大连天安金马中心项目超高层结构设计

 邱焕龙，  张绍亮，  尚春雨，  谢雷，  王金玲

 （1大连都市发展设计有限公司，大连116011；

2大连经济开发区金马大厦企业有限公司，大连116600）

[摘要]  大连天安金马中心项目地上44层，地下3层，采用全落地剪力墙结构。从结构体系、前期分析、计算分析等方面详细介绍了超高层结构设计的设计依据和实施过程，通过拟定合理的性能目标，采用了多种计算分析软件分别进行了小震反应谱分析、小震弹性时程分析、中震不屈服验算、中震弹性验算、大震作用下的静力弹塑性分析和动力弹塑性分析。研究结果表明，采用多种软件对结构进行计算分析，并采用相应的构造加强措施，可以达到预期的性能目标。

[关键词]超高层建筑；性能目标；抗震计算；弹性时程分析；弹塑性时程分析

1  大连天安金马中心项目介绍及结构体系分析

1.1工程概况

 大连天安金马中心项目为超高层公寓，地上44层，结构高度为145. 9m，顶部另有机房层1层，地下3层，总建筑面积39 0lOm2。地上l~4层为商业，1层层高为5. 5m，2—4层层高为4.8m；5—44层为公寓，标准层层高为3. 15m。

 本工程设计使用年限为50年，抗震设防烈度为7度，设计地震分组为第一组，设计基本地震加速度为0. 15g，50年重现期基本风压为0.65 kPa，地面粗糙度为B类。根据地质部门提供的详勘报告，持力层为中风化泥灰岩层（fa=1 200kPa），灰色，风化裂隙较发育，溶洞比较发育，结构面较清晰，岩芯较完整，局部夹薄层页岩。岩石坚硬程度为较软岩，岩石完整程度为较完整，揭露厚度为19. 90~ 35. 20m，层顶埋深为13.4~31. 3m，基础采用平板式筏形基础。

1.2结构体系

 本工程采用全落地剪力墙结构。场地南低北高，南侧入口为±0. OOOm，而北侧入口处相对于南侧要高出两层，导致1，2层为半地下室，结构嵌固层设在首层，以地下室顶板作为上部结构嵌固端，采用永久性支护将±0. OOOm以上每个塔楼根据伸缩缝独立分开，地震作用下嵌固端以上无土侧向压力和约束，使结构整体分析时受力清晰、计算准确。

本工程平面尺寸为58. 40m×20. 75m，外圈梁高统一为650mm，内部梁高均在500mm以内，外圈墙厚由下至上为600~300mm，内部墙厚由下至上为300~200mm。梁板均采用C30混凝土，剪力墙从下至上采用C50~C35混凝土。建筑立面效果图、结构剖面图及标准层结构布置图详见图1—3。

2  结构设计前期分析

2.1超限分析

 本工程主屋面高度为145. 900m，超过《高层建筑混凝土结构技术规程》( JGJ 3-2010)（简称高规）中7度区A级高度剪力墙结构的最大适用高度120m，不超过B级高度剪力墙结构的最大适用高度150m，属于超A级高度高层。

 y向偶然偏心地震作用下扭转位移比最大值为1. 19；偏心率最大值X向为0.013（位于40层），y向为0. 061 4（位于44层）；平面凹进尺寸为相应边长的28. 10%；楼板有效宽度和典型宽度之比为50. 8%；在32，40层局部内收，缩进尺寸分别占下层的8. 5%，8.6%；本层与上一层的受剪承载力之比最小值为0. 93，位于1层的y向。以上均不超过高规要求限值，属平面规则结构。

 本工程4层以下为商业，4层的X，Y向本层侧移刚度与上三层平均侧移刚度80%的比值分别为1. 270 6，1.216 0，因此本工程属竖向规则结构。

2.2性能目标

 当建筑结构采用抗震性能化设计时，除应满足高规要求外，还应根据其抗震设防类别、设防烈度、场地条件、结构类型及不规则性、建筑使用功能及附属设施功能的要求、投资大小、震后损失及修复难易程度等对选定的抗震性能目标提出技术和经济可行性综合分析和论证。本工程为公建式公寓，抗震性能目标取为C，其中对底部加强部位的墙肢以及顶层退台处和变为双塔处上下各两层墙肢适当提高性能目标，做到设防烈度地震作用下墙肢的抗剪承载力满足中震弹性的要求。

采用基于性能的抗震设计方法，根据工程结构各部位的重要程度，抗震设计的结构构件预期目标详见表1。

2.3安评报告

根据某工程地震勘测公司提供的《天安金马中心项目工程场地地震安全性评估报告》及《建筑抗震设计规范》（GB 50011-2010）（简称抗规），本工程所选用的各设防水准的特征周期、最大地震影响系数以及时程分析用的地震加速度最大值详见表2。

3  结构设计计算分析

3.1小震及风荷载计算分析

采用SATWE和ETABS两种软件进行结构整体分析，结构阻尼比取0. 05，风荷载计算采用50年基本风压，承载力设计时按基本风压1.1倍采用，小震计算最不利方向最大层间位移角为111 024，最不利位移为112. 5mm，风荷载计算最不利方向最大层间位移角为111 236，最不利位移为99. 75 mm，主要计算结果详见表3。可以看出两种软件的计算结果都比较接近。

3.2弹性时程分析

采用SATWE弹性时程分析法进行了多遇地震下的补充计算，输入的地震加速度时程曲线分别采用了某工程地震勘测公司提供的本场地地表人工加速度时程曲线50 -63—3（超越概率63%）、实际地震记录天然波TH4TG1波及TAFT波。弹性时程分析时主分量峰值加速度取56cm/s2，结构阻尼比为0. 05，所选3条地震反应谱平均值在前3个周期处与设计谱对比结果如表4所示。

 由表4和图4可以看出，多遇地震弹性时程分析采用的3条波的平均地震影响系数曲线与振型分解反应谱法所采用的地震影响系数曲线在统计意义上相符，在主要周期点上也基本满足在统计意义上相符的要求。

 振型分解反应谱法计算结果在30层以上略小于弹性时程分析法计算的平均结果，考虑到超限结构的安全性，多遇地震弹性设计时将采用振型分解反应谱法计算结果与时程分析结果的包络值。

3.3中震计算分析

 为保证底部加强部位的墙肢在中震作用下受剪承载力保持弹性，采用SATWE程序进行中震弹性验算。计算结果表明底部加强部位的墙肢均满足中震抗剪弹性的要求，墙肢水平分布筋均不超筋，计算的墙肢水平分布筋配筋率全部在一级剪力墙所要求的最小分布筋配筋率0. 25%以内。由于纵向短肢墙较多，纵向计算时另采用框剪模型进行对比分析，以确定长墙所承担剪力和倾覆力矩。将所有截面高度不大于截面厚度8倍的墙肢按框架柱输入，按中震弹性进行计算，框架柱所承担剪力占总地震剪力百分比：底层X向为1. 23%，Y向为1.09%。框架柱所承担倾覆力矩占总地震倾覆力矩百分比：底层X向为2. 64%，y向为0.53%。此模型计算的结构主要整体参数（周期、位移等）与按墙肢输入模型相差不大。

 按框剪模型计算的底层地震剪力的0.2倍(0. 2Qo)为X向8 139. 95kN，y向8 516. 79kN。各层框架所承担的地震剪力中的最大值的1.5倍（1.5 V。，）为X向2 707.16kN．y向2 541. 34kN。设计将框架柱剪力按0. 2Q。及1.5V。。的较小值进行调整。另外为保证该方向普通长墙的抗剪能力，将X向总地震剪力全部由该方向普通长墙承担进行复核，墙间剪力近似按剪切刚度分配，不考虑短肢墙的抗剪能力。

 为保证墙肢在中震作用下，偏压、偏拉承载力不屈服，采用SATWE程序进行中震不屈服验算，计算结果表明，在地震作用下，个别墙肢的拉应力较大，墙肢的最大拉应力为4. 91N/ mm2，对于拉应力较大的墙肢（大于混凝土抗拉强度标准值），在其边缘构件内部增设H型钢，中震不屈服墙肢产生的拉力全部由型钢承担，型钢沿建筑物高度延伸至中震不屈服工况下截面拉应力不大于土混凝土抗拉强度标准值并不少于底部加强区高度的楼层，受拉墙肢端部按约束边缘构件设计。

3.4大震计算分析

 为保证底部加强部位的墙肢在大震不屈服作用下满足受剪截面控制条件，采用SATWE程序进行大震验算。计算方法同中震不屈服验算，地震影响系数最大值a…按大震取值( amax=0.72)，场地特征周期取0. 45s，结构阻尼比取0.07，连梁刚度折减系数取0.3。计算出的结构底部剪力为X向81 426. 2kN，y向83 220. 4kN。表5以1层为例，给出部分墙肢

（图3）的大震受剪截面控制条件验算结果。

 计算结果表明，底部加强部位的主要墙肢在大震作用下满足受剪截面控制条件。

3.5静力弹塑性分析

本工程采用PUSH&EPDA对主体结构进行X向和Y向推覆计算，模型采用中震不屈服下的计算结果，同时根据核心筒的实际配筋并考虑核心筒内型钢，将实际配筋结果输入模型，取弹性CQC地震力分布侧推水平荷载分别作用于结构的X向和y向，加载方式是在计算模型上施加CQC计算的地震力，单调加载并逐级增大，一旦有构件开裂（或屈服），则修改其刚度或使其退出工作，进而修改结构总刚度矩阵，进行下一步计算，依次循环直到结构达到预定的状态（称为机构、位移超限或达到目标位移），从而判断是否满足相应的抗震能力要求。用弧长增量法求解非线性方程组。构件配筋直接读取SATWE的计算配筋结果，并对剪力墙及框架的配筋进行人工调整，材料强度取标准值。其性能点的顶点位移、最大层间位移角及所在楼层和基底剪力详见表6，罕遇地震作用下的薄弱层弹塑性变形验算满足高规1/120的要求，X向和Y向推覆能力谱和需求谱曲线详见图5。

3.6大震弹塑性动力时程分析

 为实现“大震不倒”这一抗震性能目标，采用PKPM-SAUSAGE软件对结构进行了大震弹塑性时程分析。SAUSAGE计算采用《混凝土结构设计规范》( GB 50010-2010)附录C提供的受拉、受压应力一应变关系作为混凝土滞回曲线的骨架曲线，加入损伤系数(d。，d，)构成了一条完整的混凝土拉压滞回曲线。钢材的动力硬化模型采用双线性随动强化模型，在循环过程中，无刚度退化，但考虑了包辛格效应。钢材的强屈比定位1. 25，极限应力所对应的极限塑性应变为0. 025。SAUSAGE软件对一维单元采用非线性纤维单元，沿截面和长度方向分别积分。二维壳板单元采用非线性纤维分层单元，沿平面内和厚度方向分别积分。

 本工程选用满足高规要求的2条天然波和1条人工波对结构进行分析。罕遇地震峰值加速度取310cmls2，主次方向地震波峰值比值为1：0.85，地震波持续时间为20s。计算结果表明，结构最大层间位移角满足高规限值1/120的要求。其中，X向为主方向时，结构最大层间位移角为1/178，Y向为主方向时，结构最大层间位移角为1/149。整个计算过程中，结构整体刚度退化没有导致结构倒塌，满足“大震不倒”的设防要求。

4  对本工程薄弱连接板的抗震分析

 本工程40层以上分成两个塔，标准层平面形状为哑铃状，中间连接板有效宽度和典型宽度之比为50. 8%，中间连接板连接着两个主体，协调着主体结构在地震作用下的变形，形成一个抗震单元。连接板往往不符合刚性楼板假定，在地震作用下，它可能早于竖向抗侧力构件发生破坏。一旦破坏，两个主体结构形成两个独立的双塔，完全改变了结构的动力特性，改变或者降低了结构的抗震承载力。

5  结论

 针对结构超限内容，采取了有针对性的加强措施，对于两层半地下室采用永久支护的方式使主体和土脱离，使计算模型简单明了、传力明确；调整模型使风荷载作用下层间位移角、小震作用下层间位移角、剪重比等均满足规范的限值要求；多条地震波的时程分析楼层剪力平均值局部楼层略大于反应谱分析结果，实际内力计算按包络设计；对40层的弱连接部位进行计算加强；结构在罕遇地震作用下的弹塑性反应及破坏机制符合结构抗震设计的概念和要求。