某部分框支剪力墻超限高層結構設計

付敏 譚毅 董杰祥

(中國建筑西南設計研究院有限公司，四川成都 610041)

1 工程概況及設計參數

該項目位于成都南部天府新城，為大源組團核心金融區與高端居住區的結合部。地上21層，地下3層，地面以上總高度為116.150 m，首層層高為 6.0 m，2 層層高為 5.0 m，3 層層高為5.6 m，4 層設備層層高為 3.3 m，11 層避難層層高為 3.3 m，標準層層高為5.8 m。建筑效果圖如圖1所示。標準層平面呈L形，X，Y 最大長度為65.8 m，寬度為18.6 m。結構高寬比6.2，平面凸出部位尺寸l/b=2.54。采用部分框支剪力墻結構。

圖1 結構效果圖

本工程設計基準期為50年，結構安全等級為二級(重要性系數為1.0);抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度峰值為0.10g，設計基本分組為第三組;抗震設防類別為標準設防類(丙類)。依據國家現行規范GB 50011-2010建筑抗震設計規范的規定，本工程水平向地震動參數(5%阻尼比)如表1所示。按GB 50009-2012建筑結構荷載規范，取基本風壓(50年一遇)0.30 kN/m2，地面粗糙度為B類，參照L型截面體型系數取1.4，承載力設計時風荷載效應放大系數為1.1。

表1 《抗規》地震動參數

2 結構超限情況及抗震性能化設計目標

根據結構平面布置及程序分析結果，參照《超限高層建筑工程抗震設防管理規定》，本工程超限情況存在四點:

1)高度超限:主體結構高度為116.15 m，超過7度設防部分框支剪力墻A級高度限值(100 m)，屬于B級高度高層建筑;

2)扭轉不規則:在考慮偶然偏心影響的規定的水平力作用下，樓層最大彈性水平位移為1.33，大于該樓層兩端彈性水平位移平均值的1.2倍;且樓層最大偏心率為0.3，大于了限值0.15;

3)平面不規則:長寬比L/B≤6，凸出部位尺寸l/B＞0.35，凸出部位l/b＞2;

4)豎向抗側力構件不連續:第四結構層為轉換層。本工程屬于B級高度工程，一般不規則指標為三項，其中一項超過不規則指標較多，為特別不規則情況，因此根據BD51/T 5058-2008四川省抗震設防超限高層建筑工程界定標準的規定，本工程應進行抗震專項審查。

本工程采用的抗震總體性能目標:高于《高規》性能目標D，接近性能目標C。具體性能目標的設定詳見表2。

表2 抗震性能目標［1］

3 結構抗震性能計算分析

1)計算程序及分析參數。

結構彈性階段(多遇、設防地震)的設計分析采用SATWE，PMSAP(2010-09)和廣廈軟件GSSAP(16.0版)。彈塑性階段分析(設防、罕遇地震)采用EPDA＆PUSH軟件進行非線性靜力及動力時程分析。計算地震作用時，活荷載組合值系數參照《建筑抗震設計規范》的相關規定考慮。計算模型中連梁剛度折減系數不小于 0.6，周期折減系數 0.90(小震)、0.95(中震)、1.0(大震)，梁端彎矩端負彎矩調幅系數取1.0，梁扭矩折減系數取0.4，中梁剛度放大系數按規范取值。計算中考慮P—Δ效應。

2)多遇地震下結構性能分析。

結構在多遇地震下的彈性反應譜分析地震動參數按規范取值，水平地震影響系數最大值0.08，特征周期Tg=0.45 s，結構阻尼比0.05。結構第一扭轉周期和第一平動周期的比值小于規范限值0.85(B級高度)，表明結構扭轉效應小。本工程樓層受剪承載力較為均勻。所有樓層受剪承載力比均大于0.8(最小值為0.92)，滿足規范要求，無薄弱層存在。

本工程轉換層位于第三層頂板，按《高規》第E.0.2條的規定計算的轉換層與其相鄰上層的側向剛度比均大于0.6，按《高規》第E.0.3條規定計算的轉換層下部結構與上部結構的等效側移剛度比(SATWE計算結果)為0.96(X向)和1.20(Y向)，均大于0.8。剛重比大于 2.7，能夠通過高規(5.4.4)的整體穩定驗算，且可不考慮重力二階效應。最大層間位移角為1/1 525，滿足規范要求的1/1 000。最大位移比和最大層間位移比值均不大于1.40，滿足規范要求。個別樓層剪重比小于規范大于1.6%的要求，需進行剪力調整。按規范要求對多遇地震作用下各框架承擔的剪力進行調整:框架剪力調整取 Vi'=max(0.30V0，1.5Vfmax)，高于規范要求。型鋼混凝土柱軸壓比最大值為0.42，小于規范限值(特一級為0.55)。剪力墻最大軸壓比0.49，也小于規范限值。

彈性時程分析根據擬建場地特性選取了2組天然地震波和1組人工波作為時程分析的輸入。表3列出了多遇地震彈性時程分析所得結構底部剪力峰值與按照抗震規范地震動參數進行反應譜分析所得的底部剪力的對比情況，可見單組地震波輸入所得的底部剪力峰值均在抗震規范反應譜法的65%～135%之間，3組地震波結果的平均值與抗震規范反應譜法結果之差在20%以內。

表3 時程分析底部剪力與反應譜法對比

3組地震波時程結果的平均值與CQC法的結果吻合較好，單組地震波計算所得的結構底部剪力峰值的最小值達到了反應譜法底部剪力的81%。X主向時3組地震波時程計算所得的結構最大層間位移角包絡值為1/1 513，Y主向時該值為1/1 454，均小于按照規范規定計算所得限值1/1 000。

3)設防地震下結構性能分析。

采用SATWE進行結構的中震彈性和中震不屈服設計。場地特性參考《抗規》［2］規定取值，場地特征周期為0.45 s，水平地震影響系數最大值取為0.23(對應于5%阻尼比)。地震主分量加速度峰值取100 cm/s2，次分量峰值取85 cm/s2。設防地震反應譜分析得到X向最大層間位移角為1/597(層間位移為1.67倍彈性位移角限值)，位于第14層;Y向最大層間位移角為1/640(層間位移為1.56倍彈性位移角限值)，位于第14層，均小于性能目標設定的設防地震下層間位移角限值1/500。

設防地震作用下底部加強區剪力墻按斜截面抗剪彈性進行設計，且滿足正截面承載力不屈服，詳見《高規》［3］公式 3.11.3-1，3.11.3-2(簡稱公式(1)，(2))，計算表明剪力墻均能滿足性能目標要求。設防地震作用下框支柱、框支梁斜截面承載力均按彈性設計，滿足公式(1)要求;正截面承載力按不屈服設計，滿足公式(2)要求，分析表明所有框支柱及框支梁均能滿足以上公式的要求。設防地震下框架梁斜截面按不屈服設計，滿足公式(2)要求，正截面大部分進入屈服階段。計算表明鋼筋混凝土連梁底部加強區斜截面承載力不屈服，滿足公式(2);底部加強區以上滿足受剪截面公式《高規》3.11.3-4要求。

4)罕遇地震下結構性能分析。

運用計算程序EPDA對結構進行動力彈塑性分析。罕遇地震非線性時程分析分別輸入了3組水平雙向地震波(N1，N2和A1)，參考《抗規》的規定，地震波水平方向主次分量加速度峰值的比值為 1∶0.85∶0.65，地震波主分量加速度峰值取 220 cm/s2，次分量峰值為187 cm/s2，豎向分量峰值為143 cm/s2。X向最大樓層層間位移角出現在 16層，達到1/218(層間位移為 0.61［Δup］);Y向最大樓層層間位移角為1/235(層間位移為0.57［Δup］)(16層)。罕遇地震下最大層間位移角均小于罕遇地震水準時結構性能目標所定限值1/200。

罕遇地震非線性時程分析表明:隨著地面運動加速度的不斷增大，鋼筋混凝土連梁最先出現塑性鉸。隨后，剪力墻底部若干層墻體混凝土拉應力超過混凝土抗拉強度，出現了水平裂縫，大部分墻肢均不同程度受到損傷。大部分框架梁發生了受彎屈服，并且出現塑性鉸，進入塑性階段。型鋼混凝土框支柱及轉換梁承載力基本處于不屈服階段。結構鋼筋混凝土連梁多數產生了塑性鉸，耗散了相當一部分地震輸入能量，有較強的耗能能力。結構破壞模式和屈服機制合理，達到了預期的結構抗震性能目標。

4 抗震措施

根據計算分析的結果，采取以下抗震構造措施:

1)該結構框支柱大部分采用型鋼柱，為保證框支柱有較高的延性，軸壓比全高控制在不大于0.45，且按照規范的構造要求，框支柱在上部墻體范圍內的縱向鋼筋向上伸入上部墻體內一層;框支柱縱筋配筋率控制為不小于1.6%;

2)按照中震計算結果，適當加大墻肢邊緣構件縱筋及墻肢豎向分布筋;

3)框支轉換層樓板板厚為180 mm，雙層雙向配筋，配筋率不小于0.25%;轉換層相鄰上下樓層樓板厚度取為150 mm，雙層雙向配筋，配筋率不小于0.25%。對結構平面陰角部位以及應力較大部位加大樓板配筋，板筋按抗震構造錨固。

5 結語

本工程通過調整結構布置，減少二次轉換，減少短肢剪力墻，有效避免了對結構產生的不利影響，有效提高了結構的抗側、抗扭剛度，同時通過在多遇地震、設防地震及罕遇地震不同作用下的計算分析，發現了結構的薄弱部位，并采取了有針對性的抗震構造措施，有效的提高了結構的整體抗震性能，使得結構的整體抗震性能達到了性能化目標的要求。本工程的計算分析及構造措施可為類似工程提供借鑒。

［1］譚 毅，付 敏.南北樓抗震審查報告［R］.2012.

［2］GB 50011-2010，建筑抗震設計規范［S］.

［3］JGJ 3-2010，高層建筑混凝土結構技術規程［S］.

［4］安興寬.高層住宅框架剪力墻結構設計分析［J］.山西建筑，2012，38(1):37-38.