沿海台风高发区圆弧形巨型复杂连体结构设计研究
1 工程概况
温州某金融广场(图1)位于温州市滨江商务区CBD片区，项目地块俯视瓯江。工程总用地面积为79 466.45m2,总建筑面积为380 216m2,其中地上建筑面积265 155m2,地下建筑面积115 061m2。地上分为5部分：1#楼公寓式旅馆、2#楼公寓式旅馆、3#楼酒店、4#楼商业、5#楼办公及公寓式旅馆商业。其中1#,2#,3#楼由顶部的船型钢结构连为一体，船体造型呈圆弧形，沿圆弧总长度为304m, 短向宽度为40m, 船顶建筑高度130m。
图1 温州某金融广场效果图
结构设计基准期为50年，结构安全等级为二级，抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度为0.05g,建筑场地类别为Ⅳ类，设计地震分组为第一组，场地特征周期为0.65s, 抗震设防类别裙房以下为重点设防类，裙房以上塔楼为标准设防类，50年重现期基本风压为0.60kN/m2,100年重现期基本风压为0.70kN/m2,地面粗糙度类别为B类。使用阶段温度荷载：室内屋顶钢结构取升温30℃,降温30℃;考虑不同时期收缩徐变的当量温差，混凝土结构温度荷载为升温7℃,降温-11.5℃。
图2 主体结构整体 模型(1#～4#楼)
图3 塔楼标准层结构 布置图
图4 船体钢结构、摩擦摆支座、 转换层关系示意
图5 巨型空间桁架组成
图6 钢支撑筒空间模型
图7 主桁架细部构造
2 结构体系
2.1 主体结构
1#,2#,3#塔楼沿圆弧呈45°分布，塔楼顶部通过船体造型将三栋塔楼连为一体，形成三塔连体结构。塔楼结构高度为99.4m, 采用钢筋混凝土框架-核心筒结构体系，主体结构整体模型如图2所示，塔楼标准层结构布置如图3所示。塔楼屋面以上设转化层支承上部船体结构，转换层主要由6根转换大梁及支承转换大梁的墙柱组成 [1]。船体钢结构、摩擦摆支座、转换层关系示意如图4所示。4#楼为裙房，结构高度26.7m, 采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系。4#楼与1#楼、2#楼连为一体。
2.2 连体结构
塔楼顶部连体采用巨型空间桁架结构 [2],结构最大跨度84m, 最大悬挑38m, 沿圆弧总长度为304m, 短向宽度为40m。连体以上设有泳池、餐厅、康体、种植等建筑功能。
巨型空间桁架结构体系主要由钢支撑筒、主桁架、次桁架、边桁架、楼面内支撑组成，如图5所示。钢支撑筒与下部塔楼核心筒相对应，整个空间桁架由三个钢支撑筒支承(每个塔楼对应一个钢支撑筒),钢支撑筒主要由钢柱、钢梁和钢支撑组成，为船体结构提供所需的刚度和承载力，如图6所示。
在钢支撑筒之间为2榀平行的弧形主桁架，主桁架之间通过次桁架、面内支撑组成稳定的结构体系，如图7所示。断面为矩形，具有较大的抗扭能力和抗倾覆能力，以保证船体结构因弧形外形下扭转和不均匀荷载下的结构安全。
2.3 支座
在船体结构三个钢支撑筒底部，三个塔楼核心筒外围布置18套摩擦摆支座。每个塔楼顶部布置6套摩擦摆，如图4,8,9所示。
3 整体分析
摩擦摆计算本构模型为双折线模型如图10所示。图中μ为动摩擦系数，W为竖向荷载，Ki为初始刚度，Kfps为屈服后刚度，Kfps=W/R(R为曲率半径),D为设计位移，F=μW+[W/R]D,Keff为有效刚度Keff=F/D。整体计算时采用一般连接进行模拟。支座参数如表1所示。
3.1 模态分析
整体结构的第1周期为3.411s, 表现为顶部船体的扭转；第2周期为3.197s, 表现为顶部船体沿径向的平动；第3周期2.699s, 表现为顶部船体沿弧向的平动。对底部塔楼结构来说，前3阶自振模态均为整体平动。图11给出了结构整体振动的前3阶模态。
摩擦摆支座参数 表1
竖向 承载力/MN |
摩擦 系数 |
设计位移 /mm |
半径 /m |
屈服后刚度 Kfps/(kN/mm) |
高度 /mm |
60 |
0.07 | 350 | 4.0 | 2.3～8.5 | 700 |
图8 摩擦摆支座
图9 摩擦摆支座布置
图10 摩擦摆支座本构曲线
图11 整体模型前3阶模态
图12 温度作用下钢支撑筒1的支座竖向力
3.2 温度作用
船体温度作用考虑升温温差取+30℃,降温温差取-30℃。图12给出了温度作用下钢支撑筒1的支座竖向力。由图12可知，在0.9恒载+1.4升温作用和0.9恒载+1.4降温作用下，所有支座总竖向力均表现为压力，均未出现脱开现象。
图13给出了钢支撑筒3在0.9恒载+1.4升温作用和0.9恒载+1.4降温作用下支座水平力。由图13可知，由于采用了摩擦摆支座，温度作用下支座水平力不大。
图13 温度作用下钢支撑筒3支座水平力
3.3 地震作用
在极大震作用下(峰值加速度取大震的1.5倍即187.5cm/s2),所有支座竖向力 [3]均表现为压力，未出现脱开现象。图14给出了摩擦摆支座16在人工波135°单向输入作用下的竖向力时程曲线。
4 性能评估
4.1 地震剪力
摩擦摆支座将结构物本身与支承体隔离，利用滑动面的设计周期来延长结构物的振动周期，大幅度减少结构物因受地震作用而引起的放大效应，此外，还可利用滑动面与滑块之间的摩擦来达到大量消耗地震能量，减少地震力输入的目的 [4]。
表2和图15给出了船底支座为摩擦摆支座和固定支座两种支座方案在大震下支座水平力。从表2和图15可以看出：采用摩擦摆支座以后，在大震下沿地震输入方向的船底水平力减少到采用固定支座的1/3,达到了很好的减震效果。
图14 极大震作用下摩擦摆支座16竖向力时程曲线
采用不同支座形式下船底支座的水平力 表2
输入方向 |
支座方式 | 输入方向剪力/kN | 比值 |
45°地震 |
摩擦摆支座 |
25 179 | — |
固定支座 |
77 937 | 3.095 283 | |
135°地震 |
摩擦摆支座 |
23 994 | — |
固定支座 |
71 329 | 2.972 763 |
图15 采用不同支座形式下支座水平力时程曲线
图16 船体短向各支座位移时程
图17 最不利风向 示意
图18 130°方向风荷载作用下 钢支撑筒1的位移情况/mm
图19 310°方向风荷载作用下 钢支撑筒1的位移情况/mm
4.2 支座控制位移
选取位移最大的地震波进行极大震时程分析，图16为天然波1在135°方向输入时的船体短向各支座位移时程。由图16可得，在极大震下支座最大水平位移为267mm, 小于支座控制位移350mm。
4.3 风荷载
为考察风荷载下支座性能，选取最不利的130°和310°方向进行评估，见图17。在风洞试验130°方向的风荷载作用下，支座在对应2倍基本风压即1.54kN/m2下不发生相对位移。风荷载进一步加大，钢支撑筒1发生相对位移，钢支撑筒2,3均没有发生相对位移。图18为130°方向的风荷载作用下钢支撑筒1的位移情况，其中40mm为2.5倍基本风压下相对位移，80mm为3倍基本风压下相对位移，350mm为支座控制位移。在对应3倍基本风压即2.31kN/m2的风荷载作用下，支座均无拔力出现。
在310°方向风洞试验风荷载作用下，支座在对应1.5倍基本风压即1.155kN/m2下不发生相对位移。风荷载进一步加大，钢支撑筒1发生相对位移，3倍基本风压时最大位移为93.2mm, 钢支撑筒2没有发生相对位移， 钢支撑筒3在2.5倍基本风压下发生相对位移，3倍基本风压下发生25.4mm位移。图19给出了310°方向风荷载作用下钢支撑筒1的位移情况，其中29.6mm为2.0倍基本风压下相对位移，62.5mm为2.5倍基本风压下相对位移，93.2mm为3倍基本风压下相对位移，350mm为支座控制位移。在对应3倍基本风压即2.31kN/m2的风荷载作用下，支座均无拔力出现。
根据风洞试验提供的130°和310°方向355个实测点的三向力时程曲线(基本风压0.77kN/m2),为进一步考察风荷载下的支座性能，对风荷载时程作用下的结构进行分析，如表3所示。在130°方向风洞试验的风荷载作用下，支座均无拔力出现，最小压力为6 578kN。在310°方向风洞试验的风荷载作用下，支座均无拔力出现，最小压力为9 637kN。
4.4 船体扭转效应分析
为研究地震下船体扭转效应的影响 [5],提取小震人工波45°和135°单向输入下1#,2#,3#塔楼支撑筒底部中心节点位移时程曲线，提取节点位量如图20所示，仅列出45°单向输入下的计算结果。
支座在130°和310°方向风荷载下竖向力/kN 表3
支座 编号 |
130°方向风荷载下 |
310°方向风荷载下 | ||
最小竖向力 |
最大竖向力 | 最小竖向力 | 最大竖向力 | |
1 |
-9 421 | -11 018 | -9 637 | -11 407 |
2 |
-18 067 | -19 023 | -16 433 | -17 826 |
3 |
-17 627 | -20 926 | -11 871 | -16 398 |
4 |
-17 147 | -20 628 | -19 433 | -21 783 |
5 |
-17 730 | -19 959 | -20 797 | -21 905 |
6 |
-6 578 | -10 730 | -12 540 | -15 107 |
7 |
-13 915 | -17 283 | -10 153 | -14 107 |
8 |
-21 597 | -22 451 | -20 165 | -21 501 |
9 |
-18 399 | -21 264 | -14 602 | -18 118 |
10 |
-23 322 | -26 405 | -23 722 | -26 304 |
11 |
-29 702 | -30 994 | -30 812 | -32 057 |
12 |
-18 396 | -21 234 | -19 322 | -21 603 |
13 |
-24 501 | -29 649 | -27 614 | -29 867 |
14 |
-25 160 | -28 724 | -19 921 | -24 224 |
15 |
-26 460 | -27 537 | -25 264 | -26 334 |
16 |
-22 194 | -24 417 | -24 867 | -25 718 |
17 |
-7 884 | -12 757 | -14 328 | -17 117 |
18 |
-12 432 | -13 997 | -12 432 | -14 110 |
图20 塔楼提取节点位置
在人工波45°单向输入下，各塔楼在输入方向的水平位移均接近，1#塔楼相对2#塔楼的最大位移差为0.019 5m, 3#塔楼相对2#塔楼的最大位移差为0.021 2m, 说明在沿45°单向输入下结构的扭转效应不明显，位移差曲线见图21。1#塔楼相对2#塔楼的最大转角为0.000 54rad, 3#塔楼相对2#塔楼的最大转角为0.000 61rad。
5 关键构件
船体底部转换梁为结构的关键构件，采用ABAQUS软件对转换梁进行有限元分析，研究其在竖向荷载下的承载力，分析模型如图22所示。转换梁截面为H2 500×4 500,内设一对工字形钢骨H3 900×750×60×60。考虑支座滑移350mm, 在竖向力60 000kN作用下，转换梁仍然处于弹性工作阶段，整个节点承载力完全满足设计要求，转换梁承载力-位移曲线见图23。
转换梁在性能点处的应力分布如图24所示。转换梁除加载区域应力集中，最大应力为33.95MPa外，其他区域应力均较小，在埋板以下区域一般在20MPa左右，节点钢骨最大应力为126MPa左右，出现在转换梁下部门洞的角部，转换梁内型钢最大应力为46MPa, 其他区域钢骨应力在60MPa以下。转换梁钢筋最大应力为134MPa, 主要出现在转换梁下部和埋板下区域，转换梁内钢筋最大应力为90MPa。
图21 塔楼位移差时程曲线
图22 转换梁计算模型
图23 转换梁在滑移350mm时的承载力-位移曲线
6 结论
本工程由三座100m高塔楼+上部圆弧形船体建筑组成 [6],船体建筑采用摩擦摆支座与塔楼相连，为体型特别不规则的巨型复杂高层连体结构，通过对其研究得出以下结论：1)采用摩擦摆支座以后，达到了很好的减震效果。2)极大震的分析结果表明支座控制位移满足极大震的要求。在3倍基本风压下，船体支座位移小于支座控制位移，具有一定的安全余量。3)在温度作用、地震作用下，支座无竖向拔力出现。在3倍基本风压下，船体支座仍未出现拔力，具有较大的抗倾覆能力。4)转换大梁的有限元计算结果表明，本工程的重要转换结构是可靠的，能够承受上部船体的荷载并留有余量。
图24 转换梁应力分布/MPa
[2] 北京市建筑设计研究院有限公司.温州滨江商务区CBD片区16-01-01、02、04、05、06、07地块超限审查报告[R].北京，2017.
[3] 杨育臣，张燕平，沈莉，等.中国华能集团人才创新创业基地办公楼悬挑结构设计[J].建筑结构，2013,43(17):101-104.
[4] 建筑抗震设计规范：GB 50011—2010 [S].2016年版.北京：中国建筑工业出版社，2016.
[5] 高层建筑混凝土结构技术规程：JGJ 3—2010 [S].北京：中国建筑工业出版社，2011.
[6] 齐五辉，杨育臣.关于框架-抗震墙结构中框架部分地震倾覆力矩计算问题的讨论[J].建筑结构，2019,49(18):1-4.