天津卓越大廈超限高層結構分析與設計

王湘安 孟范輝 單玉坤

1 結構概況

天津卓越大廈主體建筑由兩座高層主樓、裙樓及地下室幾部分組成,層數為53層,標準層層高均為2.9 m,結構主體高度為158.3 m,結構形式為鋼筋混凝土剪力墻結構。工程設防烈度為7度,設計地震分組為第一組,設計基本地震加速度為0.15g,場地類別Ⅲ類,特征周期為0.52 s,建筑物抗震設防類別為丙類。本工程采用了多個軟件(SATWE,MIDAS-Gen)進行常規彈性計算分析,并采用非線性版本的MIDAS-Gen,EPDA進行了Pushover和彈塑性時程分析。

2 地下室及基礎設計

本工程整個建筑場地范圍均為兩層地下室,地下1層,2層層高分別為5.4 m,6.5 m。由于建筑物主體與裙房部分高度差異較大,因此設計過程中控制各部分基礎沉降差異是比較關鍵的因素,同時局部裙房處的抗浮設計以及基礎設計過程考慮水浮力的影響也是一個重要環節。其中主樓采用樁—筏基礎形式,選用900 mm直徑的鉆孔灌注樁,有效樁長約為50.8 m,為進一步提高樁基承載力采用樁底后壓漿工藝,單樁極限承載力標準值為11 900 k N。裙房下采用600 mm直徑鉆孔灌注樁,有效樁長約為25 m,單樁抗拔極限承載力標準值為1 600 kN,抗壓極限承載力標準值為2 500 kN,裙房柱下設置獨立承臺,各承臺之間以600 mm厚隔水筏板相連。

裙房部分設計時考慮抗浮水位及歷史最低水位下的不同工況組合,按照最不利效應進行樁型選擇及布樁設計。同時在設計過程中考慮長期穩定最低水位對基礎設計的有利影響,適當減少布樁數量,提高基礎設計的經濟指標。

表1 振型指標

3 結構彈性分析

本工程彈性計算分析分別采用空間分析程序SATWE和MIDAS-Gen獨立建模。均采用整體空間結構模型,幾何模型為線、板單元,各單元由節點相連。地面標高計算至地下室頂面,與此邊界連接的節點設為固定。樓面荷載、風荷載、地震作用等按本工程設計及國家規范進行設置。從表1,表2各項數據的對比來看,兩軟件計算的指標總體均比較吻合。

表2 變形驗算

彈性時程分析分別采用兩條天然地震波(US05X&US05Y,US36X&US36Y)和一條人工模擬波(S755X&S755Y)進行彈性時程分析。峰值加速度主方向為55 cm/s2,次方向為47 cm/s2。根據圖1,圖2中數據可以看出,時程方法能夠更為有效的顯示結構高振型的反應,設計過程將振型分解反應譜法的地震力適當放大,經過計算,其各層樓層剪力均大于時程分析法的樓層剪力指標。

4 結構超限情況及設防目標

本工程根據《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》對結構進行檢查,首先本工程為高度超限,以及存在有扭轉不規則、樓板不連續、局部轉換這三項一般規則性超限,因此針對超限情況采取以下措施:

1)確定相應性能目標,通過小震、中震及大震計算,驗證構件軸壓比、抗剪、抗彎承載力,保證各項指標均符合規范要求,確保不同構件符合相應性能指標的要求。同時通過截面設計和抗震構造措施,保證構件承載能力。

2)適當加大結構高寬比指標、設置一定數量的完整長墻、開洞處適當增設連接板等措施,保證結構體系合理性。

3)通過非線性推覆分析、大震下動力彈塑性時程分析,驗算結構層間位移角,滿足規范大震不倒的要求。

4)在框支柱及轉換梁中設置型鋼,適當提高轉換構件的承載力和延性。

5 靜力彈塑性分析(Pushover Analysis)

5.1 單元模型和分析方法

本工程Pushover分析采用大型通用有限元程序 MIDASGen,該程序利用 ATC-40(1996年)和 FEMA-273(1997年)中提供的能力譜法(Capacity Spectrum Method,CSM)評價結構的耐震性能,計算模型使用的單元類型有三維梁—柱單元(3-dimensional beam-column element)、三維墻單元(3-dimensional wall element)。Pushover分析過程在各框架梁及連梁的梁端設置了彎矩鉸(MyMz),在鋼筋混凝土墻中及框架柱端部均設置了PMM鉸,并按照ATC-40所建議的方法分別定義了各鉸的性能骨架曲線。本工程中對X,Y兩個方向分別進行了Pushover分析。注意到結構分別沿X向,Y向的第一、二振型的振型參與質量成分很大,而且結構沿豎向分布均勻,因此,我們在進行 Pushover分析時,采用的是振型進行側推的水平目標位移的位移控制法。

5.2 分析結果

圖3,圖4分別為結構在沿X方向,Y方向罕遇地震作用下Pushover能力曲線及地震需求譜線共同繪制在同一坐標系(ADRS)下的分析結果。該罕遇地震性能控制點所對應的結構狀態反映了結構在7度罕遇地震下的工作狀態。現考察對應時刻的結構狀態如下:

X向、Y向加載罕遇地震性能控制點所對應的結構頂點位移分別為0.723 5 m,0.638 0 m,此時結構基底剪力分別為60 900 k N,81 810 k N。X向最大層間位移角出現在第31層,為1/167,Y向最大層間位移角出現在33層,為1/190,均小于規范規定的層間位移角限值。

考察結構的出鉸順序和部位如下:X方向當結構頂點位移在0.103 m(約相當于小震水平)之前,除了中間層極少數中筒處連梁產生塑性鉸外,整個結構基本保持彈性。當結構頂點位移在0.291 m(約相當于中震水平)時,在底部墻體及上部個別墻體出現了少量塑性鉸,在中筒連梁及其外圈的剪力墻的連梁處也出現部分塑性鉸。隨著側推的繼續,剪力墻塑性鉸出鉸的區域逐漸向整個結構蔓延,梁塑性鉸的數量也逐漸增多。當達到罕遇地震性能控制點時,剪力墻上出現了一定數量的塑性鉸,平面位置主要集中在兩側外墻及中筒處,平面兩端山墻上塑性鉸集中在底部,上部也出現少許,中筒處塑性鉸主要出現在結構底部,其中少部分墻體的出鉸程度已經比較深;梁的塑性鉸幾乎遍布整個結構,除中筒連梁外其他出鉸連梁大多處于B-IO階段。Y方向情況與X方向基本相同。

6 彈塑性動力時程分析

采用EPDA彈塑性動力分析程序對本工程進行了非線性動力時程分析。采用兩條天然地震波(US64X&US64Y,US78X&US78Y)和一條人工模擬波(L760X&L760Y)進行彈性時程分析。峰值加速度主方向為310 cm/s2,次方向為264 cm/s2。通過分析三條波作用下塑性鉸的分布,可以看出塑性鉸最先在連梁部位出現,然后是底部剪力墻出現塑性鉸,墻鉸和梁鉸主要分布在底部和頂部,最后有一定數量的梁、柱及剪力墻連梁均出現了塑性鉸。

總體來看,剪力墻底部外圍墻肢出現塑性鉸時間較早,比例較高,其分析規律也與靜力彈塑性結果一致,可以在相應部位采取適當加強措施以保證大震下安全性的要求。

7 結語

超限高層應首先根據自身情況確定不同部位的相應性能目標,通過小震、中震及大震下的計算分析得出結構在不同階段的反應,分析塑性鉸出現規律和罕遇地震性能點時刻的狀態,采取相應措施保證建筑物達到“小震不壞、中震可修、大震不倒”的要求。

[1] JGJ 3-2002,高層建筑混凝土結構技術規程[S].

[2] 汪大綏,賀軍利.帶有剪力墻(筒體)結構靜力彈塑性分析方法與應用[J].建筑結構,2006(3):45-46.

[3] 徐至鈞,趙錫宏.超高層建筑土結構設計與施工[M].北京:機械工業出版社,2007.

[4] 趙 華.高層建筑結構選型的復雜性研究[J].山西建筑,2008,34(13):87-88.