低烈度區風控超限高層結構分析

鮑侃袁， 倪聞昊

（杭州園林設計院股份有限公司，杭州 310007）

0 引言

我國目前抗震分析主要基于小震分析，即使大震動力彈塑性分析也是按小震彈性分析計算結果作為配筋，提供罕遇地震下動力彈塑性分析模型的數據來源，研究在罕遇地震作用下的結構響應、抗震性能、薄弱部位，對結構是否滿足預期性能目標進行了復核驗算和薄弱環節加強［1］。過去對基于小震設計相對于國外標準配筋量明顯偏低，為了實現兩階段三水準抗震設計方法［2］，實際上我們通過一系列的抗震調整及構造措施來保證。低烈度區按小震設計往往可以基本保證大震不倒，有觀點認為無需進行超限分析和大震彈塑性分析，但結構可能具有明顯的損傷，影響后續功能發揮。從小震分析到性能化設計的要求不是簡單的提高和放大，而正是側重概念設計［3］。在實際地震下，找出結構薄弱部位，對于不可避免的出現損傷和破壞將導致結構剛度不均勻變化，發生內力重分布。眾所周知小震設計基于彈性無法考察彈塑性狀態下結構的反應特性，因此低烈度區的超限高層對于剛度的控制因素也許在于風荷載，然而性能化設計也是一項不可缺少的工作［4］。針對在預期性能目標下結構構件應滿足的宏觀損傷程度，對結構構件進行詳細的復核，通過合理的加強措施滿足性能目標的要求。另一方面低烈度區超限高層在滿足抗震性能化指標后，風荷載成為結構合理性布置的另一個重要因素。風荷載屬于頻遇荷載，結構處于彈性狀態。對于高寬比較大的結構，位移角受風荷載的控制［5］，尤其是橫風向的影響尤為突出。文中以某沿海低烈度地區超限高層結構為例，分析此結構在各水準烈度下的抗震性能及順風向和橫風向下結構的響應特性，總結得出在地震工況結構損傷并不嚴重的情況下，由風荷載控制的設計方法。

1 工程概況

文中分析的某工程位于沿海地區，抗震設防類別為丙類。建筑高度147.92m（幕墻高度153.9m），43層，首層架空層高6.0m，采用鋼筋混凝土框架剪力墻結構，結構豎向抗側力構件均上、下連續貫通，樓蓋采用現澆混凝土梁板結構，洞口上下對齊，形成明確的墻肢和連梁，確保剪力墻具有適宜的側向剛度抵抗水平荷載。

工程抗震設防烈度6度，設計基本地震加速度峰值0.05g，建筑場地類別Ⅲ類場地，設計地震分組為第一組，多遇地震時特征周期0.45S。圖1給出了此樓標準層結構平面布置圖。在多遇地震、設防烈度地震和罕遇地震下分別選用1、4、5的性能水準，并保證關鍵構件在大震下不應屈服。

圖1 標準層結構平面

風荷載按B類地面粗糙度選取，基本風壓0.45kN/m2［6］，高寬比約8.2。屬于對橫風向風振作用效應明顯的結構，所以計算時考慮結構橫風向風振影響的影響［7］。承載力設計時風壓按基本風壓的1.1倍選取。

2 抗震分析

結構在多遇地震作用下具有良好的抗震性能。設防烈度下的中震分析，計算地震作用時不考慮與抗震等級有關的增大系數。中震等效彈性法結構層間位移角能夠滿足規范要求。關鍵構件的抗震承載力滿足不屈服，普通豎向構件抗剪滿足最小抗剪截面要求，耗能構件大部分允許屈服。結構中震分析的結構整體計算結果滿足所提出的抗震性能目標。罕遇地震下的分析，結構彈塑性分析可根據性能目標所預期的結構彈塑性狀態。允許連梁發生較大程度的破壞，連梁剛度折減取0.5［8］。大震等效彈性法計算所得的層間位移角能滿足小于1/111震性能目標。罕遇地震動力彈塑性分析的目的是針對結構薄弱部位和薄弱構件提出相應的加強措施。工程的天然波采用了兩組實際強震記錄的加速度時程曲線，采用《抗規》3.10.4條建議辦法計算調整后的彈塑性時程層間位移角，彈塑性層間位移角參考值滿足預期性能目標位移角限值1/111的要求。

根據SSG計算結果判斷，給出彈性時程與彈塑性時程分析下的基底剪力時程曲線以及頂層位移時程曲線。選取一個節點的彈塑性動力時程結果與彈性動力時程結果對比。

在開始段彈性時程分析的基底剪力與彈塑性時程分析的基底剪力基本一致，曲線基本重合，隨著地震能量的輸入結構中有構件進入屈服，結構阻尼增大，周期變長，彈塑性時程分析剪力逐漸小于彈性時程分析的剪力，并且彈塑性時程分析剪力大小變化開始滯后于彈性時程分析結果［9］，但后期彈性和彈塑性的基底剪力相差并不明顯，可見結構損傷并不嚴重。

由圖2可知，在開始段彈性時程分析的層間位移以及位移與彈塑性時程分析的層間位移以及位移基本一致，曲線基本重合，但隨著結構中有構件進入塑性，兩者的層位移及位移時程曲線差異逐漸增大，但是結構的振動周期基本與彈性時程分析持平，意味著結構的水平抗側力剛度退化的比例很小。在考慮重力二階效應及大變形的條件下，在罕遇地震作用下結構最大頂點位移X向為0.326m、Y向為0.498m，結構最終仍能保持直立，滿足“大震不倒”的設防要求。主體結構在地震波作用下的最大彈塑性層間位移角參考值X向為1/290、Y向為1/204，滿足1/111限值要求。結構的彈塑性層間位移角曲線總體較光滑；從天然波Y主方向作用下的基底剪力及位移時程曲線對比，也表明結構進入塑性不明顯，結構大部分構件仍處于彈性狀態，隨著時間的延長，結構在彈塑性下有一定的反應滯后現象。

圖2 頂點Y向位移時程曲線

在彈塑性分析模型中，通過對圖3剪力墻受壓損傷圖和剪力墻性能水準圖的損傷情況分析得出：

圖3 剪力墻、柱全樓性能水準圖（南）

（1） 由于設置合理的剪力墻開洞形成連梁，連梁在大震下損傷耗能效果明顯，從而保護了主承重墻肢，大部分剪力墻未出現明顯的損傷。剪力墻和柱在大震下并未發生塑性變形，部分豎向構件出現輕微損壞，極個別豎向構件出現輕度損壞。

（2） 從圖4可知底部加強區墻肢大部分無損壞，部分小墻肢出現輕微損壞，有極個別豎向構件出現輕度損壞。

圖4 剪力墻性能水準圖（底部加強部位南視圖）

（3） 非底部加強區剪力墻大部分無損壞，部分小墻肢出現輕微損壞，有極個別的豎向構件出現了輕度損壞。

（4） 混凝土墻鋼筋均無塑性應變。對破壞較嚴重的連梁，在采用等效彈性模型進行施工圖設計時，對其剛度系數進行合適的折減?？梢娂袅?、框架柱及梁、柱均未出現嚴重損傷，可以滿足整體結構大震下性能水準5。

3 風荷載作用分析

工程風荷載分析設計中，工程計算位移角時X向順風向干擾系數取1.05，Y向順風向干擾系數取1.05；考慮由于漩渦的相互干擾，房屋某些部位的局部風壓顯著增大，工程在建筑承載力設計時基本風壓放大1.1倍的基礎上再放大1.1/1.05倍［10］。橫風向干擾系數X、Y向均取1.2?？紤]干擾系數后［11］，順風向X向體型系數取為1.52×1.05=1.60，Y向體型系數取為1.44×1.05=1.51；結構第一階自振周期為4.26s，第二階自振周期為4.09s?；卮哉裰芷诤?，橫風向最大位移角為1/769，超出了規范限制。此超高層地震作用下能滿足抗震性能的目標，局部調整墻肢及進行相應的周期回代還是無法滿足橫風向下的位移限值要求［12］。

規范對于高寬比在4～8之間，給出了相應的計算橫風向等效荷載的計算公式，對于項目高寬比大于8的情況，廣義力功率譜與高寬比的關系曲線不再單調，因此對于超過規范高寬比限值的結構，采用規范提供的橫風向風振的計算方法值得驗證，為了能夠準確計算橫風向風振對于結構的影響，應采用風洞試驗的實際數據，而不能夠采用規范的簡化公式。

然而對于在一定高寬比下落入了相應自振周期下的橫風向敏感區域的結構，是否必須采用風洞試驗考察橫風向影響？事實上計算橫風向風荷載下的自振周期，也可以考慮填充墻影響的周期折減，這樣橫風向風荷載的計算跳出了相應自振周期的敏感區域，大大減少橫風向效應［13］。

在順風向風荷載作用下，項目樓層頂部Y向最大位移為112.27mm，約等于總高度的1/1229；如圖5所示，在X向橫風向風荷載作用下，樓層頂部Y向最大位移為144.38mm，約等于總高度的1/955。

圖5 橫風向最大層間位移角

對于超高層建筑必要時進行風洞實驗，以實際反映風荷載的分布及周邊建筑的影響。對于橫風向及順風向的體型系數有較準確的模擬。風洞風傾覆彎矩不小于規范風的80%，以保證風洞風數據的合理性。風洞風荷載下位移角要與規范風荷載對比，但某些構件的應力比可能要高于規范風荷載。

因此綜合結構的安全性和經濟性，后續分析設計按規范風荷載和風洞風荷載進行包絡設計，位移角及舒適度計算采用規范風荷載值，采用規范風荷載計算時可以不考慮橫風向風荷載和扭轉風荷載。

4 結語

文中對低烈度區的超限高層進行了的抗震性能化設計分析，通過預設的性能目標合理優化布置結構，分析結構中大震下的結構反應，彈性和彈塑性的基底剪力相差并不明顯，選取節點的位移時程曲線滯后不多，可見結構損傷并不嚴重。然而結構的高寬比較大，自振周期落入橫風向敏感區域，并且結構的特定體型不適合規范所提供的橫風向計算方法，通過合理的周期折減，重新計算橫風向作用，使得結構在滿足抗震性能要求下，結構的自振往往可以跳出橫風向明感區域，同時滿足風荷載下的位移限值。因此可以得出如下結論：

（1） 低烈度區超高層對于抗震性能性能化分析及橫順風荷載反應分析都是必要的。

（2） 低烈度區結構即使在大震下結構損傷也不明顯。

（3） 層間位移角往往由風荷載控制，橫風向響應的計算不能簡單地套用規范公式，必要時采用風洞試驗驗證高寬比與其廣義力功率譜的關系，也可以試圖采用周期折減等方法，避開橫風向敏感的區段，從而簡化設計程序。