苏陕国际金融中心超高层混合结构设计

精品文档-下载后可编辑苏陕国际金融中心超高层混合结构设计[摘要]苏陕国际金融中心位于陕西省西安市，塔楼由A,B两塔组成，为高抗震设防烈度的超高层建筑，均采用型钢混凝土框架-钢筋混凝土核心筒混合结构体系。塔楼采用SATWET和MIDAS进行比较分析，包括整体弹性分析及中震不屈服分析、弹性动力时程分析、Pushover分析，以满足规范的各项要求。

[关键词]高抗震烈度；超高层建筑；混合结构；

1工程概况

苏陕国际金融中心位于陕西省西安市灞金融商务区，塔楼由A,B两塔组成，为超高层的办公楼建筑，裙楼为5层的四星级酒店及商业，下设2层地下室。工程总建筑面积约250000m2，其中地下建筑面积为47160m2，地上每栋塔楼建筑面积为61230m2。A,B塔楼均为35层，结构总高度148.90m。两栋塔楼的布局基本相同,本文仅对A塔（以下称塔楼）进行设计介绍。

本工程的抗震设防烈度为8度，建筑结构的安全等级为二级，建筑抗震设防类别为丙类，使用年限为50年。塔楼采用型钢混凝土框架-钢筋混凝土核心筒的混合结构体系，框架和核心筒的抗震等级均为特一级。

2结构平面布置和选型

本塔楼的建筑形状为正方形，外轮廓尺寸为44.6mx44.6m，核心筒尺寸为22.2mx22.2m，外框柱柱距6.50～8.20m，外框柱与核心筒距离10.9m，为高抗震设防烈度的超高层建筑。由于建筑高度较大，柱距也较大，在恒载、地震及风的作用下外框柱的内力很大，如采用普通的C60混凝土，则将不可避免地形成抗震性能很差的超短柱。为减小柱截面尺寸和提高结构的延性，外框柱采用型钢混凝土柱（SRC），小截面柱也更能满足建筑的使用需要。为了节省钢用量，降低工程造价，框架梁采用仍采用钢筋混凝土梁，这样也能避免其与钢筋混凝土剪力墙连接位置的复杂节点问题。

核心筒墙厚度1～6层为700mm,7～21层为600mm,21层以上缩为500mm；局部纵向内墙6层以下为400mm，其他均为300mm；±0.000以上外框架柱主要截面由1500x1300（型钢为1100x900x50x50）逐渐收到1300x1100（型钢为900x900x40x32及900x900x32x32）和1200x1000（型钢为800x800x32x25），含骨率约为6～8%。框梁截面为800x1000,内框梁为700x800。

3结构计算

塔楼的结构高度为148.90m，高宽比3.34，小于高规的最大高度150m及最大适用高宽比6。核心筒最大高宽比为6.87，满足文[1]中筒体结构的核心筒不宜小于总高的1/12的规定。根据文[1]及《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》规定，本塔楼不属于超限高层建筑。但因位于高抗震烈度地区，为加强对问题的分析和判断，本塔楼参照超限高层的做法，根据工程结构各部位的重要程度，设定三水准下的抗震性能目标，见表1。

结构构件各阶段抗震性能目标表1

地震烈度小震中震大震

规范概念小震不坏中震可修大震不倒

性能等级充分运行基本运行生命安全

框架梁弹性不屈服允许屈服

框架柱弹性不屈服不屈服

剪力墙弹性不屈服部分屈服

楼板弹性不屈服部分屈服

整体计算方法弹性振型分解反应谱、动力弹性时程分析弹性振型分解反应谱静力弹塑性分析

（Pushover）

计算软件Satwe/MidasSatweMidas

为确保抗震性能目标的实现，采用不同计算程序进行比较分析，包括整体弹性分析及弹性动力时程分析、中震不屈服分析、Pushover分析，以满足规范的各项要求。

3.1多遇地震下振型分解反应谱法计算分析

采用SATWET程序进行多遇地震作用下整体弹性分析，并采用MIDAS程序进行校核计算分析。进行SATWET程序和MIDAS程序计算分析均在“强制刚性楼板假定”条件下采用扭转藕联振型分解反应谱法，为了使对比更准确有效，在两种程序中采用相同的分析参数进行计算。主要分析参数如下：中梁刚度增大系数为1.8，梁端负弯矩调幅系数为0.85，梁设计弯矩增大系数为1.0，连梁刚度折减系数为0.7，梁扭矩折减系数为0.5，全楼考虑活荷不利布置，考虑活荷折减。SATWET和MIDAS的主要结果见表2。

SATWET及MIDAS的主要结果对比表2

计算程序SATWEMIDAS

周期/sT1

T2

T33.2064Y)

3.0207(X)

2.1301(扭)3.2988(Y)

2.9151(X)

2.0783(扭)

周期比Tt/T10.660.63

质量参与系数X向97.93%96.02%

Y向98.37%96.83%

底层地震力(kN)X向37744.3238074.60

Y向36447.9936241.67

最大层间位移角X向风1/56341/6683

X向地震1/10251/1140

Y向风1/52131/5591

Y向地震1/9551/1021

最大层间位移比X向1.201.20

Y向1.201.16

注：Tt，T1分别为结构以扭转、平动为主的第一阶自振周期。

两种不同计算模型的弹性计算结果表明，其主要控制指标参数相近，无明显差异，且均符合规范要求，说明采用SATWET程序进行整体弹性分析是可取的。

3.2弹性动力时程分析

通过多遇地震作用下的弹性动力时程分析，重点比较各楼层的地震力大小，以评估反应谱法（CQC法）计算得出的地震剪力是否需修正。

根据建筑场地类别、设计地震分组的特点和《建筑抗震设计规范》GB50011-2022[2]5.1.2条文规定，选取一条人工波以及两条实测波进行多遇地震作用下的弹性动力时程分析，楼层剪力见图1。每条时程曲线计算所得结构底部剪力均大于CQC法计算结果的65%,三条时程曲线计算所得结构底部剪力平均值大于CQC法计算结果的80%，因此地震波的选取满足规范要求。

图1弹性时程分析楼层剪力图

与CQC法的计算结果进行比较显示，时程反应在33、34层的X向楼层剪力平均值比反应谱法大2.5%及9%，Y向比CQC法略小，但相差很微；在35层X向比CQC法大19%，Y向比CQC法大2.3%，在屋顶层X向比CQC法大25%，Y向比CQC法大6.3%；除此之外，时程分析所得到的楼层剪力平均值均小于反应谱法所得的楼层剪力。综合反应谱分析的结果并结合工程特点，地震剪力按以下标准进行放大：33～34层放大1.05倍，35层以上放大1.15倍，对33层以上的构件承载力进行复核计算。

3.2中震不屈服分析

抗震性能设计的目标，就是针对结构的设计给出适当量化的具体指标，并作为结构评估的基础；而关键构件的抗震性能直接影响到整个结构的抗震性能。本塔楼采用SATWET程序对结构重要部位（如筒体及外框架）的构件进行中震不屈服设计的计算复核，找出薄弱构件并进行加强，以充分保证其在设防烈度下的工作性能。计算时水平地震影响系数最大值取amax=0.45（2.8倍小震），采用不考虑内力调整的地震作用效应标准值，构件承载力计算时的材料强度取标准值，抗震承载力调整系数取1.0。结果显示，筒体及框架柱主要结构抗侧力构件均无超筋信息，抗弯、抗剪均能满足中震不屈服的性能要求。

3.3罕遇地震作用下的弹塑性静力推覆分析（PushOver）

采用结构通用计算软件Midas/GenV7.1.2进行静力弹塑性分析(即Pushover)，以评估主体结构在罕遇地震作用下的抗震性能。由前面的模态分析研究可知，该工程的第一和第二振型分别沿Y轴平动和X轴平动，因此以这两种振型决定的水平分布荷载为加载模式，以位移增量为增量控制，对本塔楼分别进行了X方向和Y方向的静力弹塑性分析。

(1)多遇地震作用下静力弹塑性分析与SATWET振型分解反应谱法的结果比较

在多遇地震作用下，1)静力弹塑性法X向的最大层间位移为3.942mm，振型分解反应谱法为4.20mm，两者相差6.14%，且变化趋势基本一致；静力弹塑性法X向的最大层间位移角为1/1141，振型分解反应谱法为1/1025，两者相差10.1%，且变化趋势基本一致；2)静力弹塑性法Y向的最大层间位移为4.40mm，振型分解反应谱法为4.54mm，两者相差3.08%，且变化趋势基本一致；静力弹塑性法Y向的最大层间位移角为1/1021，振型分解反应谱法为1/955，两者相差6.46%，且变化趋势基本一致。由此可以说明本工程静力弹塑性分析采用的推覆力及计算模型是合适的。

(2)屈服顺序与屈服状况

常遇地震作用下，所有构件均未屈服。设防烈度地震作用下，所有构件均未屈服。设防烈度地震到罕遇地震过程中，少部分剪力墙开始进入塑性，不屈服；框架柱保持弹性；部分框架梁开始进入塑性，不屈服；结构少部分连梁开始进入塑性，不屈服，进入塑性的连梁越来越多，范围逐渐向上、向下两边扩展。罕遇地震作用下，外框架柱保持弹性；框架梁开始进入塑性，不屈服；筒体内的部分连梁开始进入塑性，不屈服；剪力墙开始进入塑性，在X方向推覆作用下，部分剪力墙在底层出现少量抗弯屈服，而在Y方向推覆作用下，底部及中部极少部分剪力墙出现抗弯屈服；

(3)罕遇地震作用下层间位移角

结构在罕遇地震作用下，X向的弹塑性层间位移角为1/173，Y向的弹塑性层间位移角1/119，均满足《建筑抗震设计规范》GB50011-2022[2]要求的限值1/100，可以实现“大震不倒”的抗震设防目标。

4结构的关键技术措施及节点设计

4.1关键技术措施

(1)采用型钢混凝土柱，含骨率约为6～8%。

(2)为提高筒体剪力墙的延性承受比较大的剪力，筒体剪力墙的连梁中设置H型钢。

(3)由于建筑一层的办公门厅为越层门厅,于二层形成楼板大开洞，开洞面积约占楼层面积的20%;故将二层局部楼板加厚至150，并加强配筋。

4.2节点设计

(1)型钢混凝土柱与钢筋混凝土梁的连接构造

梁内纵向钢筋尽量避开柱内型钢，不能避开时，则通过在工厂预先加工的留孔穿型钢腹板，遇型钢翼缘不能穿越时则在柱两侧与型钢混凝土柱伸出的钢牛腿进行焊接，牛腿的长度应不小于梁内主筋的焊接长度（单面焊≥12d,双面面焊≥6d,d为梁主筋直径,优先采用双面焊），从梁端至钢牛腿端部以外2倍梁高范围内，梁箍筋按加密区配置，对应于钢牛腿上下翼缘位置在柱内型钢设置水平加劲板，确保有效地传递梁端弯矩，见图2。

图2型钢混凝土柱与钢筋混凝土梁的连接节点

(2)型钢混凝土连梁与剪力墙的连接构造

塔楼核心筒的剪力墙设置型钢混凝土连梁，梁内H型钢伸入墙内的长度不小于型钢高度Hw，且不小于500mm，保证其在墙肢内有可靠锚固，见图3。边缘构件箍筋若穿过型钢，箍筋则分割成U型及L型等形式，现场穿过型钢后再焊接成封闭箍，焊接位置避开主筋，以免伤及主筋，且穿型钢腹板的箍筋上下焊接位置应错开；箍筋穿型钢腹板时，应预先在腹板相应位置进行工厂穿孔。

图3型钢连梁与剪力墙的连接节点