福州世茂国际中心抗震送审汇报课件

1、福州世茂国际中心超限高层抗震送审报告汇报华东建筑设计研究院有限公司2008年3月专家咨询意见1.规范与“安评”参数的使用：小震下截面设计、中震下性能设计按规范地震动参数，大震下的变形验算可采用“安评”的参数。2.推覆分析不再适用，应进行大震下的动力弹塑性时程分析。 3.性能目标：核心筒剪力墙底部加强部位和加强层应按“中震弹性”性能要求验算抗剪承载力，按“中震不屈服” 性能要求验算抗弯承载力；应核算中震下筒底出现拉应力的分布高度；框架柱承担的剪力取0.25Q0和计算剪力1.8倍的较大值。 专家咨询意见4.加强层的设置宜进一步优化。 5.风荷载作用下的层间位移可扣除无害位移 6.应检验弹性时程分析

2、输入地震波是否满足规范要求，并考虑计算的结构高振型鞭梢效应。主要内容1 工程概况 2 结构设计依据 3 基础设计 4 结构体系5 结构超限的讨论 6 针对超限采取的措施 7 规范弹性分析 8 关键构件设计9 弹塑性分析1.工程概况工程概况世茂福建福州茶亭街工程项目（以下简称本项目）位于福建省福州市中心，是福州经济和历史文化中轴线八一七路的中心路段。 本项目由酒店、办公、公寓式办公、商业等四大功能部分构成。由北向南将建设主体塔楼和附属裙房，之间以连廊联为整体。工程概况各建筑物基本情况如下（由北向南）：主体塔楼：建筑高度262.65米，地面建筑面积约106992平方米。附属裙房：建筑高度40.15

3、米，地面建筑面积约17008平方米。此外，主体塔楼和附属裙房以三层地下室整体相连，主要功能为后勤服务用房，机动车和非机动车库及设备机房，建筑面积约为35458平方米。本地块总建筑面积约为159473平方米。 2.设计依据主要设计参数设计依据主要重力荷载设计依据风荷载50年一遇基本风压0.70 kN/m2； 100年一遇基本风压0.85 kN/m2风荷载体型系数 取1.2地面粗糙度为C风洞试验报告规范与风洞试验风荷载比较安评报告地震参数与规范地震参数比较规范与安评地震影响系数比较时程分析地震波时程地震波转换成反应频谱与场地反应频谱的比较 工程设计性能指标 3.基础设计主楼的基础体系是 3.8 米

4、厚的现浇钢筋混凝土筏板，由位于中等风化花岗岩或微分化花岗岩,直径1.5 m的冲钻孔灌注桩支承。桩的有效长度约50m,桩尖入中等风化花岗岩或微分化花岗岩0.5m,单桩竖向承载力特征值为18800KN/根.桩身混凝土设计强度为C40.裙楼及地下室基础采用厚度为 1米的现浇钢筋混凝土筏板,筏板由位于碎卵石层, 直径为0.9m，的冲钻孔灌注桩支承。桩的有效长度约37m, 桩尖入碎卵石层1.35m, 单桩竖向抗压承载力特征值为4800KN/根， 单桩竖向抗拔承载力特征值为2250KN/根. 桩身混凝土设计强度为C30.裙房部分在桩顶设置厚度为1300mm的承台,纯地下室部分的冲钻孔灌注桩作为抗拔桩。4.

5、结构体系主楼抗侧力体系概况 典型外伸桁架与带状桁架体系 典型主楼竖向荷载承重体系 典型楼层结构布置5.结构超限的讨论主楼高度超限竖向刚度不规则平面不规则高度超限建筑高度是造成超限的主要原因。根据中国规范高层建筑混凝土结构技术规程”JGJ3-2002 第11.1.2条，抗震设防烈度七度，钢与混凝土混合框架钢筋混凝土筒体的最高适用高度为190米。本主楼屋顶标高为249.55米，屋架尖顶标高为262.5米，因此远高出规范限制。竖向刚度不规则由于主楼高度较高,福州地区的风载又特别大,在整体计算中为了控制主楼在风和地震荷载作用下产生的侧移增加了外伸桁架和带状桁架,带来了很大的实用效果,不过由此也引起了竖

6、向刚度的不规则。外伸桁架及带状桁架位于主楼的以下位置： 20至21层之间 33至34层之间 50至51层之间平面不规则2层、35层楼板缺失面积大于该楼层面积的30。根据建筑抗震设计规范（GB50011-2001)3.4.2条规定，构成楼板局部不连续，形成平面不规则。裙房平面不规则局部楼层楼板缺失面积大于该楼层面积的30。根据建筑抗震设计规范（GB50011-2001)3.4.2条规定，构成楼板局部不连续，形成平面不规则。楼层的最大弹性水平位移（或层间位移）大于该楼层两端弹性水平位移（或层间位移）平均值的1.2倍。结构平面突出部分长度超过连接宽度的2倍（抗震设防烈度7度） 6.针对超限采取的措施

7、整体结构几何布置混合结构的运用设置外伸桁架与带状桁架 抗震特一级内力放大系数的采用中震下关键构件不屈服设计 针对薄弱楼层的措施 弹塑性分析整体结构几何布置此建筑平面形状接近梭形，结构平面布置较为规则，仅在顶部逐渐缩小，立面的造型也是通过非抗侧力构件来实现的。结构基本上是双轴对称的，扭转偏心较小。建筑中的加强层沿高度基本均匀分布，有利于发挥其增加结构刚度、减小结构层间位移角的作用。混合结构的运用钢和钢筋混凝土混合结构有较好的抗震性能和延性。混合结构构件也有很高的强度，使得构件的自重较轻，而截面尺寸也较小。混合结构的刚度也较大，对于控制结构的位移和舒适度较为有利。 钢管混凝土柱在深圳赛格广场大厦、

8、昆明邦克大厦、广州好世界广场大厦、大连国际贸易中心等工程中已经有成功的应用。在减小柱子断面、方便与钢梁的连接、加快施工进度等方面，钢管混凝土柱都有很好的作用。 设置外伸桁架与带状桁架 为了尽量减少建筑在风及地震作用下的位移，在整个建筑高度内，利用建筑设备层设置了3组6.3米高的钢结构外伸桁架将周边的钢管混凝土柱与内部的钢筋混凝土核心筒相联系。 设置加强层后，结构的楼层位移减小接近50。这主要是因为外伸与带状桁架把周边柱和核心筒连接在一起，增大了结构抵抗倾覆弯矩的力臂，与此相应，周边柱会因为风荷载或地震水平作用受到较大的轴向力。 外伸与带状桁架控制结构变形的功效带状桁架的作用与外伸桁架相结合，带

9、状桁架系统将所有周边的柱子联系在一起。 周边带状桁架的主要功能是将从外伸桁架传来的荷载平均地分布于周边所有的柱子，使得柱截面尺寸更加统一。除此之外，该系统另有其他优点，首先能产生更多的冗余度，当周边任何一根柱子在某种情况下失去其功用或承载力的时候，带状桁架有能力将荷载重新分配到相邻的柱子上，而建筑物仍保持稳定状态；其次，更加均衡了柱的轴力分配，减少了核芯筒与周边柱之间的徐变和收缩引起的竖向变形差异。抗震特一级内力放大系数的采用 由于主楼高度超限，复杂性，规范要求主楼的核芯筒剪力墙以抗震特一级进行设计，周圈的柱子按B级高度应为一级进行设计，考虑超B级高度较多，我们把底部加强区的柱子按抗震特一级进

10、行设计，因此结构构件的剪力、弯矩的内力已乘以相应放大系数增加。 中震下关键构件不屈服设计在中震下，核算筒底出现拉应力的分布高度按中震弹性验算，对于出现拉应力的墙肢考虑配置型钢增强其承载能力。 底部加强区墙体抗剪增加按中震弹性验算，正截面承载力按中震不屈服验算，以此来加强剪力墙的底部加强区。 外伸与带状桁架对于保证结构的侧向刚度非常重要，也按照中震不屈服设计。 针对薄弱楼层的措施 在加强层及附近楼层，结构的侧向刚度有较大的突变，造成结构内力的突变。为此，对薄弱层采用1.15的内力放大系数；约束边缘构件被应用于加强层及上下两层的核心筒剪力墙；加强层的楼板加厚拟采用200mm闭口压型钢板，配筋加强；

11、加强层上下两层的楼板配筋适当加强。 弹塑性分析通过动力弹塑性时程分析判断大震下的结构性能。判断大震下结构的层间位移角是否满足规范要求从塑性发展过程找出结构的薄弱部位，采取措施增加其延性。针对裙房平面不规则采取的措施1.较均匀的在建筑周边布置三个混凝土筒体，以控制扭转位移比。2.加厚洞口附近楼板，提高楼板配筋率，采用双向双层配筋。3.适当加大平面突出部分的梁柱截面，并验算楼板缺失较多的单榀框架单榀框架验算最大层间位移角为1/1000，满足规范要求,详见附录C7.规范弹性分析振型周期T1 =5.78 secT2 =4.66 secT3 =1.85 secT3/T1 =0.32 N=78497KN。

12、钢管混凝土柱抗剪验算 根据专家意见，框架柱承担的剪力取0.25Q0和计算剪力1.8倍的较大值。以底层柱为例，框架柱承担的剪力为822.1kN，楼层总剪力为21662.73 kN，0.25Q05415.5 kN，1.8V1480 kN，所以框架柱承担的剪力取为5415.5 kN。 钢管混凝土柱的受剪承载力为可见，钢管混凝土柱的受剪承载力满足要求。加强层的优化布置根据专家意见，我们对设置两道和三道加强层进行了比较。设置三道加强层时，ETABS计算出的风荷载下最大层间位移角为1/506，设置两道加强层时，ETABS计算出的风荷载下最大层间位移角为1/435。加强层桁架杆件截面较大，钢板厚度也较大，需

13、要按照中震不屈服来进行加强层桁架截面承载力验算。设置三道加强层相比设置两道加强层，需要较小的桁架杆件断面和钢板厚度来满足杆件稳定承载力要求。为了减小桁架杆件断面和钢板厚度，我们也选择设置三道加强层，来减小施工难度。 加强层的优化布置福州世茂国际中心核心筒面积相对较小，特别是y方向宽度较小，而风荷载又较大，因此我们选择设置三道加强层。设置三道加强层后，结构第一自振周期为5.78秒，而结构高度为249.55米，跟其它超高层结构相比，结构刚度并不大。因此，我们设置三道加强层，同时对桁架的截面作了进一步的优化，外伸桁架布局见图8.3-1。外伸桁架布局外伸桁架以第二道伸臂桁架为例，杆件断面见图8.3-2

14、，杆件中震不屈服时的应力比见图8.3-3。在计算时取消加强层的刚性楼板假定，并且将楼板刚度折减为弹性状态的0.2倍。伸臂桁架的弦杆按照压弯或者拉弯构件来设计。典型外伸桁架截面 典型外伸桁架应力比典型环带桁架截面 典型环带桁架杆件应力比一般楼层周边钢梁截面周边钢梁顶部斜柱和与其连接的钢梁建筑顶部逐渐缩小，通过柱子倾斜来实现。与其连接的钢梁除承受弯矩和剪力作用之外，还受到柱子倾斜在梁中产生的拉力。为此，一方面在使用ETABS进行钢梁设计时把其作为拉弯构件来设计，另一方面再进行手算复核。罕遇地震动力弹塑性分析模型介绍分析过程罕遇地震弹塑性分析结果中震弹塑性模型分析结果 规范大震下结构响应 模型介绍分

15、析目的验证结构是否满足大震不倒要求检验结构在中震下的损伤情况得到结构在大震、中震下位移、位移角、剪重比等整体指标研究剪力墙的塑性变形和损伤情况研究钢梁的塑性变形和损伤情况研究钢管混凝土柱的塑性变形和损伤情况研究加强桁架的塑性变形和损伤情况分析软件 分析方法 动力时程：直接将地震波输入结构进行弹塑性时程分析几何非线性：“P-” 效应，非线性屈曲效应，大变形效应等都被精确考虑材料非线性：直接在材料应力应变本构关系水平上进行模拟，对圆钢管混凝土构件考虑了约束效应对混凝土承载力的提高。显式积分:可以准确模拟结构的破坏情况直至倒塌形态材料模型分析模型 梁、柱、支撑：一维塑性区纤维模型剪力墙和楼板采用二维

16、弹塑性壳元模型，可考虑多层分布钢筋框架梁，柱配筋均根据SATWE计算配筋输入模型；剪力墙约束边缘构件和构造边缘构件配筋根据SATWE的边缘构件计算结果输入模型；剪力墙水平分布筋和竖向分布筋根据规范构造要求和SATWE计算结果，编制剪力墙分布筋配筋表输入模型； 施工模拟结构弹塑性时程分析之前，构件并非处于零应力状态，静荷载状态已经作用于结构上。本工程由于结构较为复杂，尚需进行施工过程的计算。因此，施工过程计算的最终状态应作为弹塑性时程分析的初始状态。ABAQUS提供了不同计算类型之间杆件内力转换方法。小震时程波与反应谱的比较大震时程波与反应谱的比较振型与周期 比较整体计算结果 层间位移性能评估

17、结构的最终状态仍然竖立不倒。结构的最大层间位移角1/305，远小于规范限值1/100。底部剪力墙中钢筋出现塑性，但主要存在于连梁中，最大塑性应变为0.002，远小于FEMA规定的最大限值0.025；基底主要受力墙肢最大塑性应变仅为4.5e-4。剪力墙钢筋塑性发展剪力墙混凝土塑性发展剪力墙构件混凝土：部分剪力墙连梁中混凝土出现抗拉和抗压塑性损伤，而主要承重墙肢基本未出现损伤或损伤较轻。剪力墙受拉区分布 剪力墙受拉区分布钢管混凝土柱和加强层钢桁架、钢梁钢管混凝土构件：钢管本身未出现塑性应变，始终保持弹性；管内混凝土出现较小程度的受拉刚度退化，受压刚度无退化。加强层钢桁架：没有出现塑性发展，弹性应力

18、水平也较低。这主要是因为仅进行强度计算而没有考虑构件的稳定所造成，考虑构件的稳定系数以后，构件的稳定应力水平将达到282.6 Mpa，接近钢材屈服应力。钢梁：没有出现塑性损伤。连梁连梁：除了前面剪力墙开洞形成的连梁发生损伤外，直接以梁单元输入的连梁也发生了受拉、受压塑性损伤。大量连梁的损伤以及结构进入弹塑性后阻尼的作用，吸收了大量地震能，因此结构地震作用减弱，最大剪重比5.9，保证了结构在大震下的抗震性能。连梁塑性损伤中震与大震的比较中震计算了一组天然波T631 中震与大震的比较对比数据显示，大震比中震的地震作用放大了1.447倍，而结构的响应放大倍数没有达到1.447，地震反力的放大倍数在1.35倍左右，略低于1.447。原因在于大震下结构整体刚度与中震相比有所退化，致使地震反应有一定程度降低，但降低并不明显。结合