超限高層建筑結構抗震超限設計與分析

江 進，肖建軍，廖 鵬

（中航長沙設計研究院有限公司，湖南長沙 410014）

1 超限高層建筑的工程簡介

兆鑫匯金廣場項目作為城市更新項目，其B座住宅為B級超限高層建筑，總建筑面積達20685.12m2，地上共有44層，屋頂設置了1層屋架，屋架高度為5.0m，結構的主屋面高度為147.9m，首層高度為6.6m，2、3層高度為5.1m，4層高度為6.6m，標準層高度為3.0m，建筑的13、28層設置的避難層高度為5.1m；地下1層到5層的高度分別為6.95m、6.0m、4.8m、3.6m、3.8m，嵌固端在地下室的2層樓板，板厚為180mm，同時地下室的頂板厚度為160mm。對建筑結構進行分析可以發現，該建筑的特點包括墻不連續以及凹凸、側向剛度、扭轉不規則。

2 超限高層建筑的設計方案

2.1 計算嵌固端

在進行B座住宅地下五層結構的結構嵌固端選擇過程中，若采用地下2層樓板作為結構嵌固端，那么在計算地下室樓層側向剛度時，可以利用《高層建筑混凝土結構設計技術規程》（JGJ 3—2010）（簡稱為《高規》）附錄E.0.1條公式，對樓層的側向剛度比進行計算。并且經過計算可以得出地下3層與地下2層的X向與Y向剛度比分別為2.2×107kN/m、2.0×107kN/m，由于樓層側向剛度比均大于2，那么在設計地下室頂板時，需要保證其構造滿足以下要求：①依據相關規范的要求，本項目地下2層樓板采用普通現澆鋼筋混凝土梁結構，樓板厚度為180mm，雙層雙向配筋，并且樓板無大開洞；②地下室每層框架柱每側縱向鋼筋面積需為上1層的1.1倍以上；③在設計過程中，需保證地下2層框架梁的實際受彎承載力的和大于上下2層柱的實際受彎承載力之和[1]。

2.2 結構體系與布置情況

由于該工程的B座建筑屬于B級高限建筑，結構部分是框支剪力墻結構，其結構抗側力體系如圖1所示。

圖1 YJK與ETABS結構抗側力體系

2.3 基礎形式

在進行本項目設計過程中，本地區設計基本地震加速度的數值為0.10g，設計特征周期為0.35s，場地內存在飽和沙土與軟土，并且在Ⅶ度地震烈度的影響下，可以忽略飽和沙土與軟土震陷對建筑的影響。同時，在對施工地點情況與建筑設計需要進行切實了解的基礎上，可以令B座塔樓的基底持力層為中風化的花崗巖，裙樓與地下室則采用天然基礎與人工挖孔樁加固地基，建筑的持力層是中風花崗巖或中風化凝灰質砂巖。建筑地下室抗浮設防水位以建筑周邊道路最低點絕對標高為基礎，在設計地下室抗浮設計驗算時，需充分考慮水浮力的作用，令建筑的塔樓部分主要應用結構自重抗浮，裙房與地下室部分則采用精軋螺紋鋼抗拔錨桿[2]。

3 超限高層建筑結構抗震性能分析

為切實滿足人們對建筑空間的需要，大量超限高層建筑不斷涌現，盡管這種情況的出現在一定程度上提升了城市土地資源的利用率，但由于超限高層建筑的結構層數較高、結構較為復雜，在建筑結構的設計施工過程中往往存在較多的困難，抗震設計更是成為超限高層建筑結構設計中的重點與難點。現階段，為切實了解超限高層建筑結構的抗震性能，則需要應用合適的程序分析軟件對建筑結構抗震性能進行分析。

3.1 多遇地震及風荷載對建筑的影響

3.1.1 振型分解反應譜法與風荷載作用

為切實了解地震與風荷載對該工程B座建筑的影響，可以采用YJK與ETABS兩款結構分析程序，對建筑在小震與風力作用下，彈性模型結果加以分析，并且可以了解到，這兩種計算模型的結果極為相近，第一扭轉周期與第一平動周期的比值均比規范限值0.85小，這種情況的存在說明該建筑設計結構具有良好的抗扭剛度。在對建筑剪重比進行調整后，可以了解到，在地震工況下，建筑的Y方向的最大層間位移角為1/1230，并且這一情況出現在33層，滿足規范1/800的要求；在50年風荷載的影響下，建筑Y方向的最大層間位移角為1/808，這種情況出現在建筑的32層，同樣滿足規范1/800的要求[3]。

3.1.2 彈性時程分析

以《高規》第4.3.4為依據，可以了解到，在進行該工程B座建筑結構設計過程中，需要用彈性時程分析法進行多遇地震情況的補充計算。具體來說，在進行計算分析時，可以將地震的加速峰值設為35cm/s2，地震的波振型阻尼比ξ為0.05，地震波時間間距△t為0.02s，特征周期Tg=0.45s。現階段，將小震彈性時程建立、彎矩計算結果與小震彈性時程層間位移角結果進行匯總，可以得出如圖2所示的曲線，對曲線進行分析可以了解到，部分樓層小震時程建立平均值比反應譜建立大，并且扭轉周期與平均周期的比值小于0.85，這種情況的存在說明該建筑結構抗扭剛度合適。現階段，為滿足規范最小減重比限值的要求，X向與Y向的減重比調整系數分別為1.24與1.0，從數據可以了解到，該建筑結構能夠滿足相應規范的要求。

圖2 不同地震時程工況下的基層剪力及位移角

3.2 設防烈度地震作用下結構抗震性能的驗算

在進行該工程B座建筑受彎承載力與建筑結構框支柱抗震性能驗算時，可以應用Matlab輔助設計軟件，按照矩形截面墻肢進行驗算。同時，在進行建筑結構框支柱抗震性驗算的過程中，從軟件模擬結果可以了解到，首先，在中震不屈服組合下，拉應力需在混凝土抗拉強度標準值的2倍以下；其次，結構的框支架滿足受彎、受剪彈性的性能目標要求；最后，連梁符合抗剪不屈服性能目標，因此可以通過為其設置交叉斜筋的方式，提高其抗剪承載力。

3.3 罕遇地震動力彈塑性

3.3.1 分析模型特征

為驗證SAUSAGE模型分析結果的準確性，可以將SAUSAGE模型與YJK模型進行比對，由于在彈塑性分析模型構建過程中，構件的截面尺寸、材料強度等級、構件所配鋼筋與彈性分析模型都相同，彈塑性分析模型荷載與地震質量均可以以彈性模型為依據，并且對模型的前三階振型以及塔樓SAUSAGE模型與YJK模型進行周期比對，可以發現SAUSAGE模型與YJK模型在包含鋼筋質量、Y向與X向平動周期、扭轉周期的計算結果極為接近，這種情況的出現說明模型計算結果具有準確性。

3.3.2 時程分析結構反應

在分析時程分析結構反應的過程中，可以從基底剪力與結構頂部位移兩方面入手。具體來說，在驗證建筑結構的非線性特征，可以對大震彈塑性與大震彈性的市場進行比對，從而達到了解建筑基底剪力的目的。并且在對比過程中，大震彈塑性與大震彈性底部剪力比值在84%~96%之間，包絡值顯示，X向、Y向的彈塑性基底剪力約為94%的彈性結果，從中可以了解到，塔樓在大震情況下的非線性特征符合規定要求。同時，在研究彈性塑性與彈性樓層頂部位移的時程變化情況時，可以監測圖1所示的P1點位移時程。在測試過程中，彈塑性頂部位移約為73%~114%的彈性位移，彈塑性位移在地震結束后，明顯衰減，保證塔樓能夠擁有“大震不倒”的抗震性能。

4 超限高層建筑結構抗震超限處理方式

4.1 建筑結構體系布置

在深圳市羅湖區兆鑫匯金廣場項目B座住宅結構布置過程中，首先，需要在塔樓結構設計的過程中，提升對裙房以及相關范圍內地下室結構的關注度；其次，通過在框支柱與部分框支梁部分設置型鋼的方式，減小截面，提升其承載力；最后，為切實保證建筑結構的穩定性，樓板厚度可以使100mm、110mm、150mm、180mm，裙房頂板厚度應為150mm，并且裙房頂上的結構轉換層板厚應為180mm。

4.2 計算分析

在建筑結構設計過程中，需要先對建筑典型層的樓板應力進行分析，切實保證樓板能夠有效傳力，同時，需要控制樓板應力較大部分的厚度，并控制鋼筋的應力。若對轉換結構進行專項分析，則需要將分析點選在典型框支梁節點，通過對其進行有限元分析的方式，可以切實保證結構的安全性與穩定性。

5 結論

總而言之，在當前城市建筑施工過程中，為保證超限高層建筑使用壽命能夠切實滿足建筑需要，在考慮到建筑施工材料、施工地點地質結構等情況的基礎上，可以應用相應的軟件對建筑結構的抗震性能加以模擬，以便為后續工程施工活動的順利開展打下堅實的基礎。