王海霖， 熊繼業(yè)， 劉 武， 譚光宇， 鄒華足

(1 中機國際工程設計研究院有限責任公司， 長沙 410007； 2 長沙金茂置業(yè)有限公司， 長沙 410017)

1 工程概況

長沙金茂梅溪大廈項目位于長沙市岳麓區(qū)梅溪湖片區(qū)，地塊北臨城市次干道連湖九路，南靠支路連湖十路，毗鄰梅溪湖景觀中軸線，東至城市次干道五洲路，西臨城市主干道梅溪湖路。本工程總建筑面積約14萬m2，地下共4層，地下4層至地下1層層高分別為3.8，3.7，3.9，7.1m，主要功能為地下車庫及設備用房；地上共62層，1～3層主要為大堂和物管用房，1層和2層層高為5.6m，3層層高為4.5m，4～62層為辦公空間，標準層層高為4.5m，避難層(10層、20層、30層、38層、47層)層高均為5.5m。本工程建筑高度為318.00m，結構屋面高度為294.40m，塔冠高度為23.6m。屋面區(qū)域通過構架高度的不同實現(xiàn)建筑立面的收進，形成錯落有致的4個體塊，屬于超限高層項目。本項目將打造梅溪湖新城片區(qū)制高點，成為該區(qū)域內(nèi)的地標性建筑。建筑效果圖見圖1。

圖1 建筑效果圖

2 結構設計參數(shù)

本工程設計基準期及設計使用年限為50年，結構安全等級根據(jù)構件重要性加以區(qū)分，核心筒墻體、框架柱、環(huán)帶桁架、加強桁架等關鍵構件安全等級為一級，外框鋼梁、連梁、次梁等耗能構件安全等級為二級，地基基礎設計等級為甲級。本工程抗震設防類別為重點設防類[1]，抗震設防烈度為6度，設計基本地震加速度為0.05g，設計地震分組為第一組，建筑場地類別為Ⅱ類，場地多遇地震的特征周期為0.35s，罕遇地震的特征周期為0.40s[2-3]。

本工程風荷載作用下位移計算時采用長沙市50年一遇的基本風壓0.35kN/m2；在進行構件承載力計算時，按基本風壓乘以1.1考慮，即0.385kN/m2；風振舒適度計算時采用10年一遇的基本風壓0.25kN/m2。地面粗糙度類別為B類，風荷載體型系數(shù)取1.4。計算時考慮順風向與橫風向風振效應[4]。

本工程進行了風洞試驗以評估塔樓的風致結構響應及多棟塔樓之間的相互影響。湖南大學對本工程進行了風洞試驗，在其提供的《長沙金茂梅溪大廈風致響應及等效靜力風荷載研究報告》中給出了塔樓在50年一遇等效靜力風荷載作用下的分析結果。塔樓設計時按規(guī)范風荷載值和風洞試驗值進行包絡設計。

3 結構體系和布置

本工程采用型鋼混凝土柱+鋼梁+鋼筋混凝土核心筒混合結構體系。核心筒具有較大的抗側剛度，為結構體系中的主要抗側結構，承擔大部分的水平剪力及傾覆力矩，為結構抗震設計的第一道防線；外框架主要承擔豎向荷載，并承擔一定的水平剪力，外框架的抗側能力比較弱，但擁有良好的變形能力和延性，為結構抗震設計的第二道防線。

核心筒平面尺寸約為24.9m×25.2m，核心筒高寬比約為12。核心筒外圍墻體厚度由底部的1 200mm向上逐步縮減至300mm，核心筒內(nèi)部墻體厚度由底部的400mm向上逐步縮減至200mm?？蚣苤捎眯弯摶炷林?，柱距為8.5～13.5m，框架柱截面尺寸由底部的1.7m×1.7m向上逐步縮減至1.0m×1.0m，內(nèi)置型鋼含鋼率約為4%～8%。樓面梁采用鋼梁，標準層邊框梁截面為H1 000×400×18×35和H800×350×18×35(四角斜梁)；內(nèi)框梁截面為H550×200×10×16，次梁截面為H500×150×10×12。核心筒混凝土強度等級為C40～C60，框架柱混凝土強度等級為C40～C70。體型收進前標準樓層結構平面圖見圖2，體型收進區(qū)域結構平面圖見圖3。

圖2 標準層結構平面圖

圖3 體型收進區(qū)結構平面圖

為提高結構的整體抗側剛度和控制結構側向變形，分別在20層和38層避難層設置環(huán)帶桁架加強層。在56層，結構平面的東南角區(qū)域開始體型收進，體型收進區(qū)域包含7層高端辦公樓層和高度23.6m的塔冠，收進區(qū)域整體高度約55m。根據(jù)超限審查專家要求，在體型收進樓層56層設置加強桁架，以提高體型收進位置結構剛度及承載力。結構整體計算模型見圖4，加強桁架和環(huán)帶桁架布置見圖5。

圖4 結構整體計算模型

圖5 加強桁架和環(huán)帶桁架布置

4 超限分析和對策

4.1 結構超限分析

依據(jù)《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》(建質(zhì)〔2015〕67號)[5]相關規(guī)定對主體結構進行超高超限認定，主要超限項如下：1)高度超限，主體結構高度294.40m，超過型鋼混凝土框架-鋼筋混凝土核心筒結構最高適用高度限值220m；2)扭轉不規(guī)則，在考慮偶然偏心的規(guī)定水平地震力作用下，最大扭轉位移比為1.30；3)樓板不連續(xù)，首層大堂和空中大堂所在樓層樓板開洞面積大于30%，且樓板有效寬度小于50%；4)剛度突變，由于設置環(huán)帶桁架、加強桁架，導致結構豎向剛度突變，在加強層的相鄰下一層形成薄弱層；5)尺寸突變，高端辦公區(qū)豎向構件收進，收進區(qū)域的高度大于結構高度的20%，且收進區(qū)域的面積大于標準層平面面積的25%；6)局部不規(guī)則，結構存在個別穿層柱、夾層及轉換構件。

根據(jù)上述分析，合并同類超限項后，本工程一般規(guī)則性超限項為四項，無特別不規(guī)則項，屬于高度及不規(guī)則超限的高層建筑，需進行超限抗震專項審查。

4.2 抗震性能目標

綜合考慮本工程抗震設防類別、設防烈度、結構自身特性、場地條件、經(jīng)濟性和安全性等因素，本工程的結構抗震性能目標擬定為C類，具體細化到構件如表1所示。

結構抗震性能目標 表1

4.3 抗震構造加強措施

針對超限情況，結合本工程特點，在結構抗震構造方面采取了一系列的措施，以確保實現(xiàn)抗震性能目標，保證結構安全，具體如下：

(1)底部加強區(qū)、加強層及相鄰上、下層的核心筒墻體和框架柱抗震等級提高至特一級，提高剪力墻分布筋配筋率至0.4%。

(2)對于底部大堂、加強層相鄰下層，通過提高墻體水平筋配筋率，提高樓層受剪承載力，避免抗剪承載力突變。

(3)加強層上、下層樓板加厚至150mm，配筋雙層雙向拉通，且配筋率不小于0.25%。

(4)體型收進位置設置加強支撐鋼桁架，提高收進區(qū)域剛度及承載力；收進區(qū)域相鄰下一層，設置型鋼混凝土外框梁，提高外框架剛度。

5 整體結構分析

5.1 彈性計算結果

結構彈性階段的設計分析采用YJK，ETABS軟件分別進行計算。分析中考慮了偶然偏心和雙向地震作用，振型組合方法采用考慮扭轉耦聯(lián)的振型分解反應譜(CQC)方法，考慮本工程隔墻分布，周期折減系數(shù)取0.85，結構阻尼比取0.04，連梁剛度折減系數(shù)取0.7，根據(jù)《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》(JGJ 3—2010)[3]的要求考慮重力二階效應。

結構彈性計算主要結果見表2。從表中可以看出，兩種軟件計算結果比較吻合，各項指標均符合規(guī)范要求。兩種軟件計算得到結構第1振型、第2振型均為平動振型，第3振型為扭轉振型，且結構第1扭轉周期與第1平動周期的比值小于規(guī)范限值0.85，圖6為ETABS計算的前3階振型圖。

結構彈性計算主要結果 表2

圖6 結構前3階振型圖

圖7為結構的層間位移角曲線。從圖7可得，結構最大層間位移角為1/667，小于規(guī)范層間位移角限值1/500，說明結構整體剛度較大，且加強層層間位移角存在明顯突變。結構風荷載作用下的基底剪力明顯大于多遇地震作用下的基底剪力，說明結構整體指標由風荷載控制。根據(jù)《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》(建質(zhì)〔2015〕67號)[5]第13條要求：基本周期大于6s的結構，計算的底部剪力系數(shù)比規(guī)定值低20%以內(nèi)，基本周期3.5～5s的結構比規(guī)定值低15%以內(nèi)，即可采用規(guī)范關于剪力系數(shù)最小值的規(guī)定進行設計；基本周期在5～6s的結構可以插值采用。本工程要求的最小計算剪重比為0.8×0.6%=0.48%，多遇地震作用下結構X向和Y向基底剪重比分別為0.50%和0.48%，設計采用放大地震力以使樓層剪力滿足規(guī)范要求。

圖7 層間位移角

5.2 整體穩(wěn)定性分析

通過前述分析可知，本工程結構整體指標由風荷載控制，而控制結構剛度的關鍵指標為剛重比。由于塔樓建筑高度最高318m，結構高度為294.40m，塔冠高度23.60m，高度在豎向呈多級分布。根據(jù)超限審查專家提出的要求，進行剛重比計算時，應考慮以下設計原則：1)考慮幕墻風荷載的影響；2)計算剛重比的高度取結構高度294.40m；3)計算模型應包含地下室。

基于以上要求，分別建立帶屋頂幕墻支撐結構的整體模型(簡稱整體模型)和不包含幕墻支撐結構的簡化等效模型(簡稱等效模型)。其中整體模型計算的模型高度318m，風荷載由程序自動計算；等效模型的計算模型高度294.40m，由整體模型得到的幕墻風荷載產(chǎn)生的水平剪力及傾覆力矩等效加載到模型中。兩種模型計算得到的結構剛重比見表3。由表3可以看出，兩種模型計算結果均滿足剛重比大于1.4的要求，但計算剛重比小于2.7，進行位移和承載力驗算時，應考慮重力二階效應的影響。

兩種模型計算得到的結構剛重比 表3

5.3 彈性時程分析

本工程彈性時程分析采用5條天然波及2條人工波，選波時保證在主要周期點上7條波的平均地震影響系數(shù)曲線與計算采用CQC法的地震影響系數(shù)曲線相差不大于20%。程序計算時各波峰值加速度為18gal，主次方向的有效峰值加速度比為1∶0.85。CQC法與彈性時程分析結果見表4。可以看出：1)每條波計算所得結構基底剪力均大于CQC法的65%；7條波計算所得結構基底剪力的平均值大于CQC法的80%，說明地震波的選擇滿足規(guī)范要求。2)7條波分析的基底剪力平均值小于CQC法的基底剪力值，可以采用CQC法計算結構地震力。

CQC法與彈性時程計算結果對比 表4

5.4 施工模擬分析

根據(jù)《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》(JGJ 3—2010)[3]第5.1.9條和第11.3.3條規(guī)定，本工程應進行施工模擬計算，以便較為準確地反映重力荷載產(chǎn)生彈性變形和混凝土收縮、徐變產(chǎn)生的非彈性變形等引起的結構變形和內(nèi)力重分布。

本工程施工模擬分析采用行業(yè)內(nèi)非荷載效應方面較貼近工程應用的有限元軟件MIDAS/Gen。在計算時基于以下假定：1)假設基礎是剛性的，不考慮基礎沉降；2)不考慮樓板的彎曲剛度；3)結構自重和附加恒載在結構施工過程中同時施加，活荷載在結構封頂后施加；4)施工速度按7d/層，核心筒施工速度領先外框架5層[6]。

選取結構東南角外框邊柱和與其相對應東南角位置的核心筒為研究對象，研究框架核心筒結構框架柱與核心筒的豎向變形和變形差。

結構封頂10年后框架柱和核心筒豎向變形分別如圖8，9所示。由圖8,9可知，框架柱最大豎向變形出現(xiàn)在38層附近，豎向總變形最大為77mm，其中彈性壓縮變形為37mm，徐變變形為26mm，收縮變形為14mm，彈性壓縮變形占總變形的48%。核心筒最大豎向變形為55mm，出現(xiàn)在53層附近，其中彈性壓縮變形為18mm，徐變變形為22mm，收縮變形為15mm，彈性壓縮變形占總變形的33%。結構封頂10年后框架柱與核心筒豎向變形差如圖9所示。由圖9可知，最大變形差出現(xiàn)在結構中部偏上高度，即35～40層范圍內(nèi)，最大變形差為27～29mm。該變形差使得連接核心筒和外框柱間的鋼框梁的應力比在0.1以內(nèi)，設計時鋼框梁應力比按照0.85控制。

圖8 框架柱豎向壓縮變形

圖9 框架柱和核心筒豎向變形差及核心筒豎向變形曲線

5.5 動力彈塑性時程分析

罕遇地震作用下，采用三維非線性有限元軟件PERFORM-3D對結構進行動力彈塑性時程分析，建模過程中材料本構、構件建模條件及驗證指標遵循中國規(guī)范《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010—2010)(2015年版)[7]及美國規(guī)范[8-9]?？蚣芰翰捎肍AMA梁模擬，型鋼混凝土柱采用FEMA柱模型，鋼桁架和型鋼梁采用纖維截面單元模擬，剪力墻采用纖維墻單元模擬[10]。

選取符合規(guī)范要求的2組天然波和1組人工波，進行結構大震彈塑性時程分析。地震波采用雙向輸入，輸入主方向峰值加速度按規(guī)范調(diào)整取為125gal，主方向與次方向峰值加速度的比值為1∶0.85，結構初始阻尼比取3%。罕遇地震作用下X向和Y向的層間位移角分別見圖10和圖11。

圖10 X向層間位移角

圖11 Y向層間位移角

計算結果表明：1)罕遇地震作用下，結構最大層間位移角在X向為1/289，在Y向為1/276，最大層間位移角的發(fā)生部位大致在58層。由于結構兩個方向側向剛度接近，兩個方向的層間位移角比較相近，層間位移角的平均值滿足規(guī)范中罕遇地震作用下層間位移角小于1/100的限值要求。2)結構主要耗能構件為連梁，大約20%連梁產(chǎn)生塑性變形，形成塑性鉸，大約25%連梁進入“立即入住IO”階段，滿足性能目標要求。3)型鋼混凝土柱及環(huán)帶桁架、加強桁架基本處于彈性狀態(tài)，滿足性能目標要求。4)核心筒混凝土的壓應力小于混凝土抗壓承載力，鋼筋未進入屈服狀態(tài)，墻體未發(fā)生明顯的剪切塑性損傷，核心筒基本保持“立即入住IO”階段，滿足性能目標要求。

6 結語

1)結構的彈性分析結果表明結構動力特性規(guī)則，主要的整體指標滿足現(xiàn)行規(guī)范限值要求；2)對結構提出了抗震性能目標，并采取了相應的加強措施，以保證抗震性能目標能夠實現(xiàn)；3)進行了罕遇地震作用下的彈塑性時程分析，對結構的變形和相關構件的性能進行檢查，結果表明，在大震作用下結構的最大層間位移角小于1/100，相關構件的性能滿足既定的性能目標要求。

通過以上工作，筆者認為結構設計能夠滿足既定抗震設防目標，實現(xiàn)抗震規(guī)范“小震不壞、中震可修、大震不倒”的抗震設防要求，結構設計是安全的，可為同類工程提供借鑒。