張 晨

(太原市建筑設計研究院，山西太原 030002)

1 工程概況

太原湖濱廣場綜合項目位于太原市迎澤公園東北角，東臨青年路，北接迎澤大街，建筑場地總用地面積48 412 m2，總建筑面積19.14萬m2，地下室層數(shù)為3層，地面以上由1幢48層的寫字樓及酒店(以下簡稱塔樓)和4層裙房組成，其中塔樓的建筑面積約為7.8萬m2。各專業(yè)綜合確定為丙類建筑。塔樓與裙房間設置抗震縫，由于本工程地下室在框柱外包裹150 mm，縫寬按裙房頂部的計算位移和規(guī)范值綜合確定為150 mm［1］，工程上實際采用的縫寬為300 mm。裙樓和塔樓結構梁板在1層以上完全獨立，形成各自結構單元，塔樓的建筑總高度為208 m，設計使用年限為50年，塔樓建筑結構的安全等級為一級。建筑物剖面圖見圖1。

圖1 建筑物剖面圖

2 計算分析

2.1 主要計算參數(shù)

該塔樓的結構設計基本參數(shù)均按照現(xiàn)行國家規(guī)范和相關報告進行取值。根據(jù)山西省地震災害研究所提供的《太原湖濱廣場綜合項目工程場地地震安全性評價報告》和《建筑抗震設計規(guī)范》綜合確定該場地類別為Ⅲ類，多遇地震作用下特征周期為0.45 s，太原地區(qū)的設防烈度為8度，設計地震分組為第一組，基本計算參數(shù)取值均按照現(xiàn)行規(guī)范取值［1］，鋼管混凝土結構阻尼比0.04，周期折減系數(shù)0.8［4］;中震不屈服或彈性計算時，地震影響系數(shù)按多遇地震的2.8倍取值為0.448，荷載分項系數(shù)取1.0，但保留各自的組合系數(shù)，內(nèi)力的調(diào)整系數(shù)與承載力抗震調(diào)整系數(shù)均取1.0［5］;罕遇地震作用下，結構阻尼取 0.05，罕遇地震作用下場地的特征周期取0.50 s，水平地震影響系數(shù)最大值采用0.9［1］。

2.2 結構體系及超限情況

塔樓平面為矩形，采用鋼管混凝土—混凝土核心筒結構雙重抗側(cè)力體系，25層以下框架柱外圍尺寸為41.4 m×37 m，核心筒平面尺寸為23.6 m×19.8 m，如圖2所示。25層～47層屋面框架柱外圍尺寸為32.6 m×37 m，核心筒平面尺寸為13.8 m×19.8 m，如圖3所示。收縮比例為21.2%。室外地面至主要屋面(47層頂)的高度為185.60 m，超過《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》中關于鋼管混凝土—混凝土核芯筒限值150 m，超限比例為23.7%;大堂存在多處挑空，挑空面積占31.8%，樓板布置形成L形，造成平面剛度急劇變化。根據(jù)建設部第111號，塔樓為超限高層。

圖2 1層～24層墻柱布置圖

圖3 25層～47層墻柱布置圖

塔樓典型框架柱截面尺寸從下往上依次為1 500×1 500～800×800，框架柱混凝土強度等級由低區(qū)向高區(qū)分別采用C60～C40，鋼管混凝土柱的含鋼率控制在4% ～13%;核心筒外圍墻厚1 000 mm～600 mm，核芯筒混凝土強度等級由低區(qū)向高區(qū)分別采用C60～C40;樓蓋選用鋼梁—組合樓板體系，型鋼梁與內(nèi)筒鉸接，在其相交位置預設型鋼或預埋件，方便內(nèi)筒與型鋼混凝土梁的連接。設置兩個加強層，設置位置分別為24層和40層(利用設備層)，兩個方向同時對稱設置，形式為伸臂H型鋼桁架。

2.3 超限情況的應對措施

鑒于建筑物的高度已經(jīng)超過現(xiàn)行規(guī)范的B級高度，所以在滿足B級要求的同時需要采取其他措施。

1)采用型鋼梁，型鋼梁與鋼管柱剛接，與混凝土核芯筒采用鉸接。提高結構的整體抗震能力。

2)設置加強層。為了提高建筑物的抗側(cè)力剛度，采取加強框柱間外環(huán)梁的剛度和在24層和40層分別對稱設置斜腹桿加強桁架，以控制結構的整體位移，加強層的斜桿按中震不屈服進行抗拉壓設計，弦桿按中震不屈服抗彎、中震彈性抗剪設計。

3)對于一層樓板開洞率過大及其相關問題。a.采用將本層以及上下層樓板加厚，配筋加強的措施，板厚及配筋根據(jù)有限元的分析結果進行設計;b.由于樓板取消，與核芯筒相連的框架梁取消，造成長短柱共同存在，設計時長柱(兩層通高)和短柱(層高)分別能夠承擔本層的全部框架剪力，框架柱及核芯筒剪力墻均按“中震彈性”進行抗剪設計，按“中震不屈服”進行抗彎設計。

4)對于25層建筑物收進23.7%，造成結構豎向剛度突變，一方面對此部位加強內(nèi)力計算分析，并對24層～26層的抗震墻按底部加強的要求采取構造措施，并且上述3層框架柱及核芯筒剪力墻均要按照“中震彈性”進行抗剪設計，按“中震不屈服”進行抗彎設計。

5)驗算罕遇地震下彈塑性變形。

2.4 性能目標驗算

總體上來講，在超限高層進行抗震性能目標分析時，按照“三水準兩階段”［1］的抗震基本要求，首先要保證在中震作用底部加強區(qū)、加強層等部位主要抗側(cè)力構件的正常工作，因為其關系到結構體系及計算模型是否可信的前提條件。而在計算分析過程中，上述部位的核芯筒的應力應變表現(xiàn)復雜程度要遠大于框架柱，在計算分析結果中應充分重視。

1)建筑物抗震的底部加強區(qū)［2］和加強層及其上下一層(以下稱“重要部位”)的核芯筒抗震墻，抗彎設計驗算的目標為“中震不屈服”。各種荷載作用的分項系數(shù)、內(nèi)力調(diào)整系數(shù)均取1.0，相應的組合系數(shù)應予以保留，承載力抗震調(diào)整系數(shù)γRE均取為1.0，材料強度則采用其標準值［5］進行驗算。例如根據(jù)塔樓模型計算，首層PW3的彎矩設計值17 983 kN·m，實際暗柱兩端配筋按性能設計的配筋率進行設計，按底部加強區(qū)采用24φ25，大于計算值，能滿足現(xiàn)行規(guī)范要求。底部加強區(qū)和加強層核芯筒抗震墻均進行了抗彎驗算，驗算結果為:局部薄墻暗柱存在計算超筋現(xiàn)象，可以通過放大暗柱尺寸或設置型鋼予以解決。同時對于“一”字墻，要對墻體平面外的抗彎進行驗算，性能目標亦為抗彎不屈服。

2)“重要部位”抗震墻的抗剪性能設計驗算目標為“中震彈性”。例如核芯筒外墻PW3，在首層的墻厚900 mm，長度7 100 mm，軸力設計值85 642 kN，軸壓比0.49，為核芯筒中軸壓比最大的一段墻。在中震作用下的剪力設計值為17 139 kN，抗剪鋼筋的計算面積為10 139 mm2，按四排、間距100 mm配筋，單根鋼筋的面積為258 mm2，在大震作用下的剪力設計值為26 351 kN，小于規(guī)范要求的0.15fcbh(31 010 kN)，能夠滿足設計要求。據(jù)此進行“重要部位”抗震墻的抗剪驗算。驗算結果表明重要部位的墻體均滿足“中震彈性”的要求。

3)“重要部位”的框架柱的驗算。首先明確在超限高層的計算分析中，框架部分承擔的剪力取值=max{不小于本層地震剪力的10%、各段結構底部剪力的20%、框架部分各樓層柱最大剪力的1.5倍}。例如首層的框架柱。前面已經(jīng)說過，首層存在挑空，部分框架梁缺失，在首層和2層形成了長短柱共存的情況。此時長、短柱應分別進行承擔全部底層框架剪力的驗算。根據(jù)模型的中震計算結果，首層基底Y向總剪力40 385.13 kN(較大值)，框架部分的計算剪力5 462.98 kN(Y向)。進行內(nèi)力調(diào)整，取基底剪力的20%和框架計算剪力的1.5倍兩者的較大值，即0.2×40 385.13=8 077.03 kN 和1.5 ×5 462.98=8 194.47 kN 兩者中的較大值，為8 194.47 kN，由全部的長柱和全部的短柱各自承擔。由于長柱的數(shù)量(6根)比短柱(12根)少，但截面相同，故可以僅驗算長柱。調(diào)整后的柱內(nèi)力為8 194.47/6=1 365.75 kN。柱截面為1 500×1 500×50矩形鋼管，內(nèi)灌C60自密實混凝土［3］。柱剪力可假定由鋼管管壁承受，其剪切強度應滿足下式［4］:

所以柱的抗剪承載力設計值為:2×50×(1 500－2×50)×155=21 700 kN，可以滿足設計要求。

4)伸臂桁架按“中震不屈服”進行設計驗算。計算參數(shù)取值這里不再詳述。對于桁架的腹桿，分別進行中震作用下的抗拉和抗壓不屈服驗算，24層腹桿的最大拉力為14 165 kN，最大壓力為－13 883 kN，40層腹桿的最大拉力為14 599 kN，最大壓力為－14 402 kN，需要說明的是，最大壓力和拉力均出現(xiàn)是不同編號斜桿件，40層的桁架桿件內(nèi)力可以大于24層相應位置的桿件內(nèi)力。實際選用截面為H600×400×40×40，材質(zhì)為Q345B，可以滿足承載力要求。伸臂桁架的弦桿為相應部位的框架梁，應按“中震不屈服”進行彎矩驗算，“中震彈性”進行抗剪驗算。

5)罕遇地震下的彈塑性變形分析。本工程由于結構高度超過規(guī)范限值23.7%，并在25層起一個方向平面內(nèi)收，造成此處剛度明顯變化，為了控制位移、調(diào)整豎向剛度的急劇變化，設置了伸臂鋼桁架，此區(qū)域結構構件數(shù)量明顯增加，結構構件傳力相對較復雜，應采用空間結構模型進行罕遇地震下的靜力彈塑性分析，并考慮施工過程的影響［2］。

罕遇地震下場地特征周期為0.50 s，結構阻尼取0.05［1］。模型時程分析模擬計算結果顯示，在靜力彈塑性分析過程中，隨著地震作用的增大，中層間位移角較大的樓層，首先在剪力墻的連梁上、隨后梁柱節(jié)點處的框架梁出現(xiàn)塑性鉸，然后向上、下部樓層逐漸發(fā)展。當發(fā)展至加強層時，伸臂桁架斜撐端部也逐漸出現(xiàn)塑性鉸。由此可以看出結構構件的布置及截面選擇基本合理，能夠滿足“強柱弱梁”的基本要求。在罕遇地震作用下，結構的整體變形未超過規(guī)范限值，X方向結構最大層間位移角為1/163，Y方向最大層間位移角1/175，均不超過1/100限值要求，即滿足“大震不倒”的抗震設防標準。

3 結語

本工程塔樓屬于超高層建筑。由于在結構設計中采取了較為合理的應對措施，在主要部位、主要構件上比較充分體現(xiàn)了規(guī)范要求的“強剪弱彎”“強柱弱梁”的設計精髓，結構體系中的重要薄弱部位得到充分加強，使結構體系的抗震能力得到比較充分的發(fā)揮。滿足了規(guī)范要求結構體系的“小震不壞、中震可修、大震不倒”設防目標［1］。

［1］GB 50011-2010，建筑抗震設計規(guī)范［S］.

［2］JGJ 3-2010，高層建筑混凝土結構技術規(guī)程［S］.

［3］GB 50010-2010，混凝土結構設計規(guī)范［S］.

［4］CECS 28：2012，鋼管混凝土結構技術規(guī)程［S］.

［5］龔思禮.建筑抗震設計手冊［M］.第2版.北京：中國建筑工業(yè)出版社，2003.