复杂超高层结构的抗震设计方法

复杂超高层结构的抗震设计方法

0结构的抗震设计地震的作用与高层建筑的其他负荷的作用明显不同。例如，水平风负荷标准要求将高层建筑的实际风负荷计算为100年一遇。在使用结构时，实际风负荷超过计算风负荷值的可能性非常小。但地震作用却不同,地震发生的随机性很强,对某一地区,在设计基准期内可能出现的最大地震动是一个随机变量,相对于其它荷载或作用而言,地震作用具有很大的不确定性。近几十年来国内发生的数次强烈地震,实际震中烈度均远远超出了国家地震局发布的设防烈度,如1966年邢台地震,震中烈度10度,而当时的设防烈度为6度;1976年唐山地震,震中烈度达到11度,而当时唐山的设防烈度也为6度;2008年汶川地震,震中区域及周边主要影响地区的实际烈度比2008年局部修订前的《中国地震烈度区划图》和GB50011—2001《建筑抗震设计规范》规定的设防烈度高出平均2～3度,如汶川、茂县、北川等地当时的设防烈度均为7度,实际达到10～11度。在竖向荷载(恒+活)、风荷载作用下,规范要求对结构进行弹性分析,并按弹性内力进行承载力验算;但对地震作用,若要求在各种强度地震动下,结构仍然保持弹性状态是很不经济的,对于高烈度区也是不可能做到的,因此,结构的抗震设计与结构抗御其它荷载的设计是完全不同的。我国89抗震规范提出“小震不坏、中震可修、大震不倒”的设防目标,即在多遇地震下结构应保持弹性状态,在设防烈度和罕遇地震下允许结构进入弹塑性状态,但应控制结构变形,确保大震下不倒塌。由于结构在地震作用下弹塑性分析的诸多困难,目前规范主要采取基于承载力和构造措施保证延性的抗震设计方法,即以多遇地震下按弹性方法计算地震力进行结构的抗震承载力设计,以构造措施保证结构的延性;对单一防线的结构和具有明显薄弱层的结构,要求补充弹塑性变形验算,确保薄弱层变形不超过限值,防止结构在大震下倒塌。与概念设计相关的抗震措施主要包括:①结构高度限值和结构规则性的要求;②结构构件的延性要求(细部构造)。构件的延性通过细部构造实现,主要包括地震内力和效应组合的调整放大和抗震构造措施两方面。由此可见,按上述方法进行抗震设计的结构,结构不规则指标的控制包括平面和竖向两方面;结构抗震承载力水平相对较低,但对结构不规则程度的控制和对结构构件的延性要求是相对比较高的,从经济性角度考虑,上述设计方法是目前最为合理的方法。但对设防烈度较低的浙江等沿海地区,风荷载往往较大,结构在满足风荷载对位移和承载力要求的前提下,相对于当地的设防烈度,结构往往具有较高的抗震承载力水平,而现行规范对低、高烈度区的高层结构采取相同的规则性控制要求,显然有失合理性。另一方面,某些业主为了实现建筑造型和满足特殊的建筑功能要求,希望结构的不规则程度可以适当地突破规范的限值,并愿意付出一定的经济代价以提高结构的抗震承载力水平。因此,从上述两方面看,现行规范采用的抗震设计方法仍存在一定的局限性。1结构的抗侧力学性能目前规范采用多遇地震下的弹性设计确保结构“小震不坏”,通过对结构不规则程度的控制和结构构件的延性要求,实现“中震可修、大震不倒”的设防目标。现行GB50011—2001《建筑抗震设计规范》(以下简称《抗规》)和JGJ3—2002《高层建筑混凝土结构技术规程》(以下简称《高规》)中引用了多项计算指标用于描述结构的不规则程度和整体性能,如采用扭转位移比和周期比来评价结构的整体扭转效应,采用楼层刚度比和受剪承载力比来描述结构在竖向的刚度和承载力的变化情况并据此判断结构的薄弱层和薄弱部位,采用刚重比指标来验算结构的整体稳定性并判断是否需要考虑二阶效应等。但对于体型不规则的复杂超限高层而言,采用上述计算指标来判断结构的不规则程度或描述结构整体性能时,有时会存在很多问题。1.1结构的刚度和质量沿高度分布均匀,采用了合理的计算方法,计算结果是不完全现行《高规》采用刚重比描述高层结构的整体稳定性,对于带剪力墙的高层结构的刚重比按式(1)计算。EJd/H2∑Gi≥1.4(1)《高规》同时规定,刚重比大于等于2.7时可不考虑二阶效应;刚重比在[1.4,2.7]时应考虑二阶效应的影响;刚重比小于1.4时二阶效应引起的附加侧向变形将呈非线性急剧增大,可能导致结构整体失稳,因此《高规》作为强制性条款,规定刚重比不得小于1.4。对于楼层刚度和质量沿高度分布均匀的高层结构,刚重比是适用的,但对底部带裙房底盘或顶部悬挑的高层结构,刚重比的计算会存在问题,不能反映结构的真实状况。图1为两幢完全相同的高层结构,均为25层,图1a底部带2层裙房,图1b底部带5层裙房,裙房平面布置也完全相同。很显然,图1b结构的侧向刚度和整体稳定性应好于图1a的结构,但刚重比计算结果却相反,图1a结构两主轴方向的刚重比分别为2.70、2.07,图1b结构分别为1.71、1.37,可以看出,图1b结构的刚重比计算值远小于图1a结构,且有一个方向的刚重比小于1.40,即表示结构存在整体失稳的可能,则计算结论是错误的,不符合结构的实际情况。对于悬挑结构,也存在同样不合理的情况。如图2所示,图2a结构的质量和刚度沿高度分布均匀,图2b为大悬挑结构,悬挑长度与下部落地结构的宽度相同,在水平风荷载或水平地震作用下,一侧柱出现受拉状态,结构的整体稳定性显然难以满足要求,结构抗震存在很大隐患。但两者的刚重比计算结果却相差无几,且均满足可不考虑二阶效应的要求(≥2.7),图2a结构两主轴方向的刚重比分别为4.76、3.77,图2b结构分别为3.93、3.61,显然计算结论也是错误的,不符合结构的实际情况。1.2对“刚性楼板假定”的讨论规范中定义的位移比和周期比,应是对高层建筑结构整体振动效应的反映,不是结构的局部振动,因此,只有按“刚性楼板假定”计算得到的位移比和周期比才有意义。对因楼板局部不连续需要定义弹性楼板的工程,应分两次计算,计算位移比和周期比时应采用“刚性楼板假定”,计算各工况内力、变形时采用能反映楼板平面内实际刚度变化的计算模型。但基于“刚性楼板假定”的位移比和周期比,不能反映所有结构的扭转效应。如杭州某高层的标准层平面为一开口圆环(图3a),按“刚性楼板假定”计算得到的位移比和周期比与闭口平面(图3b)的计算结果相差无几。但众所周知,两者的扭转效应大不一样。因此,对类似图3a所示的开口平面结构,基于“刚性楼板假定”的位移比和周期比计算值是有问题的,不能反映实际结构的真实状态。对这类特殊体型的高层建筑,建议采用弹性楼板假定下的位移比和周期比,但应根据结构整体空间振型动态图剔除局部振动的振型周期。另外,对大底盘多塔结构和连体结构,按整体模型计算的位移比和周期比,也无法反映结构的真实情况,据此判断结构的扭转效应大小也是不正确的。1.3x方向各楼层的侧向刚度依据楼层受剪承载力计算判别薄弱层位置存在较大的不确定性,通常采用相邻楼层刚度的变化加以判别,并采取相应的地震内力放大和构造加强措施。现行《抗规》采用地震作用下层间剪力与层间位移之比计算楼层的侧向刚度Ki,即:Ki=Vi/Δui(2)其中,Vi、Δui分别为水平地震作用下第i楼层的层间剪力和层间位移。由于Δui既包含了剪切变形,又包含了因结构整体弯曲(即刚体转动)引起的水平位移,导致按式(2)计算得到的Ki随楼层位置的升高而逐层减小。以某10层结构为算例,层高均为3.6m,各楼层均为同一标准层,X方向各楼层的侧向刚度计算结果见表1。可以看出,按《抗规》方法计算的第10层的侧向刚度仅为第1层的13%左右;若当底层层高由3.6m增至9.8m时,底层侧向刚度为相邻上一层的72%,是相邻上三层平均值的86.1%,按《抗规》判别,不属于“侧向刚度不规则”,这显然是不合理的。从定义上理解,层刚度是结构固有的力学特性,当两个楼层的构件布置、截面尺寸、材料特性、层高等都相同时,它们的层刚度也应相同。显然,《抗规》定义的层刚度计算方法有失合理性。上海地区规定,对于超限高层建筑应采用等效剪切刚度法计算相邻楼层的侧向刚度,并据此判别结构是否属于侧向刚度不规则。因此,从上述不规则控制指标及结构整体稳定性能指标的计算情况可以发现,对某些复杂超限高层结构来说,完全按现行规范设计、某些计算指标满足规范要求,并不足以保证结构的抗震安全。2结构抗震设计由于我国现行抗震设计方法对结构高度及规则性等方面的限制,无法适应当前某些体型较为特殊的复杂超限高层结构的抗震设计。20世纪90年代美国工程界提出的基于性能的抗震设计(PBSD)方法,已引起我国工程界的普遍关注,并在复杂超限高层结构设计中逐步得到应用。PBSD方法的基本思想是使结构在预定的使用年限内、在不同强度水平的地震作用下,达到预定的性能目标,结构的承载力、刚度、变形、累积滞回耗能、损伤等,均可作为性能目标。2.1结构体系的高度结构抗震设计的性能目标是指某一设定地震地面运动下的预期性能水准,结合我国建筑抗震设计的设防目标,可采用在设计基准期内超越概率分别为63%、10%和2%～3%所对应的小震、中震和大震作为设定的地震动水准。文献针对复杂和超限高层建筑的特点,提出了A、B、C、D、E五种可供选用的性能目标。当抗震设计满足性能目标A或B时,结构的高度和不规则性可不作专门限制;当满足性能目标C时,结构的高度不需要专门限制,重要部位的不规则性限制可比现行标准的要求放宽;当满足性能目标D时,结构高度可适当超过现行《高规》B级高层的最大适用高度,不规则性限制可比现行标准的要求适当放宽;当满足性能目标E时,结构的高度和不规则性限制应符合现行标准的有关要求。国家标准《建筑抗震设计规范》(修订送审稿)参照《建筑地震破坏等级划分标准》(建设部90建抗字377号)中对各类房屋地震破坏等级的划分,表2为可供结构抗震设计选用的4种性能控制目标。根据抗震安全性评价的能量原则,如结构构件的抗震承载力高,则反映结构塑性变形能力的延性要求可相应减低;反之,如结构构件的抗震承载力较低,则结构的延性变形能力应相应提高。当结构达到性能1时,结构构件在预期罕遇地震作用下仍基本处于弹性状态,则其细部构造仅需要满足最基本的构造要求;达到性能2时,结构构件在设防烈度地震作用下完好,在预期罕遇地震作用下可能屈服,其细部构造需满足低延性的要求;达到性能3时,结构在设防烈度地震作用下已有轻微塑性变形,罕遇地震作用下有明显的塑性变形,因而其细部构造需要满足中等延性的构造要求;达到性能4时,在设防烈度地震作用下的损坏已大于性能3,结构总体抗震承载力仅略高于一般情况,因而其细部构造需满足高延性的要求。2.2水平风荷载作用浙江沿海等地区的设防烈度较低,但风荷载往往较大。如浙江温州,100年一遇的风压值为0.7kN/m2,宁波为0.6kN/m2,杭州为0.5kN/m2,而设防烈度均为6度。对于上述地区的高层建筑来说,结构在满足风荷载对位移和承载力要求的前提下,相对于设防烈度而言结构往往具有较高的侧向刚度和抗震承载力水平,多遇地震下的水平地震作用往往远小于水平风荷载,结构内力和变形受风荷载控制,对风荷载较大的地区,水平风荷载作用下的基底剪力和倾覆力矩有时甚至会超过设防烈度(中震)下的基底剪力和倾覆力矩。比如地处浙江温州的鹿城广场,75层,总高度350m,水平地震作用下的基底剪力、倾覆力矩及侧向变形与风荷载作用下的计算结果对比见表3。结构在100年一遇风荷载作用下产生的底部倾覆力矩和顶点侧向位移已超过设防烈度(中震)作用下的计算结果,静力推覆分析结果进一步表明,中震下结构整体仍基本处于弹性状态。又如位于杭州的浙江新世界财富中心北塔楼,56层,总高度246m,地震作用和风荷载作用下的计算结果对比见表4。可以看出风荷载作用下的基底剪力和倾覆力矩约为多遇地震下计算值的2倍,若按中震不屈服要求进行承载力验算,配筋基本由风荷载组合工况控制。针对上述情况,采取中震不屈服验算抗震承载力往往起不到提高关键部位、薄弱部位构件承载力的目的。鉴于地震作用的不确定性,且国内多次强烈地震均发生在6度设防区,因此,在进行结构抗震性能化设计时,对低烈度设防区的复杂或超限高层建筑应适当提高抗震性能目标。2.3性能目标的确定复杂超限高层因其结构高度或规则性等方面超出现行规范、规程的适用限值,从而使其抗震设计缺少相应的规定和依据。采用基于性能的设计方法,需要综合考虑结构的不规则程度、超高超限情况、所在地区的设防烈度和经济等因素,对结构的薄弱部位、关键部位或主要抗侧力构件,提出采取提高抗震承载力或提高结构变形能力、或同时提高抗震承载力和变形能力的具体要求,确定合理的性能目标。(1)结构高度超过现行《高规》B级高度较多而体型较规则时,其薄弱部位、重要部位和关键构件宜满足性能2的要求,承载力按中震弹性、大震安全的要求复核;大震下薄弱层弹塑性位移不宜大于2倍弹性位移限值。(2)结构的不规则指标超过限值较多、而高度未超过B级或超过较少时,可采用上述第(1)种情况的性能目标。(3)结构高度超过现行《高规》B级较多、同时不规则指标也超过限值较多时,应按高于上述第(1)种情况的性能目标进行设计,主要抗侧力结构的竖向构件宜满足性能2的要求,承载力按中震弹性复核;薄弱部位、重要部位和关键构件的抗震承载力按大震不屈服复核。低烈度区结构可按中震下抗侧力结构整体弹性进行设计。(4)结构高度和不规则指标超过限值均较小时,其薄弱部位、重要部位和关键构件宜满足性能3的要求,承载力按中震不屈服的要求复核,风荷载较大的低烈度区结构宜按中震弹性复核;大震下薄弱层弹塑性位移不宜大于3～4倍弹性位移限值。(5)结构高度超过A级但未超过B级、不规则指标满足要求时,可按性能4的要求进行设计,细部构造满足B级高层的相关要求,大震下薄弱层弹塑性位移不超过弹塑性位移限值。3工程实例3.1墙下肢受拉抗剪能力图4为常州凯纳商务广场,主楼地上54层,建筑高度约210m,结构高度185m,现浇钢筋混凝土剪力墙体系,设防烈度7度,Ⅲ类场地。结构高度超A级54%,超B级23.3%。性能目标及主要抗震措施:底部加强部位剪力墙墙肢抗震承载力按中震弹性、大震安全的要求复核;控制墙肢不发生剪切破坏,经计算,在两个主轴方向上,底层墙肢平均剪应力约为0.11fck～0.12fck,满足罕遇地震下截面抗剪的控制条件;剪力墙抗震等级采用特一级,比《抗规》提高2级,比《高规》B级高层提高1级;底部加强部位约束边缘构件向上延伸5层,即伸至11层楼面,其余在楼层周边及核心筒四角的墙肢内设置通高约束边缘构件;控制风及小震作用下所有墙肢不出现受拉状态,对中震作用下出现受拉状态的墙肢设置约束边缘构件。静力弹塑性推覆分析表明,中震作用下结构基本上仍处于弹性状态,所有墙肢均没有出现塑性铰,仅底部加强部位以上少数连梁进入屈服状态;7度大震作用下最大弹塑性层间位移角1/452,大部分连梁出现塑性铰,个别墙肢开始屈服。3.2大眼底结构体系图5a为浙江新世界财富中心,设防烈度6度,Ⅲ类场地,大底盘双塔结构,其中北塔楼地上58层,总高度246m,现浇钢筋混凝土框架-核心筒体系,型钢混凝土柱,利用建筑避难层沿竖向设置三道环向钢筋混凝土桁架。裙房大底盘存在楼板开洞、错层、穿层柱等不规则项,北塔楼高度超B级,同时环向桁架引起相邻楼层受剪承载力比不满足要求。性能目标及主要抗震措施:提高大底盘结构的整体抗震性能,大底盘及大底盘屋面以上2～3层的竖向抗侧力构件均按中震弹性的性能要求设计,大底盘结构抗震措施按不低于主楼(北塔楼)的要求进行设计;三道环向桁架所在楼层及上下相邻楼层按中震弹性进行抗震承载力验算;控制底层墙肢平均剪应力不大于0.15fck,满足罕遇地震下截面抗剪的控制条件。静力弹塑性推覆分析表明,6度中震时结构基本处于弹性状态,作为主要受力构件的抗震墙、框架柱和梁均未屈服,仅在核心筒的部分连梁出现塑性铰,且塑性铰的屈服程度都不深。6度罕遇地震作用下塑性铰分布情况如图5b所示,连梁屈服程度有所加深,核心筒底部及环向桁架所在楼层的个别墙肢出现塑性铰;另外部分与核心筒相连的框架梁梁端出现塑性铰,其中避难层梁端产生塑性铰的框架梁数量较多。3.3钢桁架结构体系图6为宁波环球航运广场,设防烈度6度,Ⅳ类场地,地上51层,总高度256m,东西两侧落地钢筋混凝土筒体与钢桁架形成巨型框架结构体系,两侧落地筒体承担全部竖向荷载,同时也是南北向的抗侧力结构。巨型框架结构层数为5层,钢桁架跨度约50m,除最下一道钢桁架为2层高外,其余4道钢桁架均为一个楼层高。性能目标及主要抗震措施:筒体作为单一的抗震防线,墙体底部加强区按大震不屈服设计,并满足大震下截面受剪控制条件;筒体内型钢向下延伸至基础,向上延伸至第二道巨型桁架标高以上,具体延伸高度应根据墙肢应力分析结果确定;钢桁架杆件截面验算时考虑以竖向地震为主的组合工况内力,控制桁架端部主要杆件的应力比。3.4钢桁架与水平钢网架结构的组合图7为温州鹿城广场,设防烈度6度,Ⅳ类场地,地上75层,地下4层,建筑高度350m,采用框架-核心筒结构体系,其中核心筒为钢筋混凝土,周边框架为钢骨混凝土柱、箱型截面钢梁组成的混合框架,核心筒与周边框架之间的楼面结构以H型钢梁组合楼盖为主,部分楼层采用钢筋混凝土梁板结构。由于结