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中国光谷科技会展中心结构设计.doc

上传人:无敌 文档编号:146357 上传时间:2018-03-22 格式:DOC 页数:10 大小:97.50KB
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1、中国光谷科技会展中心结构设计 陈焰周 肖飞 张凯静 许敏 中南建筑设计院股份有限公司 摘 要: 中国光谷科技会展中心为大体量超限钢结构建筑, 有 6 项超限项, 采用钢管混凝土框架-中心防屈曲约束支撑结构体系。介绍了防屈曲约束支撑的设计过程以及结构性能化设计分析过程, 分析结果表明:该结构体系在地震作用下达到了既定的性能目标, 有较好的性能表现。此外, 还对跨层通高柱的稳定性、减小钢结构装饰幕墙对主体结构影响等关键问题进行了讨论。关键词: 钢管混凝土框架; 防屈曲约束支撑; 性能化设计; 作者简介:陈焰周, 男, 1983 年出生, 博士, 高级工程师, 一级注册结构工程师, 注册土木工程师

2、(岩土) 。Email:收稿日期:2017-07-20SEISMIC DESIGN OF OPTICS VALLEY SCIENCE AND TECHNOLOGY EXHIBITION CENTERCHEN Yanzhou XIAO Fei ZHANG Kaijing XU Min Central South Architectural Design Institute Co.Ltd; Abstract: Optics Valley Science and Technology Exhibition Center is a large volume of out-of-code steel s

3、tructure building, adopts the concrete-filled steel tubular frame-central buckling restrained brace structure system, has six indicators out of existing codes. The design process and method were introduced for buckling restrained braces ( BRB) design and performance-based seismic design in the proje

4、ct. The analysis results showed that the structural system achieved the established performance targets and had better seismic performance under seismic action. These key problems were also discussed, such as the stability of the long cross-layer column, and how to reduce the influence of steel deco

5、rative curtain wall and main body structure.Keyword: concrete filled steel tubular frame; buckling restrained brace (BRB) ; performance-based design; Received: 2017-07-201 工程概况中国光谷科技会展中心 (图 1) 为大型智能化、多功能、综合性会议展览中心, 位于武汉市东湖高新区高新大道以北, 光谷六路以西, 与湖北省科技馆相邻。项目总占地面积 77 541 m, 总建筑面积 129 170 m, 其中地上建筑面积 69 17

6、0 m, 配套用房建筑面积 20 000 m, 地下建筑面积 31 320 m21。图 1 项目效果 下载原图本项目建筑主体最高点距地面 40.8 m, 建筑最大平面尺寸为 198 m99 m, 地上 3 层, 层高分别为 15.0, 13.2, 8.3 m, 其中 1 层有两个夹层, 将 1 层层高分成 5.0 m+5.0 m+5.0 m;2 层有一个夹层, 将 2 层层高分成 7.0 m+6.2 m。1 层主要设置展厅、会议接待、休息区等房间, 夹层 1、2 主要功能为办公、设备用房等, 2 层主要功能为展厅, 夹层 3 主要功能为办公、设备用房等, 3 层主要功能为办公、会议、化妆、多功

7、能厅、厨房等。地下 1 层层高 7.5 m, 功能为临时展厅。结构安全等级为一级, 重要性系数 0=1.1, 结构设计使用年限为 50 年, 建筑抗震设防类别为重点设防类 (乙类) , 抗震设防烈度为 6 度, 设计地震分组为第一组, 设计基本地震加速度为 0.05g, 类场地, 场地特征周期为 0.35 s。结构整体计算时, 多遇地震阻尼比取 0.03。按照 GB 509362014钢管混凝土结构技术规范, 本工程框架抗震等级为二级2。本工程温差取值:钢结构室内外温度变化区间为-26, 18;屋面考虑露天情况温度变化区间为-28, 20;地下室考虑与土接触温度变化区间为-21, 13。本工程

8、层数不多, 单柱荷重标准值不超过 10 000 k N, 且设地下室 1 层, 场地为中等风化泥岩, 地基承载力 fa=1 000 k Pa, 地质条件均较好, 承载力高, 可作为独立扩展基础的持力层。由于地下室顶板的一边开有大洞, 因而将上部结构的嵌固端下移到基础顶面。本工程主体为钢结构, 采用“钢管混凝土框架+中心防屈曲约束支撑”结构体系。结构模型及各层平面布置见图 2、图 3。本结构为 7 层, 层高从下到上依次分别为 7.5, 5.0, 5.0, 5.0, 7.0, 6.2, 8.3 m, 如图 4 所示。图 2 上部结构计算模型 下载原图图 3 结构布置 下载原图a夹层 1、2、3

9、(结构 2、3、5 层) ;b3 层 (结构 6 层) ;c屋顶层 (结构7 层) 。2 结构体系和布置2.1 结构特点本工程的结构主要特点是:1) 局部夹层较多;2) 建筑功能导致结构外围有通高38 m 的长柱;3) 主体结构外围有装饰幕墙钢结构, 且平面内刚度较大, 与主体钢结构存在关联;4) 地下室顶板开洞较多;5) 设置防屈曲约束支撑。图 4 计算分析中的结构层示意 下载原图框架柱大部分采用圆钢管混凝土柱, 部分周边框架柱采用矩形钢管混凝土, 框架梁基本采用实腹钢梁, 仅 36 m 跨中庭屋顶采用 2.5 m 高的钢桁架。2.2 防屈曲约束支撑设置结构中采用防屈曲约束支撑的必要性:1)

10、 使结构体系形成多道抗震防线, 防屈曲约束支撑形成第 1 道防线, 首先进入屈服耗能, 框架为第 2 道防线;2) 由于防屈曲约束支撑首先进入屈服, 能够耗散地震输入的能量, 加长结构自振周期, 从而减小地震作用的输入, 保护主体框架结构。地上各层防屈曲耗能支撑大部分设置在楼梯间周边, 在结构内基本为均匀设置, 对防屈曲耗能支撑设定的目标为:1) 多遇地震及风荷载作用下, 设置的防屈曲耗能支撑均为弹性;2) 设防烈度地震作用下, 设置的一部分防屈曲耗能支撑进入屈服耗能;3) 罕遇地震作用下, 所设置的耗能支撑基本进入屈服耗能。为合理选定防屈曲耗能支撑的大小, 采用了下述两种方法:1) 列举法,

11、 列出所有支撑在多遇地震作用下按照弹性计算的轴力, 按照多遇地震下的轴力来选择防屈曲耗能支撑的大小;2) 试算法, 对所有防屈曲耗能支撑分别按照轴力为250, 500, 750, 1 000, 1 250, 1 500 k N 进行设置, 并采用人工波分别进行罕遇地震下弹塑性时程分析, 比较不同支撑在不同屈服力下的耗能减震效果, 来确定防屈曲耗能支撑大小, 计算结果见图 5、图 6。下述计算分析中, “防屈曲约束支撑”与其简称“BRB”等同。从图 5、图 6 可以看出:1) 无 BRB 支撑的框架结构与有 BRB 支撑的框架-支撑结构的层剪力基本相当;2) 采用不同屈服力的 BRB 支撑, 其

12、基底剪力大小基本一致;3) 无 BRB 支撑的框架结构的层间位移角均大于设有 BRB 支撑的框架-支撑结构的层间位移角;4) 随着 BRB 支撑屈服力的增大, 框架-支撑结构的层间位移角先减小后增大;5) 从框架-BRB 支撑结构的层间位移角来看, BRB 支撑的屈服力并非越小或越大越好, 而是应针对具体结构选择适当屈服力 BRB 支撑。图 5 层间剪力 下载原图图 6 层间位移角 下载原图综合上述两种分析方法的结果, 对于本工程的防屈曲约束支撑的设置方法如下:1) 结构 1 层不设置 BRB 支撑, 而设置一般支撑;2) 结构 3、4 层在地震作用下的支撑内力较大, 设置 750 k N 屈

13、服力的防屈曲约束支撑;3) 结构 2、5、6 层设置 500 k N 屈服力的防屈曲约束支撑;4) 结构 7 层在地震作用下的支撑内力较小, 设置 250 k N 屈服力的防屈曲约束支撑。2.3 其他构件布置钢结构楼面采用压型钢板非组合楼板, 本工程结构为一个整体, 不设缝。为保证混凝土浇筑质量和控制裂缝, 采用设置后浇带和分仓浇筑及掺抗裂纤维等措施。混凝土强度等级:基础、底板均采用 C40;外墙、混凝土柱均采用 C40;基础面以上各层板均采用 C30。3 主要设计问题3.1 周边穿层长柱的稳定性分析由于建筑造型需要, 本工程结构外围有 38 m 高的通高框架柱。采用 ANSYS 以准确可靠地

14、分析长柱的稳定性。外围长框架柱采用矩形钢管混凝土柱700 mm1 400mm30 mm, 主要承受的荷载为:1) 支撑屋顶的竖向荷载, 该竖向荷载的最大设计值不超过 5 000 k N;2) 幕墙传递来的水平向风荷载, 外围长柱迎风受荷面宽按照 9.0 m 考虑, 计算出的屋面处作用在外围长柱上的最大风荷载为 10 k N/m;3) 地震作用, 由后述动力弹塑性时程分析可知, 竖向荷载和地震作用下外围长柱未失稳。设计竖向荷载和风荷作用下:1) 长柱平面外方向最大位移为 48.9 mm, 竖向位移为 10.9 mm;2) 长柱的最大应力为 85.9 MPa, 长柱还留有较大强度储备。保持水平向风

15、荷载作用不变, 增加竖向荷载直至长柱失稳, 有:1) 长柱竖向力作用下失稳的极限承载力为 40 916 k N, 约为长柱内力设计的 8 倍, 能够确保结构在竖向荷载下不失稳;2) 在长柱的极限承载力下, 长柱的水平向位移为 1 168 mm, 竖向位移为 66 mm。保持竖向荷载作用不变, 增加水平荷载直至长柱失稳, 有:1) 长柱在水平荷载作用下, 失稳的极限承载力为风荷载设计值的 8.7 倍, 能够确保结构在竖向荷载下不失稳;2) 在长柱的极限承载力下, 长柱的水平向位移为 527 mm, 竖向位移为 56 mm。3.2 装饰幕墙对整体计算分析的影响本工程外侧立面带有钢结构装饰幕墙, 如

16、图 7、图 8 所示。图 7 带外围钢结构幕墙结构模型 下载原图图 8 外围幕墙结构示意 下载原图由于钢结构幕墙斜向构件较多, 非常复杂, 为了使主体结构和外侧钢结构幕墙能够分开单独计算和设计, 采取以下措施:1) 幕墙竖向构件直接落到基础面, 竖向荷载采用自承重;2) 幕墙竖向构件与基础面之间设置滑动支座, 释放水平向移动;3) 幕墙与主体结构之间采用铰接构件连接, 主体结构只承受幕墙传递的水平向荷载和减小幕墙竖向构件的平面外计算长度, 如图 9 所示。图 9 幕墙与主体结构连接示意 下载原图表 1、表 2 给出了结构设钢结构幕墙与不设钢结构幕墙时的周期及剪力比较。表 1 结构设与不设钢结构

17、幕墙时的周期比较 下载原表 表 2 结构设与不设钢结构幕墙时的层剪力比较 下载原表 从表 1、表 2 可以看出, 采用结构处理措施后:1) 结构设钢结构幕墙与不设钢结构幕墙时的周期差异很小, 前 3 阶差异最大为 6%;2) 结构设钢结构幕墙与不设钢结构幕墙时的层剪力差异很小, 基底剪力差异最大为 3.57%;3) 在主体结构计算分析中, 可以不设钢结构幕墙计算。4 结构超限及抗震性能目标34.1 结构超限情况根据建设部 2015 年印发的超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点, 本工程有 6 项指标超过要求, 属超限高层建筑工程。超限项有:1) 扭转不规则, YJK 分析结果扭转位移比最大

18、 1.27, MIDAS 分析结果扭转位移比最大 1.417, 均大于 1.2;2) 楼板不连续, 局部有夹层以及标高15.7 m 处楼层大开洞, 楼层板有效宽度小于 50%;3) 刚度突变, YJK 和 MIDAS计算的第 5 层刚度与相邻层的比值为 0.67, 略小于 0.70;4) 构件间断, 本工程与其他相邻建筑之间采用连廊连接, 连廊两端与主体采用摩擦摆滑动的弱连接方式连接 (弱连接分析内容较多, 另文介绍) ;5) 承载力突变, 第 2 层的受剪承载力与相邻层的比值为 0.71, 小于 0.80, 但大于 0.65;6) 局部不规则, 部分框架柱跨越几层通高。4.2 针对超限情况的

19、设计对策针对结构存在的 6 项超限指标, 在结构分析与设计中主要采用如下措施, 保证结构达到既定的抗震性能目标。1) 扭转不规则、刚度突变以及承载力突变等 3 项整体指标超限, 通过结构性能分析 (后文第 5 节) 表明结构在多遇、设防烈度以及罕遇地震作用下都能达到既定的性能目标。2) 针对楼板不连续, 首先对大开洞层楼板采用弹性膜, 在整体计算中考虑楼板开洞带来的影响;然后对楼板进行地震作用下的楼板应力分析, 在罕遇地震作用下绝大部分楼板剪应力均在 1.5 MPa 以内, 楼板最大剪力满足受剪截面验算式。另外, 对大开洞的周边楼板采用双层双向配筋且单层最小配筋率不小于 0.35%, 钢筋直径

20、不小于 10 mm, 间距不大于 200 mm。3) 对于与相邻建筑存在采用摩擦摆支承的连廊, 分析中将本工程与相邻建筑一起建立模型, 考虑支座非线性特性的整体结构地震响应分析, 确定支座预计滑移量, 考察连廊对主体塔楼造成的影响。限于篇幅, 本文仅列出分析结果:a.与无连廊结构相比, 多遇及罕遇地震作用下连廊的存在对主体结构所在层的层剪力和主体结构的基底剪力有减小作用, 相差约 3%, 设计中按照无连廊计算得到的剪力值在大多数工况下更大, 设计更加安全。b.采用摩擦摆支座实现了连廊对两端结构的弱影响, 各结构可以分开进行分析设计。c.在楼层连廊的支座连接处施加最大作用力, 确保局部构件可靠传

21、递支座水平力。4) 针对穿层柱情况, 首先在分析中合理确定计算长度系数, 并在罕遇地震时程分析 (后文第 5.3 节) 以及非线性稳定承载力分析 (前文第 3.1 节) 中确定穿层柱有足够的安全储备, 以达到性能目标。4.3 结构抗震性能目标按照 JGJ 32010高层建筑混凝土结构技术规程结构抗震性能设计方法, 设定该结构抗震性能目标为 C。结构各构件对照性能目标 C 的细化性能目标见表 3。表 3 结构构件抗震设防性能目标细化 下载原表 在本工程中, 对钢结构楼梯采用了两点结构措施:1) 楼梯间周边基本设置了防屈曲约束支撑;2) 楼梯梯段设置为滑动, 阻断剪力的传递, 保证了楼梯构件的安全

22、。因而在后述分析中, 不再单独强调楼梯的梯柱和梯梁的抗震性能。5 结构性能分析及主要结果5.1 分析方法线弹性分析工作如下:1) 采用三维有限元分析与设计软件 YJK 进行结构整体计算、分析与设计, 确立合理的结构体系与构件截面;2) 采用三维有限元分析与设计软件 MIDAS 进行对比计算、分析, 复核 YJK 计算与设计结果;3) 采用 YJK进行多遇地震弹性时程分析, 进行抗震性能目标复核;4) 采用 YJK 进行等效弹性分析设计, 确定结构构件满足第 3、4 性能水准的目标。非线性分析工作如下:1) 采用 MIDAS 对整体结构模型进行了罕遇地震作用下动力弹塑性时程分析, 分析结构的塑性

23、发展, 对结构的抗震性能目标进行复核。5.2 多遇地震性能分析结果采用 YJK 与 MIDAS 程序, 计算结果表明:结构剪重比满足 JGJ 32010 规范限值要求;结构刚重比满足 JGJ 32010 的整体稳定验算要求, 不考虑重力二阶效应;结构 5 层抗侧刚度不满足要求, 为软弱层, 结构 2 层 (建筑夹层) 承载力不满足要求, 为薄弱层, 软弱层与薄弱层没有出现在同一层, 按照 JGJ 32010 对前述各层的剪力乘以 1.25 的增大系数。结构扭转周期/平动周期的比值小于 0.85, 满足 JGJ 32010 要求。结构层间位移角曲线见图 10, 层间位移角满足 JGJ 32010

24、 要求。图 1 0 层间位移角 下载原图根据 YJK 结构弹性时程分析结果, 振型分解法的 x 向基底剪力小于 7 条波分析结果的平均值, y 向基底剪力大于 7 条波分析结果的平均值, 对结构全楼放大1.05 的系数。结构在多遇地震作用下整体结构及所有结构构件满足规范要求, 能够实现性能水准 1 的要求。5.3 罕遇地震弹塑性时程分析结果结构构件在地震波作用下的出铰 (人工波 3) 情况如图 11 所示。结构在罕遇地震作用下:1) 竖向构件处于弹性状态, 结构整体上基本处于弹性状态, 满足性能目标要求;2) 结构中设置的防屈曲约束支撑基本均出铰, 能够有效发挥耗散地震能量的作用, 减轻其余构

25、件的地震作用, 从而有效地保证了整个结构的罕遇地震安全性;3) 其他构件满足表 3 的要求;4) 分析所得最大弹塑性层间位移角为 1/260, 远小于 JGJ32010 规定的弹塑性层间位移角限值1/100, 满足结构变形的性能要求。图 1 1 出铰情况 下载原图a结构整体;b防屈曲约束支撑;c钢管混凝土柱。6 抗连续倒塌分析本工程关键构件安全等级为一级, 应满足抗连续倒塌概念设计的要求。按照JGJ 32010 第 3.12 节, 采用拆除构件方法进行抗连续倒塌设计。根据结构构件的重要性和易破坏性, 本工程针对结构周边柱、底层内部柱按JGJ 32010 规定采用拆除构件方法进行抗连续倒塌设计,

26、 拆除柱的位置见图3。由于本工程结构高度不高, 且武汉风荷载较小, 故忽略风荷载的作用。为了便于分析与计算, 对 JGJ 32010 公式进行整理, 给出在荷载组合作用下, 拆除框架柱后各类构件的应力比限值见表 4, 表中各符号含义参考 JGJ32010。如在图 4 中拆除 27 层柱 1 后, 与其相连的中间连续钢梁最大应力比为 0.57, 小于限值 1.085;与其相连的端部钢梁最大应力比为 0.50, 小于限值 0.694;相邻柱计算应力比均小于限值 1.111;其他梁计算应力比均小于 1.0, 小于限值。表 4 各类构件的应力比限值 下载原表 通过上述分析, 结构在拆除构件后, 剩余构

27、件或者构件本身承载力均能满足JGJ 32010 要求, 结构不会发生连续倒塌。对相连接应力比较大的构件, 在设计中将会加大杆件截面或者提高其强度。7 其他抗震措施1) 楼板在温度荷载作用下产生的轴向力相对较大, 采用双层双向配筋以提高楼板的抵抗能力。2) 提高结构楼板的抗震能力, 加强结构楼板整体性。设计中加强洞口周边楼板的配筋, 设双向双层钢筋网。3) 柱间防屈曲约束支撑从上往下均做到连续贯通, 直至落地。8 结束语本工程为大体量超限钢结构建筑, 采用钢管混凝土框架-中心防屈曲约束支撑结构体系, 介绍了防屈曲约束支撑的设计过程以及结构性能化设计分析过程, 分析结果表明该结构体系在地震作用下达到了既定的性能目标, 有较好的性能表现。参考文献1中南建筑设计院股份有限公司.光谷科技会展中心超限高层建筑工程抗震设防可行性论证报告R.武汉:中南建筑设计院股份有限公司, 2016. 2中华人民共和国住房和城乡建设部.钢管混凝土结构技术规程:GB 509362014S.北京:中国建筑工业出版社, 2014. 3中华人民共和国住房和城乡建设部.建筑抗震设计规范:GB500112010S.北京:中国建筑工业出版社, 2010.

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