曾志和，潘衛(wèi)球，施永芒

（1、悉地國際設計顧問（深圳）有限公司 深圳518048；2、深圳農村商業(yè)銀行股份有限公司 深圳518000）

1 工程概況

深圳某金融大廈（見圖1），位于深圳市寶安中心區(qū)，中央綠洲西側，圖書館旁。東至臨寶興路，南至臨海秀路，西至臨興業(yè)路，北至小區(qū)路。項目總用地面積7 665.64 m2。建筑主要功能為深圳某銀行總部辦公，塔樓主屋面高為148.7 m，地上34 層，標準層高為4.5 m，出屋面構架3 層，構架層頂高度為161.580 m，地下6 層，建筑總面積約為91 500 m2，采用菱形斜交網格支撐鋼框架+混凝土核心筒混合結構體系。嵌固端位于首層。塔樓平面尺寸為45 m×45 m，塔樓高寬比為3.59，X、Y 向核心筒高寬比均為7.24。

工程設計基準期為50年，結構設計使用年限為50年。抗震設防烈度為7 度（0.1g），地震分組為第一組，抗震設防類別為丙類，場地類別為Ⅱ類［1］?；撅L壓取50年一遇，為0.75 kPa，地面粗糙度為B 類。塔樓采用人工挖孔樁基礎，持力層為中風化/微風化花崗片麻巖層，地下水位為-1.0 m。

圖1 建筑效果圖Fig.1 Architectural Renderings

2 結構布置、受力特點及超限情況

2.1 塔樓結構布置

塔樓采用菱形斜交網格支撐鋼框架+混凝土核心筒混合結構體系，結構體系構成如圖2 所示。塔樓外框架柱地下6 層～地下1 層為型鋼混凝土柱，角柱截面尺寸為1 800 mm×1 800 mm，其他柱截面尺寸為1 500 mm×1 500 mm，混凝土強度等級為C60；1 層以上角部采用L 形鋼管組合截面柱，截面尺寸由L950（肢長）×950（肢長）×800（肢寬）×70 mm（壁厚）變化至L600（肢長）×600（肢長）×400（肢寬）×30 mm（壁厚），鋼號由Q390GJ 變?yōu)镼390；1 層以上斜交網格截面由□800×450×70×70 變化至□425×425×27×27，到頂部樓層最后變化為I425×350×20×25，鋼號為Q390；核心筒外墻厚由600 mm 變化至400 mm，內墻厚均為350 mm，混凝土強度等級C60～C40。結構標準層平面及建筑剖面如圖3、圖4 所示。標準層無外邊框梁，斜交網格在每一樓層處匯交，樓面內框鋼梁在匯交點處剛接，與核心筒鉸接。偶數層角部樓面斜梁與角柱不相連，奇數層角部樓面斜梁與角柱剛接。

圖2 結構體系構成示意Fig.2 Structure System Constitution

圖3 塔樓標準層結構平面圖Fig.3 Typical Structural Layout of Tower

圖4 塔樓立面及剖面Fig.4 Elevation and Section of Tower

2.2 受力特點

因建筑幕墻相對于外框往核心筒方向偏移進去1 650 mm，導致整層樓板與斜交網格外框不相連，周邊梁與斜交網格之間樓面的重力荷載通過短梁和短梁后跨梁傳遞至外框和核心筒（見圖5）。因為短梁鏤空無樓板，為了能抵抗不平衡扭矩，短梁采用箱型截面，并與斜交網格外框剛接。

圖5 構件定義圖Fig.5 Component Definition

在地震作用及風荷載作用下，斜交外網格與核心筒之間存在變形差，因為短梁處無樓板，變形導致短梁產生面外彎矩。

斜交外網格無水平拉梁，導致角柱會產生面外的水平力，該水平力通過角部的樓面斜梁承擔，底部樓層該樓面斜梁的水平拉力最大。

2.3 超限情況

塔樓部分超限內容主要有：①特殊類型高層建筑；②1～5 層通高大堂樓板不連續(xù)；③樓板與斜交網格外框不相連。

3 抗震性能目標

按照《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程：JGJ 3-2010》（以下簡稱“高規(guī)”）［2］，根據本項目特點，塔樓結構整體抗震性能目標擬達C 級［3-5］，相應的結構構件性能水準及抗震等級如表1 所示。

表1 結構構件性能水準及抗震等級Tab.1 Performance Level and Seismic Grade

4 結構設計要點

4.1 小震結構基本性能

本工程采用ETABS 和PKPM 兩種軟件計算了小震和風荷載各項性能指標，主要計算結果如表2 所示。扭轉周期比最大0.385，小于規(guī)范規(guī)定的0.85；風荷載作用下最大位移角1/1 962，地震作用下最大位移角為1/2 096，小于規(guī)范規(guī)定的1/765；最小剪重比2.38%，大于規(guī)范規(guī)定的1.6%。因此，結構能滿足小震基本性能。

4.2 角柱抗連續(xù)倒塌研究

根據結構特點，底部角柱如果出現破壞結構就會發(fā)生連續(xù)倒塌的可能。根據《高規(guī)》第3.12.6 條對底層角柱及其相連斜交網格構件的表面附加80 kN/m2側向偶然荷載，然后驗算偶然荷載作用下的承載力，具體加載位置如圖6 所示。

表2 主要計算結果Tab.2 Main Calculation Results

圖6 角柱加載Fig.6 Corn Column Load

根據《鋼結構設計規(guī)范：GB 50017-2003》第5.2.2條計算彎矩作用平面內和平面外的穩(wěn)定應力分別為145 N/mm2、142 N/mm2，小于極限值406 N/mm2；根據第5.2.5 條計算關于X 軸和Y 軸雙向彎矩的穩(wěn)定應力分別為164 N/mm2、170 N/mm2，小于極限值406 N/mm2。因此，滿足抗連續(xù)倒塌的要求。

4.3 關鍵節(jié)點有限元分析

本項目樓板與外框分離，樓面斜梁存在較大的軸力，且結構外框為斜交網格，角柱與斜交網格連接處節(jié)點受力復雜，同時考慮日照溫度的影響，故選取南面5層樓面斜梁與角柱連接處的節(jié)點，進行實體節(jié)點有限元分析。分析的節(jié)點位置及三維示意圖如圖7 所示。

圖7 節(jié)點位置及實體節(jié)點Fig.7 Joint Position & Solid Joint

為了真實模擬節(jié)點模型的邊界條件，將實體節(jié)點的劃分網格模型引入整體計算模型中，與節(jié)點相連接的構件將提供相對真實的剛度矩陣，來反應節(jié)點端部的約束條件。節(jié)點分析的主要流程為［6-8］：采用Midas FEA 建立節(jié)點的實體有限元模型，并采用自動網格劃分單元，最終將節(jié)點實體模型引入Midas GEN的整體模型中進行真實邊界及荷載的模擬。節(jié)點實體有限元模型及整體模型如圖8 所示。

圖8 節(jié)點實體有限元模型及整體模型Fig.8 Solid Finite Model of Joint & Whole Model

角柱內力最大控制工況下，節(jié)點的應力云圖如圖9 所示。從圖9 中可以看出，角柱最大應力出現在節(jié)點交匯處以及角柱的內側，由于結構整體設計中控制應力為穩(wěn)定應力比，節(jié)點實體分析為強度應力比，平均應力在200～230 MPa，角柱強度應力有一定的富余度。

圖9 角柱節(jié)點控制應力云圖Fig.9 Control Stress of Joint of Corner Column

4.4 包絡設計模型確定

在重力、風和地震荷載以外，斜交網格系統(tǒng)及其與樓板系統(tǒng)間的連接還要承受核心筒與周邊不同的溫度位移而產生的作用力［9］。由于系統(tǒng)高度冗余，為了涵蓋構件中可能的所有內力，構件將按照以下4個模型任何一個計算得到的最大內力設計：

模型1：獲得樓層末端斜撐和周邊梁的最大內力。此模型中所有支撐與斜交網格的連接固接，且無樓板。每2 層在核心筒與周邊構件間設置樓面支撐以傳遞扭轉作用力。

模型2：獲得角部斜梁末端的局部最大內力。此模型所有角部斜梁鉸接而其他支撐與斜交網格的連接不傳遞彎矩和水平剪力，樓板剛度折減為30%。

模型3：獲得實際內力和正常使用狀態(tài)下的撓度與內力。此模型中所有支撐和斜梁與斜交網格節(jié)點固接，且樓板剛度折減為30%。

模型4：獲得實際內力和正常使用狀態(tài)下的撓度與內力。此模型中所有支撐固接，斜梁與斜交網格節(jié)點鉸接，且樓板按照剛性樓板模擬。

4.5 動力彈塑性分析

本工程采用Perform-3D 研究結構的動力彈塑性特性。分析結果表明：X、Y 向最大層間位移角分別為1/280，1/262，均小于規(guī)范規(guī)定的1/100 限值。

大震作用下，無剪力墻受剪破壞；無連梁受剪屈服，大部分連梁彎曲屈服，進入塑性階段，且大部分彎矩塑性鉸都小于IO 限值，沒有彎矩塑性鉸超出LS 和CP 限值，連梁出現塑性能有效的耗散地震能量；斜交網格柱的抗壓、抗拉及抗剪切的驗算都沒有超出承載力，且未出現屈服。

5 振動臺試驗研究

本工程委托廣州大學工程抗震研究中心進行了模擬地震振動臺試驗研究。振動臺的主要試驗結果如下［10］：

⑴在所有地震作用下，主體結構X 向加速度放大系數，在多遇地震情況時最大值為3.0359；在設防地震情況時最大值為3.0846；在罕遇地震情況時最大值為2.3426；主體結構Y 向加速度放大系數，在多遇地震情況時最大值為3.1093；在設防烈度地震情況時最大值為2.4079；在罕遇地震情況時最大值為1.7794。以上結構表明鞭梢效應比較顯著。

⑵在多水準地震作用下，結構層間位移最大值出現樓層的規(guī)律基本相同，結構的層間位移和層間位移角的最大值主要出現在第29～33 層，此外結構頂部也相對較大。多遇地震作用下，主體結構X 向最大層間位移角的平均值為1/1 183；Y 向最大層間位移角的平均值為1/1 222；在罕遇地震作用下，結構X 層間位移角的最大值為1/218，Y 向層間位移角的最大值為1/322。位移角滿足規(guī)范要求。

⑶剪力墻在25 層、28 層、35 層、36 層中部分位置接近樓板處出現一些水平方向裂縫，但滿足罕遇地震作用下性能水準4的要求。

⑷斜交網格的鋼結構部分構件在28～30 層出現屈曲和破壞現象。不滿足罕遇地震作用下性能水準3的要求。經大震設計分析，這些部位的應力比滿足設計要求，出現局部屈曲和破壞現象可能是由其他原因造成的。

⑸斜梁連接處樓板出現一定破壞，主要集中在27 層、28 層、29 層、31 層、32 層、33 層、34 層。

根據試驗宏觀現象和實測數據分析表明，經歷多遇地震、設防烈度地震和罕遇地震3 種地震波作用，結構總體上滿足抗震性能目標。

6 結論

經過仔細研究分析和振動臺試驗驗證，某金融大廈的結構體系、節(jié)點形式和抗震性能目標等合理可行［11］。

⑴塔樓采用菱形斜交網格支撐鋼框架+混凝土核心筒混合結構體系，是合理安全可行的。斜交網格外網格有較好的抗側剛度和抗扭剛度，外網格無水平拉梁，且與樓板不相連，該結構有一定的創(chuàng)新性。

⑵樓面梁的短梁周邊無樓板，梁的面外彎矩和扭轉無法通過樓板平衡，需要采用箱型梁且支座需要用剛接，設計時需考慮雙向受彎和軸拉力。

⑶為了能夠讓角部斜梁的拉力傳遞給周邊梁和板，在有斜梁樓層的樓板外圍設置水平樓面桁架。

⑷角部斜梁與樓板之間采用部分抗剪連接，避免因斜梁受拉引起的角部樓板產生過大開裂。

⑸動力彈塑性分析表明，剪力墻和斜交網格未出現破壞，連梁受彎屈服形成塑性鉸，滿足大震不倒的性能目標。