達利東海總部B塔結構設計分析

丁立群

(廈門佰地建筑設計有限公司 福建廈門 361000)

1 工程概況

該項目位于泉州城市新的行政、文化、商務中心——東海片區濱海總部區。

項目總用地面積8713 m2。總建筑面積106 409.45 m2，地上建筑面積84 945.32 m2，地下建筑面積21 464.13 m2。地上主建筑為A、B雙塔和裙樓。該工程為地上雙塔中的B塔，集商業和公寓式辦公為一體，建筑面積35 368.49 m2，建筑高度135.45 m，地上共39層，地下3層，如圖1～圖2所示。

結構設計基準期50年，設計使用年限50年，建筑結構安全等級二級；抗震設防烈度7度(0.15g)，設計地震分組第三組，場地類別Ⅲ類，場地特征周期0.65s(罕遇地震采用0.70s)，抗震設防分類標準丙類；基本風壓0.70 kN/m2，地面粗糙度A類，風載體型系數1.40。

圖1 項目總平面圖 圖2 建筑效果圖

2 結構設計

2.1 結構體系

該工程B塔采用現澆鋼筋砼剪力墻結構體系，中部核心筒，部分墻肢不落地，采用框支梁、柱轉換，轉換層位于第三層樓面(標高9.800)，框支梁和框支柱內設置型鋼。層高分別為5.3 m(首層)，4.5m(2～10層)，4.2 m(避難層)，3.0 m(標準層)。從四層樓面(標高14.300)起，核心筒三邊的走廊無主梁拉通，周邊豎向構件通過厚板與核心筒連接。東側中部布置2片刀把形剪力墻，如圖3～圖6所示。

圖3 建筑剖面圖(頂部躍層) 圖4 二層結構平面圖

圖5 九層結構平面圖 圖6 偶數標準層結構平面圖

A、B塔上部結構間距14.2 m，由A塔于標高111.1 m～128.4 m向B塔方向單獨懸挑出一鋼結構連廊，連廊與B塔間設置500寬的抗震縫。B塔下部與裙樓間采用抗震縫完全脫開。

上部結構嵌固端為地下室頂板。

結構抗震等級：框支梁、柱為特一級，剪力墻一級，局部小偏拉剪力墻為特一級。

2.2 基礎布置

根據地勘報告，基礎選用大直徑沖孔灌注樁。樁端持力層采用中風化花崗巖層。

2.3 超限情況

根據《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》[1]附件1中的表2～表4，及《高層建筑混土結構技術規程》[2]和《建筑抗震設計規范》[3]，該工程存在的主要情況如下：

(1)建筑高度135.45 m，超過7度區A級高度120 m的規定，但未超過B級高度150 m。

(2)存在扭轉不規則、二十八層以上偏心布置、樓板不連續(穿層墻、柱)、剛度突變、構件間斷等5項不規則。

該工程屬于多項不規則B級高度超限高層建筑。

2.4 超限應對措施

根據《高層建筑混凝土結構技術規程》[2]3.11.1條及《建筑抗震設計規范》[3]附錄M，抗震性能目標選用C級，具體抗震性能目標如表1所示，其他具體針對性措施如表2所示。

表1 抗震性能目標

表2 超限應對措施

另外，按超限專家組意見要求，外圍墻體端柱和翼墻按框剪結構中框架要求進行設計。

2.5 多遇地震下結構計算分析

根據抗震性能目標要求，采用考慮扭轉耦聯的振型分解反應譜法進行多遇地震下結構計算分析。

采用PMSAP、YJK兩種程序分別計算(圖7)，兩種程序計算出的主要指標比(如層間位移角、周期比、剪重比等)大致相同，均滿足規范要求。主要計算結果對比如表3所示。

圖7 模型示意

表3 主要計算結果(多遇地震)

小震彈性時程分析補充計算：采用SATWE計算軟件。選取PKPM程序內帶的7條地震波：2條人工波為RH3TG065和RH4TG065，5條天然波為TH089TG065、TH001TG065、TH005TG065、TH3TG065和TH002TG065。各條地震波計算的基底剪力及其平均值均滿足規范要求。

由計算結果可知，時程分析計算得出的平均地震反應與CQC法計算得出的地震反應趨勢基本相似，除頂層小屋面外樓層最大層間位移角和層剪力相近，整體符合較好。頂層小屋面按時程分析結果，最大和CQC計算相比應放大至2.2倍。設計時，按振型分解反應譜法，計算結果調整CQC參數進行承載力設計。

Rarx1,Rary1：X,Y方向本層塔側移剛度，以上一層相應塔側移剛度70%的比值，或上3層平均側移剛度80%的比值中之較小值。

2.6 中震下結構計算分析

參數取值：在中震作用時，地震加速度最大值為150cm/s2，水平地震影響系數最大值取0.34。

中震彈性設計時，不考慮地震內力調整系數，不考慮風荷載，其余參數同小震設計。

中震不屈服設計時，不考慮地震內力調整系數、不考慮風荷載，地震作用分項系數取1.0(組合系數不變)，并且不考慮抗震承載力的調整，截面驗算采用材料強度標準值。

底部加強區剪力墻，采用SATWE進行中震抗彎不屈服驗算，按計算結果與小震作用下進行包絡配筋，能達到抗彎不屈服要求。

對底部加強區的剪力墻進行中震抗剪彈性驗算，結果表明，除核心筒內個別非外框剪力墻的剪壓比略超過規范要求外,其余剪力墻的剪壓比均滿足要求，可實現抗剪彈性。

中震下剪力墻墻身出現受拉時，抗震等級提高為特一級。當軸拉應力大于1.0 ftk時，墻柱內均增設型鋼(Q345B)承擔拉力，型鋼向上延伸1層，同時型鋼截面面積按拉應力不大于200 MPa控制。

轉換構件進行中震彈性驗算，并計入豎向地震的作用，按計算結果與小震作用下進行包絡配筋。轉換梁內均增設型鋼，相關轉換柱(墻柱)內同時增設型鋼，以滿足剛性連接和中震彈性的要求。

2.7 大震彈塑性分析

該工程采用SAUSAGE軟件進行大震下的彈塑性時程計算分析。SAUSAGE軟件可采用分層殼元模型計算樓板，滿足厚板連接的計算模型。

參數取值:在大震作用時,地震加速度最大值為310 cm/s2,水平地震影響系數最大值取0.72。采用振型阻尼計算，初始阻尼比5%。

設計中，選取符合要求的3條地震波，其中1條人工波RH2TG065，2條天然波為TH082TG065、TH093TG065。最大層間位移角見表4，均滿足要求；層間剪力結果見圖8～圖9，基底剪力如表5所示。

表4 大震彈塑性作用下最大層間位移角

圖8 X向剪力圖 圖9 Y向剪力圖

表5 大震彈塑性作用下基底剪力表

圖10 剪力墻及連梁性能指標

總等效阻尼比：7.3%圖11 能量圖及等效阻尼比

選取地震作用影響最大的天然波TH082TG065，研究結構在其作用下結構構件及整體的變形性能。

通過對結構進行大震作用下的彈塑性計算及分析(圖10～圖11)，可以得到以下結論 ：

(1)X向最大層間位移角為1/160，Y 向最大層間位移角為1/165，均小于規范1/120的限值，滿足“大震不倒”的結構抗震性能目標要求。

(2)大震彈塑性分析基底剪力(首層)是小震的3.21～5.35倍，平均值約為3.73倍(X向)和5.07倍(Y向)。Y向結構塑形發展較不充分。

(3)大部分連梁呈現中度及輕度損壞，連梁屈服耗能，墻柱耗能較少，說明連梁充分發揮了抗震第一道防線作用。

(4)落地剪力墻損傷主要分布在中下部,少量剪力墻在中部及以上部位出現中度損傷,大部分完好。相對一般剪力墻結構，剪力墻損傷情況較分散。

(5)轉換部位上部樓層剪力墻及轉換柱出現了輕度到中度損傷,施工圖設計時根據應力分布規律及損傷情況,對實際應力較大的位置進行了配筋加強處理。

(6)由能量圖形狀和等效總阻尼比僅7.3%、Y向剪力比大于5以及厚板連接位置損傷輕微等情況判定,該工程耗能水平應低于正常結構。

綜上，B塔能實現預定的罕遇地震性能目標。

3 核心筒與外周剪力墻連接設計

因凈高要求，從四層樓板(標高14.300)及以上核心筒南、東、北三邊外走廊處，結構構件高度不得超過250，造成主梁無法拉通，核心筒與外周豎向構件僅能以厚板方式連接，如圖12所示。

圖12 標準層厚板連接平面示意圖

3.1厚板連接對整體剛度的影響

采用YJK軟件對表6中4種模型進行計算對比。

連梁固接模型中，標準層連梁截面按正常連梁布置考慮；彈性板6模型中，板厚均為220；等代梁法梁截面寬度可按文獻[3-4]要求，取0.75Ly(跨度)和0.5Lx(墻梁間距)的較小值1.35 m考慮(未考慮水平力計算與豎向力計算等代框架法的梁寬差異)。全寬梁為各軸線上梁寬累加覆蓋整個走廊長度。1,4 兩種模型計算結果僅作為分析比較,不作為設計依據。

表6顯示，第一組(1，2)，連梁和等代梁兩種梁模型剛度相關數據基本一致；第二組(3，4)，彈性板模型與全寬梁模型剛度相關數據較為接近。但兩組數據之間則有明顯差異。

由于彈性板6模型考慮走廊全長厚板作用，并將其剛度凝聚至附近支座，剛度計算較完整，剛度數值較大。根據文獻[5]和類似工程經驗，充分考慮樓板的面外剛度模型比正常模型剛度均有一定提高。

表6 不同模型對整體剛度的影響

厚板連接結構有不低于連梁連接結構的抗側移能力，整體剛度滿足要求。

3.2 厚板連接的計算及構造

根據表6中幾種模型的計算結果分析，該工程采用YJK軟件的彈性板6模型進行厚板連接部位的設計。

為保證計算模型與實際相符，在外周跨與走廊相鄰處布置了與走廊厚板等厚的加強板帶。此相鄰加強板帶作用：

(1)使支座板帶與外周剪力墻墻肢有效嵌固，保證其內力傳遞。

(2)彈性板6模型更多被用于計算無梁樓蓋結構，加強板帶可以保證板帶計算的連續性，使模型假定更符合實際。

(3)可保證走廊厚板的有效錨固。

計算結果詳見圖13～圖16。

圖13 X向樓板剪力云圖 圖14 X向樓板彎矩云圖

圖15 Y向樓板剪力云圖

圖16 Y向樓板彎矩云圖

由圖13～圖16可以看出，剪力和彎矩在板中分布的規律性變化。在控制工況(地震工況)下，支座兩側總寬1m～1.5m范圍，剪力和彎矩(配筋)占走廊全長的70%以上。因此，厚板配筋需要按實際內力分布情況進行針對性調整。

彈性板模型計算結果僅給出抗彎鋼筋，故，另外采用梁模型補充抗剪配筋。抗剪箍筋的設置寬度，根據剪力分布圖，按等代梁法的梁寬范圍(1.35m)。抗剪箍筋做法詳圖17。該工程在梁模型計算中，考慮與板模型的基底剪力差放大系數，X、Y方向地震力放大系數分別為5.5%和4.5%。

基于圖13、圖15顯示出彈性板6模型剪力傳遞路徑中走廊外邊界梁的作用不明顯，則有可能是邊界梁吸收厚板傳來的荷載不足，該設計按梁模型另行對邊界梁進行設計復核。

3.3 中震下厚板連接補充計算

該計算結果表明，中震下除個別厚板屈服外，絕大部分仍處于彈性狀態。滿足要求。

3.4 大震下的厚板工作情況

從前面大震彈塑性分析結果(圖16)可知，該工程大震下耗能水平較低。根據分析，與厚板連接有一定關系。

于是，通過SAUSAGE軟件對厚板的大震下計算分析，計算結果表明，大震下厚板部分基本完好，大部分處于彈性狀態(圖17)。

圖18 大震下樓板損傷情況

厚板連接，由板式構件特性決定了其無法作為有效的耗能構件在大震下發揮作用，結構處于類似“強連梁弱墻肢”耗能機制下，剪力墻在大震下耗能部位分散，使設計較難針對性地加強墻體。這點在圖10中也有所反映，如圖中底部加強區墻體損傷不明顯，中上部則有少量墻體輕度損傷。設計中尤其注意此問題。

3.5 刀把形剪力墻分析與設計

根據超限組專家要求，對刀把形剪力墻進行了詳細分析，以便在設計中找出可能出現的問題并加以解決，保證結構的安全可靠性。

刀把形剪力墻為上部懸挑一段墻體的落地剪力墻，簡稱刀把墻，如圖19所示。懸挑墻體下部可以布置轉換梁進行轉換，一定條件下布置普通梁即可滿足要求。

圖19 刀把墻示意圖

采用YJK軟件有限元模塊，對懸墻下部布置轉換梁、普通梁(連梁或框架梁)、虛梁3種模型進行計算分析。

初步分析結果：轉換梁模型為常規計算，梁身按殼元與墻身合并計算，按不滿跨框支剪力墻設計。若連梁(框架梁)模型梁身按桿單元計算，會在懸墻下端和梁連接處產生非常明顯的應力集中，如圖20所示。虛梁模型則基本無明顯應力集中現象。

圖20 刀把墻連梁模型應力圖(X向地震)

通過更多的試算工作，進一步分析后表明：

(1)刀把墻懸墻下部梁的布置，對懸墻下端應力的產生有直接影響，主要是墻肢整體彎曲變形與梁端的剪切變形耦合造成。

(2)刀把墻的懸挑長度、上部層數、端部與相鄰豎向結構的連接方式、下部墻肢長度等，均對計算結果影響較大。當刀把墻上部懸挑長度和上部層數超過一定范圍時，采用普通梁均無法滿足要求，應設置轉換梁并按不滿跨框支墻設計。

(3)應采用有限元法復核刀把墻的懸墻下部應力情況，普通桿-殼(墻)元力學模型計算結果明顯偏小，不能直接作為設計依據。

為盡量減少轉換梁的布置，經過方案優化，當首層采用倒斜墻布置后，結果(圖21)顯示，應力集中現象基本消失，剪力墻墻身受力可滿足要求。斜墻方案僅解決了局部應力集中問題，當懸挑長度過長，下部墻肢長度不足時，仍會出現下部墻體大偏心受壓，端部梁內力過大等問題。

圖21 斜墻模型應力圖

4 結論

(1)該工程通過運用基于性能的抗震設計方法，對結構進行計算、分析，并針對建筑物超高和扭轉不規則、偏心布置、樓板不連續(穿層墻柱)、剛度突變、構件間斷等多項不規則，采取了相應的抗震措施，保證了結構在各個地震工況下的安全可靠。

(2)核心筒和外周豎向構件間的厚板連接設計是該工程的難點之一。設計選擇了彈性板6模型，并輔以等代梁模型補充厚板抗剪及邊梁計算，提出了外跨相鄰加厚板帶的構造要求，補充了中、大震計算分析，對大震下結構耗能能力不足的特點作了說明。厚板連接解決了環核心筒走廊凈高受限的問題，給類似工程提供了設計參考。

(3)刀把形剪力墻設計是該工程結構設計的另一個難點。刀把形剪力墻在一定條件下,如懸挑長度和上部層數均在合理的范圍等,并通過采取倒斜墻等方式優化局部構造,可直接采用普通梁(連梁、框架梁)與相鄰構件連接,是一種可行的結構形式。當上部墻體懸挑長度較長或上部樓層較多時,仍應采用轉換梁方式處理。下部墻肢長度不足時,應注意墻體大偏心受壓(拉)等問題。設計中應根據實際工程具體情況選擇合理的結構方案,并選擇有限元軟件計算分析,以保證此結構形式的安全可靠。