建筑结构丨榕影筑梦：探索“榕树”形高层建筑结构设计的关键技术挑战

某树状高层建筑结构设计和分析的若干关键技术问题

文/陆文忠 , 黄昌靛, 吴宏磊, 王作杰, 胡博玺, 林 晨

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引言

随着社会经济水平与科技水平的提高,越来越多的(超)高层建筑及地标性建筑大量出现,设计水平及设计理念也日渐成熟。在这种趋势下,不少学者和工程设计人员基于实际工程,对高层建筑结构设计创新中遇到的共性问题、重难点技术问题及其技术解决方案等进行了深入研究和总结。周建龙、包联进等 ^[1-2] 分别对扭转体型和锥形体型的超高层结构设计面临的共性问题进行了充分探讨和深入研究。王森、丁浩、王昕等 ^[3-5] 基于实际工程,梳理了各特殊体型高层建筑工程在结构设计中的重难点并给出了解决方案。

本文主要基于某树状高层地标性建筑,对其建筑大悬挑方案的结构实现以及局部斜撑转换结构的若干关键技术问题进行了逐一探讨和研究,并给出了相应解决方案。

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工程概况

某局部斜撑转换办公楼项目位于福州市晋安区,由一幢16层办公楼及3层地下室(局部1层)组成,办公楼建筑高度为89.3m,屋面结构高度为80.5m,典型楼层层高为4.5m。建筑用地面积约8913.67 m ² ,地上总建筑面积为30827 m ² ,地下室建筑面积约20687 m ² 。本项目采用钢框架-钢筋混凝土剪力墙结构体系。

项目建筑设计灵感来自于高大挺拔、生命常青的“榕树”,也与所在城市福州“榕城”强力呼应,结构上通过局部设置斜撑转换来实现建筑的大悬挑效果,效果图如图1所示。项目设计基准期为50年,结构安全等级为二级,地区抗震设防烈度为7度(0.1g),抗震设防类别为丙类,设计地震分组为第三组,场地类别为Ⅲ类,特征周期为0.65s,地面粗糙度为B类。建筑50年一遇基本风压为0.70kN/m ² ,因项目平面形状接近椭圆形且外形复杂,故最终结合风洞试验结果进行抗风包络设计。

基础采用钻(冲)孔灌注桩基础,核心筒及受力较大框架柱区域以第14层强风化花岗岩Ⅱ或第15层中风化花岗岩为持力层,灌注桩主要直径为1000mm,单桩抗压承载力特征值为8000kN;受力较小框架柱及纯地下室区域以第13层强风化花岗岩I为持力层,灌注桩主要直径为600mm,单桩抗拔、抗压承载力特征值均为800kN。上部结构整体模型示意如图2所示,剖面图如图3所示。

建方案设计初始阶段,建筑平面仅允许有北侧核心筒(本工程结构体系为钢框架-钢筋混凝土剪力墙体系,称核心筒仅为便于表述,余同)且平面偏置明显,为了平衡主要竖向抗侧力构件在平面上的分布,经过与建筑专业协商,充分利用竖向交通空间于南侧增设小核心筒,如图4所示,使得整个高层建筑能够有“两条腿”,合理地解决了重力荷载下“站得住”和水平荷载下“站得稳”的关键问题。同时,为了解决南、北核心筒抗侧刚度明显的差异性(尤其是X向),北侧核心筒X向墙体尽可能地多设置连梁且控制连梁高度,人为削弱其X向抗侧刚度以尽量匹配南侧小核心筒在该方向的抗侧刚度,改善整体结构的受扭情况。后续通过对比分析也可知：南侧小核心筒的设置极大地改善了整体结构的抗扭刚度和承载力,同时也提高了两个方向的抗侧刚度,使得整体结构体系更加合理和平衡。

▲ 图 4     3层结构平面布置图

从图2、3可知,局部斜撑转换是该工程结构设计和分析的主要重难点。其典型带斜撑转换的相关楼层平面结构布置如图5～8所示。

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建筑大悬挑方案的结构实现

项目需要通过大悬挑来呈现“榕树”的蓬勃生机和活力,最大悬挑达12.2m,其大悬挑区域的建筑效果如图9所示。为实现该建筑效果,曾经研究过两个方案即钢筋混凝土壳体方案(图10)和斜撑转换方案(图11),钢筋混凝土壳体方案从理论上来讲可以成立而且几乎完全可以贴合建筑外表皮来处理,但是存在混凝土壳体需承受面外集中荷载、传力路径复杂、施工复杂、总体造价较高等不利因素;相对而言,斜撑转换方案在经济性、结构传力的简洁性和直接性 ^[6] 以及施工的便利性等方面均占优势,因此最终决定采用斜撑转换方案。

▲ 图 9   大悬挑区域建筑效果图

▲ 图10   大悬挑区域钢筋混凝土壳体方案示意图

▲ 图11   大悬挑区域斜撑转换方案示意图

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局部斜撑转换结构的若干关键技术问题

3.1  竖向力传力路径分析

大悬挑通过斜撑转换实现,其竖向力传力路径即力流大致如图12所示。钢管柱竖向力F、部分力F ₁ 通过斜撑直接传递至内侧矩形钢管混凝土柱,另一部分F ₂ 则通过水平钢梁,利用矩形钢管混凝土柱的抗弯刚度传递至里侧上面及下面楼层钢梁,然后由该两处钢梁将水平拉力传递至内部抗侧力体系上。

▲ 图12    竖向力传递路径示意图

3.2 结构抗连续倒塌分析

本项目采用SAP2000软件中Consider Collapse功能对结构进行抗连续倒塌弹塑性时程分析,该方法同时考虑了结构材料非线性及几何非线性 ^[7] 。为了充分研究可能引起连续倒塌的情况,着重研究了依次拆除4根斜撑和一次性拆除4根斜撑的两种工况,斜撑编号如图13所示,相应的SAP2000分析模型如图14所示。

3.2.1   依次拆除4根斜撑的抗连续倒塌分析

该工况的分析主要遵循以下流程：

(1)在图15虚线框区域的杆件上布置塑性铰,水平构件两端设置“M3弯曲铰”,中间设置“Axial轴力铰”;竖向构件设置“P-M2-M3”耦合铰,模拟大变形下梁柱受力变形方式。

▲ 图 15   指定塑性铰的区域

▲ 图 17    依次拆除4根斜撑后的结构变形

3.2.2     一次性拆除4根斜撑的抗连续倒塌分析

该工况的分析主要遵循以下流程：

(1)在图15紫色虚线框内区域的杆件上布置塑性铰,水平构件两端设置“M3弯曲铰”,中间设置“Axial轴力铰”;竖向构件设置“P-M2-M3”耦合铰,模拟大变形下梁柱受力变形方式。

(2)以结构1.0DL(恒荷载)+0.5LL(活荷载)为初始状态,采用瑞利阻尼,初始等效阻尼比为0.02。在1s时,同时拆除图13所示的4根斜撑杆件,并在相关节点施加一个持续0.05s、大小等于初始节点力的力瞬态时程,模拟拆除斜腹杆瞬间结构突然变形下落惯性造成重力放大效应。

(3)依次读取4根斜撑顶部节点的位移时程,考察结构损伤程度,判断结构是否稳定。

图18、19分别为一次性拆除4根斜撑后的结构损伤情况和变形情况。从图18可得,个别梁、柱达到了中等破坏程度(LS),大部分梁、柱损伤都在轻度损伤(IO)以下,结构破坏程度不高,没有出现严重破坏的情况,在较短时间内变形趋于稳定。从图19可以看出,当同时拆除4根斜撑后,与斜撑相连的上部结构将瞬间出现“下坠”,进入弹塑性,并在10s后逐渐趋于稳定。分析证明,该结构在4根斜撑同时失效的极端情况下仍然不会发生连续倒塌,结构安全有保障。

▲ 图 18    一次性拆除4根斜撑后的损伤情况

▲ 图 19 一次性拆除4根斜撑后的结构变形

3.2.3    抗连续倒塌分析结论

以上分别从依次拆除4根斜撑和一次性拆除4根斜撑逐步加码的抗连续倒塌分析工况均呈现如下结果：与斜撑相连的上部结构将瞬间出现“下坠”,进入弹塑性,并在较短时间内逐渐趋于稳定。从损伤角度看,最不利的情况也仅是个别梁、柱达到了中等破坏程度,大部分梁、柱损伤都在轻度损伤以下,结构破坏程度不高,没有出现严重破坏的情况,在较短时间内变形趋于稳定。主要原因在于当斜撑失效时,现有结构体系充分调动了上部框架的刚度和承载力,保证其达到新的平衡状态,防止连续倒塌。分析结果也表明,该结构在斜撑失效的极端情况下仍然不会发生连续倒塌,可保证结构的安全性。

3.3 关键构件性能化设计

根据专家意见,斜撑及与之直接相连的传力构件(主要包括框架梁和框架柱)均被定义为关键构件,其性能化目标见表1,各水准地震均需考虑竖向地震作用。经过多遇地震弹性模型、设防地震等效弹性模型和罕遇地震动力弹塑性模型的分析,斜撑及与之直接相连的传力构件均能满足表1中性能化目标的要求,此文不再赘述。

3.4      楼面体系抗拉承载力分析

3.4.1   不考虑楼板作用的楼面体系抗拉承载力分析

偏于保守考虑,在设防地震作用下,不考虑楼板作用,主要对于5～7层斜撑相关区域钢梁构件进行中震弹性的承载力复核,复核结果：即使不考虑楼板作用,相关区域钢梁构件的最大综合应力比为0.92<1.00,出现在7层斜撑区域,详见图20,即能满足中震弹性的性能化设计目标。

▲ 图 20     7层斜撑区域局部钢梁应力比(最大综合应力比0.92)

3.4.2   考虑后浇楼板施工模拟的楼面体系抗拉承载力分析

为了保证竖向荷载工况下楼面体系的抗拉承载力,按照专家建议,在考虑常规逐层施工模拟之外,在结构封顶后再浇筑斜撑所在楼层及其上部两层楼板以便充分释放由于自重作用下的相关区域楼板的拉力。

采用MIDAS Gen软件进行了考虑施工模拟下的中震组合工况下的楼板应力分析,混凝土收缩徐变模型采用国内外常用的欧洲规范CEB-FIP MC90模型 ^[8] ,其他主要假定如下：1)参考《中国统计年鉴2016年主要城市年平均相对湿度》福州地区年平均相对湿度在80%左右,按80%湿度取用;2)水泥类型采用标准水泥;3)收缩开始时混凝土龄期为3d;4)地上塔楼施工按照10d/层考虑;5)混凝土强度随时间变化曲线按照欧洲规范CEB-FIP MC90推荐曲线,如图21所示(以C50混凝土为例)。

▲ 图 21    混凝土抗压强度随时间变化曲线

分析模型中楼板采用MIDAS Gen软件的薄板单元。施工阶段模拟荷载考虑结构自重、楼面恒荷载和施工活荷载,并考虑混凝土的收缩、徐变以及强度随时间的变化,楼面恒荷载为楼板自重,施工活荷载暂按1.5kN/m ² 考虑。结构封顶之后另施加的荷载包括：幕墙荷载、隔墙荷载、楼板附加恒荷载以及使用阶段活荷载,施工模拟的分析模型如图22所示。楼板应力采用考虑竖向地震作用的中震弹性荷载组合下的包络值,施工图设计阶段相关区域板配筋依据该包络值进行设计。

▲ 图 22     施工模拟分析模型

以图13中受力最大的斜撑①为例,其直接斜撑楼层及其上部两层楼板考虑荷载组合之后的楼板应力包络值如图23～28所示(楼板最大主拉应力包络设计值为7.1MPa)。

▲ 图 23    5层板顶包络应力设计值/MPa

▲ 图 24     5层板底包络应力设计值/MPa

▲ 图 25    6层板顶包络应力设计值/MPa

▲ 图 26    6层板底包络应力设计值/MPa

▲ 图 27   7层板顶包络应力设计值/MPa

▲ 图 28      7层板底包络应力设计值/MPa

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3.5 节点详细有限元分析

本工程通过斜撑转换构件来实现竖向荷载传递的连续性,而该种传递方式不可避免地会在竖向荷载等常驻荷载作用下引入水平拉力,3.4节对于其关键构件进行了性能化设计,而节点也是保证力可靠传递的关键,因此本节主要针对斜撑节点进行了详细有限元的专项分析研究 ^[10] ,尤其考察柱后侧无水平拉梁的情况。本工程采用ABAQUS软件对节点进行详细有限元建模和分析,其中斜撑及与之直接相连的水平梁均采用Q345GJ钢材,在有限元模型中均采用双线性弹塑性本构进行模拟,矩形钢管混凝土柱采用C50混凝土、Q345GJ钢管,采用混凝土塑性损伤模型本构(CPD模型)进行模拟。各主要构件的尺寸为：矩形钢管混凝土柱CFT1 200×600×60×60,钢管柱φ1 000×45,底部斜撑□1 000×600×60×60,水平梁□1 200×600×45×45。

该节点ABAQUS有限元模型及边界约束条件如图29所示,其内部加劲肋布置如图30所示。该节点有限元模型所有部件均采用C3D8R六面体网格单元,尺寸为50mm,具体网格划分结果见图31。所节点分析所施加的外荷载均是由YJK中震弹性模型计算结果得到。节点详细有限元分析结果如图32～34所示。从图32～34可知：该钢节点整体von Mises最大应力270MPa,小于钢材屈服强度设计值290MPa,节点钢材和混凝土部分的等效塑性应变均为0,即处于弹性状态,可满足中震弹性的性能目标。

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其他结构技术问题和解决方案

4.1 结构抗风设计

因本项目平面接近椭圆形,参考《建筑结构荷载规范》 (GB 50009—2012) ^[11] 初定风荷载体型系数X向取1.0、Y向取1.1,考虑到项目建筑外形的复杂性,本项目另委托同济大学土木工程防灾国家重点实验室分别进行了高频天平测力试验和刚体

模型测压试验 ^[12] ,试验模型如图35、36所示。

▲ 图 35    高频天平测力试验模型

▲ 图 36    刚体模型测压试验模型

综合测力模型和测压模型试验结果及规范结果,经过基底剪力和弯矩两个维度的对比分析,初步结果见表2、3。由表2、3可知,风洞试验结果满足《建筑工程风洞试验方法标准》(JGJ/T 338—2014) ^[13] 第3.4.8条文要求,有独立的对比试验结果时,应按两者之包络进行设计且主轴方向基底弯矩不低于现行《建筑结构荷载规范》 (GB 50009—2012) ^[11] 规定计算值的70%,因此针对本项目偏于保守考虑,按照规范风荷载进行结构抗风设计。