廣州某商業綜合體2#樓結構性能化設計與分析

俞木強

廣州瑞華建筑設計院有限公司 廣東 廣州 510000

1 工程概況

某項目位于項目位于廣州市黃埔區開創大道，總建筑面積68926m2，由地下室、三棟塔樓（帶商業裙房）組成。地上總建筑面積48764m2，地下室建筑面積20162m2。裙房為2層商業，框架剪力墻結構，高度為13.40m；西1塔樓為19層辦公樓，框架剪力墻結構，高度為93.60m；西2塔樓為13層辦公樓，框架剪力墻結構，高度為66.60m；西3塔樓為8層辦公樓，框架剪力墻結構，高度為44.10m。地下室共兩層[1]，底板面標高約為-10.70～-11.30m之間。本次超限設計的樓棟為西二棟，圖1即為方案效果圖。

圖1 方案效果圖

本項目的設計基準期為50年，安全等級為二級。塔樓的抗震設防類別為丙類，商業裙房的震設防類別為乙類。本場地類別為二類，抗震設防烈度為7度，C類場地，基本風壓為0.5KN/m2，承載力設計時考慮1.1的放大系數，同時取10年一遇基本風壓0.30KN/m2進行舒適度驗算。

由詳細地質勘察報告分析得出，本項目塔樓采用灌注樁，樁徑為800mm～1600mm。以中風化花崗巖作為持力層，樁身混凝土采用C40，樁端進入持力層約為0.5m。

2 結構體系及結構布置方案

2.1 結構體系及結構布置

西2棟為13層辦公樓，框架-剪力墻結構，高度約為66.85m。該項目地下室層數為2層，因地下室頂板存在大開洞，并通過初步計算得出地下一層與首層的側向剛度比2.1874（X向），1.7018（Y向），不滿足規范對嵌固端的要求，故西2棟的嵌固端取在基礎面。

底部裙樓部分東西向長度約247m，地下室每隔50m左右設后澆帶，未設伸縮縫；依據建筑功能以及結構分縫后規則性，地上三棟塔樓間設置兩道防震縫，西1、西2塔樓間縫寬250mm，西2、西3塔樓間縫寬150mm。

圖2 結構分縫示意圖

2.2 結構超限情況及性能目標

根據《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)，結合結構平面及軟件分析數據，西2棟存在平面扭轉不規則、尺寸突變、樓板不連續、局部不規則等不規則類型，屬于超限結構[2]。

本項目為商業辦公類項目，屬于體型特別不規則高層建筑，綜合考慮抗震設防類別、設防烈度、場地條件、結構特殊性、建造費用、震后損失和修復難易程度等因素，選用《高層建筑混凝土結構技術規程》（JGJ 3-2010）規定的抗震性能目標“C”,即抗震性能水準為1、3、4（小震、中震、大震）。

3 性能化分析

3.1 小震彈性分析

采用YJK和ETABS分別計算分析，計算時考慮偶然偏心地震作用、扭轉耦合、雙向地震作用及施工模擬。計算完成后通過對比得知，兩個程序的周期相差約2.9%，結構總質量相差約1.001%，塔樓基底剪力相差約1.03%，符合結構分析的要求。

根據《建筑抗震設計規范》GB 50011-2010的要求，該單體應采用時程分析方法進行小震下的補充驗算。計算時采用了5組天然波及2組人工波。7條地震波得出樓層剪力平均值曲線與CQC得出的剪力曲線基本一致，在施工圖階段對塔樓按規范反應譜得出的地震力進行放大，X向調整系數最大值為1.155 ，Y向調整系數最大值為1.130。

3.2 中震等效彈性分析

采用YJK進行中震等效彈性計算，采用材料強度標準值進行正截面計算，采用材料強度設計值進行斜截面計算，計算參數不考慮承載力和地震內力的調整，地震影響系數最大值調整為0.23，得出結構的數據，首層的基底剪力之比，X向為2.50，Y向為2.30，地震作用量級基本合理。根據程序分析的結果，可保證剪力墻和框架柱抗彎不屈服，抗剪彈性；轉換梁和轉換柱抗彎彈性，抗剪彈性；剪力墻連梁和框架梁抗剪不屈服的性能目標。水平地震下剪力墻全截面名義拉應力σ不宜大于2.0ftk，讀取YJK偏拉驗算結果，全樓剪力墻拉應力σ均小于2.0ftk，能夠滿足要求。當剪力墻出現小偏拉時，墻肢的抗震構造措施提高一級，約束邊緣構件縱向配筋率不小于1.4%，配箍特征值增大20%，墻身水平和豎向分布鋼筋的配筋率不小于0.6%[3]。

3.3 大震等效彈性分析

結構計算時材料強度取標準值，等效彈性分析時不考慮地震內力和承載力調整，阻尼比取0.07，地震影響系數最大值取0.5，經程序計算分析得出結構指標如表1所示。

表1 大震基底剪力、大震基底剪力/小震基底剪力和層間位移角

大震作用下等效彈性計算得出的底部剪力約為小震作用的5.1～5.48倍，表明計算結果合理，最大層間位移角1/166＜1/125，滿足規范的要求。

4 大震動力彈塑性分析

4.1 材料本構

混凝土材料模型采用彈塑性損傷模型，可考慮材料拉壓強度的差異、剛度強度的退化和拉壓循環的剛度恢復，其軸心抗壓和軸心抗拉強度標準值按《混凝土結構設計規范GB50010-2010》附錄C 表采用。

鋼材的動力硬化模型采用雙線性動力硬化模型，在循環過程中，無剛度退化，考慮包辛格效應。

4.2 分析假定

該單體采用擬模態阻尼體系，并考慮各階模態阻尼比為5%。采用這一阻尼體系，對阻尼的考慮，不會像瑞雷阻尼一樣對結構阻尼考慮得過大，也不會如α阻尼體系考慮得不足。

非線性分析采用兩個階段進行，第一步=逐層加載施工模擬i，第二步= 第一步+地震荷載。

動力時程分析考慮P-Delta效應。分析模型采用彈塑性樓板，其中樓板與墻元均采用最大1.5m×1.5m網格。

4.3 模型基本特性及地震動時程輸入

采用SAUSAGE進行動力彈塑性時程分析，對三組大震地震記錄（2組天然波，1組人工波）分析，模型中分別按水平雙向地面加速度時程的方式計算。輸入地震動參數時，分別按100%和85%幅值計入主次方向。地震動幅值根據《高規》第4.3.5條選取，時程分析時輸入地震加速度最大值為220cm/s2。為方便統計， 呈現3個時程工況如圖3所示。

經對比結構彈性模型與彈塑性模型的計算結果指標，顯示結構前6階的周期較為接近，前者質量為40503t，后者質量為40712t（包含鋼筋質量），兩者質量相差0.6%，表明計算模型合理可用。

圖3 地震記錄的加速度時程

4.4 動力彈塑性時程響應

大震彈塑性時程分析

大震彈塑性時程分析一般可分為構件層面和整體宏觀層面，西2棟大震彈塑性與大震彈性底部剪力的比值介于40.83%～80.21%之間，彈塑性基底剪力約為彈性結果的70.44%（X向）和80.21%（Y向），表明本塔樓在大震下非線性特征合理，地震能量得到了有效消散。

兩個方向最不利工況下樓層層間位移角分別為1/169（X）和1/173（Y），均滿足1/125的限值要求[4]。

結構在3條地震波時程分析下的塑性損傷分布情況基本類似，選取最不利工況分析結構在罕遇地震下彈塑性時程分析的性能水準，其應力情況如圖4所示。

由分析結果可知，剪力墻受壓損壞主要集中在連梁。核心筒底部加強區剪力墻在首二層出現輕度損壞，其余為輕微損壞，其余樓層墻肢基本處于無損壞或輕微損壞， 滿足性能水準要求。

圖4 剪力墻（連梁）、框架柱、框架梁性能水準

大部分框架柱輕微損壞，部分輕度損壞，個別普通框架柱中度損壞。

框架梁混凝土部分最大受壓損傷系數達到0.77，部分的框架梁發生中度損壞，個別梁重度損壞，可以有效的耗散地震能量。

綜上所述，本子項可滿足預設的抗震性能目標。

5 加強措施

5.1 針對剪力墻、框架柱

提高底部加強區及裙樓上兩層范圍剪力墻及框架柱配筋率，墻身水平和豎向配筋率均提高至0.6%、約束邊緣構件的設置范圍為底部加強區及其上一層，框架柱縱筋配筋率不小于1.6%。裙樓屋面上、下兩層的柱子箍筋全高加密，加密區間距不大于100mm。塔樓周邊框架柱的抗震等級在裙樓頂板上、下兩層均提高至特一級。

5.2 針對穿層柱

通過MIDAS Gen軟件對整體分析模型進行屈曲分析，以考察該結構的穩定性。經分析，柱臨界軸力(屈曲時最小荷載)與實際承載受力之比為49.53，表明在豎向荷載作用下，該部分穿層柱可滿足結構的受力要求，安全可靠。

5.3 針對轉換梁

部分大跨度的轉換梁采用型鋼混凝土梁，對型鋼混凝土梁采用MIDAS進行有限元分析，評價型鋼混凝土梁在抗彎、抗剪、抗扭復雜應力狀態下是否滿足小震、中震、大震承載力要求。相關規范并未給出抗扭配筋的計算公式，采用有限元分析指導扭剪截面的配筋，以指導施工圖設計[5]。

5.4 針對樓板

根據結構平面和樓板應力分析結果，對薄弱部位和重點部位樓板的厚度及配筋進行適當加強。裙樓屋面板厚加強至不小于150mm，裙樓屋面上下層板厚適當加厚至不小于120mm，核心通周邊樓板加強至不小于150mm，樓板鋼筋按不小于0.25%配筋率雙層雙向設置。

6 結論

本項目屬于高層商業綜合體超限建筑，結構采用框架剪力墻體系，結構設計通過采用不同軟件進行對比分析，得出計算模型的結果合理可靠，并通過大震彈塑性分析結果找出結構薄弱部位，有針對性地采取多項抗震加強措施，保證了結構的承載力和一定的延性。經分析得出，計算結果可靠、合理，可為施工圖設計提供有效指導，實現預設的抗震性能目標。