復雜超高層結構的抗震設計方法

0結構的抗震設計地震的作用與高層建筑的其他負荷的作用明顯不同。例如，水平風負荷標準要求將高層建筑的實際風負荷計算為100年一遇。在使用結構時，實際風負荷超過計算風負荷值的可能性非常小。但地震作用卻不同,地震發生的隨機性很強,對某一地區,在設計基準期內可能出現的最大地震動是一個隨機變量,相對于其它荷載或作用而言,地震作用具有很大的不確定性。近幾十年來國內發生的數次強烈地震,實際震中烈度均遠遠超出了國家地震局發布的設防烈度,如1966年邢臺地震,震中烈度10度,而當時的設防烈度為6度;1976年唐山地震,震中烈度達到11度,而當時唐山的設防烈度也為6度;2008年汶川地震,震中區域及周邊主要影響地區的實際烈度比2008年局部修訂前的《中國地震烈度區劃圖》和GB50011—2001《建筑抗震設計規范》規定的設防烈度高出平均2～3度,如汶川、茂縣、北川等地當時的設防烈度均為7度,實際達到10～11度。在豎向荷載(恒+活)、風荷載作用下,規范要求對結構進行彈性分析,并按彈性內力進行承載力驗算;但對地震作用,若要求在各種強度地震動下,結構仍然保持彈性狀態是很不經濟的,對于高烈度區也是不可能做到的,因此,結構的抗震設計與結構抗御其它荷載的設計是完全不同的。我國89抗震規范提出“小震不壞、中震可修、大震不倒”的設防目標,即在多遇地震下結構應保持彈性狀態,在設防烈度和罕遇地震下允許結構進入彈塑性狀態,但應控制結構變形,確保大震下不倒塌。由于結構在地震作用下彈塑性分析的諸多困難,目前規范主要采取基于承載力和構造措施保證延性的抗震設計方法,即以多遇地震下按彈性方法計算地震力進行結構的抗震承載力設計,以構造措施保證結構的延性;對單一防線的結構和具有明顯薄弱層的結構,要求補充彈塑性變形驗算,確保薄弱層變形不超過限值,防止結構在大震下倒塌。與概念設計相關的抗震措施主要包括:①結構高度限值和結構規則性的要求;②結構構件的延性要求(細部構造)。構件的延性通過細部構造實現,主要包括地震內力和效應組合的調整放大和抗震構造措施兩方面。由此可見,按上述方法進行抗震設計的結構,結構不規則指標的控制包括平面和豎向兩方面;結構抗震承載力水平相對較低,但對結構不規則程度的控制和對結構構件的延性要求是相對比較高的,從經濟性角度考慮,上述設計方法是目前最為合理的方法。但對設防烈度較低的浙江等沿海地區,風荷載往往較大,結構在滿足風荷載對位移和承載力要求的前提下,相對于當地的設防烈度,結構往往具有較高的抗震承載力水平,而現行規范對低、高烈度區的高層結構采取相同的規則性控制要求,顯然有失合理性。另一方面,某些業主為了實現建筑造型和滿足特殊的建筑功能要求,希望結構的不規則程度可以適當地突破規范的限值,并愿意付出一定的經濟代價以提高結構的抗震承載力水平。因此,從上述兩方面看,現行規范采用的抗震設計方法仍存在一定的局限性。1結構的抗側力學性能目前規范采用多遇地震下的彈性設計確保結構“小震不壞”,通過對結構不規則程度的控制和結構構件的延性要求,實現“中震可修、大震不倒”的設防目標。現行GB50011—2001《建筑抗震設計規范》(以下簡稱《抗規》)和JGJ3—2002《高層建筑混凝土結構技術規程》(以下簡稱《高規》)中引用了多項計算指標用于描述結構的不規則程度和整體性能,如采用扭轉位移比和周期比來評價結構的整體扭轉效應,采用樓層剛度比和受剪承載力比來描述結構在豎向的剛度和承載力的變化情況并據此判斷結構的薄弱層和薄弱部位,采用剛重比指標來驗算結構的整體穩定性并判斷是否需要考慮二階效應等。但對于體型不規則的復雜超限高層而言,采用上述計算指標來判斷結構的不規則程度或描述結構整體性能時,有時會存在很多問題。1.1結構的剛度和質量沿高度分布均勻,采用了合理的計算方法,計算結果是不完全現行《高規》采用剛重比描述高層結構的整體穩定性,對于帶剪力墻的高層結構的剛重比按式(1)計算。EJd/H2∑Gi≥1.4(1)《高規》同時規定,剛重比大于等于2.7時可不考慮二階效應;剛重比在[1.4,2.7]時應考慮二階效應的影響;剛重比小于1.4時二階效應引起的附加側向變形將呈非線性急劇增大,可能導致結構整體失穩,因此《高規》作為強制性條款,規定剛重比不得小于1.4。對于樓層剛度和質量沿高度分布均勻的高層結構,剛重比是適用的,但對底部帶裙房底盤或頂部懸挑的高層結構,剛重比的計算會存在問題,不能反映結構的真實狀況。圖1為兩幢完全相同的高層結構,均為25層,圖1a底部帶2層裙房,圖1b底部帶5層裙房,裙房平面布置也完全相同。很顯然,圖1b結構的側向剛度和整體穩定性應好于圖1a的結構,但剛重比計算結果卻相反,圖1a結構兩主軸方向的剛重比分別為2.70、2.07,圖1b結構分別為1.71、1.37,可以看出,圖1b結構的剛重比計算值遠小于圖1a結構,且有一個方向的剛重比小于1.40,即表示結構存在整體失穩的可能,則計算結論是錯誤的,不符合結構的實際情況。對于懸挑結構,也存在同樣不合理的情況。如圖2所示,圖2a結構的質量和剛度沿高度分布均勻,圖2b為大懸挑結構,懸挑長度與下部落地結構的寬度相同,在水平風荷載或水平地震作用下,一側柱出現受拉狀態,結構的整體穩定性顯然難以滿足要求,結構抗震存在很大隱患。但兩者的剛重比計算結果卻相差無幾,且均滿足可不考慮二階效應的要求(≥2.7),圖2a結構兩主軸方向的剛重比分別為4.76、3.77,圖2b結構分別為3.93、3.61,顯然計算結論也是錯誤的,不符合結構的實際情況。1.2對“剛性樓板假定”的討論規范中定義的位移比和周期比,應是對高層建筑結構整體振動效應的反映,不是結構的局部振動,因此,只有按“剛性樓板假定”計算得到的位移比和周期比才有意義。對因樓板局部不連續需要定義彈性樓板的工程,應分兩次計算,計算位移比和周期比時應采用“剛性樓板假定”,計算各工況內力、變形時采用能反映樓板平面內實際剛度變化的計算模型。但基于“剛性樓板假定”的位移比和周期比,不能反映所有結構的扭轉效應。如杭州某高層的標準層平面為一開口圓環(圖3a),按“剛性樓板假定”計算得到的位移比和周期比與閉口平面(圖3b)的計算結果相差無幾。但眾所周知,兩者的扭轉效應大不一樣。因此,對類似圖3a所示的開口平面結構,基于“剛性樓板假定”的位移比和周期比計算值是有問題的,不能反映實際結構的真實狀態。對這類特殊體型的高層建筑,建議采用彈性樓板假定下的位移比和周期比,但應根據結構整體空間振型動態圖剔除局部振動的振型周期。另外,對大底盤多塔結構和連體結構,按整體模型計算的位移比和周期比,也無法反映結構的真實情況,據此判斷結構的扭轉效應大小也是不正確的。1.3x方向各樓層的側向剛度依據樓層受剪承載力計算判別薄弱層位置存在較大的不確定性,通常采用相鄰樓層剛度的變化加以判別,并采取相應的地震內力放大和構造加強措施。現行《抗規》采用地震作用下層間剪力與層間位移之比計算樓層的側向剛度Ki,即:Ki=Vi/Δui(2)其中,Vi、Δui分別為水平地震作用下第i樓層的層間剪力和層間位移。由于Δui既包含了剪切變形,又包含了因結構整體彎曲(即剛體轉動)引起的水平位移,導致按式(2)計算得到的Ki隨樓層位置的升高而逐層減小。以某10層結構為算例,層高均為3.6m,各樓層均為同一標準層,X方向各樓層的側向剛度計算結果見表1。可以看出,按《抗規》方法計算的第10層的側向剛度僅為第1層的13%左右;若當底層層高由3.6m增至9.8m時,底層側向剛度為相鄰上一層的72%,是相鄰上三層平均值的86.1%,按《抗規》判別,不屬于“側向剛度不規則”,這顯然是不合理的。從定義上理解,層剛度是結構固有的力學特性,當兩個樓層的構件布置、截面尺寸、材料特性、層高等都相同時,它們的層剛度也應相同。顯然,《抗規》定義的層剛度計算方法有失合理性。上海地區規定,對于超限高層建筑應采用等效剪切剛度法計算相鄰樓層的側向剛度,并據此判別結構是否屬于側向剛度不規則。因此,從上述不規則控制指標及結構整體穩定性能指標的計算情況可以發現,對某些復雜超限高層結構來說,完全按現行規范設計、某些計算指標滿足規范要求,并不足以保證結構的抗震安全。2結構抗震設計由于我國現行抗震設計方法對結構高度及規則性等方面的限制,無法適應當前某些體型較為特殊的復雜超限高層結構的抗震設計。20世紀90年代美國工程界提出的基于性能的抗震設計(PBSD)方法,已引起我國工程界的普遍關注,并在復雜超限高層結構設計中逐步得到應用。PBSD方法的基本思想是使結構在預定的使用年限內、在不同強度水平的地震作用下,達到預定的性能目標,結構的承載力、剛度、變形、累積滯回耗能、損傷等,均可作為性能目標。2.1結構體系的高度結構抗震設計的性能目標是指某一設定地震地面運動下的預期性能水準,結合我國建筑抗震設計的設防目標,可采用在設計基準期內超越概率分別為63%、10%和2%～3%所對應的小震、中震和大震作為設定的地震動水準。文獻針對復雜和超限高層建筑的特點,提出了A、B、C、D、E五種可供選用的性能目標。當抗震設計滿足性能目標A或B時,結構的高度和不規則性可不作專門限制;當滿足性能目標C時,結構的高度不需要專門限制,重要部位的不規則性限制可比現行標準的要求放寬;當滿足性能目標D時,結構高度可適當超過現行《高規》B級高層的最大適用高度,不規則性限制可比現行標準的要求適當放寬;當滿足性能目標E時,結構的高度和不規則性限制應符合現行標準的有關要求。國家標準《建筑抗震設計規范》(修訂送審稿)參照《建筑地震破壞等級劃分標準》(建設部90建抗字377號)中對各類房屋地震破壞等級的劃分,表2為可供結構抗震設計選用的4種性能控制目標。根據抗震安全性評價的能量原則,如結構構件的抗震承載力高,則反映結構塑性變形能力的延性要求可相應減低;反之,如結構構件的抗震承載力較低,則結構的延性變形能力應相應提高。當結構達到性能1時,結構構件在預期罕遇地震作用下仍基本處于彈性狀態,則其細部構造僅需要滿足最基本的構造要求;達到性能2時,結構構件在設防烈度地震作用下完好,在預期罕遇地震作用下可能屈服,其細部構造需滿足低延性的要求;達到性能3時,結構在設防烈度地震作用下已有輕微塑性變形,罕遇地震作用下有明顯的塑性變形,因而其細部構造需要滿足中等延性的構造要求;達到性能4時,在設防烈度地震作用下的損壞已大于性能3,結構總體抗震承載力僅略高于一般情況,因而其細部構造需滿足高延性的要求。2.2水平風荷載作用浙江沿海等地區的設防烈度較低,但風荷載往往較大。如浙江溫州,100年一遇的風壓值為0.7kN/m2,寧波為0.6kN/m2,杭州為0.5kN/m2,而設防烈度均為6度。對于上述地區的高層建筑來說,結構在滿足風荷載對位移和承載力要求的前提下,相對于設防烈度而言結構往往具有較高的側向剛度和抗震承載力水平,多遇地震下的水平地震作用往往遠小于水平風荷載,結構內力和變形受風荷載控制,對風荷載較大的地區,水平風荷載作用下的基底剪力和傾覆力矩有時甚至會超過設防烈度(中震)下的基底剪力和傾覆力矩。比如地處浙江溫州的鹿城廣場,75層,總高度350m,水平地震作用下的基底剪力、傾覆力矩及側向變形與風荷載作用下的計算結果對比見表3。結構在100年一遇風荷載作用下產生的底部傾覆力矩和頂點側向位移已超過設防烈度(中震)作用下的計算結果,靜力推覆分析結果進一步表明,中震下結構整體仍基本處于彈性狀態。又如位于杭州的浙江新世界財富中心北塔樓,56層,總高度246m,地震作用和風荷載作用下的計算結果對比見表4。可以看出風荷載作用下的基底剪力和傾覆力矩約為多遇地震下計算值的2倍,若按中震不屈服要求進行承載力驗算,配筋基本由風荷載組合工況控制。針對上述情況,采取中震不屈服驗算抗震承載力往往起不到提高關鍵部位、薄弱部位構件承載力的目的。鑒于地震作用的不確定性,且國內多次強烈地震均發生在6度設防區,因此,在進行結構抗震性能化設計時,對低烈度設防區的復雜或超限高層建筑應適當提高抗震性能目標。2.3性能目標的確定復雜超限高層因其結構高度或規則性等方面超出現行規范、規程的適用限值,從而使其抗震設計缺少相應的規定和依據。采用基于性能的設計方法,需要綜合考慮結構的不規則程度、超高超限情況、所在地區的設防烈度和經濟等因素,對結構的薄弱部位、關鍵部位或主要抗側力構件,提出采取提高抗震承載力或提高結構變形能力、或同時提高抗震承載力和變形能力的具體要求,確定合理的性能目標。(1)結構高度超過現行《高規》B級高度較多而體型較規則時,其薄弱部位、重要部位和關鍵構件宜滿足性能2的要求,承載力按中震彈性、大震安全的要求復核;大震下薄弱層彈塑性位移不宜大于2倍彈性位移限值。(2)結構的不規則指標超過限值較多、而高度未超過B級或超過較少時,可采用上述第(1)種情況的性能目標。(3)結構高度超過現行《高規》B級較多、同時不規則指標也超過限值較多時,應按高于上述第(1)種情況的性能目標進行設計,主要抗側力結構的豎向構件宜滿足性能2的要求,承載力按中震彈性復核;薄弱部位、重要部位和關鍵構件的抗震承載力按大震不屈服復核。低烈度區結構可按中震下抗側力結構整體彈性進行設計。(4)結構高度和不規則指標超過限值均較小時,其薄弱部位、重要部位和關鍵構件宜滿足性能3的要求,承載力按中震不屈服的要求復核,風荷載較大的低烈度區結構宜按中震彈性復核;大震下薄弱層彈塑性位移不宜大于3～4倍彈性位移限值。(5)結構高度超過A級但未超過B級、不規則指標滿足要求時,可按性能4的要求進行設計,細部構造滿足B級高層的相關要求,大震下薄弱層彈塑性位移不超過彈塑性位移限值。3工程實例3.1墻下肢受拉抗剪能力圖4為常州凱納商務廣場,主樓地上54層,建筑高度約210m,結構高度185m,現澆鋼筋混凝土剪力墻體系,設防烈度7度,Ⅲ類場地。結構高度超A級54%,超B級23.3%。性能目標及主要抗震措施:底部加強部位剪力墻墻肢抗震承載力按中震彈性、大震安全的要求復核;控制墻肢不發生剪切破壞,經計算,在兩個主軸方向上,底層墻肢平均剪應力約為0.11fck～0.12fck,滿足罕遇地震下截面抗剪的控制條件;剪力墻抗震等級采用特一級,比《抗規》提高2級,比《高規》B級高層提高1級;底部加強部位約束邊緣構件向上延伸5層,即伸至11層樓面,其余在樓層周邊及核心筒四角的墻肢內設置通高約束邊緣構件;控制風及小震作用下所有墻肢不出現受拉狀態,對中震作用下出現受拉狀態的墻肢設置約束邊緣構件。靜力彈塑性推覆分析表明,中震作用下結構基本上仍處于彈性狀態,所有墻肢均沒有出現塑性鉸,僅底部加強部位以上少數連梁進入屈服狀態;7度大震作用下最大彈塑性層間位移角1/452,大部分連梁出現塑性鉸,個別墻肢開始屈服。3.2大眼底結構體系圖5a為浙江新世界財富中心,設防烈度6度,Ⅲ類場地,大底盤雙塔結構,其中北塔樓地上58層,總高度246m,現澆鋼筋混凝土框架-核心筒體系,型鋼混凝土柱,利用建筑避難層沿豎向設置三道環向鋼筋混凝土桁架。裙房大底盤存在樓板開洞、錯層、穿層柱等不規則項,北塔樓高度超B級,同時環向桁架引起相鄰樓層受剪承載力比不滿足要求。性能目標及主要抗震措施:提高大底盤結構的整體抗震性能,大底盤及大底盤屋面以上2～3層的豎向抗側力構件均按中震彈性的性能要求設計,大底盤結構抗震措施按不低于主樓(北塔樓)的要求進行設計;三道環向桁架所在樓層及上下相鄰樓層按中震彈性進行抗震承載力驗算;控制底層墻肢平均剪應力不大于0.15fck,滿足罕遇地震下截面抗剪的控制條件。靜力彈塑性推覆分析表明,6度中震時結構基本處于彈性狀態,作為主要受力構件的抗震墻、框架柱和梁均未屈服,僅在核心筒的部分連梁出現塑性鉸,且塑性鉸的屈服程度都不深。6度罕遇地震作用下塑性鉸分布情況如圖5b所示,連梁屈服程度有所加深,核心筒底部及環向桁架所在樓層的個別墻肢出現塑性鉸;另外部分與核心筒相連的框架梁梁端出現塑性鉸,其中避難層梁端產生塑性鉸的框架梁數量較多。3.3鋼桁架結構體系圖6為寧波環球航運廣場,設防烈度6度,Ⅳ類場地,地上51層,總高度256m,東西兩側落地鋼筋混凝土筒體與鋼桁架形成巨型框架結構體系,兩側落地筒體承擔全部豎向荷載,同時也是南北向的抗側力結構。巨型框架結構層數為5層,鋼桁架跨度約50m,除最下一道鋼桁架為2層高外,其余4道鋼桁架均為一個樓層高。性能目標及主要抗震措施:筒體作為單一的抗震防線,墻體底部加強區按大震不屈服設計,并滿足大震下截面受剪控制條件;筒體內型鋼向下延伸至基礎,向上延伸至第二道巨型桁架標高以上,具體延伸高度應根據墻肢應力分析結果確定;鋼桁架桿件截面驗算時考慮以豎向地震為主的組合工況內力,控制桁架端部主要桿件的應力比。3.4鋼桁架與水平鋼網架結構的組合圖7為溫州鹿城廣場,設防烈度6度,Ⅳ類場地,地上75層,地下4層,建筑高度350m,采用框架-核心筒結構體系,其中核心筒為鋼筋混凝土,周邊框架為鋼骨混凝土柱、箱型截面鋼梁組成的混合框架,核心筒與周邊框架之間的樓面結構以H型鋼梁組合樓蓋為主,部分樓層采用鋼筋混凝土梁板結構。由于結