天津卫津南路超限高层建筑结构设计

*，十Ⅻ±目≈*4筑镕目≠$会**女2008# 天津卫津南路超限高层建筑结构 傅学怡吴兵孟美莉 “淼嬲搿篇篇：：嬲鬻裟搿÷苏鬻嚣热嚣、嚣黼；。；j3黼戮謦熊搿髫翥搿笳馓髫”4 1溉况 该丁程位于天津市南开医n津l由路以两、奥林旺克体育中心毗求．总建筑而秘为81730m2，总高度 为】40lm；地下二层扩大地下窜．建筑面积22530m2；地砸上为阿栋丰楼42层超高层伟宅，建筑面 积59200m2，主楼高度1338m；为局部转换、B级高度的高磋建筑。工程设防烈度为75度，抗震吐 目t拳钏商水． 2结构设计 2 1结构选型 丰楼标准平面为带凹角矩形，士楼宽度较小，仅为175m．高宽比H仍=13381175=76，大于《高 层建筑混凝十结构技术规程》中B级高度高层建筑适用的最大高宽比。结合住宅的建筑特点，采用钢 筋混凝七剪力墙结构，通过加厚外翼墙肢、围台剪力墙等措施构成平面内多十有教筒体，产生束筒效应， 从而有效提高，整体结构抗侧刚度和承载力。一层设部分框支剪力墙转换，以满足建筑底层大中间的要 求。顶部40～42层平面因建筑切角要求，端部剪力墙缩短，实现平面“缺角”。结构标准层平面图见图 『，}一"=|nH，蓐 第二十届全国高层建筑结构学术会议 2008年 本工程存在以下3项超限情况，(1)超高： 面标高．1．5m，室外地面标高．0．45m，室外地面 计主体结构高度132．75m，出屋面2层局部机电 用房结构高6．3m，超出《高层建筑混凝土结构 技术规程》中规定A级高层建筑结构最大适用 高度(剪力墙结构120m)；(2)竖向不规则；2 层局部存在框支剪力墙转换，竖向构件不连续。 (3)平面不规则：少量楼层扭转位移比大于1．2。 主楼主要结构构件截面尺寸如表1示。 3地基与基础 地下室顶面计主体结构高度为133。8m，其中地下室顶 表1主楼主要构件截面尺寸 框支柱bxh／mm800x850；；900x1900；800x2000 框支剪力墙墙厚／姗 300 落地剪力墙墙厚／嘞 500～200 转换梁bxh，mm 800x1000 楼板板厚／mm 80～140 3．1地质概况 该场地地貌属于第四系滨海相冲击、海积地貌单元。场址位于海河断裂和东断裂带的围限区内，处 于天津北断裂的上盘，其他断裂的下盘，与这些断裂的最小距离均大于5公里，考虑到断裂之上第四系 覆盖较厚，可忽略地震断裂对地震建筑的影响。 场地20m深度范围内土层的等效剪切波速为Vs=159m／s，场地土类型为中软土，建筑场地类别为Ⅲ 类，场地特征周期O．45s。 3．2地基与基础 分析上述土层单元的土层结构、物理力学性质，本工程采用在天津地区应用较成熟的后压浆法钻孔 灌注桩。主楼部分，取粉质粘土层作桩端持力层，采用满堂桩基，桩距2．7m)【2．5m，桩径由800，有效 桩长约42m，桩身砼C35水下混凝土，纵筋配筋率上段22．00m为O．55％，下段减半，单桩竖向抗压承 载力特征值最经试桩确定为5000KN。扩大地下室部分，取粉砂层作桩端持力层，桩径中600，有效桩 长约23m，单桩竖向抗压承载力特征值经试桩确定为2000KN，抗拔承载力特征值为1250KN，桩身砼 C30水下混凝土。 主楼满堂桩基大承台厚2．5m。扩大地下室底板采用扩大承台无梁筏板，板厚450mm。主要用作承 受水浮力作用，由平时荷载控制。地下室顶板采用双向柱网大开问平板，板厚250衄(6级人防区)、200嘲 (非人防区)，柱网框架梁截面1200)【550咖(6级人防区)，1200～1000x500衄(非人防区)。地下室外 墙400衄厚，配筋均由接触土水面平时荷载下裂缝宽度≤O．2衄控制，含钢率0．4～1％。扩大地下室底 板，采用渐变板厚连接主楼2．5m承台板，并设置沉降后浇带以减少竖向变形差异。 4结构抗震计算分析 本工程抗震设防烈度为7．5度，设防类别丙类，根据超限审查委员会专家意见，调整安评报告小震 特征周期O．6秒为O．52秒(为O．45秒)，其余的地震动参数均按规范取值。抗震计算采用下列计 算程序进行结构计算：ETABs、SA刑E、SAP2000、ABAQUS。主要计算结果见表2、3。 表2结构自振周期 计算模型 石(秒) 正(秒) 正(秒) 瓦(秒) 正(秒) 瓦(秒) ETABS2．64(Y) 1．89(X)1．20(T)(=0．45T。)O．63(Y) 0．57(X)O．39“) SAr、艳 2．84(Y) 2．34(X)1．65(T)(=O．58T。)0．79(X) O．70(Y)0．56“) ．25— 第二十届全国高层建筑结构学术会议论文 2008年 计算取18个振型，X、Y两方向质量参与均98％以上，前6个振型周期见表2，可以看到，结构 平动、扭转振型清晰，第l、2振型均为平动振型，乃／石=0．45<085，较好的满足了规范要求。 表3结构抗震计算主要性能指标 ETABS弹性楼盖ETABS刚性楼盖S删E刚性楼盖 规范谱 场地谱 规范谱 场地谱 规范谱 场地谱 x向地震作用下 l／2236 1／1965 l／2361 1／1987 l／1724 1／1554 最大层间位移角所在楼层 30层 30层 29层 30层 20层 28层 Y向地震作用下最大层间位移角 l／1315 l／1259 1／1270 1／1269 1／1226 l／1183 X方向地震基底剪力kN 1059l 1412311258 14883 8619 11536 (剪重比) (2．42％)(3．23％)(2．57呦 (3．40％) (2％) (2．69％) Y方向地震基底剪力l酣 109021387211114 140901015512867 (剪重比) (2．49％) (3．17％)(2．54％) (3．22％)(2．36％) (3％) 计偶然偏心‰／t 1．27 1．37 计偶然偏心％／t 1．26 1．33 转换层／上层 X 1．15(>0．7) 1．18(>0．7) 1．28(>o．7) 侧向刚度比 Y 1．24(>o．7) 1．33(>o．7) 1．32(>o．7) 由于结构设计充分利用剪力墙结构的整体空间筒体效应，注意围合整体剪力墙结构，外翼缘墙肢加 厚，有效提高整体结构抗侧和抗扭刚度。可以看到，主体结构各项指标基本满足规范要求。其中， ‰／否=1．27，仅为个别楼层，略大于规范规则结构限值1．2，但相应楼层的层间位移角(1／1930)远小 于规范规定的1／1000，基本满足规范要求。 5结构弹塑性分析 本工程弹塑性分析包括静力推覆(Pushover)分析和动力反应时程分析，以对结构在多遇地震下的 弹性设计假定进行校核，同时能够大致确定结构在罕遇地震下的破坏过程，找到薄弱环节，从而使设计 能针对性的对薄弱环节进行加强，保证整体结构能实现基于性能的抗震设计。 5．1静力推覆(Pushover)分析 本次静力弹塑性分析采用SAP2000来实现。混凝土塑性铰本构关系和性能指标来自于ATC-40。分 析过程中考虑了材料非线性，引用微小变形假定，不考虑几何非线性，但考虑结构自重对水平位移引起 的附加弯矩。 SAP2000采用在构件上设置离散的塑性铰来模拟构件屈服以及屈服后的弹塑性性能。分析时，梁、 柱用框架单元模拟，可以在框架单元上任何位置定义塑性铰以模拟其进入塑性后的性能。但SAP2000 程序没有给壳单元提供塑性铰，因此只能用柱单元来模拟剪力墙，以考虑剪力墙进入塑性时的性能。楼 板平面内刚度很大，设计控制水平地震作用下不进入塑性，楼板不定义塑性铰，直接用弹性壳单元来模 拟。 结合本工程特点并经试算比较分析，采用第一振型、均匀分布两种不同的侧向荷载分布加载方式双 控。 通过对结构进行x方向及Y方向PuShover分析，得到其结构基底剪力．顶点位移曲线；多遇、中 遇、罕遇地震作用的能力．需求曲线；塑性铰的发展情况，结论： (1)结构在多遇水平地震作用下处于弹性状态；常遇水平地震作用下基本处于弹性状态，结构在罕 遇地震下部分连梁、墙肢进入塑性。 ．26- 第二十届全国高层建筑结构学术会议论文 2008年 (2) (3) 结构在罕遇水平地震作用下的弹塑性位移X向为1／293、Y向为1／225，小于规范的弹塑性位移 角限值，罕遇地震性能点之后结构还有上升空间。结构能够承受罕遇地震的作用，满足“大震 不倒”的抗震设防目标。 罕遇地震作用下出现少量塑性铰，整体结构的承载力并没有明显的降低。 5．2动力弹塑性时程分析 本工程的动力弹塑性分析采用基于显式积分的动力弹塑性分析方法，这种分析方法未作任何理论的 简化，直接模拟结构在地震力作用下的非线性反应，是目前弹塑性计算分析中较为准确的一种方法。 计算采用大型通用有限元软件ABAQUS6．7，一维杆件弹塑性模型采用纤维束模型；二维剪力墙和 楼板弹塑性模型采用弹塑性壳单元，该单元可采用=维弹塑性损伤模型本构关系，可叠加Klb小layer， 考虑多层分布筋作用，转角和位移分别插值；对转换梁及跨高比<5的连梁同样采用二维弹塑性壳单元 模拟。分析中配筋数据来自ETAJ3S程序的计算结果。 钢材的动力硬化模型采用采用双线性动力硬化模型，在循环过程中，无刚度退化，但考虑了包辛 格效应。钢材的强屈比设定为1．2，极限应力所对应的极限塑性应变为O．025。混凝土材料模型采用弹塑 性损伤模型，可考虑材料拉压强度的差异，刚度强度的退化和拉压循环的刚度恢复，其轴心抗压和轴心抗 拉强度标准值按《钢筋混凝土设计规范》附录C表4．1．3采用。 考虑到结构平面特点，分析中均采用双向地震输入，主次方向地震波峰值比为1：0．85。按照场地 安评报告，主方向大震地震波峰值为267Gal，地震波持续时间20秒。 O∞00100020003∞O．ooo50∞∞O 0 O∞O2∞04000mO 8∞ 丑主方向为x向(最大值0．55m)b．主方向为Y向(晟大值O．69m) 图3双向地震作用下结构层位移曲线(m) OOOO0 002O0040 00BO 008O010 O．O∞O∞2O∞4O．O∞O∞80．OlO &主方向为x向(最大位移角l／158)b，主方向为Y向(最大位移角1，138) 图4双向地震作用下结构层『日J位移角曲线 结构在完成20秒动力弹塑性分析后，最大顶点位移H／198，在考虑了重力二阶效应和大变形的情 况下，结构最终仍保持直立，满足“大震不倒”的设防要求：结构最大层间位移角X向为l／158，Y向 为l／138，均小于l／120，满足规范要求；结构层位移曲线基本保持平滑，层间位移角曲线在上部受切 角影响出现轻微转折，不存在明显薄弱层。 分析结果表明，罕遇地震波作用下，结构的主要损伤发生在连梁和L型墙肢小翼缘上，对于剪力 墙，最早出现损伤的多是长片剪力墙，这与其刚度较大，分担地震力较多有关。 6抗震设计措施 本工程主要采取的抗震措施有． 6．1减少扭转效应 (1)两侧翼缘墙体加厚加长、边梁适当加高，中部筒体墙体适当减薄，中部连梁适当弱化。 ．27． 第二十届全国高层建筑结构学术会议论文 2008年 (2)充分利用剪力墙结构的整体空间筒体效应，注意围合整体剪力墙结构，有效提高整体结构抗侧和 抗扭刚度。 上述措施有效地提高了结构的抗扭性能，弓／Z=0．45，蠢。，／否：1．27， 其中，轧／否：1。27，仅为少量楼层，略大于规范规则结构限值1．2，但相应楼层的层间位移角 (1／2329~l／7691)均远小于规范规定的l／1000，基本满足规范要求。 6．2 B级高度 (1)充分利用剪力墙结构的整体空间筒体效应，壁柱，有效提高了整体结构抗侧刚度。 (2)剪力墙沿竖向变厚度、变混凝土强度等级时均匀缓慢并错位2层。 (3)底部加强区剪力墙、框支框架抗震等级均按特一级采用。 (4)剪力墙水平和竖向分布筋最小配筋率适当提高，底部加强部位不小于0．40％，一般部位不小于O．3％。 6．3局部框支剪力墙转换 (1)加强落地剪力墙、框支柱，确保转换层上下层侧向刚度均匀、无突变。 (2)落地剪力墙抗震等级特一级，并在内力调整基础上加强墙体及约束边沿构件配筋、配箍，控制轴 压比≤0．5。 (3)剪力墙底部加强区范围适当加高，伸至8层楼面(2层框支层高7．8m，上部5层高15．75m)，总 高度为23．55m；为结构总高133．80的1／5．85，若按框支层上部总高的1／8计，则为 126／8+7．8=23．55姗。 (4)框支柱抗震等级特一级，并在内力调整基础上加强配筋、配箍，控制轴压比≤O．6，箍筋全柱段 加密。 (5)转换梁抗震等级特一级，适当加宽，控制剪压比≤0．1，并在内力调整基础上适当增加配筋率、配 箍率、腰筋，箍筋全梁段加密；转换梁延伸一跨。 (6)转换层及其上一层楼板配筋适当加强。 6．4罕遇地震下静力弹塑性推覆分析计算、动力弹塑性分析计算及弹性小震时程分析计算表明，本工 程中部部分连梁抗剪承载能力和下部个别墙肢承载能力尚需适当予以加强，其中转换梁上部2层墙体由 300mm厚改为400舢厚，底部3层角部纵墙由500mm厚改为600mm厚及部分长墙端部纵筋适当加强， 以进一步确保结构的抗震性能。 7主要结论 本工程采用较为严格的抗震措施：严格控制墙肢、框支柱轴压比；严格控制转换梁的剪压比；提高 墙柱的筋，增加结构的延性；采用多个不同力学模型、程序进行分析计算；按照超限高层结构的要求进 行静力推覆(PIlshovef)分析和动力弹塑性分析，找到薄弱部位，并有针对性地予以加强， 计算分析表明，本工程抗震性能目标达C～D级，即小震弹性、中震基本弹性、大震部分连梁、墙 肢进入塑性，高于规范规定的小震不坏、中震可修、大震不倒的设防目标。 参考文献 【l】高层建筑混凝土结构技术规程(JGJ3—2002)．北京：中国建筑工业出版社．2002 【2】建筑抗震设计规范(GB50011．2001)．北京；中国建筑工业出版社．2001 【3】徐培福，傅学怡等．复杂高层建筑结构设计．建筑工业出版社，2005 ．28．