武汉中建·光谷之星项目位于武汉市规划中的东湖高新区核心区,由南至高新大道、北至九峰一路、东至高科园路、西至光谷六路合围地块及九峰一路与高科园路交界的东南地块组成,地块名字分别命名为G,H,I(总长约580m)。其中通过在地下室顶板设置结构缝将G地块分成2个单塔,2个单塔间在屋面层通过连接体连接;H,I地块各一个塔楼,地块之间为市政道路,屋面层通过连接体相连。建筑效果图及地块分区见图1、图2。项目总建筑面积地上339 444 m²,地下90 797 m²,建筑总高度87m,主要屋面高度82.8m;地上19层,1层层高5.9m,2,3层层高4.5m,4～16层层高4.2m,17～大屋面层层高均为4.5m。地下2层,地下1层层高6.8m(局部范围设置夹层,层高3.4m),地下2层层高3.5m。

　　 该工程为复杂超限高层建筑结构,由于建筑造型变化,使得结构平面和竖向布置均不规则,且存在多个连体结构,虽然该工程处于6度地震区,但其复杂程度也超过了普通复杂高层建筑结构。

　　 工程抗震设防烈度为6度,基本加速度为0.05g,设计地震分组为第一组,场地类别为Ⅱ类场地,混凝土材料阻尼比为5%,型钢混凝土材料阻尼比为4%,钢结构材料阻尼比为2%,50年一遇的基本风压为0.35kN/m²,50年一遇的基本雪压为0.50kN/m²。

　　 根据建筑平面及立面布置情况,主体结构采用框架-剪力墙结构形式。由于G地块建筑超长(约260m),根据建筑的功能特点及平面布置,将G地块通过伸缩缝分为两个塔楼即G1塔和G2塔,G1塔平面长度为68m,G2塔平面长度为195m,G1塔和G2塔在屋面层通过连体桁架连接在一起 ^[1],见图2。由于整个结构太长,根据结构布置特点,现只给出具有代表性的G2塔抗侧力平面,见图3。G1塔与G2塔之间及G2塔内部,屋面层由钢桁架通过摩擦摆支座建立滑动连接联系,考虑到连体桁架跨度、高度,通过在每个连体结构两端各设置2个摩擦摆支座(水平面内各个方向均可滑动)将两塔楼脱开。G,H,I地块塔楼间连体端部同样设置滑动支座,但考虑到连体桁架跨度、高度较大,为对桁架顶部平面外进行有效限位,在每个大跨连接体两端各设置4个滑动支座(上下弦杆处各设置2个支座),支座设置如图4中椭圆处所示。

　　 G2塔中间层之间的连体结构,采用常规的刚性连接,即连体钢桁架深入两侧主体混凝土结构中一跨,相应的混凝土柱、梁结构改为型钢混凝土柱、梁结构,且型钢混凝土柱中的型钢向下延伸一层。

　　 考虑到整个I地块结构宽度(约75m),I地块结构中间层及屋面层的连体采用钢桁架刚性连接,并在计算分析过程中考虑温度影响。

　　 工程结构体系为框架-剪力墙结构,连体部分采用钢桁架。工程的难点包含地块之间屋顶连体桁架的设计(桁架高9m)、屋顶桁架与摩擦摆支座在罕遇地震作用下的最大相对位移的计算分析(即摩擦摆支座的限位指标)。通过分析研究,确定结构抗震性能目标为C级。

　　 采用YJK和MIDAS Building两种软件进行分析计算,采用两种软件建立的结构模型,在设计参数、材料等级、构件截面尺寸、结构布置和荷载取值及摩擦摆支座阻尼等各个方面保持完全一致,以确保计算结果的可比性。

　　 在YJK模型中(图5),建立整体模型并设置分塔参数,取整体模型及分塔模型计算的包络值作为施工图设计依据。

　　 工程横跨G,H,I三个地块,总长度约580m,在计算的时候,考虑到行波效应,进行了多点激振 ^[2,3]。从计算结果来看,考虑行波效应的多点激振对主体支撑塔楼的内力和位移影响很小,对桁架的内力影响较大。限于本文篇幅,作者会另行成文,详细介绍所做的工作。

　　 采用考虑扭转耦联振型分解反应谱法(CQC法)对结构进行地震作用下的弹性分析,得到了结构分析的主要结果,此处仅以G2塔为代表,见表1。

　　 由表1可以看出,两种软件计算结果基本一致,只是由于软件对某些特殊情况的处理方法在概念上的不尽相同,使得计算结果在数值上存在一些差异,但这些差异均在可以接受的范围以内。

　　 通过对比两种软件的单体模型及整体模型分析结果,发现两种软件模型的周期比、最大层间位移角、最大位移比均满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010) ^[4](简称高规)要求。结构底层框架在两个方向承担的地震倾覆力矩占总倾覆力矩的比例大于10%但不大于50%,可按框架-剪力墙结构进行设计。

　　 为了校核振型分解反应谱法的计算结果,采用YJK软件进行小震弹性时程分析。分析结果显示,在采用振型分解反应谱法进行结构设计时,宜考虑高振型对结构顶部带来的不利影响。

　　 对竖向构件及水平构件进行中震第3性能水准及大震第4性能水准的验算。其中竖向构件有框架柱和剪力墙,水平构件组合有连梁和框架梁及连体桁架等。中震分析主要计算参数见表2。

　　 分析结果显示,本工程未出现框架柱、墙肢受拉的情况。通过对结构进行中震作用下的截面验算得出,结构的抗震性能满足第3性能水准的要求。

　　 基于MIDAS Building动力弹塑性分析平台,对本工程进行大震作用下的弹塑性时程分析,研究其各个抗震性能指标以及破坏模式。

　　 《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[5](简称抗规)条文说明3.10.4条对确定弹塑性层间位移参考值提出了建议:用同一软件、同一波形进行弹性和弹塑性计算,得到同一波形、同一部位弹塑性位移(层间位移)与小震弹性位移(层间位移)的比值,然后将此比值取平均或者包络值,再乘以反应谱法计算的该部位小震位移(层间位移),从而得到大震下该部位的弹塑性位移(层间位移)的参考值。然后由层间位移除以层高,得到结构的层间位移角。

　　 以G2塔为例,结构在各组地震波(人工波RGB1,天然波TRB4,TRB5)作用下,层间位移角曲线如图6～8所示,其中Plastic代表大震作用下弹塑性层间位移角;Elastic代表小震作用下弹性层间位移角;CQC代表CQC法计算的层间位移角;Code代表按照抗规方法计算的大震作用下的弹塑性层间位移角。

　　 由图6～8可知,结构X,Y向最大层间位移角均小于规范限值1/200。各组波在弹性与弹塑性分析下的层间位移角曲线变化形式基本一致。因地震波自身特性各异,导致结构损伤程度各有不同、结构刚度变化亦不同,结构弹性与弹塑性分析的层间位移角差异稍有不同。

　　 通过对结构进行弹塑性时程分析,得到以下结论:1)在按照抗规规定选取的7条地震波作用下,结构X,Y向最大层间位移角均小于规范限值1/200,满足规范要求;此外,弹塑性时程分析层间位移角大部分大于相对应的弹性时程分析结果,由此可见,大震作用下部分结构进入弹塑性状态,但大部分结构仍处于弹性状态,满足规范性能设计的要求。2)连体桁架的弦杆及腹杆均未出铰,基本处于第一屈服阶段,满足性能水准4的要求。3)大震作用下,关键构件结构框架柱(含型钢柱)保持完好,均未出铰,大部分框架柱均处于弹性阶段,仅有极少量的框架柱发生了轻微损坏但未出现受拉柱及薄弱部位,满足性能水准4对关键构件承载力的要求。4)结构连梁及框架梁大部分都处于弹塑性阶段,少部分发生了较严重的损坏,体现了构件良好的耗能能力。5)关键构件核心筒剪力墙底部加强部位混凝土基本处于完好状态,少量出现了轻微损伤,未出现比较严重的损坏,底部加强部位以外的其他楼层仅局部出现了轻微轻度损伤,且大震下剪力墙钢筋均未出现屈服,墙肢也未出现受拉的情形,墙体的抗震承载力基本不屈服,满足性能水准4对竖向构件截面受剪承载力的要求。

　　 本工程建筑总长度约580m,通过合理设置摩擦摆支座,将其分为了连体多塔结构,且最长的塔(G2塔+裙楼)结构长度约为195m,根据《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)(2015年版) ^[6]第8.1.1条,结构长度严重超过了伸缩缝的最大间距,需要考虑温度作用。对于混凝土部分,结构最大升温、降温分别为17℃和-25℃,考虑混凝土开裂引起的结构刚度降低,温度效应折减系数取0.5;对于连体桁架钢结构部分,结构最大升温、降温分别为25.15℃和-31.55℃。

　　 通过分析YJK软件计算所得楼板应力云图(楼板采用弹性模单元模拟)可以得出,楼板在升温及降温的温差作用下,X,Y向产生拉应力,绝大部分楼板拉应力不大于楼板设计采用的C35混凝土轴心抗拉强度设计值1.43MPa。连体部位楼板、狭窄楼板及少数转角部位产生了应力集中,应力值达到1.8MPa,此类部位根据承载力设计楼板配筋即可。针对转角部位楼板等受拉比较严重的部位,应力值大于混凝土轴心抗拉强度设计值时,根据计算应力值进行配筋。

　　 由于建筑平面功能限制,本工程有相当程度的细腰形连体桁架(图3)及大开洞,本工程进行了大震作用下X,Y向轴向应力分析。以G2塔第5层为例,分析结果表明,在预估大震作用下,若楼板平面内受压,可看出其应力水平小于C35混凝土轴心抗压强度设计值,若楼板平面内受拉,可以通过楼板钢筋来承担拉应力,在具体设计中,每层每方向配筋率不小于0.3%,楼板配筋应适当加强。

　　 根据竖向承载力及建筑尺寸要求,初步选定直径1m的摩擦摆支座,见图9。考虑到连体桁架高度较大,为对桁架平面外进行有效限位,在G～H,H～I地块之间每个大跨连体桁架两端各设置4个摩擦摆支座(上下弦杆处各设置2个支座,见图4、图10),在G地块内部,每个连体桁架每端设置2个滑动支座,并进行小震、中震及预估大震滑动位移验算。

　　 由计算结果可知,在小震、中震及预估大震、温度荷载作用下,塔楼支座处的最大位移为184.9mm,未超过支座水平变形量限值200mm,故摩擦摆支座的变形限值取200mm。考虑到风荷载的作用,在风荷载作用下,滑动支座在水平方向上所受的力需小于其滑动所必须的初始力。经计算分析,取摩擦摆支座滑动的初始力为300kN。

　　 本工程连体桁架连接两个独立的塔楼,最大跨度76.5m,宽12.75m,距离地面高度约74m,桁架高9m,在桁架下弦设置楼板。

　　 连体桁架设计时,首先进行了应力验算;然后进行了小震、中震、预估大震、温度作用下的楼板应力分析。经分析,在小震工况下,楼板均处于弹性阶段,在中震、预估大震作用以及温度作用下,若楼板受压,则压应力均小于C35(设计楼板混凝土强度等级)的混凝土轴心抗压强度设计值;若楼板平面内受拉,可通过楼板钢筋来承担拉应力,在具体设计中,每层每方向配筋率不小于0.3%,楼板配筋适当加强。

　　 根据建筑设计要求,连体桁架下弦楼板需按照室内人行连廊分析。根据高规第3.7.7条“楼盖结构应具有适宜的舒适度。楼盖结构的竖向振动频率不宜小于3Hz,竖向振动加速度峰值不应超过表3.7.7的限值。楼盖结构竖向振动加速度可按本规程附录A计算”。通过计算分析,得到本工程连体桁架第一竖向振动周期T_Z=0.324 14s,竖向振动频率f_n=1/T_Z=3.09Hz(不小于3Hz),满足规范要求。现依据高规附录A计算结构竖向振动加速度峰值,经计算,人行走引起的楼盖竖向振动峰值加速度ɑ_p为0.039m/s²,满足规范要求。结果表明,本工程大跨连体结构竖向振动频率、竖向振动峰值加速度均满足规范要求。

　　 大跨连体桁架在1.0恒载作用下最大下挠位移为58.30mm,在1.0活载作用下的最大下挠位移为15.99mm。桁架的最大跨度为76.5m,根据《钢结构设计规范》(GB 50017—2003) ^[7]附录A可知:永久荷载和可变荷载标准值作用下结构产生的挠度V_T=(58.30+15.99)/76 500=1/1 030<[V_T]=1/400([V_T]为永久荷载和可变荷载标准值作用下产生的(如起拱应减去拱度)挠度的容许值),可变荷载标准值作用下结构产生的挠度V_Q=15.99/76 500=1/4 784<[V_Q]=1/500([V_Q]为可变荷载标准值作用下产生的挠度的容许值)。计算结果表明,连体桁架在竖向荷载作用下的挠度值满足规范要求。

　　 本文介绍了一种超长连体建筑的结构设计方法。采用此种设计方法,可充分利用摩擦摆支座的优点,将超长连体结构中的温度应力予以较大程度地释放。同时还对结构进行了抗震性能分析、支座位移及连体桁架设计分析。本工程的设计成果,在一定程度上可为结构工程设计人员提供参考。