某超高層辦公樓結構設計分析

蘇志德， 張 潔， 李 放

(四川省建筑設計研究院， 四川成都 610000)

1 工程概況

本項目用地位于成都市高新區天府大道大源中心區，由2棟超高層辦公樓及其商業群房(2層)、地下室(4層)組成。1號辦公樓建筑層數(含裙樓)33層，建筑高度160.45 m； 2號辦公樓建筑層數(含裙樓)45層，建筑高度139.90 m，工程效果圖如圖1所示。本文主要針對其中1號辦公樓做論述。1號樓標準層結構平面如圖2所示。

圖1 外立面效果

圖2 1號樓標準層結構平面

2 結構體系及超限情況

本工程所在地抗震設防烈度為7度，地震加速度為0.10g。根據建筑功能需要并結合結構受力情況，1號辦公樓采用現澆鋼筋混凝土框架—筒體結構。根據JGJ 3-2010《高層建筑混凝土結構技術規程》第3.3.1條，本工程屬于B級高度的鋼筋混凝土高層建筑。

規則性判斷：根據SATWE的小震彈性振型分解反應譜法計算結果可知，局部樓層最大位移比大于1.2，但小于1.4，屬于扭轉不規則。

故1號辦公樓為B級高度的扭轉不規則的超限高層結構，存在兩層通高超長框架柱等抗震不利因素。

3 性能目標及抗震設防

本項目抗震設計在滿足國家、地方規范外，將根據性能化抗震設計的概念進行設計。根據JGJ 3-2010《高層建筑混凝土結構技術規程》第3.11.1條條文說明進行抗震性能評估，并同時綜合考慮抗震設防類別、設防烈度、場地條件、結構的特殊性、建造費用、震后損失和修復難易程度等因素，本工程1號樓超限高層的性能目標定為D級。

4 抗震設計的計算與分析

4.1 小震作用下的整體計算

采用兩種不同力學模型Satwe和Midas Building進行整體對比分析，計算結果基本一致，并且各項指標滿足規范要求，說明結構體系、結構布置基本合理，對比結果如表1所示。

表1 小震作用下整體計算結果對比

4.2 中震抗震性能分析

對關鍵構件(底部加強區剪力墻和框架柱)提出中震抗震承載力不屈服的性能目標。周期折減系數取1.0，阻尼比取0.05，不考慮風荷載，荷載分項系數取1.0，承載力抗震調整系數取1.0。

計算結果表明，中震下結構的最大層間位移角滿足不大于1/251的規范限值的要求。底部加強區的抗震承載力看出關鍵構件未出現超筋現象，抗震承載力滿足中震不屈服的要求。部分框架梁出現超筋現象，進入屈服階段。鋼筋混凝土豎向構件中震下的受剪截面驗算均滿足JGJ 3-2010《高層建筑混凝土結構技術規程》式3.11.3-4的規定。針對個別小偏拉墻肢，按照《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》相關規定，按照特一級進行抗震構造，增大水平與豎向分布鋼筋配筋率，當拉應力小于混凝土抗拉強度標準值時，用鋼筋承受拉力，當拉應力超過混凝土抗拉強度標準值時，在剪力墻內設置型鋼承擔拉力，且平均名義拉力不應超過兩倍混凝土抗拉強度標準值。

4.3 大震下整體計算結果匯總

4.3.1 地震波的選取

本工程選用了2條天然波和1條天然波，采用Midas Building進行大震下的彈塑性時程分析。所選地震波的譜曲線特性與大震規范譜曲線滿足統計意義相符；如表2所示，CQC法計算的大震基底剪力為82 627 kN(X向)、93 497 kN(X向)，理想假定大震彈性時程時，每條時程曲線計算所得結果均大于CQC法的65 %，三條時程曲線的平均值大于CQC法的80 %，計算結果滿足GB 50011-2010《建筑抗震設計規范》(2016年版)第5.1.2條要求，因此所選地震波可用于大震分析。

表2 每組地震波對應的基底剪力

4.3.2 彈塑性樓層位移

大震下的結構層間位移角最大值和相應樓層層號如表3所示。

表3 每組地震波對應的結構層間位移角最大值

由上表可見，大震作用下，彈塑性層間位移角最大值X方向1/179(12F),Y方向1/242(11F)滿足小于規范1/100的要求。從層間位移角的曲線來看，整體剛度較為適中，層間位移角最大值出現在避難層附近，可對避難層上下豎向構件采用加強配箍率等措施，提高相應部位延性和剛度。

4.3.3 大震下結構抗震性能分析

根據JGJ 3-2010《高層建筑混凝土結構技術規程》第3.11.3條第5款規定，大震下應進行彈塑性計算分析。關鍵構件(底部加強區剪力墻)抗震承載力驗算結果如圖3。

圖3 1F～5F剪力墻損傷分布

圖4 柱塑性鉸計算結果

由圖3可以看出，處于第1、2應變等級的墻體達到88 %，底部加強區第三層右下角一片墻有少許達到屈服，無屈服后墻體；第3、4、5應變狀態主要集中于洞口周邊。故關鍵構件滿足性能目標5中抗震承載力宜不屈服的要求。非底部加強區剪力墻大震下少數墻體進入屈服階段，墻體屈服主要集中于洞口周邊，同一樓層豎向構件未全部屈服。

框架柱塑性鉸計算結果如圖4所示。圖中圖例所示為鋼筋混凝土梁柱構件屈服狀態，第一屈服狀態為開裂及開裂到屈曲前狀態，第二為屈服狀態，第三屈服狀態為極限狀態。底部加強區框架柱在裙房角部有一處開裂，處于第一屈服狀態；在頂層附近出現開裂，處于第一屈服狀態?？蚣苤催M入屈服狀態。梁塑性鉸處于第一屈服狀態的梁構件達到68.4 %，處于第二屈服狀態的梁構件達到30.7 %，沒有達到極限狀態的梁構件。

4.3.4 大震彈塑性時程分析小結

(1)在大震作用下條件下，結構X、Y向的最大頂點位移分別為640 mm、493 mm，并最終仍能保持直立，滿足“大震不倒”的設防要求。

(2)主體結構在各組地震波作用下X、Y向的最大彈塑性層間位移角分別為1/179、1/242，滿足規范要求。

(3)大震下耗能構件的損傷較嚴重，起到了耗能的作用。剪力墻的損傷主要集中在下部夾層和洞口周邊，采取提高邊緣構件的縱筋、箍筋率和墻身分布筋的配筋率的措施進行加強，以提高其變形能力和抗震性能。

通過大震彈塑性的分析及采取的相應措施，認為結構能滿足大震下第5抗震性能要求。

5 兩層通高超長框架柱計算復核

1號辦公樓標高H=16.800m位置核心筒內除電梯、井道外均設置鋼筋混凝土樓板，但是核心筒與框架柱之間未設置混凝土梁、板，故此處對標高H=10.800～22.800m位置的兩層通高超長框架柱進行承載力復核。此處的兩層通高框架柱計算長度系數取為2.0。采用等效彈性方法，在大震不屈服狀態下對兩層通高超長框架柱的抗震承載力進行復核，結果如圖5。

圖5 大震不屈服要求下H=10.800～16.800m和H=16.800～22.800m兩層通高框架柱計算結果

通過對比得出如下結論：

(1)兩層通高超長框架柱的抗震承載力滿足大震不屈服的要求；

(2)兩層通高超長框架柱在后續的施工圖設計中，配筋應采取小震、大震不屈服下的包絡設計；

(3)其他加強措施包括：①核心筒內在H=16.800m標高設置鋼筋混凝土樓板，厚度不小于150 mm，配筋率不小于0.25 %，鋼筋雙層雙向拉通設置，以減小核心筒剪力墻的計 算高度；②H=10.800～22.800m范圍內框架柱設置型鋼，以增強兩層通高超長框架柱的延性；③基頂22.800m高度范圍內核心筒剪力墻適當加厚，增強此范圍內核心筒剪力墻的抗側剛度；④因在H=10.800～22.800m此范圍內水平地震力主要由核心筒剪力墻承擔，不能有效地傳遞給框架柱，故嵌固端22.800m高度范圍的核心筒剪力墻應采取加強措施如下：墻體水平和豎向分布鋼筋的配筋率不小于0.40%，約束邊緣構件縱向鋼筋配筋率不小于1.4%，配箍特征值增大20%。

6 結論

本工程1號樓為B級高度的高層建筑，在房屋高度、扭轉不規則等方面存在超限情況。但在設計中采用概念設計和抗震性能化設計方法，根據抗震原則及建筑特點，對整體結構的體系和布置進行了加強。設計采用多種計算程序進行了彈性和彈塑性的計算，各項指標均滿足規范的相關要求。同時兩層通高超長框架柱、底部加強區剪力墻等關鍵構件采取了更為嚴格的抗震性能目標，保證結構的整體抗震性能。

綜上所述，本工程除能夠滿足豎向荷載和風荷載作用下的有關指標外，抗震性能目標也滿足D級的要求，結構設計合理有效，并且安全可行。