高設防烈度地區(qū)某超高層結構抗震性能分析

何禮東

（同濟大學建筑設計研究院（集團）有限公司，上海 200092）

0 引言

隨著現(xiàn)代社會的進步，且土地資源的限制，人們對超高層建筑的需求大幅提升，因此超高層建筑的數量不斷增多。同時由于建筑立面效果和功能的要求，使超高層結構形式多樣復雜化，導致其設計問題也變得更加復雜［1］，尤其是超高層結構的抗震設計問題。合理的抗震性能化分析有助于發(fā)現(xiàn)結構的薄弱環(huán)節(jié)，從而有針對性地對結構進行加強。國內已有學者針對不同地區(qū)、不同高度和結構形式超高層結構進行了抗震性能分析，董穎杰等［2］針對西寧地區(qū)（抗震設防烈度7度）某245.1m超高層商業(yè)辦公樓進行了罕遇地震彈塑性分析，其結構體系為鋼筋混凝土框架-核心筒體系，不設置加強層；單孟碩等［3］針對抗震設防烈度為7度地區(qū)的某156m超高層辦公樓進行了罕遇地震彈塑性時程分析，其結構體系為鋼筋混凝土框架-核心筒體系，不設置加強層；錢坤等［4］針對某34層剪力墻結構商業(yè)住宅進行了罕遇地震彈塑性分析；馬中華等［5］針對南京地區(qū)145.8m超高層辦公樓進行了抗震性能分析，其結構體系為鋼筋混凝土框架-核心筒體系，不設置加強層。文中將針對高設防烈度（8度0.2g）地區(qū)的一幢超高層建筑分別進行小震、中震、大震下的抗震性能分析，為設計提供依據，從而有針對性地對結構薄弱部位進行加強。

1 工程概況

工程位于甘肅省蘭州市，為Soho辦公功能的一棟超高層塔樓。地上建筑面積約6.74萬m2。地下4層，地上45層，首層層高6m，標準層高5.1m；結構屋面高度為230.51m，屬于超B級高度的超高層建筑［6］。由于建筑立面效果的要求，部分外框柱設置為斜柱。

從抗側能力、布置形式等方面考慮，結構采用了采用型鋼混凝土框架-核心筒體系，框架柱、外框架梁、各加強層層頂和層底框架梁設置型鋼，6層以下核心筒外圈墻體內設置鋼板，核心筒外圈墻肢角部及部分墻肢端部設置型鋼。結合建筑功能中的避難層位置，設置1道剛度適宜的伸臂桁架（第10層）及2道環(huán)帶桁架（第28層及第37層），形成水平加強層，將部分整體彎矩轉化為外框柱軸向荷載，提高外框結構與核心筒結構間的整體抗側協(xié)調能力，進而綜合性的提高建筑結構的整體抗側剛度，滿足各工況下的結構安全需求。

圖1 伸臂桁架層

圖2 環(huán)帶桁架層

圖3 結構體系

混凝土強度等級如表1所示，型鋼強度等級為Q345B。

表1 混凝土等級

工程設計基準期及耐久性使用年限均為50年，結構重要性系數1.0，設防分類為丙類。根據GB 50011-2010《建筑抗震設計規(guī)范》［7］（以下簡稱《抗規(guī)》），地震地震作用主要參數如下：剪力墻抗震等級為特一級，框架抗震等級為特一級。設防烈度8度（0.2g），場地類別Ⅱ類，設計地震分組第3組。嵌固端為地下室頂板。

2 多遇地震分析結果

2.1 結構動力特性

多遇地震作用下采用北京盈建科軟件有限責任公司軟件YJK和MIDAS GEN這兩個不同力學模型的空間結構分析程序進行計算分析，模態(tài)結果如表2所示。YJK和MIDAS GEN軟件的計算結果差距在5%以內，且結構扭轉為主的第一周期與平動為主的第一周期之比小于規(guī)范規(guī)定的0.85限值。

表2 自振周期（僅列出前3階振型作為對比）

2.2 反應譜法分析的主要結果

層間位移角及剪重比結果見表3。從結果可以看出，層間位移角由小震控制，X方向最大層間位移角為1/559，Y方向最大層間位移角為1/642。根據《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》（以下簡稱《高規(guī)》）3.7.3條，按建筑物高度（230.51m）線性插值得到的層間位移角限值為1/535，上述結果均滿足要求。根據《抗規(guī)》5.2.5節(jié)，8度區(qū)基本周期位于3.5～5.0s間的結構，樓層最小地震剪力系數限值為2.58%（X向），2.42%（Y向）。僅底部個別樓層的X向剪力系數略低于規(guī)范要求，施工圖設計時按規(guī)范要求進行調整。

表3 反應譜法分析

3 設防地震分析結果

采用《高規(guī)》中的等效彈性方法，利用YJK軟件對結構在中震作用下進行不屈服驗算判定。主要計算結果如表4所示。

表4 中震分析的主要計算結果

由結果可知，隨著連梁剛度的退化，基底剪力及傾覆彎矩并非線性增大，層間位移角約為彈性層間位移角限值的2.4～2.5倍，符合《抗規(guī)》中“需一般修理，采取安全措施后適當使用”的性能目標，結構處于輕微破壞-中等破壞之間。

4 罕遇地震作用下彈塑性分析結果

選取滿足規(guī)范“在統(tǒng)計意義上相符”規(guī)定的3條地震波（1條人工波、2條天然波），采用SAUSAGE軟件對結構進行了大震下的彈塑性時程分析。

《高規(guī)》3.11.2將結構的抗震性能分為5個水準，對應的構件損壞程度則分別為“無損壞、輕微損壞、輕度損壞、中度損壞、比較嚴重損壞”5個級別，與SAUSAGE中構件的損壞評定標準對應關系如表5所示，dc、dt分別為混凝土受壓、受拉損傷程度。ξ0（εp/εy）即鋼筋塑性應變水平，為鋼筋當前應變與屈服應變比值；ξp為鋼筋塑性應變值［8］。

表5 性能評價標準

4.1 層剪力和傾覆彎矩

大震彈塑性及小震彈性時程分析結果比較見表6，3條地震波的基底包絡地震剪力約為多遇地震彈性時程計算結果的3.5倍，屬于合理范圍，說明結構具有較好的延性。

表6 基底剪力結果比較 kN

4.2 層間位移角

層間位移角結果如表7所示，3條地震波的層間位移角包絡值不超過規(guī)范規(guī)定1/100。

表7 各地震波最大彈塑性層間位移角

4.3 核心筒剪力墻抗震性能評價

混凝土受壓損傷和鋼筋塑性應變水平圖如圖4～圖6所示，文中僅摘錄部分結果。

圖4 底部加強區(qū)墻體受壓損傷云圖

圖5 底部加強區(qū)墻體鋼筋塑性應變水平（X為主方向）

圖6 底部加強區(qū)墻體性能水平

由圖4可知，塔樓底部墻體混凝土受壓較大，大部分混凝土受壓損傷因子在0.2以內，個別核心筒角部、短墻肢邊緣處混凝土受壓損傷因子較大，達到0.6左右，但仍未失去承載能力，不會出現(xiàn)混凝土剝落甚至壓潰等嚴重現(xiàn)象。

由圖5可知，底部水平鋼筋塑性應變水平較小，大部分處于0.33以內，部分達到0.6左右，水平鋼筋未進入塑性狀態(tài)；底部豎向鋼筋塑性應變水平基本在0.7以內，部分核心筒角部或短墻肢邊緣處豎向鋼筋塑性應變水平較大，但不超過1，豎向鋼筋未進入塑性狀態(tài)。說明底部加強區(qū)核心筒抗彎和受剪均未屈服。

由圖6可知，底部加強區(qū)墻體大部分處于輕度損壞。驗證了底部加強區(qū)核心筒墻體滿足性能目標要求。

施工圖設計時，針對損傷因子較大處及鋼筋塑性應變值較大處，將通過控制剪力墻軸壓比、加強約束邊緣構件配筋、增加型鋼或鋼板等措施，更好得控制剪力墻抗彎、抗剪不屈服。

4.4 型鋼混凝土柱抗震性能評價

由圖7可知，底部框架柱混凝土受壓較大，最大損傷因子約為0.14，但未失去承載能力，不會出現(xiàn)混凝土剝落甚至壓潰等嚴重現(xiàn)象。

圖7 混凝土柱受壓損傷云圖（X為主方向）

由圖8可知，底部框架柱混凝土受拉較大，主要集中在四個角部區(qū)域，最大損傷因子約為0.91，混凝土發(fā)生輕微開裂。在施工圖設計時，針對受拉損傷因子較大的框架柱，將加大其型鋼及配筋，從而控制其混凝土開裂程度。

圖8 底部加強區(qū)混凝土柱受拉損傷云圖（X為主方向）

由圖9可知，底部框架柱鋼筋塑性應變值在0.6以內，鋼筋均處于彈性狀態(tài)，說明底部加強區(qū)框架柱抗彎及抗剪均未屈服。

圖9 底部加強區(qū)框架柱鋼筋塑性應變水平（X為主方向）

由圖10可知，底部加強區(qū)框架柱基本處于無損壞、輕微損壞，滿足性能目標要求。

圖10 底部加強區(qū)框架柱性能水平

4.5 伸臂桁架及環(huán)帶桁架抗震性能評價

伸臂桁架及環(huán)帶桁架抗震性能水平如圖11～圖13所示。伸臂桁架腹桿基本處于輕度損壞，弦桿大部分進入中度破壞，少部分處于輕度破壞。環(huán)帶桁架腹桿基本處于無損壞狀態(tài)，弦桿大部分進入輕度破壞。滿足性能目標要求。

圖11 伸臂桁架性能水平

圖12 28層環(huán)帶桁架性能水平

圖13 37層環(huán)帶桁架性能水平

5 結語

綜上分析結果表明：

（1） 多遇地震作用下，結構能保持彈性，各項指標均滿足規(guī)范要求。底部個別樓層的X向剪力系數略低于規(guī)范要求，施工圖設計時按規(guī)范要求進行調整。

（2） 設防地震作用下，層間位移角約為彈性層間位移角限值的2.4～2.5倍，符合《抗規(guī)》中“需一般修理，采取安全措施后適當使用”的性能目標，結構處于輕微破壞-中等破壞之間。

（3） 在罕遇地震作用下，基底剪力約為小震彈性時程作用下的3.5～4.0倍左右，結構具有較好的延性。結構、構件滿足性能目標要求。

（4） 對于超高層結構，結構延性尤為重要，為使結構滿足“小震完好，中震中度破壞，大震比較嚴重破壞”“小震彈性，中震可修，大震不倒”的抗震設防目標，合理的抗震性能化分析有助于發(fā)現(xiàn)結構的薄弱環(huán)節(jié)，驗證所選結構體系的合理性，為施工圖階段提供設計依據，找出結構薄弱環(huán)節(jié)，從而有針對性地對結構進行加強。