普陀龙湾项目1号塔楼地上19层,建筑高度75.7m,塔楼北侧裙房4层,裙房高度21m;2号塔楼,地上24层,建筑高度98.5m。从建筑效果图(图1)来看,1号塔楼19层和2号塔楼18层连接从而形成连体结构,连体部分建筑功能为酒店客房。

　　 本工程结构设计使用年限为50年,建筑安全等级为二级;抗震设防类别为丙类,抗震设防烈度为6度(0.05g);设计地震分组为第一组,场地类别为Ⅱ类,特征周期为0.45s(安评报告数据);基本风压为0.35kN/m²(50年重现期),地面粗糙度为B类。

　　 根据勘察报告建议,1号、2号塔楼采用灌注桩基础,桩端以圆砾层作为持力层,要求桩端进入持力层不小于5m,且有效桩长不小于25m。

　　 抗浮设计水位取至室外地坪,1号塔楼裙房部分及地下室部分的灌注桩兼作抗拔桩。桩基平面布置见图2、图3。

　　 1号、2号塔楼均采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构。本工程地下室全埋,地下共2层,地下室顶板楼板连续,且地下1层的剪切刚度大于1层的2倍,地下室顶板可作为上部结构嵌固端。

　　 1号塔楼地上19层,建筑高度75.7m,高宽比为3.34,长宽比2.2;底部4层为裙房,裙房总高21m,约占塔楼建筑高度的28%。底部4裙房层高分别为6,4.8,4.8,5.4m,其他楼层主要层高为3.6m。

　　 2号塔楼地上24层,建筑高度98.5m,高宽比为2.75,长宽比1.17;底部层高为6,4.8m,其他楼层主要层高为3.8m。

　　 1号塔楼19层与2号塔楼18层相连,形成连体结构,共有两层楼面板连接,连体跨度约27m。连体部分采用钢空腹桁架,楼面板采用组合楼板,并在连体部分楼板面内设置对角钢撑,以提高连体部分的抗震性能。

　　 抗震等级:1号塔楼裙房位置上、下各两层为二级;1号塔楼与2号塔楼连体楼层及其上、下各一层为二级;其他区域均为三级。

　　 本工程梁、板地面以上混凝土强度等级均为C30,墙柱混凝土强度等级最高为C50,高区墙柱混凝土强度等级最低为C30。

　　 塔楼结构平面布置图、连体桁架剖面示意图、计算模型示意图分别见图4～7。

　　 考虑到经济性,2号塔楼内跨也设置框架柱,受建筑条件及使用功能的限制,Y向核心筒墙体与Y向框架柱虽然有一定的错位,但通过分析表明结构各方面指标可以满足规范的要求。

　　 塔楼构件截面尺寸:

　　 框架柱截面为900×1 200,800×1 200,700×1 000,600×600;剪力墙厚度为400～200mm;外框主梁截面为300×900,内框主梁截面为300×800,250×600,次梁截面为200×750,200×600,150×400;板厚度为100～120mm,局部楼板削弱处板厚140～150mm(核心筒区域)。

　　 框架柱截面为800×1 200,700×1 200,600×1 200,600×1 000;剪力墙厚度为500～200mm,外框主梁截面为400×950,内框主梁截面为300×700,300×600,500×500,400×500,次梁截面为250×700,250×600;板厚度为110～120mm,局部楼板削弱处板厚140～150mm(核心筒区域)。

　　 1号塔楼结构主要超限情况:1)在考虑偶然偏心的规定水平地震作用下,楼层的最大扭转位移比大于1.2,属于扭转不规则的结构;2)底部4层裙房高度为21m,约占1号塔楼建筑高度的28%,竖向构件位置缩进大于25%,属于竖向尺寸突变结构;3)塔楼与裙房质心偏心距大于底盘边长的20%,属于塔楼偏置;4)两个塔楼高度不一致,1号塔在19层与2号塔楼连接形成连体结构,属于复杂连体结构。

　　 2号塔楼结构主要超限情况:1)在考虑偶然偏心的规定水平地震作用下,楼层的最大扭转位移比大于1.2,属于扭转不规则的结构;2)在首层设有局部2层高大堂,在2层楼面存在楼板大开洞及穿层柱情况,存在局部穿层柱的不规则项;3)两个塔楼高度不一致,1号塔在19层与2号塔楼连接形成连体结构,属于复杂连体结构。

　　 本工程结构抗震性能目标按达到C级的要求进行设计,结构的抗震性能目标详细要求见表1。

　　 分别采用《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(简称抗规)和安评报告提供的地震动参数进行计算。结果表明,安评报告地震动参数计算得到的结构各层层剪力大于规范反应谱值。小震作用时,规范和安评报告数据比较见图8。

　　 因此,在小震作用下,采用安评报告的参数进行地震作用计算。中震和大震的地震动参数取对应规范的参数并乘以放大系数,放大系数取小震安评报告数据与小震规范数据的比值。

　　 位移计算时,基本风压按50年重现期的风压值采用;承载力计算时,基本风压按50年重现期的风压值的1.1倍采用。

　　 分别采用SATWE,ETABS软件对整体结构进行计算分析。采用振型分解反应谱法(CQC法)进行地震分析,同时考虑偶然偏心的影响。小震作用时,塔楼部分阻尼比取0.05。采用加权阻尼来考虑连体部分钢结构对整体结构阻尼的影响(基于ETABS软件)。

　　 两个软件的计算结果相近,结构前3阶周期分别为T₁=2.643 7s(Y向平动),T₂=2.386 6s(X向平动),T₃=2.226 1s(扭转)。分析表明:结构X,Y向的最小剪重比均满足规范的限值要求,在地震和风载作用下,结构的层间位移角计算结果见表2。

　　 采用SATWE软件进行小震弹性动力时程分析。选取7条时程曲线(天然波5条、人工波2条),各条时程曲线计算所得结构基底剪力均大于振型分解反应谱法的65%,且最大值小于振型分解法的135%。时程曲线计算所得结构基底剪力的平均值大于振型分解法的80%,且小于120%,满足规范的要求。

　　 分析结果表明,结构高区部分楼层,按规范反应谱法计算的楼层地震剪力值偏小,需将其层剪力放大来设计。

　　 在中震作用下,对结构构件的承载力按等效弹性的方法进行计算。

　　 计算结果表明:框架梁、连梁抗弯基本不屈服,个别连梁抗弯发生屈服,但其抗剪未达到屈服状态。框架柱均未达到屈服状态,且承载力都具有一定的富裕度。

　　 选取有代表性的框架柱(柱平面位置见图9,10)对其承载力进行了手工复核,计算结果见图11。

　　 为对结构在大震下的抗震性能进行评价,采用PERFORM-3D软件对结构进行弹塑性动力时程分析,分析结果表明:

　　 (1)剪力墙墙身内钢筋受拉未达到屈服状态,剪力墙受剪均能满足规范要求。

　　 (2)结构高区框架柱部分未达到屈服状态,塑性变形水准大都处于IO水准 ^[1];标准层部分框架梁、连梁发生抗弯屈服,塑性变形均未达到CP值 ^[1],且发生屈服的梁在多数楼层都有分布,起到了较好的耗能作用。

　　 (3)大震作用下,连体首层、顶层以及与塔楼楼内伸一跨处,上、下弦钢框架梁、内伸一跨型钢梁以及与连体大跨上、下弦钢梁相连的框架柱均未达到屈服状态。

　　 (4)结构层间位移角计算情况:1号塔楼X向最大层间位移角为1/292,发生在6层。Y向最大层间位移角为1/294,发生在7层。2塔楼X向最大层间位移角为1/322,发生在6层;Y向最大层间位移角为1/390,发生在6层。

　　 大震作用下,主要计算结果见表3,4及图12～15。

　　 连体模型与单塔模型主要计算结果见图16,17,从计算结果可知:

　　 (1)1号塔楼第一阶振型为X向平动,第二阶振型为Y向平动,但连体模型第一阶振型为Y向平动,第二阶振型为X向平动。1号塔楼单塔模型X,Y向周期值相近,两个方向刚度相近,受连体部分作用的影响,第一阶振型与第二阶振型换位了。

　　 (2)对比2号塔楼的单塔模型和连体模型,第一阶、第二阶振型方向没有大的变化。

　　 (3)1号塔楼与2号塔楼原单塔模型第三阶振型均为扭转,连体模型中这一振动形态基本消失。说明两塔楼连接后整体结构的刚度得到了一定的提高。

　　 (4)从单塔模型与连体模型各塔楼在地震作用下的层间位移角对比的情况来看,各塔楼X向刚度都得到了提高,从单塔模型与连体模型各项指标的对比情况来看,1号塔楼刚度得到提高,2号塔楼刚度相应减弱了。两塔楼连接后对各塔楼Y向刚度影响较小,各塔楼Y向刚度变化不大。

　　 因此,对于各塔楼应按连体模型和单塔模型分别计算,并进行包络设计。

　　 1号塔楼在19层与2号塔楼连成整体,见图18。连体部分建筑功能为酒店客房。由于建筑效果的要求高,连体部位不允许设置斜撑杆件。

　　 连体部分与各塔楼连接处均按刚接考虑,连体部分计算跨度约为27m,连体向各塔楼内伸一跨框架梁内设置型钢。连体部分采用钢空腹桁架结构,桁架剖面见图6。

　　 本工程连体部分采用钢空腹桁架结构,与带斜腹杆的桁架相比,钢空腹桁架的承载力、整体刚度相对较弱,从设计上应重点考量钢空腹桁架的构件强度、整体变形及舒适度,且应从严控制。

　　 计算结果表明:连体首层钢框梁受拉,与钢框架相连的塔楼内框架梁受压;连体顶层钢框梁受压,与钢框架相连的塔楼内框架梁受拉。钢空腹桁架剖面布置图及受力特点见图19,20。

　　 计算结果表明,与连体部分相连框架柱、框架梁的承载力可以满足中震弹性的要求。各塔楼连体部分楼层剪力墙的承载力均可满足中震不屈服的要求。

　　 图21为连体部分的三维计算模型,计算结果表明:结构第一阶振动频率为4.52Hz>3Hz, 满足舒适度的要求。同时对连体部分楼板进行振动分析,主要计算结果见表5,由表可见,楼板的自振频率均大于3Hz,可以满足舒适度的要求。

　　 连体部分采用钢空腹桁架结构,桁架在恒载作用下最大挠度为31mm,挠跨比为1/870,在活载作用下挠度最大值为8mm,挠跨比为1/3 375。在重力荷载作用下总挠度为39mm,挠跨比为1/692,能够满足规范挠度限值L/500的要求。

　　 虽然连体部分采用的是钢空腹桁架结构,但从分析结果来看,结构的舒适度可以满足规范的要求,且连体部分变形远小于规范限值,可以满足使用功能的要求,且具有较好的舒适性。

　　 连体部分跨度约27m,为保证结构构件的抗震安全性,对结构同时考虑“水平+竖向”地震作用,验算结果表明同时考虑 “水平+竖向”地震作用时,在小震及中震作用下,构件承载力可以满足规范的要求,并且具有一定的富裕度(最大应力比小于0.9)。

　　 (1)连体部分采用整体钢空腹桁架结构,上弦采用钢梁H1 200×500×20×40,下弦采用钢梁H1 400×500×24×40,钢空腹桁架的竖杆采用方钢管柱,截面□600×500×50×50,竖杆与上、下弦采用刚接。连体向塔楼内伸一跨相连的框架梁均采用型钢混凝土梁。

　　 (2)桁架竖杆受力以抗弯为主,承担轴力很小。由于连体部分跨度较大,钢空腹桁架整体刚度相对来说不是很大,因此使得上、下弦钢梁都以抗弯变形为主,受力形态接近单跨梁。在组合工况作用下:连体底层钢梁内拉力最大为1 750kN,连体顶层压力最大为2 050kN。小震及中震作用下的承载力复核结果表明,梁的承载力富裕度较高。

　　 (3)连体部分楼层与大跨度钢框架相连框架柱内设置型钢,并从连体首层向下延伸两层,框架柱的承载力可满足中震弹性的要求;剪力墙的承载力可以满足中震不屈服的要求。连体部分竖向构件的承载力可以满足规范及设定的抗震性能目标的要求。

　　 (4)从构件验算结果来看,小震作用下,上、下弦钢梁应力比小于0.9,竖方钢管柱应力比均小于0.8;中震作用下,上、下弦钢梁应力比不大于0.9,竖方钢管柱应力比均小于0.8。

　　 (5)连体部分应采用整体吊装,上、下弦杆与竖杆钢管柱应预先连接好。吊装并与塔楼连接后,再施工连体位置的压型钢板。建议在1号塔楼主屋面施工完成、2号塔楼施工到19层时,再安装连体桁架。

　　 由于受建筑条件限制,本工程连体部分采用钢空腹桁架结构,计算、分析表明:连体部分舒适度、变形以及构件的承载力均能满足规范及设定的抗震性能目标的要求,且具有一定的富裕度。

　　 本工程采用ETABS软件对楼板进行详细分析。楼板均采用壳单元,并按1m×1m进行剖分。

　　 小震作用下各楼层楼板应力复核计算结果表明,各楼层大部分区域的楼板面内正应力小于0.4MPa,大部分楼板的面内剪应力小于0.2MPa。标准层核心筒内楼板的面内正应力略大,正应力平均值达0.8MPa(小于f_tk=1.57MPa)。

　　 中震与大震作用下楼板的应力,可将小震计算得到的楼板应力放大来考虑,放大的倍数取中震、大震地震影响系数与小震的比值。

　　 连体部分通过在钢梁面设置抗剪栓钉,可以有效传递楼层剪力。

　　 验算结果表明楼板设计可以满足规范及性能目标的要求。对于楼板拉应力超过混凝土抗拉强度设计值的位置,板筋除按重力荷载计算外,可按下式来附加每延米的楼板钢筋面积A_s ^[2]:

　　 $A{}_{\text{s}}=(F{}_{\text{t}\text{风}}+F{}_{\text{t}\text{地}\text{震}})/F{}_{\text{y}}$

　　 式中:F_y为钢筋抗拉强度设计值;F_t风,F_t地震为风荷载、地震作用下楼板内拉力,中震与大震作用下,楼板设计时可不考虑F_t风。

　　 分析结果表明,核心筒内板厚采用120mm,板面及板底每延米内各需附加A_s=60mm²的纵向钢筋,结合楼板承受竖向荷载的作用,核心筒区域板配筋采用8@150双层双向布置可以满足计算及规范的要求。

　　 (1)对于超限较为明显的结构,应采用抗震性能化设计,根据构件的重要程度,分别采用不同的抗震性能水准进行设计。

　　 (2)对于连体结构,有必要按连体模型、单塔模型分别计算,分析连体对结构的影响,并相应采取设计、加强措施。对于连体部分楼层相关范围内的结构构件,应该区分拉弯、压弯,对其相应承载力进行手工复核,以保证构件的承载力具有一定的富裕度。

　　 (3)对于连体结构,有必要对连体部分整体、局部舒适度进行分析,以确定连体的舒适度可以满足正常使用及规范的要求。

　　 (4)为实现大震不倒的抗震性能目标,评价大震作用时结构薄弱区的薄弱程度,宜对结构进行弹塑性动力时程分析。对于关键构件,有必要对其在大震作用下的承载力进行复核,以保证结构具有较好的抗震性能。