大底盘多塔(共5篇)
大底盘多塔 篇1
隔震技术的初期应用主要集中在中、低层的基本周期短的结构中。随着研究的深入和实际应用的需要,隔震技术逐渐向高层、超高层的应用发展,并且逐渐衍生出多种复杂的结构形式,大底盘多塔隔震结构就是其中的一类。
1工程概况
本课题基于唐山某医院项目,该项目位于唐山市风景区南湖西片区内,紧邻万科南湖别墅住宅区,总用地面积58824.06 m2,包含医疗综合大楼、传染楼、制剂楼、后勤楼、液氧站五个子项,总建筑面积为147572 m2,其中地下为31469 m2,地上为116103m2。本次采用隔震设计的建筑为医疗综合大楼,隔震层设置在地下一层与首层之间,其总建筑面积为138888 m2,设有两层地下室(部分设有一层地下室),各栋楼地下部分连为一体,地上部分在各楼之间设置防震缝互相脱开。
2隔震技术的优势
2.1抗震设防的必要性
根据《唐山市防震减灾管理条例》规定,2011年3月后,当地的医院和学校地震作用均按9度计算,故本项目地震作用按照9度计算,且根据地勘报告显示,本项目场地土类别为Ⅲ类场地,按照以上抗震设防的有关参数,混凝土常规结构体系已无法满足本工程抗震设防要求,经过综合比较,医疗综合大楼采用隔震方案。
2.2建筑功能使用上的必要性
采用传统的抗震结构体系(框架剪力墙结构或钢结构)很难实现上述设防目标。即使采用传统抗震结构加强抗震措施勉强达到上述目标,其结构构件的大小及布置也会严重影响建筑功能的布局,降低建筑面积的使用率,影响整体外立面效果。
3隔震计算
本工程采用MidasG EN8.0进行非隔震模型时程分析与隔震模型时程分析,采用PKPM2012进行隔震后结构设计计算。其中A1,A3,A4,B1,B3,B5区域采用框架结构,A2,B2,B4,B6区域采用框架-剪力墙结构。
3.1大底盘隔震模型
医疗综合楼首层以上以抗震缝分割为十个结构单体,若十个结构单体从首层断开各自独立采取隔震设计,则两相邻隔震单体之间须预留足够大的水平隔震缝D(D≥相邻隔震单体水平位移之和、且不小于400 mm),而医疗综合大楼从建筑使用功能上为一个独立的综合大楼,若以D值将十个单体逐个分离,同时保证整个大楼的连通性,势必会严重影响建筑方案,故本次隔震设计结构采用以首层楼板为大底盘,首层以上设置抗震缝划分十个单塔的隔振计算模型。
3.2隔震层位置
目前隔震设计分基础隔震和层间隔震两种方案。基础隔震是将隔震支座放置于基础之上,有效利用基础刚度大的优点,将结构整体隔震,且结构体系中竖向交通核(混凝土核心筒)的构造处理极为方便,但为了形成隔离缝,须沿地下室外墙周边再设置挡土墙,由此会大幅提高工程造价,严重削弱因隔震设计带来的整体经济效益。本工程含两层地下室,若采取此种方法,本部分工程造价更会大幅提高。
层间隔震一般在首层以下设置隔震夹层,即首层及以上结构按照隔震设计,首层以下按照非隔震设计。隔震夹层在建筑功能上起到设备夹层的作用,且隔离缝仅需要在隔震夹层处设置,大大减小了挡土墙的工程量,故本工程的隔震设计采用层间隔震。
综上所述,本工程的隔震计算模型是以首层楼板为大底盘的多塔隔震计算、采用在0.00~(-2.30)m设置隔震支座的层间隔震且局部结合基础隔震(仅A2,B2,B4,B6区)。
3.3水平向减震系数计算
(1)隔震支座选择,本工程为重点设防类建筑,根据《建筑抗震设计规范》GB50011-201012.2.3条,橡胶隔震支座在重力荷载代表值下竖向压应力不应超过按12 MPa。
(2)水平向减震系数计算原则,整体模型:按照时程分析方法,以设计基本地震加速度分别计算隔震与非隔震各层层间剪力的最大比值、隔震与非隔震各层倾覆力矩的最大比值,取以上两者的最大值。
(3)单体模型,将单体模型分为单体高层模型和单体多层模型。首先将各单体按照体型、结构体系及T1一致的原则进行分组,每组选择代表单体进行计算。对于单体高层模型,按照时程分析方法以设计基本地震加速度计算,比较各单体隔震与非隔震各层层间剪力的最大比值和隔震与非隔震各层倾覆力矩的最大比值,取以上两者的最大值。对于单体多层模型,按照时程分析方法以设计基本地震加速度计算,比较各单体隔震与非隔震各层层间剪力的最大比值。
4大底盘多塔结构
4.1首层楼板的分析
本次隔震设计结构采用以首层楼板为大底盘,首层以上设置抗震缝划分十个单塔的隔振计算模型,因需要协调地上多个单塔的位移变形,故对首层的刚度要求很高,本工程首层采用主梁加厚板结构体系,楼板350 mm,主梁500 mm×900 mm,并以场地波JY-1进行罕遇地震下的时程分析计算,分析得知,首层楼板的平面内轴向拉应力基本在1.0~2.30 MPa之间,常规现浇混凝土楼板无法满足此轴向拉应力,故首层结构做预应力结构,控制楼板可承受的轴向拉应力大于等于3.0 MPa。
4.2核心筒基础隔震与层间隔震的协调变形
对这部分内容的分析模型全楼采用弹性板假定,保证基础隔震的核心筒在-2.30 m~隔震支座上节点整个高度上剪力墙变形的一致性,取同一投影位置的三个点,分析这三个节点在JY-1地震波罕遇地震(9度0.62 g)作用下的位移函数。分析结果表明在绝大部分时间内变形是充分一致的,整个核心筒的抗侧刚度完全可以满足上述位移差的要求。
5结语
本文对大底盘多塔楼隔震建筑结构体系进行了系统的整理,对该结构体系进行了系统分析,并结合唐山某医疗项目详细介绍了大底盘多塔隔震建筑的设计流程与设计要点,得到了对工程具有参考价值的结论。
(1)隔震结构在高烈度区重要建筑的设计中可以更好的使建筑物达到设防目标,提高建筑的使用要求和外观效果。
(2)对于地下部分相连,地上分为较多单体的大底盘隔震建筑,可根据地下室的具体情况,选择采用基础隔震或层间隔震的设计方法,以节约成本。
(3)大底盘多塔隔震建筑对首层刚度有很高的要求,在设计中应选择较大的楼板厚度与主梁截面,并应进行罕遇地震下的时程分析计算,保证结构安全。
摘要:以唐山市某医疗项目为例,介绍了采用大底盘隔震技术建筑的设计方法,为隔震技术在医疗建筑设计中的运用积累了宝贵经验。通过分析比较,阐明了隔震技术在高烈度区医疗建筑的设计中具有保证结构安全,提高建筑使用功能,降低建设成本等明显优势。
关键词:隔震技术,大底盘,设计,计算
参考文献
[1]卫晓峰.浅谈大底盘多塔楼高层建筑结构的设计分析[J].城市建设,2010,(2).
[2]王曙光.高层建筑结构隔震设计关键问题[J].南京工业大学学报(自然科学版),2009,31(1).
[3]包世华.大底盘多塔楼结构的振动计算[J].建筑结构,1996,6(3).
大底盘多塔 篇2
为了满足现代城镇居民的生活需求, 各地房地产建设中涌现出了许多多塔大底盘建筑。多塔结构底部几层大底盘可用作停车场、购物广场和休闲中心等, 上部塔楼用作住宅、写字楼或者酒店。但是多塔建筑比单塔建筑的结构设计要复杂得多, 如何按照规范精神, 进行多塔结构的抗震设计与计算分析, 成为结构设计中应当重点解决的问题。
本文即是基于这一发展形势下, 通过参加设计的一个工程实例来研究多塔大底盘结构。
1 结构设计
1.1 多塔大底盘结构的分类
1.1.1 常见的几种形式
1) 由地下室、裙房、多个塔楼三部分组成。含地下室的底部大裙房形成大底盘, 将多栋塔楼连成一个整体。
2) 由地下室和多个塔楼两部分组成。多个塔楼只通过地下室连成一体, 没有裙房。
3) 带缝多塔结构。由于设计需要, 建筑结构被伸缩缝、抗震缝和沉降缝等分成若干部分, 这类结构与一般多塔结构没有本质区别, 只是多塔结构中塔楼与塔楼间距非常小的特例。
4) 复杂多塔结构。它是在多塔结构上又增加了其他复杂结构, 如带转换层、带加强层、连体、错层等。《高层规程》10.1.4条指出:“7度和8度抗震设计的高层建筑不宜同时采用超过两种复杂结构”。
1.1.2 从体型特点看, 多塔结构大体上又可分为紧凑型和分散型两种形式
1) 紧凑型多塔结构, 即各塔楼之间距离比较近, 或是裙房层数相对较多、裙房部分比较高等, 此时如在各塔下采用“45°线分割法”对各塔分割时, 各塔剖出的底盘部分会存在相交部分, 紧凑型的多塔结构中的各塔的受力状态受其他塔楼影响比较大, 如图1a) 所示。
2) 分散型多塔结构, 即各塔楼之间相隔比较远, 各塔楼之间相互影响会比较小, 如图1b) 所示。
1.2 规范中的设计要求
依据《高规》10.6.3.1条要求, 抗震设计时, 多塔结构平、立面布置应遵循以下原则:“各塔楼的层数、平面和刚度宜接近;塔楼对底盘宜对称布置;上部塔楼结构的综合质心与底盘结构质心的距离不宜大于底盘相应边长的20%”, 如果多塔结构各塔楼层数、刚度相差较大, 或平面布置不对称, 各塔楼通过大底盘产生的相互作用就变得比较突出, 结构扭转效应也将增大, 从而使得后续设计难度大大增加。如图2所示, 其中圆圈标示处为软件计算的大底盘质心位置, 加粗方框所围区域表示上部有塔楼存在, 如果塔楼结构在Y向布置也存在偏心, 应满足同样的要求。
《高规》10.6.2条对多塔结构楼板的构造及加强措施进行了说明:“多塔楼结构以及体型收进、悬挑结构, 竖向体型突变部位的楼板宜加强, 楼板厚度不宜小于150 mm, 宜双层双向配筋, 每层每方向钢筋网的配筋率不宜小于0.25%。体型突变部位上、下层结构的楼板也应加强构造措施”。即底盘屋面楼板厚度不宜小于150 mm (如图3所示) , 底盘屋面上、下层结构的楼板也应加强构造措施。
依据《高规》10.6.3.2条要求, 抗震设计时, 转换层的设置要求:“转换层不宜设置在底盘屋面的上层塔楼内”。震害和计算分析表明, 转换层宜设置在底盘楼层范围内, 不宜设置在底盘以上的塔楼内, 如图3所示。若转换层设置在底盘屋面的上层塔楼内时, 易形成结构薄弱部位, 不利于结构抗震, 应尽量避免;否则应采取有效的抗震措施, 包括增大构件内力、提高抗震等级等。
依据《高规》10.6.3.3条要求, 抗震设计时, 对梁、柱、墙的加强措施做出了规定:“塔楼中与裙房相连的外围柱、剪力墙, 从固定端至裙房屋面上一层的高度范围内, 柱纵向钢筋的最小配筋率宜适当提高, 剪力墙宜按本规程第7.2.15条的规定设置约束边缘构件, 柱箍筋宜在裙楼屋面上、下层的范围内全高加密;当塔楼结构相对于底盘结构偏心收进时, 应加强底盘周边竖向构件的配筋构造措施”, 如图4所示。
《抗震规范》6.1.3.2条对多塔结构抗震等级选取应视塔楼和裙楼两者连接关系而定:“裙房与主楼相连, 除应按裙房本身确定抗震等级外, 相关范围不应低于主楼的抗震等级;主楼结构在裙房顶板对应的相邻上下各一层应适当加强抗震构造措施。裙房与主楼分离时, 应按裙房本身确定抗震等级”。《抗震规范》6.1.3.3条对地下室的抗震等级做了说明:“当地下室顶板作为上部结构的嵌固部位时, 地下一层的抗震等级应与上部结构相同, 地下一层以下抗震构造措施的抗震等级可逐层降低一级, 但不应低于四级。地下室中无上部结构的部分, 抗震构造措施的抗震等级可根据具体情况采用三级或四级”。
1.3 多塔结构的计算方式
1.3.1 多塔大底盘结构的计算模型
1) 离散模型:切分大底盘, 将各个塔分成完全独立的单塔结构分别计算分析。
2) 整体模型:将各塔楼和底盘作为一个整体结构计算分析。
1.3.2 多塔大底盘结构的切分方法
1) 最常用的是“45°斜线切分法”, 即从塔楼与裙房顶板交界处作45°向外斜线交于裙房或地下室底部, 斜线范围内的裙房和地下室构件全部保留, 底盘的其他部分及其他塔全部删除。这一做法也可以简单地概括为:大底盘多高就切多宽。
2) 如果多塔结构的大底盘层数较多 (相对于整个结构楼层数而言) , 或者是紧凑型多塔结构, 此时分塔模型的确定比较困难, 应灵活处理。
采用切分多塔结构的离散模型, 是不得已而为之的方法, 显然这并不是最理想的分析方式, 因为其忽略了各塔通过底盘的相互影响。在各塔结构体系不一致, 或塔楼层数、质量刚度相差很大, 或塔楼布置不规则不对称, 塔楼间的相互影响不能忽略时, 应考虑采用其他补充计算分析方法, 如弹性动力时程分析、弹塑性分析等。
1.3.3 变多塔结构为单塔结构的分析方法
由于多塔结构需要切分并且采用两种模型计算分析, 使计算难度加大, 设计周期加长。但是在满足一定条件下, 可以将多塔结构转变为单塔结构来进行计算, 不必再切分裙房, 使设计难度大大降低。
1) 如多塔结构仅有地下室没有裙楼, 在设计中可以采取措施使地下室顶板作为嵌固部位。对这种结构进行离散模型计算, 不必切分地下室, 可以将各个塔楼的地上部分分别按单塔进行抗震计算。
2) 如多塔结构既有裙房又有地下室, 将裙房设缝, 仍可以仿照上面的做法, 使地下室满足嵌固条件, 将各塔楼及裙房地上部分沿缝切开, 不切分地下室, 分别按单塔结构计算分析。
3) 如多塔结构没有地下室仅基础相连, 将裙房设缝, 各塔楼及裙房地上部分沿缝切开, 分别按单塔结构计算分析。
2 工程实例
2.1 工程概况
本工程位于太原市高新技术产业开发区, 占地面积14 255.2 m2, 总建筑面积114 183.6 m2, 建筑地下部分面积42 765.6 m2, 1层~4层裙房部分面积17 519.6 m2, 5层以上1号塔楼面积27 333.2 m2, 2号塔楼面积26 565.2 m2。本项目地下3层为附建式人防地下室、设备用房、汽车库;地上部分1层~4层裙房为给写字楼配建服务的银行、商务用房、餐饮;5层~23层 (1号塔楼和2号塔楼) 为高端写字楼。建筑层高:地下1层4.7 m, 地下2层5.0 m, 地下3层3.9 m, 地上1层~3层5.4 m, 地上4层~22层4.2 m, 23层3.6 m, 建筑总高度99.6 m。其中1号塔楼和2号塔楼 (-3层~23层) 为框架—核心筒结构, 除了两个塔楼部分 (-3层~23层) 的裙房 (-3层~4层) 为钢筋混凝土框架结构, 无地上建筑的纯地下室部分为钢筋混凝土框架—剪力墙结构。基础形式为桩—承台+基础板。
建筑结构安全等级为二级, 结构重要性系数为1.0。设计使用年限为50年。建筑抗震设防类别为A级高度标准设防类建筑 (丙类) 。地基基础设计等级为甲级。抗震等级:1号塔楼和2号塔楼 (-3层~23层) 地上1层以上为框架一级、核心筒一级, 地下1层为框架一级、核心筒一级, 地下2层为框架二级、核心筒二级, 地下3层为框架三级、核心筒三级;除了两个塔楼部分 (-3层~23层) 的裙房 (-3层~4层) 地上1层以上为框架一级, 地下1层为框架一级, 地下2层为框架二级, 地下3层为框架三级;无地上建筑的纯地下室部分为框架三级、剪力墙三级。耐火等级为一级。地下室防水等级为二级。砌体施工质量等级为B级。人防抗力级别为甲类核6、常6级。
基本风压为0.45 k N/m2 (按100年基准期) , 地面粗糙度类别为C类, 基本雪压为0.35 k N/m2 (按50年基准期) 。抗震设防烈度为8度, 设计基本地震加速度值为0.2g, 设计地震分组为第一组, 设计特征周期0.45 s, 建筑场地类别为Ⅲ类。
本工程根据勘察报告及建设单位要求, 为满足地基承载力需求及较好地控制沉降, 基础采用后注浆钢筋混凝土灌注桩+承台+基础板。所有桩桩径均为700 mm。1号塔楼和2号塔楼 (-3层~23层) 承台下工程桩有效桩长为30 m, 桩数414根, 桩端持力层为第10层 (粉质粘土层) , 工程桩单桩竖向承载力特征值不小于4 200 k N, 极限承载力标准值不小于8 400 k N;其余柱承台下工程桩有效桩长为18 m, 桩数378根, 桩端持力层为第8层 (中砂层) , 工程桩单桩竖向承载力特征值不小于2 300 k N, 极限承载力标准值不小于4 600 k N。
2.2 计算分析
通过PKPM软件建模计算分析, 整体模型和离散模型的主要计算结果见表1~表5。
表2~表4中Y方向位移比、承载力比、剪重比与X方向类似, 从略。
3 结语
1) SATWE软件对多塔大底盘结构应采用整体模型和离散模型两种方法分别计算, 并取不利结果进行设计。
2) 周期比、0.2Q0调整应切分成单塔计算。
%
3) 其他控制参数及内力、配筋的计算, 都可以整体计算, 分塔输出结果, 其结果与分塔计算的结果基本相同。
4) 对于大底盘层数较少, 各塔楼分布对称, 且平、立面均较规则的分散型多塔结构, 裙房以上楼层的内力与配筋按离散模型与整体模型计算结果是比较接近的, 所以可以直接采用离散模型的计算结果进行后续设计, 但大底盘楼层仍应以整体计算结果为准;相反, 各塔楼体系不同、高度相差悬殊或者质量与刚度分布不均匀的多塔结构, 以及紧凑型多塔结构, 应以整体模型计算结果为准, 此时分割模型只能起到结构方案的初步调整作用。
5) 多塔大底盘基础采用变刚度调平概念设计, 具体做法是“强化主体, 弱化裙房”。本文举例的工程中基础采用后注浆钢筋混凝土灌注桩+承台+基础板, 桩径相同, 主楼采用长桩、密桩, 裙房采用短桩、疏桩。
摘要:通过参与完成的多塔大底盘工程, 总结出多塔大底盘结构设计中的结构分类、规范中的设计要求、计算模型的选择、切分方式等方面的一些经验方法, 并通过具体的工程实例, 用整体模型和离散模型分别进行计算, 计算结果的数据比较, 为今后类似工程提供了借鉴。
关键词:多塔大底盘,计算模型,变刚度调平设计
参考文献
[1]杨星.PKPM结构软件从入门到精通[M].北京:中国建筑工业出版社, 2008.
[2]杨星.PKPM结构软件工程应用及实例剖析[M].北京:中国建筑工业出版社, 2010.
[3]陈岱林, 李云贵.PKPM多高层结构计算软件应用指南[M].北京:中国建筑工业出版社, 2010.
[4]JGJ 3-2010, 高层建筑混凝土结构技术规程[S].
大底盘多塔 篇3
对于大底盘多塔结构来说, 由于整体结构由多幢主体高层、附属裙房、商业、地下车库等统一设置于一个连通大底盘上, 尺寸较大, 为超长超宽结构, 且基础各部分 (高层主楼区域、裙房区域、纯地下室区域) 荷载差异较大, 控制差异沉降显得尤为重要。以下将结合地下结构的安全性、稳定性对差异沉降控制进行深入分析。
一、基于不设沉降缝下的差异沉降协调
在不设置永久沉降缝的情况下, 不均匀沉降的控制是结构设计关键的技术之一。为了有效控制差异沉降, 并达到安全、经济的目标, 可采取以下各项措施。
1. 强化主楼基同时弱化裙房及纯地下室基础, 以协调差异沉降
对于大底盘结构, 由于主楼荷载大, 裙房部分荷载小, 纯地下室区域处于抗浮状态, 各区域荷载差异较大, 对不均匀沉降十分敏感。因此设计应采用变刚度调平理念, 用不同的桩参数和桩密度来强化主楼基础, 弱化裙房和纯地下室基础, 达到减小主楼与裙房和纯地下室的差异沉降。一般情况下, 裙房的沉降值较小, 所以主要是控制主楼的绝对沉降置以达到减少与裙房、纯地下室区域的沉降差, 主楼采用桩长相对较长、持力层相对较强的桩基, 以减少主楼沉降的计算值。同时采取后注浆技术, 既可以提高桩基承载力又可以减少沉降量。弱化裙房和纯地下室基础, 可采用桩长相对较短、持力层较弱的桩基。在主楼沉降的同时, 带动相邻跨较弱的裙房或纯地下室基础产生的部分沉降, 从而在高低层过渡区形成缓和沉降曲线, 减少沉降量突变造成的不良影响。这一原理已在以往的工程中广泛应用。
针对此可采用的基础方案有: (1) 主楼长桩, 裙房和纯地下室短桩。即按变形和承载力确定各自桩的直径、长度和数量, 国内许多城市的工程采取这种处理方法; (2) 主楼桩基, 裙房和纯地下室天然地基。此方案常用于基底土层良好且能满足抗浮设计的情况。
2. 设置调节沉降差的沉降后浇带
设置沉降后浇带既能减少各建筑因荷载不同所引起的不均匀沉降, 也解决了“地下室统一贯通建设, 上部结构分期实施”、因上部各单体施工时间不同步所引起的不均匀沉降等问题。
主楼与裙房和纯地下室的结构及基础可设计成整体, 但在施工时可用沉降后浇带把两部分暂时断开, 待主楼结构施工完毕再合并, 一般情况下, 主楼已完成最终沉降量的50%~80%, 然后再采用微膨胀混凝土浇灌沉降后浇带, 将高低层连成整体。沉降后浇带的设置旨在通过沉降后浇带封闭前, 主楼沉降可以大部分独立完成, 以降低主裙楼之间的沉降差, 使主裙楼之间的差异沉降控制在可以接受的程度。
如果地基承载力较高且沉降计算较为可靠时, 可将主楼与裙房的标高预留沉降差, 使沉降后两者的标高基本一致。另外, 选择后浇带的位置也很重要。通常选择结构内力 (弯矩、剪力) 较小的部位, 一般在梁板的反弯点附近。后浇带的宽度为800~1 000 mm, 其具体数值应通过计算确定, 可按沉降变形差异反算内力, 再据此确定配筋。后浇带处的钢筋应直通, 并根据计算配足钢筋。如梁板过长, 钢筋可进行焊接。后浇带的混凝土灌注时间应尽量推迟, 使高层和底部都能自由沉降, 降低二者的沉降差, 减少因沉降差在基础中产生过大的内力, 令建成的建筑物更加安全稳定。后浇带解决了高层主楼与较低裙房间基础沉降的差异问题, 但也存在施工周期长、维护清理困难等局限性。使用后浇带法还应加强对已建成的建筑物的沉降差异观测及后浇带工作情况的观测。
3. 加强主楼和裙房的连接部位构造
主楼、裙房及周边地下室间底板拟采用变厚度筏板过渡, 且主楼与裙房间相邻跨底板配筋加强。同时适当加强主楼与裙房相邻跨上部结构的框架配筋, 以抵抗主楼与裙房间的部分差异沉降。
二、工程实例
1. 计算模型
本工程分为南北两个大区。以南区为例, 南区包含6#、7#、8#、9#塔楼以及B、C、Q地块商业, 为多塔大底盘结构。塔楼的高度从100~206.5 m不等, 下设三层地下室 (局部有夹层) 。在计算时, 限于有限元程序, 自由度容量大小, 可将南区分为D、E地块以及B、C、Q地块2个区域分别建模。图1为包含7#、8#、9#塔楼的D、E地块三维计算模型。
2. 基础方案选型
由于本项目基础各部分荷载差异很大, 存在差异沉降控制问题。在基础设计时, 除了满足不同区域地基承载力要求外, 还应采取合理的基础持力层、基础形式, 有效调节不均匀沉降的措施, 控制沉降差, 进而减少差异沉降对结构带来的不利影响, 达到既安全又经济的目的。
3. 桩筏基础优化设计
桩筏基础有时采用均匀布桩的传统做法, 这往往导致过大碟形沉降和马鞍形反力分布, 使桩筏整体弯矩和剪力增大。因上部结构受建筑使用功能的限制, 很难对其调整。对设计人员来说, 只能通过调节桩筏基础刚度来调整主楼和裙房的差异沉降。对桩筏基础而言, 可通过调整板厚、柱下承台厚度、桩长、桩数和桩径来实现, 从而优化沉降等值线和底板应力变化梯度的分布, 使其达到最优, 这是优化设计的理论基础。
基于上述优化方向, 根据所在场地资料, 结合建筑使用功能和规范的要求, 可设定一个主楼的最终沉降量, 通过共同作用分析绘制沉降等值线。对沉降较大和底板应力变化处加大桩和承台的刚度;而在沉降较小处, 相应地削弱桩的刚度, 重新形成桩筏刚度矩阵, 再进行迭代计算, 直至差异沉降和应力变化达到设计所需值。这样就可以使整个桩和基础的设计达到相对合理的结果, 以上过程都可通过程序反复试算得出。
为满足建筑的使用功能, 该工程地下室为一个整体, 裙房与主楼之间在地下室不设永久沉降缝, 上部主体各自脱开。对于整个大底板, 主楼荷载大, 裙房部分荷载小, 纯地下室区域处于抗浮状态, 各区域荷载差异极大, 对不均匀沉降十分敏感。因此计算采用变刚度调平理念, 用不同桩参数和桩密度来强化主楼基础, 弱化裙房和纯地下室基础, 达到减小主楼与裙房和纯地下室的差异沉降。设计中, 主楼采用桩长相对较长、持力层相对较强的桩基, 以减少主楼沉降计算值。同时弱化裙房和纯地下室基础, 可采用桩长相对较短、持力层较弱的桩基。在主楼沉降的同时, 带动相邻跨较弱的裙房或纯地下室基础产生部分沉降。从而在高低层过渡区形成缓和沉降曲线, 减少沉降量突变造成的不良影响。
本项目施工时用沉降后浇带把主楼区域和纯地下室的结构及基础暂时断开, 待主楼结构施工完毕再合并。一般情况下, 主楼已完成最终沉降量的50%~80%, 再采用微膨胀混凝土浇灌沉降后浇带将高低层连成整体。设置沉降后浇带既能减少各建筑因荷载不同所引起的不均匀沉降, 也能解决各单体因施工时间不同步所引起的不均匀沉降。优化后的D、E区沉降等值线见图2所示。
从优化结果可以看到D、E地块7#楼沉降计算值39~48 mm, 8#楼沉降计算值55~73 mm, 9#楼沉降计算值68~83 mm, H地块3#楼沉降计算值48~59 mm, 4#楼沉降计算值41~53 mm, 主裙楼相邻跨差异沉降基本上都在11~17mm左右, 满足规范的2‰的倾斜要求。局部有超过20 mm的区域, 考虑到沉降后浇带的释放调节作用, 实际差异沉降会大大降低。另外在构造措施上, 主楼、裙楼及地下室之间的底板通过采用1.5~2.0 m的板厚过渡段来协调局部差异沉降来降低蝶形沉降的斜率, 缓解沉降曲线的梯度, 改善整个大底板的受力性能。对于裙房及纯地下室的沉降分布, 其最大值出现在上部结构抽柱转换的柱位, 大约在15~22 mm左右。剩余区域沉降在10 mm左右, 局部纯地下室出现负值。
三、结语
在不设置永久沉降缝的情况下, 不均匀沉降的控制是结构设计的关键技术之一。为了有效控制差异沉降, 并达到安全、经济的目标, 通过研究可强化主楼基础。同时, 通过弱化裙房及纯地下室基础等措施来协调差异沉降。通过工程实例结果分析表明, 所采取的差异沉降协调控制技术具有较好效果, 可为同类工程所借鉴。
摘要:结构整体分析时嵌固端的确定、地基基础设计中的差异沉降控制、超长地下室的防开裂措施是大底盘多塔高层设计中的关键性技术问题。本文主要探讨了大底盘多塔地下室的差异沉降协调技术。
关键词:大底盘,多塔地下室,差异沉降,协调技术
参考文献
[1]李秋波.多塔大底盘结构设计体会[J].浙江建筑, 2007 (08) .
[2]李程.太阳门大底盘多塔商住楼的结构设计[J].四川建筑科学研究, 2005 (03) .
大底盘多塔 篇4
1 嵌固部位的确定
对坡地大底盘高层建筑结构设计而言, 最重要的是首先要确定结构的嵌固部位。地下室顶板作为上部结构嵌固部位时, 除满足《建筑抗震设计规范》第6.1.14条, 即结构地上一层的侧向刚度, 不宜大于相关范围地下一层侧向刚度的0.5倍外, 还需满足该条条文要求, 即地下室顶板作为嵌固部位的前提是地下室必须是完整的地下室。
本工程属坡地建筑, 为减少山体的开挖量, 节省投资, 根据地形设置1~3层地下室, 典型剖面如图1所示。
由于地下室四周的填土标高不同, 对于塔楼1, 仅三面有土, 对于塔楼2, 地下1层三面均开敞, 不属于完整的地下室结构。按照《建筑抗震设计规范》第6.1.14条规定, 本工程地下室顶板不能作为塔楼1、塔楼2的嵌固部位, 需考虑为大底盘多塔结构。塔楼1的嵌固部位应取为基础顶, 塔楼2的嵌固部位可取为地下3层的顶板位置。
塔楼2在取地下三层的顶板作为嵌固部位时, 单塔计算结果和地下室三层楼板、墙、柱、梁构造, 应满足《建筑抗震设计规范》第6.1.14条有关地下室顶板作为上部结构嵌固部位的相关要求。
2 结构计算
本工程采用广厦结构CAD系列GSSAP有限元软件建模计算, 按照《高层建筑混凝土结构技术规程》第5.1.14条要求, 本工程按整体模型和各塔楼分开的模型分别计算, 并采用较不利的结果进行结构设计。当塔楼周边的裙楼超过两跨时, 分塔楼模型宜至少附带两跨的裙楼结构。由于地下室顶板实际仍起到部分嵌固作用, 地下室顶板板厚取180mm, 并按双层双向配筋, 最小配筋率为2.5%。
具体设计时, 可先按单塔模型计算, 计算结果 (周期比, 层间位移角、位移比、刚度比、剪重比、轴压比、构件截面等) 应满足规范要求。再把各单塔模型整合成大底盘多塔模型, 其计算结果应满足规范相关要求。地下室顶板以下构件的配筋可仅采用大底盘模型计算结果, 而塔楼配筋应采用单塔计算和大底盘多塔计算的较大值进行包络设计。
《高规》规定, 各塔楼的层数、平面和刚度宜接近;塔楼对底盘宜对称布置;上部塔楼结构的综合质心与底盘结构质心的距离不宜大于底盘相应边长的20%。
本工程塔楼1上部建筑层数为17层, 塔楼2上部建筑层数为29层, 塔楼的层数相差较大, 考虑到地下室顶板在塔1范围内三面有土, 会减少结构的扭转振动反应, 个人认为可以适当放宽各塔楼的层数宜相近的要求。
多塔楼结构振型复杂, 且高振型对结构内力的影响大, 当各塔楼质量和刚度分布不均匀时, 结构扭转振动反应大, 高振型对内力的影响更为突出, 为保证工程结构安全, 应尽量加大计算振型个数。振型个数应满足不小于塔楼数的9倍, 且计算振型数应使各振型参与质量之和不小于总质量的90%。
上部塔楼综合质心可按下式计算:
其中Gi为上部单塔总质量;Xmi、Ymi为上部单塔X向、Y向质心坐标;Xm、Ym为上部塔楼结构综合质心X向、Y向坐标。
本工程通过计算, 上部塔楼结构的综合质心与底盘结构质心的距离均小于底盘相应边长的20%, 可以满足规范要求。
地下室顶板梁由于不是嵌固部位, 可不满足规范对嵌固部位梁的要求, 只需按一般楼层的梁进行抗震设计;地下一层柱配筋, 不小于一层柱实际配筋即可。对于塔楼2而言, 地下室顶板可视为裙房, 相关范围内框架柱柱箍筋应在地下一层、地上一层的范围内全高加密。
剪力墙的底部加强区, 对塔楼1, 应从地下室顶板算起, 对塔楼2, 个人认为可从地下2层算起, 地下室顶板视为塔楼2的裙房即可。
按照规范要求, 与主楼连为整体的裙房的抗震等级, 除应按裙房本身确定外, 相关范围不应低于主楼的抗震等级。塔楼外地下一层、地下二层地下室属非全埋地下室, 可按框架结构选用抗震等级。该范围地下室框架抗震等级按抗规要求为四级, 按高规要求为三级, 考虑到该地下室结构受塔楼的影响较大, 个人认为宜满足高规要求, 即框架抗震等级按三级取值。由于塔楼1建筑高度小于60m, 按规范要求, 框架-剪力墙结构中的框架抗震等级可取四级, 考虑到施工方便和与地下室框架抗震等级统一问题, 实际提高至三级。
3 需注意的其他问题
3.1 地下室土压力不平衡问题
工程塔楼1地下室一层左侧及地下室二层左侧存在填土产生的侧压力, 而右侧敞开, 土压力不能平衡。在设计时应考虑不平衡土压力对整体结构的不利影响。土压力可按静止土压力计算, 静止土压力系数取0.5, 土压力效应按永久荷载效应考虑。通过对整体计算按考虑土侧压力和不考虑土侧压力两种模型计算结果比较, 主楼剪力墙连梁配筋局部有所变化, 但整体相差不大;对连墙框架柱配筋考虑土侧压力比不考虑土侧压力增加20%以上, 框架梁配筋亦相差较大。
3.2 地下室结构超长问题
本工程地下一层平面尺寸长为238m, 宽为75m, 均超过《混凝土结构设计规范》有关钢筋混凝土结构伸缩缝最大间距45~55m的要求, 属超长结构。
超长结构设计, 要考虑的主要问题是由于变形作用 (温度应力和混凝土收缩) 可能引起的裂缝问题。在设计中主要采用了以下措施。
(1) 设置施工后浇带。结构长度是影响是否发生收缩裂缝的主要因素, 在地下室的施工中按照30~40m的间距设置施工后浇带, 并要求待顶板结构封顶两个月后再用高一级的微膨胀混凝土封闭。由于混凝土的收缩早期较大, 后期逐渐减少, 因此由于后浇带的作用, 待结构连成整体时, 可以认为混凝土的收缩已基本趋于稳定。
(2) 采用膨胀收缩补偿混凝土。在混凝土掺入相当水泥用量8%的微膨胀剂, 可以利用膨胀剂的补偿收缩功能补偿混凝土的收缩开裂和抵消温度应力产生的拉应力, 达到控制裂缝的目的。
(3) 加强梁、板配筋。对于框架梁, 将支座负筋通长贯通;梁腰筋按受拉钢筋要求锚固设计;楼板钢筋要求按受拉钢筋要求锚固在支座内。
(4) 加强施工管控。水泥要求采用低热值水泥, 严格控制水灰比;浇筑混凝土后及时采用塑料薄膜或草帘进行养护;为防止混凝土表面快速失水引起干缩裂缝, 要求在混凝土初凝前用木抹子抹压2~3遍。
通过采取以上措施, 基本上可以解决超长结构宜产生温度和收缩裂缝问题。本工程已竣工约三年, 除个别楼板在后浇带处出现施工裂缝外, 未发现有明显裂缝。
4 结语
对于坡地高层大底盘多塔复杂体型建筑结构设计, 嵌固部位的选取是影响建筑结构设计是否合理的关键一环, 本文对坡地建筑的大底盘多塔复杂体型建筑结构进行了分析, 明确嵌固部位的要求;非全埋地下室应考虑土压力的不利影响;对超长结构应采用适当措施, 以减少温度和收缩裂缝的产生。
参考文献
[1]JGJ3-2010高层建筑混凝土结构技术规程
大底盘多塔 篇5
隔震结构是指在建筑物上部结构与基础之间设置隔震层, 以延长整个结构体系的自振周期、增大阻尼、减小输入上部结构的地震作用, 从而大大减小传递到上部结构的地震力和能量, 达到预期防震要求。
根据GB50011-2010《建筑抗震设计规范》[1]中12.1.3条文规定:建筑场地宜为Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ类, 并应选用稳定性较好的基础类型, 因此隔震技术在软土地基上特别是Ⅳ类场地建筑上的应用少之又少, 而大底盘多塔高层结构国内暂无相应工程案例。由于软土容易过滤地震波的中、高频成分, 且同时会放大低频成分, 而普通隔震橡胶支座组成的隔震层刚度较小, 隔震层在强地震作用下将发生较大的水平向位移, 易导致隔震支座甚至是上部结构的失稳甚至倒塌。近几年, 我国的建筑隔震产业发展迅速, 建成或在建隔震建筑已达几千栋之多, 隔震技术的应用得到了更加广泛的发展且已趋于成熟, 针对上述情况采用粘滞阻尼器与普通橡胶支座的组合装置组成的隔震层对软土地基的高层结构的抗震性能具有积极的意义。
本文通过对采用普通橡胶支座和粘滞阻尼器组合装置的软土地基上大底盘多塔高层剪力墙的隔震工程实际案例进行分析, 为类似的隔震工程提供相应的技术参考。
2 结构的基本信息
某大底盘多塔高层剪力墙结构为重点设防类建筑, 结构设计使用年限50年, 抗震设防烈度为8度设计基本加速度为0.2g, 大底盘为框剪结构, 上部结构为剪力墙结构。大底盘共两层高15.5m, 上部共四个塔楼, 其中A、C塔楼共19层高55.10m, 两个塔楼建筑方案相同;B、D塔楼共13层高37.70m, 两个塔楼建筑方案相同;首层层高均为10.05m, 2层层高均为5.00m, 其余楼层层高均为2.90m。大底盘结构长125.20m, 宽101.80m, 上部塔楼结构均长28.20m, 宽16.80m。结构的三维模型及塔楼号见图1。
设计地震分组为第二组, 基本风压0.55KN/m2, 地面粗糙度类别为B类, 风荷载体型系数1.3。
3 隔震层和隔震装置的选择
3.1 隔震装置的选择
隔震方案采用大底盘层间隔震, 新增一层隔震层设置在每栋塔楼的底部。隔震层柱子和剪力墙需进行水平隔断, 因此剪力墙结构应设置转换梁并在下部设置支墩柱, 拟选用三种不同型号的隔震支座, 粘滞阻尼器对称设置于隔震层, 取所有隔震支座的顶标高相同。普通橡胶支座和粘滞阻尼器实物图片分别见图2和图3。
3.2 隔震装置的选型和布置
设防烈度为8度 (0.2g) , 软土地基上的高层剪力墙结构如只采用普通隔震橡胶支座组成的常规隔震层, 隔震层刚度较小, 罕遇地震作用下的隔震支座位移过大易产生失稳破坏;如采用较大直径隔震支座, 隔震效果不明显且经济性较差。因此, 为了保证建筑隔震效果及经济性, 采用合适直径的隔震支座的同时, 在隔震层增设粘滞阻尼器, 在几乎不增加隔震层的刚度前提下能有效控制隔震层的位移。根据《建筑抗震设计规范》规定, 本工程为丙类建筑, 保证支座的平均压应力小于15MPa, 粘滞阻尼器参数在时程动力分析确定。隔震装置的选型、数量和设计面压见表1。隔震层橡胶支座和粘滞阻尼器的平面布置图见图4, 布置方法采用一柱一隔震支座。
4 隔震效果分析
建模分析软件采用三维空间弹塑性有限元设计及分析软件ETABS, 上部结构及隔震层采用三维模型, 上部梁、柱和楼板只考虑弹性, 隔震支座则采用非线性计算模型, 有限元三维模型见图1, 采用时程分析法计算。本工程共选用了适用于Ⅳ类场地的7条地震波, 包括5组实际强震记录 (southeasternalaska-90、IMP-VALLH-EMO0-00、IMPVALLH-E06-230、宁河天津波地震记录的东西向和南北向, 分别简写ALAK90、IEMO00、ILE230、TJEW、TJNS) 和2组人工波 (简写分别为RGB1、RGB2) , 进行结构地震反应分析。
输入三个方向地震波进行时程分析, 三个方向地震波峰值按水平主方向×1:水平次方向×0.85:竖直方向进行×0.65比例调整输入, 将7条地震波作用下结构响应取平均值作为本工程分析结果。
4.1 水平向减震系数计算
设防地震作用下的地震波按8度设防地震0.20g调整峰值。对抗震结构与隔震结构分别输入X向、Y向和竖向地震波进行时程动力分析。各个塔楼的层间剪力对比值见表2, 建筑在采用隔震以后, 下部结构层剪力略有减少, 最大层剪力比为0.97;上部结构层间剪力明显减少;A塔/C塔楼:最大剪力比为0.32;B塔/D塔楼:最大剪力比为0.27。各个塔楼层间弯矩对比值见表2, 建筑在采用隔震以后, 下部结构层弯矩明显较少, 最大层倾覆弯矩比为0.72;上部结构层间倾覆弯矩明显减少;A塔/C塔楼:最大倾覆弯矩比为0.38;B塔/D塔楼:最大倾覆弯矩比为0.31。
综合上述比值结果, 整体结构的水平向减震系数取层间剪力比值和倾覆弯矩比值的最大值0.38, 根据《建筑抗震设计规范》[1]中表12.2.5条文规定, 结构设计时设防烈度及抗震措施可按降低一度即7度 (0.1g) 进行设计。
4.2 层间位移角分析
8度罕遇地震作用下 (输入加速度峰值为0.4g) 。根据《建筑抗震设计规范》12.2.9条文规定, 钢筋混凝土框架-抗震墙隔震层以下、地面以上结构罕遇地震作用下层间弹塑性位移角限值为1/200。罕遇地震作用下各塔楼层间位移角倒数见图5~图8, 隔震层下部结构最大层间位移角为1/401;上部结构A塔/C塔楼最大层间位移角为1/535;B塔/D塔楼隔震层上部结构最大层间位移角为1/823;均符合规范要求。
4.3 隔震层最大水平位移校核
根据《建筑抗震设计规范》规定隔震层最大位移应小于支座有效直径的0.55倍和支座内部橡胶总厚度的3倍二者的较小值。由表4可知, 满足支座最大容许位移的要求。
5 罕遇地震下阻尼器出力
粘滞阻尼器对称布置于隔震层外围四周, 通过粘滞阻尼器的滞回耗能来控制隔震层在罕遇地震下的位移。各个塔楼粘滞阻尼器的最大位移与罕遇大震作用下的隔震层位移相同, 见表3, 最大出力见表4所示。
6 结论
⑴采用普通橡胶支座和粘滞阻尼器的大底盘多塔高层结构的隔震效果良好, 能有效控制软土地基上结构的水平位移, 防止隔震支座的失稳和破坏。
⑵大底盘多塔高层结构采用隔震技术, 上部结构的地震响应大大减小, 同时下部大底盘结构的地震响应相应减小, 对整个结构的抗震性能和经济性具有积极的意义。
⑶采用粘滞阻尼器控制隔震层的位移, 可大大增强隔震上部结构的抗倾覆能力。
⑷罕遇地震作用下, 隔震层的最大位移和上部结构层间位移角等各项指标均满足规范要求, 上部结构基本处于弹性状态。
参考文献
[1]GB 50011-2010, 建筑抗震设计规范 (2010年版) [S].
[2]CECS 126:2001, 叠层橡胶支座隔震技术规程[S].
[3]JGJ297-2013, 建筑消能减震技术规程[S].
[4]JGJ 3-2010, 高层建筑混凝土结构技术规程[S].
[5]GB20688.5-2014, 橡胶支座第5部分:建筑隔震弹性滑板支座[S].
[6]GB20688.3-2006, 橡胶支座第3部分:建筑隔震橡胶支座[S].