成都某超限高層結構設計

馬志林, 彭 博, 伍小濤

(成都基準方中建筑設計有限公司, 四川成都 610017)

1 工程概況

1.1 工程基本概況

成都某超限高層4號樓是以住宅為主局部帶2層裙房的住宅開發項目，結構類型為剪力墻結構，建筑面積5.8735×104m2，地上42層，總高度126.950 m，平面尺寸為38.4 m×26.1 m，地下3層，總高度15.7 m(圖1)。

圖1 標準層平面、建筑剖面及PKPM模型三維模型

結構設計使用年限為50 a，建筑結構安全等級為二級；建筑設防類別為丙類，抗震設防烈度為7度，設計基本加速度為0.1g，設計地震分組為第三組，場地類別為Ⅱ類；基本風壓為0.3 kN/m2，地面粗糙度類別為C類。

1.2 超限情況

依據GB 50011-2010《建筑抗震設計規范》、JGJ 3-2010《高層建筑混凝土結構技術規程》(以下簡稱《高規》)、建質[2010]109號《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》以及DB 51-T5058-2008《四川省抗震設防超限高層建筑工程界定標準》等的規定，本工程屬于超限高層建筑。超限內容有：(1)高度超限，屬于超A級高度剪力墻結構高層建筑；(2)Y向扭轉位移比為1.25，屬扭轉不規則；(3) 凹凸不規則。

1.3 抗震性能目標

針對項目的超限情況，依據《高規》確定本結構抗震性能目標為D級，抗震性能目標按表1控制。

表1 項目結構設計性能設計目標及震后性能狀態

2 計算模型

本工程結構計算分析主要分彈性和彈塑性兩個階段。彈性階段采用振型分解反應譜法對多遇地震作用進行分析，使用軟件為PKPM2.2及MIDAS Building，并采用彈性時程分析法進行了多遇地震下的補充計算;罕遇地震下采用SAUSAGE進行了彈塑性動力時程分析，并采用等效彈性方法進行大震不屈服設計，以檢驗關鍵構件是否滿足抗剪截面要求。

3 抗震性能設計分析

3.1 多遇地震下的抗震性能分析

采用SATWE 簡化墻元模型和Midasbuilding 細分墻元模型兩種力學模型進行了多遇地震下的空間結構分析及靜力與彈性時程的計算。

3.1.1 靜力計算主要結果

多遇地震下兩種模型整體計算的主要結果見表2。從表中可以看出，兩種模型計算的主要指標基本吻合，具有可比性，說明模型及計算結果是合理且有效的，結果均滿足規范要求，可以作為工程設計的依據。

表2 彈性階段整體內力、位移主要計算結果

3.1.2 彈性動力時程分析

彈性動力時程分析分別采用1條擬合目標譜的人工地震波和2條天然地震波進行計算。圖2～圖4的計算結果表明，單組地震波輸入計算所得結構底部剪力均在CQC反應譜法的65 %～135 %之間，3組地震波計算結果的平均值也介于CQC反應譜法結果的80 %～120 %之間，滿足規范與“統計意義相符”的要求。

(a) 0°主方向樓層剪力/kN

(b) 90°主方向樓層剪力/kN圖2 彈性時程分析與反應譜樓層剪力對比

(a) 0°主方向層間位移角/kN

(b) 90°主方向層間位移角/kN圖3 彈性時程分析與反應譜層間位移角對比

此外4號樓彈性時程分析時的位移角均小于振型分解反應譜法的位移角，且都滿足規范1/1 000的要求。除天然波2外最大位移角出現的樓層也比較接近，說明所選波在統計意義上符合規范要求。

彈性時程法分析結果與振型分解反應譜法的分析結果具有一致性，但彈性時程分析結果的樓層剪力和底部剪力有大于CQC法情況。根據規范，結構地震作用效應取時程法計算結果的包絡值與CQC反應譜法計算結果的較大值進行設計。

(a) 0°主方向樓層位移/kN

(b) 90°主方向樓層位移/kN圖4 彈性時程分析與反應譜樓層位移對比

綜上所述，在多遇地震水準作用下，振型分解反應譜法和時程分析法的分析結果均表明，結構的各項控制指標滿足規范要求。結構構件在多遇地震下處于彈性狀態，說明結構選型可靠，布置可行，各構件的截面尺寸適宜，整體結構的變形不會導致非結構構件的破壞，多遇地震下結構的承載力和變形能夠滿足性能水準1的要求。

3.2 罕遇地震彈塑性時程分析

3.2.1 模型建立

本工程混凝土本構關系選用彈塑性損傷模型，該模型可較為準確地反映混凝土材料在各向拉壓條件下的屈服準則、受拉軟化行為、受壓硬化及軟化行為、剛度及強度退化等力學特征。

一維桿件彈塑性模型采用纖維束模型，纖維束可以是鋼材也可以是混凝土材料，根據材料本構關系推得纖維力。二維剪力墻和樓板彈塑性模型采用SAUSAGE彈塑性殼單元。為提高剪力墻在地震作用下的延性，通常在剪力墻的端部設置暗柱甚至暗撐，暗柱或暗撐由一維單元模擬。該單元是一個二節點的線性插值單元，與剪力墻單元的節點耦合。

結構動力時程分析過程中，阻尼對結構動力反應的幅值有比較大的影響。本工程采用擬模態阻尼體系，該方法基于Cauchy阻尼形式變化，合理性優于通常采用的瑞雷阻尼形式，并考慮前10階模態阻尼比為5 %。

模型中構件損壞的評定標準主要是混凝土的受壓損傷因子及鋼材的塑性應變程度，與《高規》中構件的損壞程度對應關系詳表3。

3.2.2 整體計算結果

罕遇地震彈塑性時程分析采用SAUSAGE，輸入了3組三向地震波(人工波、天然波1和天然波2)進行分析。各組地震波下的X、Y向最大層間位移角和結構底部剪力如表4和表5所示。

表3 結構損傷判斷依據

其中X向最大層間位移角為1/153，Y向最大層間位移角為1/201，均滿足規范限值[1/120]。樓層位移在罕遇地震作用下最大頂點位移X向為0.608 m、Y向為0.421 m，均發生在天然波2作用下，滿足“大震不倒”的設防要求。 罕遇地震作用下結構底部剪力值與相應的大震彈性地震作用下結構底部剪力值之比均在0.5～0.75之間，表明結構在罕遇地震作用下塑性發展程度較為顯著，結構整體剛度下降較多，地震能量較多被進入塑性階段的構件耗散(大部分連梁和部分框架梁屈服而退出工作)，從而減小了豎向構件在大震下的損傷，有利于實現大震不倒的要求。

3.2.3 結構損傷情況

選擇4號樓損傷比較嚴重的地震波進行分析，由圖5可知在此地震波作用下連梁已經達到嚴重破壞的程度，與連梁相連的墻肢和底部加強區剪力墻均出現了局部損傷，非底部加強區剪力墻損傷不明顯，直至時程發展到最后時刻，整體剪力墻仍然沒有出現比較嚴重的損傷，表現出了較好的抗震性能。

表4 X向層間位移角

表5 彈塑性分析底部剪力與大震不屈服及小震對比

圖5 罕遇地震下整體結構損傷

3.2.3.1 底部加強區剪力墻損傷

底部加強區剪力墻損傷情況詳見圖6。從圖中可以看出，首層剪力墻在左下角出現局部受壓損傷大于0.5但寬度小于50 %的局部中度損傷，主要原因是二層該處墻肢截面由400 mm厚變為200 mm厚。為了減小該處的影響，把二層該處的剪力墻厚度改為300 mm，以減小截面突變對受力的不利影響。墻肢加厚以后損傷明顯減小，而連梁的損傷有所增加，連梁耗散了地震能量從而保持了剪力墻完好，符合一般力學原則。三層及四層剪力墻損傷較小，均未達到0.5的損傷程度，說明底部加強區有較好的抗震性能，能夠滿足大震的性能目標。

3.2.3.2 鋼筋塑性應變

從圖7可以看出，框架梁、連梁、剪力墻鋼筋在罕遇地震作用下未見塑性應變，連梁混凝土受壓損傷時，鋼筋還能保持彈性階段。

3.2.3.3 大震不屈服剪力墻驗算

通過讀取罕遇地震下的剪力進行抗剪截面抗剪驗算，材料均采用標準值，內力采用SATWE大震不屈服結果，驗算表明均能滿足高規性能水準5對于關鍵構件的要求。

綜上所述，罕遇地震下彈塑性分析的結果表明，連梁受壓損傷過程中很好的消耗了地震能量。由于連梁的屈服，結構的剛度減小，結構吸收的地震力減小，同時變形加大，但仍滿足規范限制要求，剪力墻在大震彈塑性分析時，除底部加強區剪力墻局部出現損傷因子大于0.5受壓損傷之外，其它層剪力墻未發現受壓損傷。剪力墻及連梁鋼筋在彈塑性大震作用下未出現較大的塑性變形，表明結構性能良好，達到了預期的抗震性能目標的要求。

(a) 首層

(b) 二層

(c) 三層

(d) 四層

(e) 二層加厚圖6 一層～四層剪力墻損傷

(a) 框架梁鋼筋

(b) 剪力墻鋼筋

(c) 連梁鋼筋

4 抗震加強措施

(1)盡量減小結構自重，采用高強度混凝土，輕質隔墻，從而減小地震力。

(2)嚴格控制結構底部加強區軸壓比，一層軸壓比均小于0.4，二層及以上軸壓比均小于0.5。

(3)一層樓板配筋率為0.25 %，采用雙層雙向。

(4)增大底部加強區剪力墻分布筋配筋率，1～3層為0.4 %，首層建筑四大角配筋率局部提高至0.6 %，4層為0.3 %，底部加強區以上剪力墻分布筋配筋率0.25 %。

(5)首層樓梯開洞較多的地方用剪力墻圍合。

(6)剪力墻底部加強區配筋采用中震不屈服和小震彈性大值配筋。

5 結論

依據《高規》，本工程抗震性能目標為D級，通過三個設 防水準的抗震計算分析表明：經過合理的結構設計，結構在小震時能充分保證各構件處于彈性狀態，中震時關鍵構件及普通豎向構件不屈服，大震時關鍵構件基本完好，普通剪力墻基本完好，耗能構件屈服，薄弱部位層間變形滿足規范要求。結合以上提出的對相對薄弱部位的加強措施，實現了預期的抗震性能目標。