武汉某超高层结构设计及抗震性能分析

梁子彪，周泽宇，刘婉筠，周雄彪

（1、上海天华建筑设计有限公司广州分公司 广州 510660；2、深圳市华阳国际工程设计股份有限公司广州分公司 广州 510640）

1 工程概况

某超高层建筑项目位于湖北省武汉市汉阳区，二期建筑面积约16.7 万m2，其中地上1～7 层为商业，层高6.0 m或5.4 m，8～45层为办公楼，层高4.5 m，标准层平面尺寸39.0 m×38.8 m；46～50 层为酒店，层高3.9 m；51 层为酒店大堂，层高13.95 m；地下室3 层，地下1 层为商业，层高7.0 m；地下2～3 层为车库，层高3.8 m，局部存在人防空间；结构房屋高度为248.95 m，含构架的高度为280.70 m，超过《高层建筑混凝土结构技术规程：JGJ 3—2010》［1］表3.3.1-1中B 级框架-核心筒的最大适用高度H=210 m，为超B级高度的超高层建筑；建筑效果及剖面示意如图1所示。

图1 建筑效果及典型剖面示意Fig.1 Architectural Rendering and Section Sketch

结构设计工作年限为50年，抗震设防分类为裙楼商业乙类，裙楼以上塔楼为丙类，相应结构安全等级为裙房一级，其余按二级；抗震设防烈度为6 度，Ⅱ类场地，设计地震分组为第一组，设计基本地震加速度值为0.05g，特征周期0.35 s，地基基础设计等级为甲级。

2 结构体系与结构布置

2.1 结构体系

本项目根据建筑使用功能、抗震设防要求以及抗风性能以及造价等因素，采用框架-核心筒体系，内筒作为主要的抗侧力体系抵抗水平力，周边框架部分作为二道防线且承担较大的竖向荷载；上部塔楼标准层建筑功能定义为复式公寓，总重量相比写字楼而言偏重，承受地震力偏大，单位面积达到21.1 kN/m2，局部楼层柱内设置型钢以增加结构刚度提高延性措施，增强框架柱的转动能力，各分段框架柱按0.2V0与1.5Vf，max的最小值比较进行内力调整［2］。

标准层平面尺寸为39.0 m×38.8 m，长宽比接近1，高宽比为6.4；核心筒尺寸为13.8 m×21.5 m，内筒高宽比为18；外框柱间距为12 m，外框柱与核心筒之间的跨度约为12 m，结构平面布置及整体模型如图2～图3所示；第44～45 层为斜柱层兼做避难层，采用两层空间进行斜柱转换承托上部荷载，传力路径清晰，斜柱与竖向构件夹角约16°，46～50层楼盖体系为现浇混凝土结构，如图4所示。

图2 典型层结构平面布置Fig.2 Structural Floor Plan of a Classic Storey

图3 结构整体模型Fig.3 Structural Integral Modal

图4 44F～45F斜柱层转换Fig.4 Inclined Column Conversion of 44～45 Floor

1～7 层塔楼与周边商业设缝处理，其中框架柱采用型钢混凝土柱，构成多道防线，提供结构必要刚度、承载能力及抗侧刚度。

2.2 结构布置

内筒高宽比较大，侧向刚度由风荷载控制，采用钢筋混凝土核心筒，核心筒外墙厚度自下至上为1 100～350 mm，内墙厚度自下至上为500～300 mm；标准层核心筒连梁高度为1 000 mm。塔楼外框柱距X向为12.6 m和6.7 m，Y向为9.0 m。1～14 层采用型钢混凝土柱，最大柱截面为1 800 mm×1 450 mm，14 层及以上采用普通混凝土柱，最大柱截面为1 700 mm×1 350 mm，从14层开始框架柱截面逐渐收缩至最小柱截面为800 mm×800 mm；塔楼剪力墙以及框架柱的混凝土等级为C60～C30，梁板混凝土等级为C35～C30，型钢为Q355B。

地下室顶板及中间层楼盖采用单向双次梁楼盖体系，地下室顶板板厚180 mm，中间层板厚120 mm，底板厚度700 mm，梁板混凝土等级C35，抗渗等级P8。

3 基础设计

本场地属于建筑抗震一般地段，本场地20.0 m 范围内无可液化地层分布，可不考虑地震液化问题。塔楼采用灌注桩基础+筏板方案，持力层为中风化泥质粉砂岩，桩径1 000 mm，桩入持力层深度大于15 m，有效桩长32～38 m；单桩竖向承载力特征值9 800 kN，筏板采用钢筋混凝土变截面平板，筏板混凝土等级C45，核心筒范围内筏板厚度3 800 mm，核心筒外板厚度2 900 mm；通过变刚度调平设计［3］，尽可能减小核心筒和外围框架柱的沉降差异，将荷载大的内筒下集中布置基桩，各周边柱下均匀布置，减小内外竖向构件的沉降差异。

4 风荷载作用

根据《建筑结构荷载规范：GB 50009—2012》［4］，湖北省武汉市50 年重现期基本风压为W0=0.35 kPa，风荷载比较敏感的高层建筑，承载力设计时按50年重现期基本风压的1.1 倍进行设计；10 年重现期基本风压W0=0.25 kPa，用于舒适度控制。建筑物地面粗糙度类别为C类。体型系数综合考虑取1.4，屋顶塔冠部分幕墙有开洞，计算风荷载时考虑栅格开洞面积对风荷载体型系数进行折减处理；通过风洞试验［5］如图5 所示，在风荷载作用下基底剪力和基底倾覆弯矩均小于《建筑结构荷载规范：GB 50009—2012》结果，设计时采用规范中的风荷载取值。

图5 风洞试验模型Fig.5 Wind Tunnel Test Model

5 超限情况及抗震性能目标

本项目高度超限，并具有（扭转不规则、楼板不连续、其它不规则（有局部穿层柱、斜柱）共3项一般不规则，无特别不规则类型，如表1 所示，应进行超限高层抗震设防专项审查。

表1 工程超限情况Tab.1 Engineering Characteristics beyond Code Limits

针对结构不规则情况，采用结构抗震性能设计方法进行分析和论证。设计根据结构可能出现的薄弱部位及需要加强的关键部位，依据文献［1］第3.11.2条的规定，如表2所示，结构整体定为C级性能目标要求。

表2 构件抗震性能等级Tab.2 Seismic Performance Level of Components

6 结构抗震性能分析

6.1 小震弹性分析

本项目采用YJK 与ETABS 两种不同力学模型软件进行对比分析，采用振型分解反应谱计算，考虑偶然偏心地震作用，结构阻尼比取值5%，考虑双向地震作用，扭转耦联以及施工模拟加载的影响，主要整体指标如表3所示。

地下一层与首层的侧向刚度比为2.71（X向）、2.37（Y向），满足文献［1］5.3.7 地下室顶板嵌固端要求，为便于后续计算分析模型均考虑不带地下室进行。

由表3可知，软件计算结果比较吻合，多遇地震及风荷载作用下，周期比合理、位移角、扭转位移比、刚度比等计算指标均满足《高层建筑混凝土结构技术规程：JGJ 3—2010》限值要求。

表3 结构主要整体指标Tab.3 Structure Main Overall Indicator

6.2 小震弹性时程分析

采用YJK 程序进行了多遇地震下的弹性时程分析，按地震波选取三要素（频谱特性、有效峰值和持续时间），选取Ⅱ类场地上5组实际强震记录以及2组人工模拟的场地波进行弹性时程分析；在时程分析中，地震动峰值加速度取值18 gal，主方向和次方向的峰值加速度的比值为1.00∶0.85。计算结果如图6所示。

图6 弹性时程分析楼层剪力与规范谱比较结果Fig.6 Comparision between the Floor Shear Force from Spectrum-response Analysis with Code Spectrum Analysis

7 条地震波得出楼层剪力平均值曲线与CQC 得出的剪力曲线基本一致，部分楼层弹性时程分析得出的楼层剪力平均值大于CQC，在施工图设计时，应对CQC法计算的地震力适当放大，放大系数不大于1.2。

6.3 罕遇地震下动力弹塑性时程分析

采用SAUSAGE 软件对结构进行罕遇地震下的动力弹塑性分析，满足性能水准4的要求，分析选取1组人工波，2组天然波进行计算，大震弹塑性与小震基地剪力对比如表4所示；地震动水平双向输入时，主次方向分别按100%和85%幅值施加，时程分析时输入地震加速度最大值为125 cm/s2。

表4 基底剪力大震弹塑性和小震结果比较Tab.4 Comparison of Base Shear Results

分析表明，大震弹塑性与小震弹性基底剪力的比值介于4～6 倍之间，小于时程分析输入地震加速度罕遇地震与多遇地震的7倍，大震下非线性特征合理，地震能量可以得到有效消散。

罕遇地震下弹塑性层间位移角两个方向最不利工况下的层间位移角分别为1/221（X）和1/290（Y），均满足1/100 的限值要求，如表5 所示，满足“大震不倒”的基本要求。

表5 弹塑性楼层层间位移角Tab.5 Elastoplastic Story Drift Angle

结构出现塑性铰的顺序为核心筒部位连梁率先开裂破坏，产生塑性铰耗能，主要墙肢整体损伤较轻；大部分连梁达到重度损坏的性能水平［6］，连梁混凝土出现刚度退化成了较好的耗能机制，有效保护了主体结构墙肢，绝大部分的剪力墙仍处于无损坏的性能水平及损伤，如图7所示，满足抗震性能目标4要求。

图7 剪力墙性能水平及抗压损伤Fig.7 Performance Level and Compressive Damage

7 结构专项分析

7.1 中震楼板应力分析

本项目裙房存在较大开洞且44 层～45 层存在斜柱，采用ETABS 进行弹性楼板应力分析，设防烈度下斜柱层楼板楼板大部分区域应力较小，应力较大区域主要集中在核心筒及框架柱周边。

在中震反应谱工况下，大部分区域楼板平均拉应力为0.2～0.8 MPa，小于C30 混凝土抗拉强度标准值（ftk=2.01 MPa），核心筒楼板厚度为120 mm，标准层办公酒店130 mm，斜柱层板厚180 mm；核心筒楼板采用双层双向配筋率0.3%；最大剪切应力约为0.7 MPa，σtr＜0.7β ft=1.0 MPa，楼板抗剪满足中震弹性的性能要求。

7.2 穿层柱屈曲分析

本工程塔楼首、二层大堂及裙房商业中存在穿层柱，穿越1～2层的穿层柱标记为Z1，型钢柱截面1 100 mm×1 400 mm，最大无支撑长度大为12 m；通过ETABS 软件进行局部屈曲分析，首层柱支座为固定约束，在穿层柱Z1柱顶上施加1 000 kN的荷载，利用屈曲分析工况所示进行计算。

计算分析后，在模型中找出Z1 的局部屈曲模态及屈曲因子如图8所示，根据柱顶的竖向轴力荷载，求得临界轴力，再根据临界的欧拉公式反算该柱的有效计算长度；如表6所示。

表6 穿层柱Z1有效长度系数Tab.6 Effective Length Coefficient of through Layer Column Z1

图8 穿层柱屈曲模态及屈曲因子Fig.8 Buckling Mode and Buckling Factor of Through-layer Column

Z1 柱反算长度系数为0.66，小于《混凝土结构设计规范：GB 50010—2010（2015 版）》第6.2.20 条规定的柱计算长度系数1.0（底层柱），竖向荷载作用下穿层柱满足结构的受力要求，稳定性良好，在满足承载力要求的前提下，不会发生屈曲失稳。

7.3 斜柱分析

斜柱转换区域位于第44F～45F，传力路径如图9所示；斜柱层上部框架柱竖向作用力主要由斜柱层斜杆的向上的压力和46F 梁的压力承担；斜柱层斜杆底部的压力由下部框架柱和43F 梁的受拉平衡，传力路劲清晰，斜柱与竖向夹角约16°；本次针对斜柱层最底层（43F）存在拉力部分进行受力分析；

图9 斜柱层传力路径Fig.9 Force Transmission Path of Inclined Column Layer

⑴为考虑最不利情况，斜柱层混凝土楼板退出工作，在YJK 多遇地震计算中，将斜柱层楼板板厚输入为0，其自重以恒荷载的形式施加于板上，整体计算求解梁在重力作用下的最大拉压应力，可知斜柱层最底层（44F）楼面梁最大拉力Nmax=1 927 kN。考虑梁的最大拉力全部由梁内全部纵筋提供，不考虑混凝土参与受拉，需要全部纵筋截面面积约5 477 mm2，小于由地震及风荷载水平力作用下梁截面配筋，配筋满足梁受拉要求；扣除楼板的受拉楼面梁裂缝均小于0.3 mm，满足《混凝土结构设计规范：GB 50010—2010（2015版）》

3.4.5的限值要求。

⑵将44F～45F斜柱定为关键构件，其中43F～45F框架梁与斜柱相连，承受拉压应力，也定义为关键构件；采用Sausage 弹塑性分析结果显示，43F～45F 部分框架梁存在轻微损坏的性能水准，同时应加强框架梁纵筋配筋率，斜柱仅个别出现轻度损坏的性能水平。斜柱满足性能水准4的要求，如图10所示。

8 结构加强措施

针对上述超限情况及设计中的关键技术问题，对结构分析与抗震措施两个方面进行加强，主要措施如下［6］：

⑴1F～7F 范围为裙房，抗震设防类别为乙类，剪力墙抗震等级为一级；底部加强区剪力墙按中震抗剪弹性、抗弯不屈服、大震不屈服的性能目标进行设计；底部加强区剪力墙墙身水平分布筋和竖向分布筋最小配筋率提高到0.35%。

⑵底部加强区框架柱抗震等级为一级，按中震抗剪弹性、抗弯不屈服、大震不屈服的性能目标进行设计。

⑶针对核心筒薄弱部位，根据楼板应力分析加强楼板，增加厚板厚度，采用双层双向加强配筋，单层最小配筋率不小于0.30%；斜柱层楼板存在较大拉压应力处，楼板加厚至180 mm，单层最小配筋率不小于0.25%［8］。

⑷ 斜柱以及与其相连的框架梁定义为关键构件，抗震等级提高至一级，按中震抗剪弹性、抗弯不屈服、大震不屈服的性能目标进行设计，斜柱全长加密［9］；对与斜柱相连的框架梁混凝土提高至C40。

9 结论

本项目高度超限且结构高度远超B 级高度，同时存在扭转不规则、楼板不连续、其它不规则（局部穿层柱、斜柱）等超限情况，采用概念设计方法［10］，利用YJK、ETBAS、SAUSAGE 多个有限元软件多种计算方法，对比了小震弹性、时程分析及罕遇地震下的弹塑性分析，满足“三水准、两阶段”的设计理念；针对局部穿层住、斜柱、等薄弱部位不利部位进行屈曲分析、楼板应力分析，提出了有效的加强措施。结果表明本项目结构布置合理，满足建筑功能及使用要求，达到结构抗震性能C级目标，安全可行。