某超限鋼筋混凝土框架—核心筒結構設計

趙變青

(太原市建筑設計研究院，山西太原 030002)

1 工程概況

太原某超限高層辦公樓項目位于太原市體育路與親賢北街交叉口之西北角。本項目建筑場地總用地面積94 290．1m2，總建筑面積約642 278．43 m2。地下2層，地面以上由1幢52層超高層辦公樓及1幢高層酒店和4層裙房組成。超高層辦公樓的建筑總高度為209．8 m(室外地面至大屋面高度);裙房總高度為23．80 m(室外地面至屋面高度)，為多層結構。設計使用年限為50年。超限高層辦公樓建筑面積約100 000 m2，52層，標準層層高為3．8 m，1層 ～4層為商業，5層～52層為5A級寫字樓，在20層和38層設有兩個避難層。地下室為車庫、商業和設備用房。

該工程設計使用年限為50年，結構安全等級為二級。抗震設防烈度為8度，基本地震加速度為0．2g，建筑場地類別為Ⅲ類，設計地震分組為一組，場地特征周期為0．45 s，抗震設防類別為丙類;建筑高度為超B級的高層建筑，取100年一遇的基本風壓0．45 kN/m2，地面粗糙度類別C類。

2 結構體系及布置

本工程地下結構連為一體，地上主樓與裙房設置防震縫將結構分為相互獨立的結構單元，縫寬200 mm;裙房采用框架結構體系，抗震等級為二級;主樓采用鋼筋混凝土框架—核心筒的結構體系。根據JGJ 50011-2010高層建筑混凝土結構技術規程(以下簡稱《高規》)的要求，建筑高度超過了規范規定的框架—核心筒的B級高度的限值140m，為超B級的高層建筑，根據B級高度丙類建筑抗震等級表，框架為一級，核心筒為特一級，由于建筑高度超過B級，框架、核心筒的抗震等級均采用特一級。框架柱采用型鋼混凝土柱，截面由1 800×1 800，內配1 500×300×36×50的“十”字形焊接H形鋼骨，鋼材材質為Q345B。梁采用鋼筋混凝土梁，梁高取1/15跨度，為500×800，連梁在38層以下均采用雙連梁，38層以上為單連梁。核心筒內樓板采用130 mm厚的現澆鋼筋混凝土樓板，雙層雙向拉通配筋，核心筒外圍采用普通鋼筋混凝土現澆樓板，為增加結構角部的剛度，結構四角均設置井字梁，保證結構中央核心筒與周邊框架共同工作。為改善結構在高振型作用下的動力性能，在20層，38層結構周邊框架間各設置一道有限剛度的腰桁架。腰桁架與框架柱采用鉸接連接。

3 超限情況及結構的抗震性能目標

3．1 超限判定

依據《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》建質［2010］109號文件，且參照建設部《超限高層建筑工程抗震設防管理規定》建設部令第111號和《山西省抗震設防超限高層建筑工程界定規定》晉建質字［2011］221號中關于結構超限內容的有關規定對辦公樓進行超限認定，見表1。

表1 結構的超限認定

根據表1可以看出，結構的超限情況為，高度超過B級，2層樓板不連續，共兩條超限，為一般超限高層結構，需進行朝鮮抗震專家審查。

3．2 性能目標

參考JGJ 3-2010高層建筑混凝土結構技術規程3．11節條文說明中的舉例及相關說明，綜合考慮本工程寫字樓結構的安全性和經濟性，根據結構構件的重要性將整體結構構件分為兩大類:

第一類結構構件:核心筒(底部加強區，關鍵構件)，核心筒(底部加強區)、外框柱、腰桁架;

第二類結構構件(普通豎向構件和耗能構件):框架梁、連梁、樓板。

兩類結構構件的抗震性能目標及其在不同地震水準下的結構抗震性能水準見表2。

表2 結構抗震性能水準

3．3 抗震性能設計實現方法

1)多遇地震作用下結構達到抗震性能水準1(結構完好無損)，結構設計按照規范規定的振型分解反應譜法進行計算分析與設計，同時采用彈性時程分析進行復核。

2)設防烈度地震作用下，第一類結構構件達到第3性能水準，主要通過等效彈性計算方法得到結構構件內力進行設計，同時通過中震彈性計算關鍵構件的抗剪承載力及中震不屈服對正截面承載力進行校核;第二類結構構件達到第4性能水準，主要通過中震不屈服計算連梁和框架梁的抗剪截面及承載力進行校核。對于框架梁以及連梁，在設防烈度下的性能水準為4，且為了滿足強柱弱梁、強剪弱彎的設計理念，允許框架梁及連梁的抗彎部分進入塑性，但是不能太早，在水平地震影響系數最大值為0．31時，連梁的抗彎不能屈服。在水平地震影響系數最大值為0．4時，框架梁的抗彎不能屈服。

3)預估的罕遇地震作用下，第一類結構構件達到第4性能水準，第二類結構構件達到第5性能水準，主要通過等效彈性計算方法得到結構構件的內力來驗算核心筒底部加強部位的抗剪截面。結構的彈塑性變形及薄弱部位主要通過動力彈塑性分析進行校核(見表3)。

4 計算結果

在小震彈性計算后，結構在X向的周期為T1=4．423 7 s，Y向的周期為 T2=4．362 7 s，第三周期為 T3=3．259 2 s，第一扭轉振型周期與第一平動周期的比值為0．738(PKPM結果)，小于規范限值 0．85。

表3 性能目標細化表

結構的位移，X向結構最大層間位移角為1/614(在29層)，Y向結構最大層間位移角為1/644(在42層)，均大于按照規范內插以后的結構層間位移角的限值1/594，層間最大位移與樓層最大位移比均小于1．2，按照規范可以不計算雙向地震，但考慮到結構高度為超B級的結構，且不存在絕對對稱及剛度完全均勻的結構，在結構計算時仍然偏于安全的按雙向地震作用計算。

結構的彈塑性計算采用MIDAS的動力時程進行分析計算，由計算結果可知，各主方向結構彈塑性最大層間位移角的具體數值及包絡。以X方向為主向輸入地震波，結構最大層間位移角分別為 1/129，1/184 和 1/134((L0196-L0197)，(L0202-L0203)，(L850-1-L850-2))，包絡值1/129，小于1/100限值。以Y方向為主向輸入地震波，結構最大層間位移角分別為1/124，1/166和1/129(L0196-L0197)，(L0202-L0203)，(L850-1-L850-2)，包絡值1/124，小于1/100限值。最大的層間位移角X方向出現在11層，Y方向出現在38層。

5 結語

通過以上的計算結果可知，在結構超限的情況下，如果采用合理的結構形式和建筑布局，可以有效的控制結構的抗震性能，通過有效的計算和設置合理并切實可行的結構構件性能目標及加強措施，超限高層結構的結構設計并不是一個太過復雜的過程。