大連天安金馬中心項目超高層結構設計
邱煥龍， 張紹亮， 尚春雨， 謝雷， 王金玲
（1大連都市發(fā)展設計有限公司，大連116011；
2大連經濟開發(fā)區(qū)金馬大廈企業(yè)有限公司，大連116600）
[摘要] 大連天安金馬中心項目地上44層，地下3層，采用全落地剪力墻結構。從結構體系、前期分析、計算分析等方面詳細介紹了超高層結構設計的設計依據(jù)和實施過程，通過擬定合理的性能目標，采用了多種計算分析軟件分別進行了小震反應譜分析、小震彈性時程分析、中震不屈服驗算、中震彈性驗算、大震作用下的靜力彈塑性分析和動力彈塑性分析。研究結果表明，采用多種軟件對結構進行計算分析，并采用相應的構造加強措施，可以達到預期的性能目標。
[關鍵詞]超高層建筑；性能目標；抗震計算；彈性時程分析；彈塑性時程分析
1 大連天安金馬中心項目介紹及結構體系分析
1.1工程概況
大連天安金馬中心項目為超高層公寓，地上44層，結構高度為145. 9m，頂部另有機房層1層，地下3層，總建筑面積39 0lOm2。地上l~4層為商業(yè)，1層層高為5. 5m，2—4層層高為4.8m；5—44層為公寓，標準層層高為3. 15m。
本工程設計使用年限為50年，抗震設防烈度為7度，設計地震分組為第一組，設計基本地震加速度為0. 15g，50年重現(xiàn)期基本風壓為0.65 kPa，地面粗糙度為B類。根據(jù)地質部門提供的詳勘報告，持力層為中風化泥灰?guī)r層（fa=1 200kPa），灰色，風化裂隙較發(fā)育，溶洞比較發(fā)育，結構面較清晰，巖芯較完整，局部夾薄層頁巖。巖石堅硬程度為較軟巖，巖石完整程度為較完整，揭露厚度為19. 90~ 35. 20m，層頂埋深為13.4~31. 3m，基礎采用平板式筏形基礎。
1.2結構體系
本工程采用全落地剪力墻結構。場地南低北高，南側入口為±0. OOOm，而北側入口處相對于南側要高出兩層，導致1，2層為半地下室，結構嵌固層設在首層，以地下室頂板作為上部結構嵌固端，采用永久性支護將±0. OOOm以上每個塔樓根據(jù)伸縮縫獨立分開，地震作用下嵌固端以上無土側向壓力和約束，使結構整體分析時受力清晰、計算準確。
本工程平面尺寸為58. 40m×20. 75m，外圈梁高統(tǒng)一為650mm，內部梁高均在500mm以內，外圈墻厚由下至上為600~300mm，內部墻厚由下至上為300~200mm。梁板均采用C30混凝土，剪力墻從下至上采用C50~C35混凝土。建筑立面效果圖、結構剖面圖及標準層結構布置圖詳見圖1—3。
2 結構設計前期分析
2.1超限分析
本工程主屋面高度為145. 900m，超過《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》( JGJ 3-2010)（簡稱高規(guī)）中7度區(qū)A級高度剪力墻結構的最大適用高度120m，不超過B級高度剪力墻結構的最大適用高度150m，屬于超A級高度高層。
y向偶然偏心地震作用下扭轉位移比最大值為1. 19；偏心率最大值X向為0.013（位于40層），y向為0. 061 4（位于44層）；平面凹進尺寸為相應邊長的28. 10%；樓板有效寬度和典型寬度之比為50. 8%；在32，40層局部內收，縮進尺寸分別占下層的8. 5%，8.6%；本層與上一層的受剪承載力之比最小值為0. 93，位于1層的y向。以上均不超過高規(guī)要求限值，屬平面規(guī)則結構。
本工程4層以下為商業(yè)，4層的X，Y向本層側移剛度與上三層平均側移剛度80%的比值分別為1. 270 6，1.216 0，因此本工程屬豎向規(guī)則結構。
2.2性能目標
當建筑結構采用抗震性能化設計時，除應滿足高規(guī)要求外，還應根據(jù)其抗震設防類別、設防烈度、場地條件、結構類型及不規(guī)則性、建筑使用功能及附屬設施功能的要求、投資大小、震后損失及修復難易程度等對選定的抗震性能目標提出技術和經濟可行性綜合分析和論證。本工程為公建式公寓，抗震性能目標取為C，其中對底部加強部位的墻肢以及頂層退臺處和變?yōu)殡p塔處上下各兩層墻肢適當提高性能目標，做到設防烈度地震作用下墻肢的抗剪承載力滿足中震彈性的要求。
采用基于性能的抗震設計方法，根據(jù)工程結構各部位的重要程度，抗震設計的結構構件預期目標詳見表1。
2.3安評報告
根據(jù)某工程地震勘測公司提供的《天安金馬中心項目工程場地地震安全性評估報告》及《建筑抗震設計規(guī)范》（GB 50011-2010）（簡稱抗規(guī)），本工程所選用的各設防水準的特征周期、最大地震影響系數(shù)以及時程分析用的地震加速度最大值詳見表2。
3 結構設計計算分析
3.1小震及風荷載計算分析
采用SATWE和ETABS兩種軟件進行結構整體分析，結構阻尼比取0. 05，風荷載計算采用50年基本風壓，承載力設計時按基本風壓1.1倍采用，小震計算最不利方向最大層間位移角為111 024，最不利位移為112. 5mm，風荷載計算最不利方向最大層間位移角為111 236，最不利位移為99. 75 mm，主要計算結果詳見表3。可以看出兩種軟件的計算結果都比較接近。
3.2彈性時程分析
采用SATWE彈性時程分析法進行了多遇地震下的補充計算，輸入的地震加速度時程曲線分別采用了某工程地震勘測公司提供的本場地地表人工加速度時程曲線50 -63—3（超越概率63%）、實際地震記錄天然波TH4TG1波及TAFT波。彈性時程分析時主分量峰值加速度取56cm/s2，結構阻尼比為0. 05，所選3條地震反應譜平均值在前3個周期處與設計譜對比結果如表4所示。
由表4和圖4可以看出，多遇地震彈性時程分析采用的3條波的平均地震影響系數(shù)曲線與振型分解反應譜法所采用的地震影響系數(shù)曲線在統(tǒng)計意義上相符，在主要周期點上也基本滿足在統(tǒng)計意義上相符的要求。
振型分解反應譜法計算結果在30層以上略小于彈性時程分析法計算的平均結果，考慮到超限結構的安全性，多遇地震彈性設計時將采用振型分解反應譜法計算結果與時程分析結果的包絡值。
3.3中震計算分析
為保證底部加強部位的墻肢在中震作用下受剪承載力保持彈性，采用SATWE程序進行中震彈性驗算。計算結果表明底部加強部位的墻肢均滿足中震抗剪彈性的要求，墻肢水平分布筋均不超筋，計算的墻肢水平分布筋配筋率全部在一級剪力墻所要求的最小分布筋配筋率0. 25%以內。由于縱向短肢墻較多，縱向計算時另采用框剪模型進行對比分析，以確定長墻所承擔剪力和傾覆力矩。將所有截面高度不大于截面厚度8倍的墻肢按框架柱輸入，按中震彈性進行計算，框架柱所承擔剪力占總地震剪力百分比：底層X向為1. 23%，Y向為1.09%。框架柱所承擔傾覆力矩占總地震傾覆力矩百分比：底層X向為2. 64%，y向為0.53%。此模型計算的結構主要整體參數(shù)（周期、位移等）與按墻肢輸入模型相差不大。
按框剪模型計算的底層地震剪力的0.2倍(0. 2Qo)為X向8 139. 95kN，y向8 516. 79kN。各層框架所承擔的地震剪力中的最大值的1.5倍（1.5 V。，）為X向2 707.16kN．y向2 541. 34kN。設計將框架柱剪力按0. 2Q。及1.5V。。的較小值進行調整。另外為保證該方向普通長墻的抗剪能力，將X向總地震剪力全部由該方向普通長墻承擔進行復核，墻間剪力近似按剪切剛度分配，不考慮短肢墻的抗剪能力。
為保證墻肢在中震作用下，偏壓、偏拉承載力不屈服，采用SATWE程序進行中震不屈服驗算，計算結果表明，在地震作用下，個別墻肢的拉應力較大，墻肢的最大拉應力為4. 91N/ mm2，對于拉應力較大的墻肢（大于混凝土抗拉強度標準值），在其邊緣構件內部增設H型鋼，中震不屈服墻肢產生的拉力全部由型鋼承擔，型鋼沿建筑物高度延伸至中震不屈服工況下截面拉應力不大于土混凝土抗拉強度標準值并不少于底部加強區(qū)高度的樓層，受拉墻肢端部按約束邊緣構件設計。
3.4大震計算分析
為保證底部加強部位的墻肢在大震不屈服作用下滿足受剪截面控制條件，采用SATWE程序進行大震驗算。計算方法同中震不屈服驗算，地震影響系數(shù)最大值a…按大震取值( amax=0.72)，場地特征周期取0. 45s，結構阻尼比取0.07，連梁剛度折減系數(shù)取0.3。計算出的結構底部剪力為X向81 426. 2kN，y向83 220. 4kN。表5以1層為例，給出部分墻肢
（圖3）的大震受剪截面控制條件驗算結果。
計算結果表明，底部加強部位的主要墻肢在大震作用下滿足受剪截面控制條件。
3.5靜力彈塑性分析
本工程采用PUSH&EPDA對主體結構進行X向和Y向推覆計算，模型采用中震不屈服下的計算結果，同時根據(jù)核心筒的實際配筋并考慮核心筒內型鋼，將實際配筋結果輸入模型，取彈性CQC地震力分布側推水平荷載分別作用于結構的X向和y向，加載方式是在計算模型上施加CQC計算的地震力，單調加載并逐級增大，一旦有構件開裂（或屈服），則修改其剛度或使其退出工作，進而修改結構總剛度矩陣，進行下一步計算，依次循環(huán)直到結構達到預定的狀態(tài)（稱為機構、位移超限或達到目標位移），從而判斷是否滿足相應的抗震能力要求。用弧長增量法求解非線性方程組。構件配筋直接讀取SATWE的計算配筋結果，并對剪力墻及框架的配筋進行人工調整，材料強度取標準值。其性能點的頂點位移、最大層間位移角及所在樓層和基底剪力詳見表6，罕遇地震作用下的薄弱層彈塑性變形驗算滿足高規(guī)1/120的要求，X向和Y向推覆能力譜和需求譜曲線詳見圖5。
3.6大震彈塑性動力時程分析
為實現(xiàn)“大震不倒”這一抗震性能目標，采用PKPM-SAUSAGE軟件對結構進行了大震彈塑性時程分析。SAUSAGE計算采用《混凝土結構設計規(guī)范》( GB 50010-2010)附錄C提供的受拉、受壓應力一應變關系作為混凝土滯回曲線的骨架曲線，加入損傷系數(shù)(d。，d，)構成了一條完整的混凝土拉壓滯回曲線。鋼材的動力硬化模型采用雙線性隨動強化模型，在循環(huán)過程中，無剛度退化，但考慮了包辛格效應。鋼材的強屈比定位1. 25，極限應力所對應的極限塑性應變?yōu)?. 025。SAUSAGE軟件對一維單元采用非線性纖維單元，沿截面和長度方向分別積分。二維殼板單元采用非線性纖維分層單元，沿平面內和厚度方向分別積分。
本工程選用滿足高規(guī)要求的2條天然波和1條人工波對結構進行分析。罕遇地震峰值加速度取310cmls2，主次方向地震波峰值比值為1：0.85，地震波持續(xù)時間為20s。計算結果表明，結構最大層間位移角滿足高規(guī)限值1/120的要求。其中，X向為主方向時，結構最大層間位移角為1/178，Y向為主方向時，結構最大層間位移角為1/149。整個計算過程中，結構整體剛度退化沒有導致結構倒塌，滿足“大震不倒”的設防要求。
4 對本工程薄弱連接板的抗震分析
本工程40層以上分成兩個塔，標準層平面形狀為啞鈴狀，中間連接板有效寬度和典型寬度之比為50. 8%，中間連接板連接著兩個主體，協(xié)調著主體結構在地震作用下的變形，形成一個抗震單元。連接板往往不符合剛性樓板假定，在地震作用下，它可能早于豎向抗側力構件發(fā)生破壞。一旦破壞，兩個主體結構形成兩個獨立的雙塔，完全改變了結構的動力特性，改變或者降低了結構的抗震承載力。
5 結論
針對結構超限內容，采取了有針對性的加強措施，對于兩層半地下室采用永久支護的方式使主體和土脫離，使計算模型簡單明了、傳力明確；調整模型使風荷載作用下層間位移角、小震作用下層間位移角、剪重比等均滿足規(guī)范的限值要求；多條地震波的時程分析樓層剪力平均值局部樓層略大于反應譜分析結果，實際內力計算按包絡設計；對40層的弱連接部位進行計算加強；結構在罕遇地震作用下的彈塑性反應及破壞機制符合結構抗震設計的概念和要求。
