【文章內(nèi)容簡介】 心1/1012 (22層)1/971 (18層)1/1019 (21層)1/1010 (19層)（1） 風(fēng)荷載作用下層間位移與層高之比△U/h＜1/800，滿足“高規(guī)”；（2） 地震荷載作用下層間位移與層高之比△U/h＜1/800，滿足“抗規(guī)”；l 地震作用下樓層最大位移（層間位移）與平均位移（平均層間位移）的比值表3地震反應(yīng)譜作用下最大層位移與平均層位移的比值（SATWE）地震反應(yīng)譜作用下最大層間位移與平均層間位移的比值（SATWE）層號X向Y向?qū)犹朮向Y向?qū)犹朮向Y向?qū)犹朮向Y向2914291428132813271227122611261125102510249249238238227227216216205205194519451841841731731621621515地震作用下，滿足“高規(guī)”；l 各層側(cè)移剛度與上一層側(cè)移剛度70%的比值或上三層平均側(cè)移剛度80%的比值中較小者表4層號1234455678910X向比值Y向比值層號1112131415161718192021X向比值Y向比值層號222324252627X向比值Y向比值各層側(cè)向剛度均大于相鄰上一層側(cè)向剛度的70%，并大于其上相鄰三層側(cè)向剛度平均值的80%，滿足“抗規(guī)”。l 反應(yīng)譜作用下基底剪力、彎矩和結(jié)構(gòu)總重（不含地下室）表5基底剪力Q0(kN)基底彎矩M0(kNm)總重Wt(kN)標(biāo)準(zhǔn)層單位面積重（kN/m2）剪重比Q0/WtSATWEX向11316594438420080%Y向10384592044%ETABSX向12091564966415970%Y向10689564517%X、Y方向剪重比均≥%，滿足“抗規(guī)”。l 風(fēng)荷載作用下結(jié)構(gòu)順風(fēng)向和橫風(fēng)向頂點(diǎn)最大加速度表6X向(m/s2)Y向(m/s2)順風(fēng)向頂點(diǎn)最大加速度橫風(fēng)向頂點(diǎn)最大加速度結(jié)構(gòu)順風(fēng)向和橫風(fēng)向頂點(diǎn)最大加速度均≤，滿足“高規(guī)”。l 計(jì)算結(jié)果表明，結(jié)構(gòu)周期及位移符合規(guī)范要求，剪重比適中，構(gòu)件截面取值合理，結(jié)構(gòu)體系選擇恰當(dāng)。1結(jié)構(gòu)計(jì)算結(jié)果的分析與說明l 本結(jié)構(gòu)僅一側(cè)為迎海面，且周圍均為高層建筑，若按地面粗糙度劃分僅一側(cè)為A類粗糙，其余均為B類。中國荷載規(guī)范中對此類情況并無詳細(xì)說明，在此我們參照UBC中的條款規(guī)定：“計(jì)算作用在結(jié)構(gòu)上的風(fēng)力時(shí)，不考慮現(xiàn)場主導(dǎo)風(fēng)的方向，取最危險(xiǎn)地面粗糙度類別處的風(fēng)向控制設(shè)計(jì)；亦不允許考慮相鄰建筑的遮蔽作用，因?yàn)猷徑ㄖ耐L(fēng)筒效應(yīng)或增大的紊流會使風(fēng)速加大，且在建筑物的設(shè)計(jì)壽命內(nèi)，相鄰的已有建筑可能拆除?！惫蕦⒔ㄖ锼拿娴牡孛娲植诙染锳類，作偏于安全的考慮。l 本工程的結(jié)構(gòu)體系采用了混凝土墻+鋼框架的體系，核心筒作為第1道抗震防線，為確保其有足夠的塑性變形能力，在施工圖階段要求所有連梁均按A類連梁配筋，且設(shè)置從兩側(cè)剪力墻貫穿連梁的X型鋼筋，以增強(qiáng)延性，提高能量吸收能力。此外，由于方鋼管柱的抗剪能力強(qiáng)，延性好，可滿足作為第2道抗震防線的要求。l 為協(xié)調(diào)核心筒和外圍框架間的位移，在結(jié)構(gòu)頂層，軸處增設(shè)4片方鋼管支撐，截面為500X500X14,屈服承載力有意設(shè)計(jì)為僅滿足結(jié)構(gòu)在彈性階段的受力要求。方鋼管內(nèi)填充混凝土，以防止在支撐較大軸力下出現(xiàn)脆性失穩(wěn)破壞。在罕遇地震作用下，上述4道支撐率先進(jìn)入屈服階段，以達(dá)到耗散能量的目的。l 由圖3結(jié)構(gòu)層間位移曲線可知，第7層附近層間位移的突變主要是由層高的變化所引起，原建筑設(shè)計(jì)第7層為設(shè)備層，。第7層層高約為第6層的2倍，使第6層側(cè)向剛度小于第7層側(cè)向剛度的70％，成為薄弱層。為此，在結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)中將第6層樓板下移400mm至梁下翼沿，而梁面標(biāo)高不變，形成反梁。由表4可知，側(cè)向剛度比可滿足“抗規(guī)”，結(jié)構(gòu)無薄弱層，這一點(diǎn)從圖2～圖5中結(jié)構(gòu)層位移，層剪力及層彎矩曲線在該位置光滑無突變也可得到驗(yàn)證。這種結(jié)構(gòu)上的處理，一方面滿足了結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)要求，最合理直接地節(jié)約了造價(jià)，同時(shí)又加大了設(shè)備層凈空，便于施工操作及維修，且不影響下一層的使用空間要求，達(dá)到了建筑和結(jié)構(gòu)的最佳結(jié)合。此外，設(shè)計(jì)中還將采取以下措施以確保結(jié)構(gòu)安全:a. ，保證樓層抗剪儲備；b. 第7層樓面梁全部采用鋼骨混凝土梁，以保證樓板下移后與梁的可靠連接，并加大第7層樓板厚度為150mm，增強(qiáng)結(jié)構(gòu)整體性；c. 第6層核心筒周邊剪力墻厚度為600mm，從第7層起減為500mm，以保證第6層抗側(cè)力結(jié)構(gòu)的受剪承載力大于第7層。 圖2 結(jié)構(gòu)樓層位移曲線 圖3 結(jié)構(gòu)層間位移曲線 圖4 結(jié)構(gòu)層剪力曲線 圖5 結(jié)構(gòu)層彎矩曲線l 如圖6所示，第5層，軸處，為保證下部宴會廳大空間，設(shè)置了兩榀轉(zhuǎn)換桁架，以支撐上部框架柱，各構(gòu)件截面及設(shè)計(jì)承載力見表7。圖6 轉(zhuǎn)換桁架結(jié)構(gòu)簡圖表7構(gòu)件類別支撐梁1梁2柱1柱2截面(方鋼管內(nèi)填C50砼)500*800*30500*800*30500*800*30600*600*18700*700*18穩(wěn)定系數(shù)設(shè)計(jì)承載力(KN)2700029020290201939024030注：穩(wěn)定系數(shù)根據(jù)《矩形鋼管混凝土技術(shù)規(guī)程》在ETABS中將第5，6，7三層樓板劃分為1m*1m單元網(wǎng)格，進(jìn)行整體有限元分析，鑒于軸和軸兩榀桁架受力情況相近，現(xiàn)將軸轉(zhuǎn)換桁架的計(jì)算結(jié)果列舉如下：a．彈性階段各構(gòu)件設(shè)計(jì)內(nèi)力見表8，均小于設(shè)計(jì)承載力。表8構(gòu)件類別支撐梁1梁2柱1柱2設(shè)計(jì)內(nèi)力(KN)1779714535116691773614795 a. 5層 b. 6層圖7 第5，6層樓板設(shè)計(jì)組合下最大拉應(yīng)力包絡(luò)圖b. 如圖7所示，由于桁架下弦承受拉力，位于下弦梁附近的樓板共同分擔(dān)拉應(yīng)力?？鄢龖?yīng)力集中區(qū)域，拉應(yīng)力值約為20N/mm2。設(shè)計(jì)中已將5，6層樓板加厚為150mm，對靠近下弦梁的樓板在施工圖階段尚應(yīng)按應(yīng)力計(jì)算配筋量，以防開裂。另外在桁架與核心筒相交位置，在水平力作用下由于外圍框架與內(nèi)筒之間的相對變形，樓板內(nèi)也將出現(xiàn)拉應(yīng)力，第6層尤為明顯。平均拉應(yīng)力也在20N/mm2左右，施工圖階段也需按應(yīng)力計(jì)算配筋量。c. 在核心筒與桁架相連位置，由于剛度突變將產(chǎn)生較為嚴(yán)重的應(yīng)力集中，設(shè)計(jì)中采取在核心筒中預(yù)留鋼梁和鋼柱組成一層高的內(nèi)藏鋼框架，桁架先將軸力傳給內(nèi)藏鋼骨，再通過鋼骨向混凝土墻體中擴(kuò)散，可有效解決應(yīng)力集中問題。d. 作為主要豎向支撐結(jié)構(gòu)，轉(zhuǎn)換支撐應(yīng)在罕遇地震作用下保持承載能力。，考慮結(jié)構(gòu)此時(shí)已進(jìn)入塑性階段，各地震波作用下構(gòu)件內(nèi)力見表9（單位kN）：表9構(gòu)件類別支撐梁1梁2柱1柱2地震下內(nèi)力(KN)18992152211233919613970支撐在恒載工況下的最大內(nèi)力為7562kN，在活載工況下的最大內(nèi)力為3800kN，二者與支撐在罕遇地震作用下的最大軸力相加為30354kN，支撐在罕遇地震作用下仍具有足夠的安全儲備。