某高端旗艦店結構設計

賀程

（中國中元國際工程有限公司，北京100089）

1 工程概況

本工程總建筑面積為4125m2，其中地下2層建筑面積1576m2，采用鋼筋混凝土框架結構，功能為庫房；地上建筑面積2549m2，由2幢4層混凝土框架結構主樓及中部通高鋼結構中庭組成，主要屋面高度為21.1m，其功能為商業(yè)營業(yè)廳。建筑剖面圖如圖1所示?？拐鹪O防類別為標準設防類，抗震設防烈度為8度（0.2g），建筑場地類別為III類，設計地震分組為第二組。

圖1 建筑剖面圖

2 連體結構選型及布置

地上中部區(qū)域為通高鋼結構中庭，其頂部屋蓋為支撐于兩側主樓混凝土梁上的鋼拱連接體，為減小連體結構的扭轉和兩樓耦連給整體帶來的不利影響，連接體與主體結構采用弱連接形式，即一端與西側主樓支座固接，另一端與東側主樓支座滑動連接。

3 結構計算

連體結構連接體部分受力復雜，是結構的關鍵部位。在水平荷載作用下，連接體承受較大的平面內力，而且由于連接體跨度較大，豎向地震作用的影響也較為明顯[1]。

3.1 基于性能設計的抗震性能目標

中庭屋頂鋼拱連接體支撐在兩側混凝土梁上，為提高構件的安全度，采用性能化設計方法對連接體和兩側主樓支承構件進行中震彈性設計，即在計算地震作用時，水平地震影響系數(shù)最大值放大2.8倍。放大倍數(shù)算法：8度區(qū)設計基本地震加速度為0.2g=0.2×980cm/s2=196cm/s2，小震下地震加速度時程曲線最大值為70cm/s2，二者比值為196/70=2.8。

連接體和兩側主樓支承構件須考慮豎向地震影響，按規(guī)范反映譜方法計算豎向地震作用，豎向地震影響系數(shù)最大值取水平地震影響系數(shù)最大值的65%[2]。

中庭屋頂連接體滑動端滑移量限值取兩側塔樓大震下支座位置反向位移之和，經(jīng)計算其值為87mm。按照GB 50011—2010《建筑抗震設計規(guī)范》的要求，工程防震縫最小寬度為100mm，將縫寬定為100mm，以滿足大震下不碰撞的要求。

3.2 設計計算方法和計算軟件選用

用Midas對中庭鋼結構構件進行分析設計，單體模型如圖2所示，模型考慮鋼結構的各支座實際約束情況，算得的各支座最大反力加到兩側混凝土單體模型對應構件上，按壓彎構件手算復核柱承載力。

圖2 中庭Midas模型

采用PMSAP建立包括兩側塔樓和中庭連接體的整體模型進行整體分析（見圖3）。同時，為了對比塔樓計算結果，還建立了無中庭連體的單體模型（見圖4）（模型施加中庭鋼結構支座反力荷載）。中庭鋼結構設計和塔樓配筋設計采用包絡的設計方法，取整體與單體模型的計算結果包絡值。

圖3 PMSAP整體模型

圖4 PMSAP單體模型

3.3 多遇地震作用抗震分析及計算結果

整體與單體模型的動力特性對比如表1所示。各模型1、2階周期均為X、Y向水平震動周期，且均較為接近，說明2個塔結構布置對稱性好，連接體弱連接方式對單體周期影響較小。3階周期為扭轉周期，整體模型比單體模型的周期比（Tt/T1）大，說明中庭連接作用使各塔樓的扭轉效應增大，但均滿足要求。

最大層間位移角和最大扭轉位移比分別按單體和整體模型計算，結果如表2所示。由表2可知，風荷載不起控制作用，位移角及扭轉位移比均小于規(guī)范限值。

表1 結構自振周期

表2 層間位移角及位移比

4 結語

本文對中庭頂部連接體及其支撐混凝土構件采用了基于性能的抗震設計方法，提出相關抗震性能目標。設計時采用包絡的設計方法，取單塔模型和整體模型計算結果包絡值。也對滑動支座的設計和防震縫的寬度控制做了介紹，可供類似工程參考。