陳康華，鐘玉斌

（CMCU·中聯(lián)建筑，重慶400039）

珠江太陽城超高層辦公樓結構分析與設計

陳康華，鐘玉斌

（CMCU·中聯(lián)建筑，重慶400039）

1 工程概況

珠江太陽城B3#樓位于重慶市江北區(qū)，為超高層辦公樓，地下1層，地上42層，結構總高度為186.400m。已超過普通鋼筋混凝土結構的A級高度，屬于高度超限，建筑效果圖見圖1。該工程結構設計基準期為50年，結構安全等級為二級，抗震設防烈度為6度，設計基本加速度為0.05g，建筑場地類別為Ⅲ類，設計地震分組為第一類，場地設計特征周期為0.45s，抗震設防類別為丙類。風荷載按規(guī)范取值，地面粗糙類別為C類；地基基礎的設計等級為甲級，中風化泥巖做為基礎持力層，采用一柱一樁基礎形式，傳力直接，簡單。

圖1 建筑效果圖

圖2 結構計算模型

2 結構體系

珠江太陽城超高層辦公樓采用框架-核心筒結構體系，筒體墻厚從下到上600～300mm，核心筒長度17.90m，寬度16.80m，高寬比為11.1，滿足規(guī)范建議值。為滿足延性要求，控制柱軸壓比，1～8層框架柱采用型鋼混凝土柱，型鋼采用Q345B，8層以上采用鋼筋混凝土柱，柱截面從下到上1200×1400～800×800，柱間距為9.15m。中間層由于建筑功能收進，結構在28～32層間四個角柱為斜柱，斜率約為1.5，詳見圖2。建筑在第一層門廳上空局部挑空形成大洞口，并在該樓12、27層設置2個避難層，層高為5.40m。標準層結構布置見圖3。

圖3 標準層結構平面圖

3 彈性計算分析

3.1 彈性分析

該工程采用SATWE軟件進行彈性分析，并以此為設計依據(jù)，同時采用M IDAS BUILDING軟件進行驗算，計算結果作為設計參考。根據(jù)《珠江太陽城A1-2、B區(qū)項目地震動參數(shù)補充計算報告》，安評報告提供的地震影響系數(shù)最大值和加速度峰值均小于規(guī)范值，故該工程采取規(guī)范取值確定相關地震動參數(shù)。結構選用24個振型，結構彈性分析阻尼比取為0.05，兩種軟件計算結果詳見表1。

表1 兩種軟件主要分析結果

由表1可知，兩種軟件的計算結果接近，從側面反映出結構建模與分析的正確性。計算結果表明，結構的主振型以平動為主，周期比、層間位移角、剪重比、剛重比，受剪承載力之比等參數(shù)均滿足規(guī)范的限制要求，表明結構的體系是合理的。

3.2 時程彈性分析

根據(jù)《高規(guī)》[3]JGJ3-2010第4.3.4條，6度地區(qū)不需要做彈性時程分析。為驗證反應譜法計算結果的可靠性，選用的三條地震波（TH2TG045、TH 4TG045、RH 1TG045），要求將各條地震波的峰值調(diào)整到多遇地震動作用的峰值，并采用satw e進行彈性動力分析。計算結果與反應譜法分析結果對比如圖4。

圖4 時程分析最大剪力曲線對比

由圖4可知，每條時程曲線計算所得底部剪力均大于振型分解反應譜法（CQC）計算結果的65%，多條時程曲線計算所得底部剪力平均值大于CQC法計算結果的80%，但不超過CQC計算結果。對該工程而言，取大值計算即可認為取CQC結果計算。

4 典型樓板中震應力分析

該工程在建筑一層上空局部挑空，樓板在水平方向有較大削弱，因此針對結構二層進行樓板應力分析，找出薄弱部位，按“中震彈性”性能目標進行設計。計算時取水平地震影響系數(shù)最大值αmax=0.12，材料強度為設計強度，各荷載工況分項系數(shù)與小震相同，不考慮地震組合時的內(nèi)力調(diào)整，不考慮風荷載作用。樓板應力計算采用PMSAP軟件進行分析，主要分析結果見圖5、圖6。

由樓板應力圖可知：最大平均壓應力為-3.614MPa＜4.3MPa（C30混凝土抗壓強度），最大壓應力未超出混凝土抗壓強度。

圖6 二層Y向地震平面內(nèi)Y向應力（kN/m2）

正常使用極限狀態(tài)下抗拉驗算：根據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》[1]第3.4.4條，中震彈性的性能下按裂縫控制等級二級，地震作用產(chǎn)生的混凝土拉應力不應大于混凝土軸心抗拉強度標準值，即主拉應力滿足：

S1，中震≤ftk（公式1）

據(jù)圖5可知最大拉應力2.418M Pa超出混凝土軸心抗拉強度標準值2.01(MPa)在20%以內(nèi)，且區(qū)域很小，整體上樓板處于彈性階段，滿足公式一要求。

承載能力極限狀態(tài)下配筋計算：根據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》第6.1.2條要求，主拉應力應滿足（核心筒板厚取150mm）：

酌EhS1，中震(bh)≤fyAs/酌RE（公式2）

取S1=1.025MPa（該層絕大部分樓板拉應力小于該值），1.3×1.025×1000×150≤360×As/0.85，As=472(mm2)

彈性板應配12@200的雙層雙向鋼筋。施工圖設計時將與豎向荷載作用下的配筋包絡設計。

5 基于性能的抗震設計

5.1 抗震性能目標

按照規(guī)范要求建筑結構采用三水準進行抗震設防[2-3]，即“小震不壞，中震可修，大震不倒”，根據(jù)該工程結構的特點和超限情況，該工程構件抗震設防目標見表2。表3為按高規(guī)給出的不同的性能水準下的結構構件設計方法[3]。

（1）由于門廳兩層通高，門廳穿層柱且作為上部樓層豎向荷載的主要支承構件，屬于重要的結構構件，因此按“中震彈性”設計。

（2）受斜柱的影響與之相連的樓面梁承受較大的水平力，考慮鋼筋混凝土開裂后承載力的降低，故對有斜柱的那幾層樓板按“彈性板”樓板假定計算，對承受較大拉力的樓面梁按“中震”設計[4]。

表3 不同抗震性能水準下的結構構件設計方法

5.2 性能目標驗算結果

采用m idas building軟件對結構進行性能設計，用戶只需要在常規(guī)設計中做反應譜分析，在動力彈塑性分析中運行自動生成分析數(shù)據(jù)即可。程序會自動做中震、大震反應譜分析和中震、大震地震波作用下的動力彈塑性分析。因此選取天然地震波TH2TG045進行性能分析。程序按地震動(小震、中震、大震)和按內(nèi)力成分(彎矩、軸力、剪力)顯示性能設計承載力驗算結果，輸出的值為內(nèi)力與相應承載力的比值，比值不大于1.0時表示滿足，否則顯示為不滿足。以關鍵構件為例，驗算結果見圖7、圖8。

由圖7、圖8可知，在小震和中震作用下，底部加強區(qū)核心筒處于彈性階段，滿足設定的性能目標要求，震下底部加強區(qū)少數(shù)墻肢彎矩屈服，受彎破壞為延性破壞，故允許大震下少數(shù)墻肢彎矩屈服。個別墻肢剪力性能目標大于1，比值超出較小，整體上滿足抗剪大震不屈服要求；在后期施工圖設計中加強底部加強區(qū)核心筒水平分布鋼筋配筋。大部分連梁在大震下已進入屈服階段。部分比值較大，已經(jīng)破壞。

根據(jù)計算結果，底部加強區(qū)型鋼混凝土柱在中震作用下處于彈性階段，大震下基本滿足不屈服要求，施工圖設計中底部穿層柱按中震計算結果配筋設計。與斜柱相連的部分框架梁大震下彎矩屈服，抗剪整體上處于不屈服階段。在中震作用下，框架梁在柱轉折點處（28層）拉力最大，達到900kN。后期設計按照中震計算結果加強其縱筋及箍筋配筋，并加強相應樓板的板厚及配筋。其它層水平力較小。

圖7 一層墻肢彎矩性能設計承載力驗算結果

圖8 一層墻肢剪力性能設計承載力驗算結果

6 大震下動力彈塑性分析

采用M idas building軟件進行大震下動力彈塑性時程分析。梁柱單元采用集中鉸單元，梁鉸為彎矩鉸，柱鉸為軸力-彎矩鉸。剪力墻采用軟件自帶的墻纖維定義，墻的本構按《混凝土結構設計規(guī)范》（GB50010-2010）附錄C.02選用。鋼筋的材料本構按雙折線類型，梁柱選用程序自帶的考慮剛度退化的武田三折線滯回模型。選用與小震相同的地震波對結構進行大震動力彈塑性分析。同時從兩個方向（X，Y）分別輸入，兩個方向的加速度峰值的比值為1:0.85，加速度峰值為125gal。經(jīng)計算，三條波的最大層間位移角平均值為1/419，結構的基底剪力約為小震下的3.76倍，以天然地震波TH4TG050為例分析結構的彈塑性狀態(tài)，詳見圖9～圖13。

圖9 梁鉸(Ry)

圖10 柱鉸(Ry)

圖11 墻鉸（εX）

圖12 墻鉸（γXZ）

從圖可知：梁鉸大部分處于開裂前階段，有34.6%的梁進入開裂至屈服前階段，沒有梁進入屈服后階段。柱鉸絕大部分處于開裂前階段，只有1.7%的柱進入開裂后階段，沒有柱進入屈服后階段。塑性鉸發(fā)展過程：梁鉸首先在中下層洞口連梁位置出現(xiàn)，隨即次梁出現(xiàn)塑性鉸，然后沿樓層方向發(fā)展；柱鉸主要集中在裙房柱和上部樓層。

從圖可知：墻鉸的水平向應變?nèi)刻幱诘谝粦兊燃墸幱趶椥噪A段，只有小部分墻的剪切變形成分達到屈服和屈服后狀態(tài)，還有很少數(shù)達到極限狀態(tài)，經(jīng)考察出現(xiàn)屈服的墻肢位于洞口連梁的位置。只有1.1%的鋼筋的應變超過1倍屈服應變，絕大部分的墻鋼筋在彈性階段。墻鉸發(fā)展順序：首先在樓層的中下層洞口上部墻肢出現(xiàn)，并沿樓層方向逐漸展開。

由上述分析可知：結構在罕遇地震波作用下，框架柱除極少數(shù)進入開裂后狀態(tài)外，全部的框架柱未進入屈服狀態(tài)。極少數(shù)局部開洞處墻體出現(xiàn)剪切塑性變形，未出現(xiàn)剪力墻全部進入屈服狀態(tài)，混凝土受壓和鋼筋的拉壓基本處于彈性階段。連梁和部分框架梁損傷較大，出現(xiàn)塑性鉸，達到了設計意圖耗能的目的，說明該結構呈“梁鉸破壞”機制。因此，認為該結構能夠抵御罕遇地震的作用，結構整體安全，不存在倒塌危險，大震下結構滿足“大震不倒”的要求。

圖13 墻鋼筋應變（εX）

7 結語

彈性及彈塑性分析結果表明，通過選用的結構體系和結構布置及所采用的構造措施等，該工程達到了工程的抗震性能目標，各項性能指標均符合國家規(guī)范要求，結構設計安全，可行。

[1]中華人民共和國住房和城鄉(xiāng)建設部，中華人民共和國國家質(zhì)量監(jiān)督檢驗檢疫總局.GB50010-2010混凝土結構設計規(guī)范[S].北京:中國建筑工業(yè)出版社，2011.

[2]中國建筑科學研究院.GB50011-2010建筑抗震設計規(guī)范[S].北京:中國建筑工業(yè)出版社，2010.

[3]中國建筑科學研究院.JGJ 3-2010高層建筑混凝土結構技術規(guī)程[S].北京:中國建筑工業(yè)出版社，2011.

[4]朱炳寅，婁宇，楊琦.建筑抗震規(guī)范應用與分析[M].北京：中國建筑工業(yè)出版社，2012.

Structure Analysisand Design of Super High-riseOffice Building 0f the PearlRiver Sun City in Chongqing

文章介紹了珠江太陽城超高層辦公樓結構設計的主要步驟，結合工程特點及超限情況，確定了結構的性能化抗震設計目標。選用M IDAS BUILDING軟件對結構進行了罕遇地震下的彈塑性時程分析。計算結果表明，所選結構體系合理，安全，可靠，結構各項性能均能達到預定的抗震性能目標。

超高層；框架—核心筒結構；性能化抗震設計；彈塑性時程分析

Themain design stepsof the superhigh-rise office building in the PearlRiver Sun City are introduced.The seismic performance based objectives of are set in accordance with the project characteristics and transfinite situation.The elastop lastic time procedure of the structure under rare earthquake isanalyzed w ith MIDASBUILDING.As shown in the results that the structural system is reasonable,safe and reliable and the structure canmeet theperformanceobjectivespredetermined.

superhigh-rise;frame-corewall structure;seism ic performance-based design;elastoplastic time procedure analysis

TU 973

A文章編號：1671-9107（2013）11-0056-05

10.3969／j.issn.1671-9107.2013.11.056

2013-10-08

陳康華（1982-），男，湖南株洲人，研究生，工程師，主要從事結構工程工作。