深圳某混凝土斜交网格结构设计研究

摘 要：本文基于笔者多年从事建筑结构设计的相关工作经验，以某高层写字楼结构设计为研究对象，论文首先对多种斜交网格结构形式进行了对比分析，进行了斜交网格结构计算及抗震性能分析，为该类结构形式的运用提供了一定的参考。

关键词：高层写字楼 斜交框筒结构 性能设计 结构设计

中图分类号：TU973 文献标识码：A 文章编号：1672-3791（2014）08（a）-0039-02

1 工程概况

总体效果图见图1，分南北两个塔楼，之间设大跨报告厅连接，北塔为写字楼，总高度为119.75 m，地上为27层；南塔为商业，地上为6层，建筑高度为32.600 m。由于场地条件限制，平面为一个北窄南宽的梯形平面。北塔层高：地下四层为4.2 m，地下三～一层为4.3 m，一、二层通高为9.25 m，三层以上均为4.25 m；南塔层高：地下同北塔，地上一层为6.0 m，其余各层为5.2 m。

由于工程地下室的使用功能需要大空间，同时也考虑防水构造容易处理的因素，地下室均不设永久缝，使地下室结构成为上部结构较理想的嵌固端。防空地下室为甲类，结构设计使用年限50年，建筑结构安全等级二级，地基基础设计等级甲级。抗震设防烈度7度，设计基本地震加速度值 0.10 g，设计地震分组第一组，建筑场地类别为Ⅲ类，特征周期0.45 s。（图1）

2 结构设计与选型

2.1 结构单元的规则性

写字楼与商业楼之间在±0.00以上完全脱开，建筑上采用连廊连接。连廊与两楼之间在±0.00以上也设防震缝，各自形成独立的结构单元，避免了连体结构。设置防震缝后写字楼平面、竖向均较规则。

结构方案曾考虑利用避难层作为加强层，用以减小建筑物的侧移，但会使上、下层刚度突变，鉴于建筑高度仅120 m左右，在满足层间位移角限值的前提下，未采用加强层的结构形式。同时为了节省材料和减轻自重，根据刚度和承载力的要求，竖向构件由下至上断面多次逐渐变小，且柱子与墙体的变断面位置按不同楼层错开。混凝土强度等级也由下至上分几次逐渐降低，变化时也与竖向构件变断面位置错开楼层，使竖向结构刚度渐变。

2.2 结构方案设计

根据建筑造型要求，主体结构初步进行了以下三种方案的比选：（1）斜交矩形钢管混凝土外框柱+混凝土核心筒（方案一）。（2）斜交钢筋混凝土外框柱+混凝土核心筒（方案二）。（3）竖直落地的钢筋混凝土外框柱（外包斜框架幕墙）+混凝土核心筒（方案三）。

对以上三种结构形式从顶点位移、层间最大位移、经济性、施工质量等方面进行了分析对比：（1）方案一受力性能好，施工速度快，能满足建筑师对立面的要求，但就目前120 m高度建筑而言，用钢量大，经济性较差，成本高，只能作为替补方案。（2）方案二混凝土柱为压弯构件，构件的延性较差，斜柱交叉节点的抗震性能差，钢筋密，施工速度慢，但造价低，经济性优，且能满足建筑方案的立面和视觉效果。（3）方案三为成熟的设计、施工工艺，经济性及施工质量均有保证，但对建筑方案的破坏性较大。结构整体模型见图2。

通过以上分析，综合考虑建筑效果、经济和安全等因素，最终确定采用方案二，但在方案二斜柱交叉节点处增加型钢，加强其延性，提高其抗震性能。即采用斜交钢筋混凝土外框柱（节点设置型钢）+混凝土核心筒结构，梁和楼板采用普通钢筋混凝土。抗震等级：斜柱及框架二级，核心筒二级。平面布置见图3。

3 结构超限分析及解决措施

3.1 超限类型

本工程结构总高度为119.0 m，未超过A级最大适用高度（150 m），平面宽度为26m，高宽比为4.6

3.2 超限的解决措施

分别采用两种不同力学模型的三维空间分析软件，按考虑扭转耦联振动影响时振型分解反应谱法进行整体内力及位移计算。并对整体结构进行多遇地震下弹性动力时程分析的补充计算。对整体结构分别进行罕遇地震时的弹塑性动力和静力分析，以考察结构的抗震性能和结构薄弱层的弹塑性变形，对分析中发现的较弱部位采取加强措施。对整体结构进行中震弹性验算并对少数构件的配筋进行加强。以上措施从计算的角度保证结构有足够的整体刚度和抗震性能，以达到“小震不坏，中震可修，大震不倒”的要求。

3.2.1 多遇地震的计算分析

分别采用两种不同力学模型的三维空间分析软件SATWE和midas building计算。在分析位移和周期等指标时，采用刚性楼板假定。反应谱分析时结构的有效质量系数均超过90%，满足规范要求，由SATWE和building分析得到的第一扭转周期与第一平动周期之比Tt/T1分别为0.87及0.86，均满足规范小于0.9的要求，且周期及整体质量接近，计算结果满足规范1/800层间位移角限值要求，说明结构布置与结构计算模型选择合理。

3.2.2 弹性动力时程分析法

采用SATWE弹性动力时程分析软件进行多遇地震下的补充计算。主要采用的地震波为：安评人工波USER1，TH2TG035（天然波），TH3TG035（天然波）。主方向峰值加速度为35cm/s2，次方向为29.75cm/s2。特征周期0.45 s。

由SATWE弹性时程分析结果（以下均指三条波的平均值）可知，弹性时程分析得到的x，y向层间位移角分别为1/3884，1/4003，远小于《高规》要求的1/800。x，y向的楼层位移及层间位移角的变化趋势均与反应谱分析（CQC法）得到的结果一致，且均小于CQC法结果。每条时程曲线所得的结构底部剪力不小于振型分解反应谱法求得的底部剪力的65%，三条时程曲线所得的结构底部剪力的平均值不小于振型分解反应谱法求得的底部剪力的80%。x，y向楼层剪力及楼层底部弯矩值的变化趋势与CQC法得到的结果基本一致，其中CQC法得到的楼层底部弯矩均大于弹性时程分析结果，设计时结构地震作用取CQC法计算结果。

3.2.3 弹塑性静力分析（Pushover分析）

为考察结构在罕遇地震时的抗震性能和验算结构薄弱层的弹塑性变形，采用弹塑性分析软件EPDA&PUSH分别对结构进行弹塑性静力、动力分析。计算主方向的罕遇地震时，最大地震加速度取220cm/s2。由于弹塑性静力分析数据变化趋势与弹塑性动力分析数据基本一致，仅列出X方向静力弹塑性分析数据。图4为工程地震设防烈度为7度、Ⅲ类场地土等条件时，弹塑性静力分析的结构需求谱曲线和周期-加速度曲线（能力曲线）以及周期-最大层间位移角曲线。图中性能点基底剪力为40742.9 kN，位移523.6 mm，地震影响系数最大值Amax=0.500，性能点附加阻尼比为0.056，能力谱曲线与需求谱曲线的交点坐标（T，A）=4.041 s，0.087；性能点最大层间位移角1/191。（图4）

根据EPDA&PUSH的分析结果可见，结构竖向刚度比较均匀，无明显的薄弱层；x向结构最大弹塑性位移为1/191，小于1/100，满足规范要求。塑性铰分布图表明，在罕遇地震过程中结构达到性能点时，框架柱均未出现塑性铰，大部分塑性铰出现在框架梁、次梁及连梁的两端，框架柱具有足够的强度储备，能满足“大震不倒”的性能要求。从结构最大弹塑性位移值及中震弹性验算等数据分析，写字楼符合大震中等破坏或接近大震部分构件中等破坏。

由于静力分析法采用的是第一基本振型，且在计算过程中假定形状向量不变，因此仅适用于较规则的结构，在工程的15个振型中，前几个基本振型为主振型，高振型均为次要振型，弹塑性分析结果中静力曲线与动力曲线的数据变化趋势基本一致，说明结构比较规则，工程采用的弹塑性分析方法较为合理，这说明工程具有较好的抗震性能和潜力。

3.2.4 中震弹性验算

为了考查结构在中震时的抗震性能，用SATWE软件对结构进行了中震弹性验算，计算时将“多遇地震影响系数最大值”设定为0.23，“框架抗震等级”和“核心筒抗震等级”都设定为四级，这样可以使结构在中震状态下的计算数据更加符合实际情况。计算结果表明，除核心筒内剪力墙的少数小墙肢、暗柱及连梁外，大部分构件都能满足中震弹性承载力的设计要求。对以上强度不足的构件采取诸如加大配筋、改用型钢混凝土等加强措施后，整体结构均能达到中震弹性的目标。

4 重要部位的概念设计验算及加强措施

层2楼面开有较大洞口，设计除了采取将层2楼面板厚加厚至180 mm外，还将底层大空间的上空层3楼板加厚为150 mm，并双层双向配筋，针对斜柱交点及梁柱斜交的节点抗震性能差的情况，在该处柱内设置工字型截面的型钢，以提高其延性，增强其抗震性能。

5 结语

本工程以全新的理念和独特的结构形式，既满足了建筑效果，同时也在满足抗震要求的前提下最大程度地节省了工程造价，该设计方案初步得到了深圳市超限委员会专家组的认可，这充分说明了该结构设计方案对本工程是最优选择。

参考文献

[1] 黄思凝，郭讯，刘红彪.高层钢筋混凝土斜交网格结构振动台试验研究[J].振动与冲击，2012（11）.

[2] 建质[2010]109号超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点[S].2010.