貴陽亨特國際金融中心超高層建筑抗震設計

程勇

（貴陽市建筑設計院有限公司，貴州 貴陽 550004）

1 概述

1.1 工程概況

該項目位于貴陽市南明區核心位置，由主樓和裙房兩部分組成，地下7層，主要作車庫、設備用房使用，地下7層建筑面積約2.35萬m2，地上共58層，建筑面積約8.47萬m2，其中地上裙房部份共7層，主要作商場及酒店管理用房、辦公用房使用，裙房以上主樓共51層，主要為酒店和辦公用房。結構嵌固層在建筑-3層即結構層的第4層頂板處，從嵌固層起算該工程計算總高度為236.19m。本工程±0.000相當絕對高程1075.6m，地下室底板面標高-27.94m，絕對標高1047.66m。嵌固層處的絕對標高為1061.36m，建筑效果如圖1所示。

圖1 建筑效果

1.2 結構體系

按照《高層建筑混凝土結構技術規程》（JGJ 3—2010），該樓屬于超B級高度超高層建筑。主樓屋面計算高度236.19m，結構體系為型鋼混凝土框架-鋼筋混凝土剪力墻結構體系，根據Ⅵ度抗震設防型鋼混凝土框架-鋼筋混凝土剪力墻結構最大適用高度為170m（高層建筑鋼-混凝土混合結構設計規程CECS 230：2008），本工程超過最大適用高度66.19m。樓蓋采用混凝土梁板式結構。標準層結構平面布置如圖2所示。

圖2 標準層結構平面布置

1.3 結構超限類型

該項目根據住房和城鄉建設部發布的《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》（建質〔2015〕67號）文，主要的超限類型如下。

（1）超過B級高度。

（2）樓板不連續（①裙房局部開大洞；②塔樓在酒店大堂樓板開洞，開洞面積大于30%）。

（3）平面出現扭轉不規則（局部樓層考慮偶然偏心的扭轉位多比＞1.2）。

（4）尺寸突變（立面縮進大于25%）。

1.4 設計基本規定和抗震設防標準

該項目結構設計年限為50年，房屋結構安全等級為2級，重要系數γ0為1.0，房屋基礎設計等級為甲級，所在地設防抗震烈度為Ⅵ度，設防抗震標準為重點設防，地震分組為一組，地震加速度為0.05g，αmax=0.04.場地為Ⅱ類場地，特征周期Tg=0.35s。本項目柱、墻和框架梁抗震等級均為Ⅰ級。

1.5 地基和基礎

根據地勘報告，場地無活動性斷裂通過，區域地質構造穩定，場地內第四系土層覆蓋層較薄，基巖斷續出露，持力層采用中風化白云巖，巖層呈單斜緩傾構造，層狀結構，巖體較完整，承載力特征值fak＝6000kPa，為較堅硬巖。基礎設計時核心筒及附筒下采用平板式筏形基礎，厚度為1.8～2.5m，外圍柱基礎采用厚度為3.5m×5.5m×3.0m柱下擴展基礎。

1.6 風荷載

本工程50年重現期風荷載基本風壓值ω0＝0.30kN/m2，基本風壓按ω0×1.1倍采用（承載力設計），即0.33kN/m2，場地地面粗糙度為B類，風載體形系數μs＝1.3，由于多棟高層建筑相互距離較近，需考慮群體效應風力相互干擾，體型系數μs×1.2加大。

2 多遇地震及風荷載作用下結構計算分析與設計

2.1 計算方法

根據《高層建筑混凝土結構技術規程》（JGJ 3—2010）第5.1.12條體型復雜、采用兩個不同力學模型進行整體計算。本工程采用SATWE、PMSAP和邁達斯軟件對結構進行計算分析，另采用YJK作補充計算。分析時均采用CQC法計算地震作用，并考慮了偶偏和雙向地震；按《抗規》的方法進行雙向地震作用計算。彈性時程補充分析時選用了2條天然波和1條人工波，取用時程分析的最大值和CQC計算結果包絡設計[1]。

2.2 嵌固層確定

地下室與上部同時建模，計算模型嵌固層在負3層（結構計算模型第4層頂板處）-14.24m標高處，采用剪切剛度計算，嵌固層結構的樓層側向剛度不小于相鄰上層樓層側向剛度的2倍的要求，因相差一點不滿足，故負3層（-14.24m）以下補足了一定數量的剪力墻滿足該剛度比要求，X方向剛度比：γ4/γ5＝2.38；Y方向剛度比：γ4/γ5=2.16，嵌固層板厚度為180mm，配筋為雙層雙向配筋，且每個方向各層的配筋率不小于0.25%。

2.3 結構分析主要結果

本項目運用satwe和邁達斯兩種計算軟件分析，計算結果的質量和各大指標基本接近，相差誤差較小，認為原程序計算是可信的，前三個計算周期分別是T1=6.52（0.00+1.00+0.00），T2=5.40（0.99+0.00+0.01），T3=2.72（0.02+0.00+0.98），周期比2.72/6.52=0.42＜0.85（滿足要求）。地震作用下最大層間位移角位于Y方向34層1/1358，風荷載作用下最大層間位移角位于Y方向32層1/1025。

根據《高層建筑混凝土結構技術規程》（JGJ 3—2010），在水平地震作用下，第二道防線的框架要有必須的抗側向能力，需對框架柱承擔的剪力予以調整，然后進行組合內力及驗算，根據高規各樓層柱子調整后承擔的剪力取0.2V0與1.5Vfmax的較小值，但考慮該工程的特殊性，如果整樓采用底層剪力則對上部塔樓柱子調整后的剪力太大，所以該項目采用分段調整，裙房及以上兩層將按照0.2V0與1.5Vfmax中較小值調整設計，上部塔樓每根柱按裙房頂處總剪力V1的0.02倍調整，為了便于計算操作，裙房第二層以上每層取裙房頂處總剪力V1的12%調整（因只有六顆柱子）。多遇地震第2道防線做法延伸至設防地震，對6顆框架柱的驗算，多遇地震作用下的剪力也按以上進行調整。通過上述辦法對該項目的剪力進行了調整，保證了罕遇地震作用下6顆框架柱在筒體整體剛度變弱、重新分布內力條件下提高了冗余度。

3 中震作用下結構設計與分析

根據性能分析內容，計算設防地震作用的結構分析，驗算是否滿足原來設定的性能目標，中震作用下結構分析采用振型反應譜法計算內力，結構阻力比取為0.05，連梁剛度取為0.5。結構最大層間位移角1/452，屬于輕微損壞，滿足彈性層間位移限值的2倍要求，簡單修理仍可使用。在設防地震作用下構件按要求設計，主要設計思路如下：底部加強區剪力墻配筋取小震結果與中震結果包絡設計，本項目底部加強區剪力墻配筋結果大多數由小震配筋結果控制；關鍵框架柱配筋取小震結果與中震結果兩者大值，關鍵框架柱配筋結果大多數由小震配筋結果控制，少部份框架柱的中震配筋結果大于小震配筋結果。

根據中震復核結果可知中震作用下底部豎向構件抗剪承載力均有較大富余。普通豎向構件的剪力墻與框架柱配筋均受小震結果控制，框架梁滿足大多數不屈服，連梁截面需滿足在多遇地震下抗剪彈性的要求，通過配筋或截面應力比控制是可以滿足多遇地震的目標[2]。

4 結構彈性時程分析

本項目采用由北京震泰工程技術有限公司提供的結構時程分析的地震加速記錄數據進行計算，運用PMSAP軟件計算，采用小震的模型，輸入地震記錄波進行動力時程計算，可計算出各層的層間位移和剪力值。輸入三條地震波，三條波分別為天然波S106～107、S265～266，人工波S635-3～4。主分量峰值加速度取18cm/s2，按6度多遇地震進行彈性時程分析，規范譜與地震波譜比較如圖3所示。

圖3 規范譜與地震波譜的對比

地震波時間步長為0.02s，結構阻力比為0.05，地震波的選擇滿足規范要求的選波條件，通過圖上可以看出規范反應譜剪力曲線能包絡住三條地震波的平均剪力曲線，但在Y向有少部分樓層，規范反應譜法的地震剪力略小，施工圖設計時對地震剪力進行調整，加大CQC法的樓層剪力，并提高構造。

5 大震作用下非線性地震反應分析與抗震性能評價

5.1 性能目標

根據抗震設防類別、設防烈度、場地條件、震后損失和修復難易程度綜合考慮后確定該項目抗震性能目標為C級[1]，即性能水準為1、3、4，具體參數和要求如表1所示。

表1 抗震性能目標

5.2 動力彈塑性分析

結構模型進行大震彈塑性分析，同時從結構的兩個水平主軸方向輸入地震波，罕遇地震時程分析時采用三條雙向水平地震波（天然波2組，人工波1組），根據《建筑抗震設計規范（2016年版）》（GB 50011—2010）的要求，加速度峰值主次分量按1:0.85比值，加速度主分量峰值按125cm/s2，加速度次分量峰值按106.3cm/s2，持時為30s，計算步長0.02s。根據計算結果在大地震作用下X向的層間位移最大為1/274，Y向的層位移最大為1/263，結果表明，罕遇地震作用下，結構層間位移角能滿足《建筑抗震設計規范（2016年版）》（GB 50011—2010）表M.1.1-2（1/133）要求。3條地震曲線出現了差不多的塑性發展性質，最先是小部分連梁、框架梁進入塑性階段，然后再有大多數連梁進入塑性。6顆KZ一直保持不曲服形態，其混凝土剪力墻和鋼筋應力都在抗力范圍內。6顆柱子和剪力墻沒有出現塑性鉸，僅剪力墻體出現少量裂縫，有一小部分水平向的構件出現了塑性鉸，集中在電梯廳前室連梁及與筒體相連的框架次梁，框架次梁出鉸主要由于筒體剛度太大引起的，設計時可以采用次梁支座鉸接，提高大震作用下水平構件耗能的能力，避免出現水平構件脆性破壞。通過以上分析柱、墻等豎向構件在罕遇地震作用下具有較好的性能抗震，滿足大震不倒結構設計要求。

6 結語

隨著城市化建設進程，土地資源越來越緊張，開發地面以上空間會成為一種常態，所以高層、超高層建筑會越來越多，本文以工程實例概述了超高層建筑結構的抗震設計方法，圍繞性能目標進行論證，分別介紹了在多遇地震、設防地震、罕遇地震作用下的計算軟件和方法，分析論證該項目是否達到預期的性能目標，通過以上論述可知該項基本滿足“小震不壞、中震可修、大震不倒”的三水準設計要求，使建筑滿足安全、適用、經濟、美觀的八字方針。