分析结果

本结构使用YJK 软件进行分析，楼板采用弹性板6。本楼板受压承载力上限为C35 混凝土的抗压强度标准值（fck=23．4 MPa） ，楼板抗拉强度标准值ftk=2．2 MPa，当楼板应力低于C35 混凝土抗拉强度，认为楼板未开裂，混凝土承担全部水平拉力，楼板内的水平钢筋作为安全储备，楼板配筋无需加强。当楼板应力高于混凝土开拉应力，认为混凝土开裂退出工作，水平拉力全部由钢筋承担，楼板应根据应力大小加强配筋。

从图14 中可以看出，中震作用下，楼板压应力均不超过fck，不会出现压溃的情况。中震作用下，沿楼板开洞及阴角区域有较大的应力集中，但拉应力整体不超过ftk，局部应力集中区域超过ftk，需进行配筋加强。裙房楼板在中震下整体具有足够安全度，个别拉应力集中区域可以通过加强配筋解决。

图14 典型楼层楼板应力分布图

4 结构弹塑性分析

为保障结构地震作用下的安全性，对于裙房结构进行弹塑性分析，结构抗震性能目标选取D 级，设防地震采用性能水准4，罕遇地震采用性能水准5。结构的最大层间位移角限值取1/50。

该裙房结构中的构件类别为梁、柱、斜撑和楼板，分析中采用如下有限元模型：

梁、柱、斜撑杆件：采用B32 纤维束单元，该单元基于Timoshenko 梁理论，可以考虑剪切变形刚度，而且计算过程中单元刚度在截面内和长度方向两次动态积分得到；楼板：采用四边形或三角形缩减积分壳单元模拟。

在对该裙房结构进行弹塑性分析过程中，考虑了以下非线性因素：

几何非线性：结构的平衡方程建立在结构变形后的几何状态上，重力二阶效应、非线性屈曲效应、大变形效应等都得到了全面考虑。

材料非线性：直接采用材料非线性“应力－应变”本构关系，模拟混凝土、钢筋以及钢材等材料弹塑性特性，可有效模拟构件的弹塑性发生、发展以及破坏的全过程。

上述非线性因素在计算分析起始步即被考虑，且贯穿整个分析的全过程。

本工程中主要有两类基本材料，即钢材和混凝土。计算中采用的本构模型依次为：

钢材采用双线性随动硬化模型。在循环往复加载过程中，无刚度退化并考虑了包辛格效应。计算分析中，设定钢材的强屈比为1．2，极限应变为0．025。

模拟混凝土材料的本构力学特性时，采用了弹塑性损伤模型（Concrete Damaged Plastic 模型，简称CDP模型） 。该模型能够考虑混凝土材料拉压强度差异、刚度及强度退化以及拉压循环裂缝闭合呈现的刚度恢复等性质。计算中，混凝土材料轴心抗压和轴心抗拉强度标准值按《混凝土结构设计规范》表4． 1． 3 取值。需要指出的是，偏保守考虑，计算中混凝土均不考虑截面内横向箍筋的约束增强效应，仅采用规范中建议的素混凝土参数。其中，当荷载从受拉变为受压时，混凝土材料的裂缝闭合，抗压刚度恢复至原有的抗压刚度； 当荷载从受压变为受拉时，混凝土材料的抗拉刚度不恢复。

为确保达到大震不屈服的抗震设计目标，除应保证结构最大弹塑性层间位移角满足规范要求外，尚应确保以结构构件的弹塑性变形和强度退化来衡量的构件损伤程度也应限制在可接受限值范围内，以保证结构构件在地震过程中仍有能力承受地震力和重力荷载，并确保在地震后仍有能力承受作用在结构上的重力荷载。构件的损坏主要以混凝土的受压损伤因子及钢材的应变程度作为评定标准，混凝土在达到极限强度后会出现刚度退化和承载力下降，其程度通过受压损伤因子Dc来描述，Dc的物理意义为混凝土的刚度退化率，如受压损伤因子Dc达到0．3，则表示抗压弹性模量已退化30%。同时Dc还与混凝土的剩余承载力相对应，Dc越大，则混凝土剩余承载力越小。考虑到应力集中的影响，我们将混凝土受压损伤为0．3 ～0．5 设为中度损伤，0．5 ～0．7 则认为损伤较为严重，大于0．7 则认为混凝土材料压溃失效。

两种结构方案大震下结构层间位移角见表2，关键构件损伤见图15 ～图17。

表2 大震作用下最大层间位移角汇总表

图15 吊桁架关键桁架大震下X 方向及Y 方向损失分布

图16 异形柱大震作用下X 方向损伤

图17 异形柱大震作用下Y 方向损伤

从以上分析结果可以看出两个方向层间位移角均满足1/50 的性能化目标，能够满足规范的“大震不倒”要求。该结构在罕遇地震作用下，大跨连接区域钢结构桁架和异形柱在重力和竖向地震作用下，杆件均未出现屈服。整体来看，结构在罕遇地震作用下的弹塑性反应和破坏机制，符合结构抗震工程的概念设计要求，抗震性能可达到预定的目标。

5 大跨连体区域结构方案经济性比选与建筑效果分析

对于此两种方案的土建成本进行分析（见表3） ，可以看出连体区域外部分土建造价基本相当，对于连体区域而言，为了满足大跨无柱空间的方案传力不如异形柱方案直接，因而土建成本具有较大的差异，因而需综合考虑建筑效果及项目造价综合判断决策。异形柱方案虽然对于视觉通廊有一定影响，但通过柱子造型异化可以与建筑整体建筑语言一致，同时可以保证3 层、4 层灵活的建筑空间布局，最大限度实现临窗区域的商业价值，同时结构造价较吊桁架方案低，且施工难度也比吊桁架方案低，综合考虑本项目最终采用异形柱方案。

表3 两方案造价比选

6 结语

经过弹性整体分析及弹塑性整体分析，以及对于关键区域的特殊分析，两种结构方案均可保证结构安全储备，可满足现行规范需求。

从建筑效果而言，吊桁架方案可以满足首层大跨无柱空间的实现，与周边环境及上位规划完美契合，但是对于桁架层而言，建筑空间布置具有较大的局限性。而对于异形柱方案而言，2 层以上建筑空间布置具有一定灵活性，首层虽然对于视觉通廊有一定遮挡，但是通过对柱子造型的异化可以与建筑整体建筑语言一致，可以保证较好的建筑美学实现。

从造价而言，异形柱方案由于传力直接，整体造价比吊桁架方案有较大优化。

项目方案设计需综合考虑多方面因素，从而得到较优解，本项目最终综合考虑建筑效果及造价选用了异形柱方案。