明宇金融廣場超限高層結構設計分析

陳 可

(成都惟尚建筑設計有限公司，四川成都 610041)

明宇金融廣場超限高層結構設計分析

陳 可

(成都惟尚建筑設計有限公司，四川成都 610041)

文章結合明宇金融廣場工程實例,對超限高層結構的抗震設計過程進行介紹。通過結構在小震、中震、大震作用下的彈性、彈塑性動力時程分析，對三水準地震作用下結構構件進行了分析。根據計算結果，采取相應抗震構造措施，使整體結構設計達到了抗震設防要求。

超限高層； 豎向不規則結構； 時程分析

1 工程概況

本工程建筑結構采用鋼筋混凝土框架-核心筒結構。主樓平面呈橄欖形，平面尺寸約80.2 m×34.5 m，主樓高度為199.80 m，地上47層，地下5層； 17層、33層為避難層。在主樓中部利用建筑電梯井道及樓梯間布置剪力墻形成核心筒，在筒體周邊設置框架柱。結構體系為鋼筋混凝土框架-核心筒結構(部分框架為型鋼混凝土柱)。抗震設防烈度為7度；抗震設防類別為丙類；主樓框架抗震等級為一級，剪力墻抗震等級為一級,地下車庫部分框架抗震等級為三級。樓板采用現澆鋼筋混凝土梁板結構體系；主樓采用鋼筋混凝土筏板基礎，以中風化泥巖為持力層。

2 基于性能的設計及結構超限情況

2.1 抗震設計

抗震設計采用基于性能的設計方法[1]，其性能水準為：小震下，結構在地震后完好，無損傷，一般不需要修理即可繼續使用；中震下，結構在地震后的薄弱部位和重要部位的構件輕微損壞，出現輕微裂縫，其他部位有部分選定的具有延性的構件發生中等損壞，出現明顯的裂縫，進入屈服階段，需要修理并采取一些安全措施才可以繼續使用；大震下，結構發生中等程度的破壞，多數構件輕微損壞，部分構件中等損壞，進入屈服階段，有明顯的裂縫，經過修理和適當的加固后才可以繼續使用。

2.2 結構超限情況

根據JGJ 3-2002《高層建筑混凝土結構技術規程》和建質[2006]220號《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》，本工程超限情況如下：

(1)高度超限。本工程房屋的高度為199.90 m，超過JGJ 3-2002《高層建筑混凝土結構技術規程》B級高度的抗震設防烈度7度框架-核心筒結構的最大適用高度180 m。

(2)結構扭轉不規則。裙樓部分樓層豎向構件的最大水平位移和層間位移大于該樓層平均值的1.2倍，但不大于1.4倍。

2.3 抗震不利情況

本工程結構體系存在的其他抗震不利之處：

(1)整個結構體型呈橄欖狀，X、Y向剛度差異較大，其中標準層長寬比為X/Y=2.38;筒體長寬比為X/Y=3.38；設計時利用17層避難層作為結構加強層，在Y向設置V字斜撐，提高Y向的抗側剛度。

(2)建筑物兩端由于立面造型的要求，在結構兩端設置弧形剪力墻，豎向不連續；角部端柱每隔三層與樓層拉結。

(3)地下室樓板大部分為螺旋式斜坡板，使結構在地下空間樓板不連續，土側水平力在結構中傳力不直接，核心筒的兩側樓板形成錯層。

3 結構分析計算

本工程結構在小震和中震下計算使用中國建筑科學研究院PKPMCAD工程部編制的空間有限元分析設計軟件SATWE(2006年9月版)和美國CSI公司的建筑結構三維分析與設計程序ETABS程序，并以前者為主，后者驗證。結構在大震下的彈塑性時程分析使用中國建筑科學研究院PKPMCAD工程部編制的EPDA程序計算，選取一條人工波(安全性評價提供)和二條天然波(EL Centro；TH2TG040地震波)進行彈性和彈塑性時程分析計算。

由于EPDA軟件無法考慮樓板應力, 對平面內局部開設大洞口，在ETABS程序中用彈性樓板單元模擬實際情況；偏于安全地計算罕遇地震作用下的樓板應力。在ETABS分析中,考慮恒載+活載+地震作用,得出樓板在彈性小震、中震和大震作用下的應力圖, 查出最不利的部位及其應力值進行分析，得出薄弱處樓板在罕遇地震作用下不屈服的性能指標。

3.1 小震計算結果(振型分解反應普法)

(1)最大層間位移角見表1。

(2) 周期(取前3個振型)

周期比見表2。

3.2 小震下彈性時程分析結果

地震加速度時程曲線的最大值為35 cm/s2，結構底部剪力見表3，最大樓層剪力曲線見圖1，位移曲線見圖2，最大層間位移角曲線見圖3。

表1 最大層間位移角

表2 周期比

表3 結構底部剪力

圖1 最大樓層剪力曲線

圖2 最大樓層位移曲線

圖3 最大層間位移角曲線

3.3 中震作用下的結構反應

按中震不屈服計算，地震影響系數為0.24。

通過Satwe中震不屈服計算，大部分連梁已經超筋，但結構的豎向構件均未出現超筋。底部剪力墻和柱的最大層間位移角為1/462，保持了一定的抗側移剛度。中震下連梁起到了耗能的作用，剪力墻的損傷很少，剪力墻和框架柱均未出現超筋(從計算結構的超筋信息中可知)，滿足豎向構件中震不屈服的要求。

3.4 大震下的彈塑性時程分析結果

地震加速度時程曲線的最大值為220 cm/s2，結構的層間位移角見表4。

表4 結構層間位移角

在罕遇地震作用下結構的層間位移角均小于1/100。由于37層高變小引起剛度突變，有害位移角突然增大，形成新的薄弱部位，但層間位移角仍然不大于1/100。底部樓層層間位移角小于1/300。剪力墻的下部、避難層、頂層出現受拉裂縫，在設計時，將適當加強墻體的配筋率，避免在罕遇地震下產生過大的變形，控制層間位移角。有個別剪力墻底部幾層出現有受壓裂縫，混凝土開始進入塑性階段。

3.5 樓板應力分析

樓板應力見圖4。

通過樓板應力結果分析可知：本結構的樓板在地震作用下，雖然有部分損傷，但范圍很小，而且僅發生在整體剛度很好的中筒角部。當配置一定的鋼筋后，此樓板基本上能達到處于彈性反應狀態。對地下室坡道板及裙房部分樓板，根據計算結果在設計時加強拉應力較大部位的樓板配筋。

從計算結果分析可以看出:小震作用下承載力和變形滿足彈性設計的要求(部分剪力墻的連梁除外)；在中震下結構底部加強區的豎向構件和薄弱層構件滿足不屈服要求；在大震下，結構在底部加強區的層間位移角控制在1/100以下，底部剪力墻不出現剪切等脆性破壞。本工程結構承載力和層間位移將滿足要求，達到抗震性能設計目標。

4 主要抗震加強措施

為增加結構的剛度和延性，減小柱截面尺寸和改善柱的軸壓比，底部框架柱采用型鋼混凝土柱。結構設計時充分考慮型鋼混凝土柱與混凝土梁節點連接構造，繪制了詳細節點大樣圖，保證實際施工可操作性。結構計算中嚴格控制各項指標，滿足規范要求；控制結構底部外圍柱的軸壓比不大于0.60，剪力墻的軸壓比不大于0.4；采用比一級抗震等級更嚴格的措施，控制在罕遇地震作用下的層間位移角小于1/400；底部加強區的剪力墻，按中震不屈服下的地震力進行反應譜分析，核算其相應的承載力；在罕遇地震作用下控制結構底部不出現零應力和拉應力區。

(a) 負一層樓板應力圖(小震)

(b) 負一層樓板應力圖(中震)

(c) 負一層樓板應力圖(大震)

(d) 一層樓板應力圖(小震)

(e) 一層樓板應力圖(中震)

(f) 一層樓板應力圖(大震)

結構計算時考慮P-Δ效應；按《混凝土結構設計規范》7.3.11-3計算柱的計算長度；對于加強層相鄰層上、下層的框架柱和核心筒的剪力墻及梁、板做加強處理；柱箍筋全高加密，對部分超筋和剪跨比不大于2的連梁配置交叉暗撐，樓板加厚、雙層雙向配筋配筋率不小于0.30 %。

地下室坡道為螺旋式斜坡板，地下室周邊的土壓力不能通過樓板相互平衡。采用ETABS程序補充計算，將土壓力作為水平力輸入作用在地下室外墻上，按彈性樓板計算以考慮樓板剛度對水平力分配的影響；同時核心筒按照規范中錯層墻的要求加強構造。

弧形剪力墻端部設置 “X”型支撐，這兩榀支撐對結構的抗側和抗扭剛度均有很大貢獻。在結構設計和計算中，在支撐與樓層梁、墻相交處保持樓層梁、墻貫通，將其與梁相連節點設為鉸接。使支撐的受力明確，減少樓層梁附加彎距的干擾。計算表明在地震作用下，支撐有效地分擔樓層豎向荷載，提高了端部抗側抗扭剛度。

5 結束語

超限高層建筑在結構設計時應采取合理的結構布置形式，建立符合結構實際受力狀態的力學模型，進行結構分析計算，對結構的薄弱處采取必要的和有效的加強措施。對結構整體應采取比規范、規程的規定更嚴、更高的要求, 提高結構的延性，從而減小超限情況帶來的不利影響，使結構具有良好的抗震性能，結構的計算結果能夠滿足相關規范和規程要求的。

[1] 徐培福. 復雜高層建筑結構設計[M ]. 北京:中國建筑工業出版社, 2005.

[2] 徐培福,戴國瑩. 超限高層建筑結構基于性能抗震設計的研究[J]. 土木工程學報, 2005, 38 (1) .

[3] 馬宏旺,呂西林. 建筑結構基于性能抗震設計的幾個問題[J]. 同濟大學學報, 2002, 30 (12).

[4] JGJ 3-2002 高層建筑混凝土結構技術規程[S]. 北京:中國建筑工業出版社, 2002.

[5] NEHRP Recommended Provisions For Seismic Regulations ForNew BuildingsAnd Other Structures & Commentary[R]. FEMA368 /FEMA369.

[定稿日期]2017-11-24

陳可(1970～)，女，碩士，高級工程師，從事建筑結構設計工作。

TU973

A