某大長寬比及大高寬比的筒體偏置高層結構設計

吳 珊，黃 卓，宋 徽

(奧意建筑工程設計有限公司,廣東 深圳 518031)

0 引言

在《抗規(guī)》[1]中3.5.3條第3款規(guī)定,結構在兩個主軸方向的動力特性宜相近。隨著城市經濟的發(fā)展,近年來高層建筑發(fā)展迅猛,為了更充分的提高土地利用率,往往也會采用一些兩主軸方向剛度差異較大、高寬比較大的建筑。當結構的兩軸剛度相差較大,從結構受力角度來看,另外一個方向的能力無法充分發(fā)揮,顯然,經濟性無法達到最優(yōu)?！陡邔印穂2]中3.3.2條對結構平面的高寬比做了相關規(guī)定,當高層建筑結構設計滿足其他基本要求后,僅從安全角度講,高寬比是不需要滿足的,主要影響結構設計的經濟性。根據(jù)周建龍[3]、錢鵬[4]等研究成果顯示,偏置筒體結構與居中核心筒結構受力性能存在較大差異,并總結了核心筒偏置的受力特點,指出在豎向荷載作用下,結構因受附加傾覆力矩作用,導致產生整體彎曲變形,筒體偏置一側墻肢內拉應力會增加。

因此,本文對某大長寬比、大高寬比、筒體偏置高層建筑以下幾個方面進行分析:1)筒體與柱連接范圍方案比選;2)多遇地震反應譜分析;3)設防地震作用下剪力墻偏拉驗算;4)設防地震作用下樓板應力分析;5)罕遇地震作用下動力彈塑性分析[5]。

1 工程概況

某高層住宅項目位于深圳市坪山區(qū),抗震設防類別為丙類,設計基準期為50 a,抗震設防烈度為7度,場地類別為Ⅱ類場地,設計基本地震加速度值為0.10g,地震分組為第一組,場地特征周期為0.35 s。

塔樓結構高度為127.5 m,為超B級高度。地上為28層;結構平面呈矩形,矩形平面寬度約為18.1 m,長度約為68.6 m,長寬比3.8,結構整體高寬比約為7.0。主體結構體系為鋼筋混凝土框架-剪力墻。采用基于性能的抗震設計方法,選定本工程的抗震性能目標為C級。筒體與框架柱最小距離為1.9 m。筒體為結構豎向承重與水平抗側力的主要部分。由于本項目筒體完全偏置于一側,且筒體平面呈矩形,為保證結構在水平作用下抗側剛度與在豎向荷載作用下軸壓比滿足規(guī)范要求,地上首層X向筒體外墻厚度為500 mm,700 mm,Y向筒體外墻厚度為400 mm,600 mm,并逐層變化至頂部400 mm厚。為了提高Y向的抗側剛度,Y向內墻厚度取值300 mm～350 mm,加高Y向兩端部梁截面為500 mm×1 050 mm,其余主要框架梁高均為700 mm。

2 結構方案選型

筒體與框架可采用以下3種方案,方案平面如圖1—圖3所示。

方案一為Y向通過4根強連梁(LL1—LL4)與筒體相連。筒體與框架連接區(qū)域采用梁板結構,板厚為150 mm;方案二為筒體與柱連接區(qū)域采用厚板結構,板厚為200 mm;方案三為筒體與柱連接區(qū)域采用厚板結構,板厚為300 mm。以下內容對3種方案結果作對比:

本項目結構方案指標分析采用盈建科YJK(2.0.3)軟件。由于建筑高寬比及長寬比都較大,在建筑物面寬方向迎風面積較大,該項目屬于超高層,結構位移由風荷載控制。結構位移、周期比等指標計算時,方案一采用剛性樓板假定,方案二厚板區(qū)域采用彈性板。3種方案總體指標對比,如表1所示。

表1 方案一—方案三總體計算指標對比

綜合以上,根據(jù)《廣東省高規(guī)》[6],周期比、位移比、剛重比等基本指標也都滿足要求。在風及地震作用下,最大層間位移角限值為1/650,X向層間位移角富余度較大,Y向層間位移角接近限值,說明水平荷載作用下兩軸方向剛度相差較大。方案一、方案三各樓層最大層間位移角均滿足限值要求,方案二不滿足。通過比較標準層筒體連接區(qū)域(長36.5 m,寬1.9 m)混凝土用量,方案一用量為方案二的53%。由此可見,方案一混凝土用量優(yōu)于方案二,且層間位移角更小,說明梁板結構比厚板結構對提高剛度的效果更明顯。結構設計時,采取方案一。

3 多遇地震分析

該工程采用YJK(2.0.3)進行彈性整體計算,并用ETBAS程序進行校核。SATWE和ETBAS的主要結果如表2,表3所示。結果顯示,周期比均小于0.85,最大位移比均小于1.4,滿足《高規(guī)》第3.4.5條要求。兩種不同力學計算模型的彈性計算結果分析表明其整體計算指標接近,無明顯差異。在水平力作用下,X向與Y向層間位移角相差較大,表明兩軸方向剛度差異較大,且通過加強Y向兩端部梁截面高度,以加強Y向山墻框架的剛度。

表2 YJK與ETABS周期對比

表3 YJK與ETABS位移結果對比

采用YJK(2.0.3)進行2條人工波和5條天然波的時程分析。計算結果表明:時程曲線計算所得結構底部剪力不小于振型分解反應譜法的65%,多條時程曲線計算所得結構底部剪力的平均值不小于振型分解反應譜法的80%,滿足《高規(guī)》第3.3.5條的要求。施工圖設計時,采用兩者較大層剪力進行構件截面設計。

4 剪力墻偏拉驗算

1層、2層、9層、13層及17層剪力墻分布示意如圖4所示。設防烈度地震作用下,考慮恒、活及雙向水平地震作用,表4結果顯示,僅墻肢編號Q5,Q7和Q9出現(xiàn)全截面受力,其中Q5和Q7墻肢的平均名義拉應力大于混凝土抗拉強度標準值ftk,但小于2ftk。后期施工圖中通過提高為特一級、加強受拉墻肢配筋率來保證其延性。

表4 剪力墻偏拉驗算

5 樓板應力分析

結構筒體部位開洞較多,使得筒體及相關范圍比較薄弱。采用Etabs軟件對標準層、屋面層樓板進行中震下的應力分析,樓板單元采用殼單元,面外抗彎剛度折減到1%,其典型樓層計算結果如圖5—圖8所示。選取典型樓層分析弱連接部位的樓板應力情況。通過相應的計算得到相對樓板應力計算結果如圖5—圖8所示。

由圖5—圖8可知,在設防烈度地震作用下,各典型層樓板的應力大部分小于C30混凝土抗拉強度標準值2.01 MPa,樓板能有效保證水平力在豎向抗側構件間的有效傳遞,但以下局部區(qū)域的樓板應力較大:

1)靠近筒體周邊應力集中較為明顯,特別是靠近連梁區(qū)域樓板,應力超過混凝土抗拉強度標準值,局部將開裂,這是由于連梁的軸拉力引起周邊樓板應力水平較大。

2)在X向中震工況下,平面中的筒體左上角和右上角的樓板存在拉應力集中的現(xiàn)象,局部樓板超過混凝土抗拉強度標準值2.01 MPa,這是由于筒體偏置導致最外側剪力墻與框架承擔了很大比例的樓層剪力,且此處的樓板需要協(xié)調筒體與框架的樓層剪力傳遞,從而導致此處樓板與筒體連接處的應力集中現(xiàn)象。

針對上述區(qū)域存在樓板應力較大的情況,在施工圖中對筒體及框架與筒體交界四周的樓板配筋率提高至0.25%,雙層雙向配筋;提高筒體左上角和右上角的兩側框架梁的構造腰筋。

6 動力彈塑性分析

《高層》5.1.13條中明確指出:“B級高度的高層建筑結構和本規(guī)程第10章規(guī)定的復雜高層建筑結構,宜采用彈塑性靜力或動力分析方法驗算薄弱層彈塑性變形”。因此,我們針對本案例超限結構,選取罕遇地震水準下的兩組雙向天然波和一組人工波進行罕遇地震時程分析。采用SAUSAGE對結構進行罕遇地震下結構動力彈塑性時程分析。通過分析結果,對結構在罕遇地震下的抗震性能進行評價,論證該結構能夠實現(xiàn)“大震不倒”的抗震性能目標。

6.1 模型參數(shù)

1)為了保證足夠的計算精度,對于筒體剪力墻、框架柱等重要構件,網(wǎng)格相應加密,對于樓板等非重要構件,網(wǎng)格相對略粗,但最大單元尺寸不超過1 m。

2)建模時,考慮了剪力墻和樓板的實際配筋,參照彈性計算的結果,并適當加強薄弱部分墻體,取筒體剪力墻、連梁及樓板的配筋率如表5所示。

表5 結構構件的配筋率 %

6.2 層間位移角計算結果

罕遇地震作用下結構位移角如表6所示。在3組地震波分別作用下,以X為主方向的結構最大彈塑性層間位移角為1/209,以Y為主方向的結構最大彈塑性層間位移角為1/117,均滿足《高規(guī)》第3.7.5條要求的不小于1/100的限值;結構的最大頂點位移為0.950 m。最大頂點位移和最大層間位移角均在TRB-2地震波下產生。

表6 罕遇地震作用下結構位移

6.3 結構損傷情況評估

1)剪力墻和連梁:剪力墻墻肢編號如圖9所示,剪力墻和連梁損傷見圖10。絕大部分連梁達到嚴重損傷,大部分剪力墻處于無損傷—輕微損傷,其中X向筒體的Q8—Q9,Q12—Q13,Q15—Q16雙連梁處墻肢有輕度損傷,Y向內墻Q2中部洞口以上樓層出現(xiàn)中度—重度的豎向帶狀損傷;配筋加強后的Q3,Q4 16層以下產生輕度帶狀損傷;連接剪力墻與框架的連梁出現(xiàn)輕微到中度損傷,如圖10(a),圖10(d)所示。除與連梁相連部位剪力墻水平鋼筋出現(xiàn)塑性應變外,其余大部分剪力墻水平鋼筋未出現(xiàn)塑性應變,如圖10(b)所示。底部剪力墻豎向鋼筋部分區(qū)域出現(xiàn)塑性應變,特別是角部剪力墻和大洞口邊剪力墻,說明這部分剪力墻開始抗彎屈服;Q9與雙連梁連接處墻肢產生屈服;其余高區(qū)剪力墻豎向鋼筋大部分未出現(xiàn)塑性應變,如圖10(c)所示。

2)框架柱及框架梁:從圖11可以看出,絕大混凝土未出現(xiàn)明顯受壓損傷,僅底部4層出現(xiàn)輕微損傷,中上部樓層外框柱有一定的受壓損傷,最大損傷因子約為0.76,其余樓層最大損傷因子約為0.45。從圖12可以看出,塔樓的所有框架柱內縱筋大部分未出現(xiàn)屈服,裙房頂層、塔樓底部和頂部框架柱縱筋應變相對較大,僅裙房頂層、塔樓頂層及幕墻構架層框架柱縱筋發(fā)生屈服?？傮w上,塔樓框架柱基本處于無損傷—輕度損傷,個別柱出現(xiàn)中度損傷。綜上所述,外圍框架柱在罕遇地震作用下滿足《高規(guī)》的第4性能目標。

從圖13中可以看出,大部分外框梁的兩端有明顯的受壓損傷,除頂部兩層,損傷因子最大為0.81,其余樓層處于0.25～0.45之間;筒內框架梁的受壓損傷較小,損傷因子處于0.1～0.3之間。從圖14中可知,大部分框架梁兩端達到塑性應變。從整體結構上看,大部分框架梁達到了中度損傷,頂部兩層局部達到嚴重損傷;另一方面,大量樓面框架梁的損傷可以對整體結構起到良好的耗能作用,并且達到了“強柱弱梁”的抗震設計理念。

3)樓板:筒與柱相連區(qū)域及筒內開洞導致的弱連接樓板因為開洞較多,出現(xiàn)了輕度損傷,特別是與筒體角部連接區(qū)域,出現(xiàn)了中度受壓損傷。由于筒體剪力墻與柱連接的連梁變形較大,導致相連區(qū)域的樓板產生了較大的損傷,但損傷程度可控,可確保樓板傳力可靠。對于筒開洞導致弱連接的樓板、墻與柱連接區(qū)域,后期施工圖采取加強措施。樓板性能水平見圖15。

7 加強措施

1)對彈性時程計算結果平均值與CQC計算結果進行小震包絡設計,對X向和Y向部分樓層CQC計算的層間剪力放大后進行構件承載力設計。

2)根據(jù)中震墻肢偏拉驗算結果,底部兩層受拉較大的剪力墻構造措施抗震等級提高為特一級;加強此范圍約束邊緣構件縱筋配筋率;鋼筋抗拉承載力從360 MPa降為220 MPa,使其抵抗設防地震作用下墻體部分的拉力。

3)根據(jù)中震樓板應力和大震樓板性能的分析結果,對筒體及框架與筒體交界四周的樓板配筋率提高至0.25%,雙層雙向配筋;提高筒體左上角和右上角的兩側框架梁的構造腰筋。

4)根據(jù)大震彈塑性時程分析結果,對Q2墻洞口角部增加角柱,對筒體Y向內墻Q3—Q4的墻身水平及豎向配筋率提高:1F—6F加大至0.6%,7F—10F加大至0.5%,11F—14F加大至0.4%。

8 結論

1)經過結構方案的經濟比較,大高寬比、筒體偏置高層結構,筒與柱相連區(qū)域弱連接樓板采用梁板結構相較于厚板結構,對剛度提高效果更明顯。

2)由于大長寬比高層結構兩主軸方向剛度差異較大,需要有目的地加強其弱軸方向山墻框架的剛度,使結構弱軸方向剛度滿足規(guī)范要求。

3)本工程為超B級高度的超限高層建筑,通過剪力墻及樓板等薄弱部分采取相應加強措施,解決了墻肢偏拉、局部樓板應力超限等問題,結構各項指標也能滿足相關的規(guī)范要求,并能滿足既定的性能目標。