广州广晟国际大厦超限设计介绍.docx

广州广晟国际大厦超限设计介绍一、 工程概况广晟国际大厦项目位于广州珠江新城，东临规划路，南临广东烟草大厦，西临珠江大道。总建筑面积约154053。本工程设6层地下室，均用作机动车库及设备用房（地下6层为人防地下室），地下室底板面标高为-22.60米；地面以上为59层，其中首层6层为商务办公及餐厅，13、29、45层为避难层，30层为设备层，其余各层均作办公用途。本工程地面以上高度为264.75米，最大高宽比为5.63，其立面效果见图1。二、 结构特点1、 高度超限从室外地面算起，至屋面的高度为264.75米，至小塔楼面的高度为312米，超过了B级高度建筑180m的最大适用高度。但其它指标和项目均不在超限之列。2、 采用普通钢筋混凝土的结构类型由于建筑物本身有利的体型特点，采用常规的钢筋混凝土结构即可解决问题，而不需采取钢结构、钢混凝土组合结构等超高层常用的类型。但由于采用钢筋混凝土，结构自重较大，周期较长。按SATWE的计算结果，第1振型为Y向平动，周期为7.39秒，（显示周期表）已接近高度为432米的广州西塔的周期（7.78秒），西塔为筒中筒结构，外筒由斜交钢管混凝土组成，内筒为钢筋混凝土核心筒，楼盖体系采用钢结构。3、 采用框架核心筒的结构体系本工程由于高宽比不大、核心筒尺寸足够大（2个核心筒），采用框架核心筒结构体系即可满足刚度和受力要求，不需采取加强层、蒙皮或巨型支撑等特殊的手段。结构没有转换，所有竖向构件全部落地,核心筒为主要的抗侧力构件，结合建筑平面及立面造型，外围布置了6根1.33.4m的钢筋砼大柱和8根直径为1800的钢管混凝土柱，以稀疏框架的形式来满足高档办公楼有大面积、开阔景观视野及尽量增加实用建筑面积的功能要求。SATWE的计算结果表明，（显示层间位移角表）常遇地震作用下，最大层间位移角为Y向的1/856，风载作用下，最大层间位移角为Y向的1/907，均比规范限值1/500还有相当的富余。4、 核心筒偏置本工程沿Y向核心筒整体偏向左侧，为尽量减少刚度偏心，设计上特意削弱核心筒左侧的刚度，仅留少许墙垛，同时又特别加强核心筒右侧刚度，右侧墙肢加厚且增设一道；为提高结构抗扭刚度，在不影响建筑功能的情况下，整个外围框架梁均加高至900。（显示标准层结构布置图）经上述处理后，计算结果表明，结构的扭转效应并不明显：（1）某个方向的平动振型，基本不掺杂另一个方向平动以及扭转的分量；（显示周期表）（2）第1扭转周期与第1平动周期的比值仅为0.62远低于规范限值0.85；（3）不考虑偶然偏心的最大扭转位移比仅为1.06，考虑偶然偏心的扭转位移比最大为1.23，而此时对应的层间位移角仅为1/2648，远小于高规补充规定I类扭转的限值1.5，而接近扭转规则的限值1.2。（显示扭转位移比表）5、 两方向侧向刚度存在一定差异由于2个核心筒在X方向能形成框架效应并协同工作，结构X方向刚度大于Y方向刚度，为尽量减少两向刚度差异过大而给结构抗震带来的不利影响，设计时在左侧核心筒中部墙肢专门开了削弱刚度的结构洞。三、 超限分析的思路及内容编排针对上述结构特点，对本工程进行超限设计时，除超限审查本身所要求的抗震方面的内容外，还对风载作用、温差效应、混凝土徐变收缩的影响、解决钢管柱与混凝土内筒间竖向压缩变形差对框架梁产生过大附加内力的对应措施等内容分别进行了分析，虽然这些并非抗震超限审查的必需内容，但都属于钢筋混凝土超高层结构能否真正实施所必须分析和解决的问题，故一同并入了超限审查报告中，现阐述如下：1、 采用基于性能的抗震设计方法，量化判断结构是否满足小震、中震、大震三个阶段的抗震性能目标。小震作用采用规范规定的振型分解反应谱法及弹性动力时程法对结构进行计算分析，中震用弹性计算并采用结构构件的屈服判断分析法进行判断控制，大震采用静力弹塑性的Pushover推覆分析及动力弹塑性分析分别进行计算，以判断结构是否达到“小震不坏、中震可修、大震不倒”各阶段相应的抗震目标。在后面第四点将着重介绍这方面的有关内容。2、 考虑可能存在的横向风作用起控制情况，并验算风作用下的舒适度问题虽然风荷载作用并不属于抗震超限审查的内容，但工程经验表明，由于高度较大的超高层周期较大，往往由风而不是地震起控制作用（如西塔），故本次超限加入了风载的分析内容。本工程塔楼平面为近似八边形，在一定程度上接近圆形，且在本工程的南侧偏西约50米处有1栋在建的高度为309米的烟草大厦，参考近似圆形平面的西塔和其它一些受相邻超高层建筑物风扰影响的超高层建筑风洞试验的结果，估计本工程也可能会发生横风作用大于顺风而起控制的情况，结合本工程的结构及体型特点，经咨询风洞试验单位及有关专家的意见后，预估即使由横向风作用控制，比对应方向顺风作用的增大值不会超出30，故本次超限计算中，对两个方向的风压值分别乘以1.3的放大系数进行相应的位移和强度计算，以此来考虑可能起控制的横向风作用。横风计算结果表明，Y向最大层间位移角为1/653，仍能满足规范要求。另因高度150米，需验算舒适度情况，结果表明，顺风、横风顶点加速度均小于0.25m/s2，满足规范要求。3、 温差效应由于超高层竖向构件筒体、柱截面和刚度较大，不可避免要对现浇混凝土楼盖梁板沿水平方向的温差变形产生较大的约束，从而各自产生相应的约束内力，称为水平温差效应。实际设计中主要考虑由楼屋盖中面在施工和使用时与混凝土终凝时温度的差值对结构所引起的附加内力，本工程取15计算。4、 混凝土徐变收缩对结构的影响徐变收缩是混凝土固有的特性，钢结构则不存在徐变收缩问题，混凝土随着作用在其上的压应力时间持续，将持续发生变形徐变变形。超高层建筑由于竖向构件高度大，其徐变变形累计大，并通常伴随着收缩变形同时发生，这样两种变形的叠加，将使整个超高层建筑竖向构件后期非荷载直接引起的塑性变形达到一个量级，会接近甚至超过荷载直接引起的弹性变形而不容忽视，可能会对部分结构构件和非结构构件造成较大的不利影响，故本工程对混凝土徐变收缩的影响通过MIDAS程序进行了量化分析，评估其不利影响的程度，以判断是否需采取相应对策，以为建筑结构和非结构构件提供可靠的质量保证。5、 对因外钢管柱与内混凝土核心筒竖向压缩变形差而在连接两者的框架梁中产生过大的附加内力的处理措施本工程外围钢管柱压应力水平高、内部筒体压应力水平低，弹性压缩变形为外围柱大、内筒处小。弹性的计算结果反映出，连接钢管柱与混凝土内筒间的框架梁因两者的弹性压缩变形差较大而产生显著的附加内力，达到控制梁端配筋的程度，多数出现了严重超筋。故有必要考虑采取有效可靠的施工措施，以大部分消除因内外竖向构件压缩变形差对连接框架梁产生的附加内力，使框架梁的钢筋充分贡献在抵抗荷载的作用中而不是浪费在硬抗非荷载作用产生的附加内力中。6、 内容编排按上述思路，本工程超限审查报告的内容编排如下：一、工程概况二、结构布置和选型三、超限的类型和程度四、针对超限情况进行的分析验算和采取的加强措施1、 采用3个不同力学模型的程序分析2、 进行小震作用下的弹性时程分析3、 用MIDAS/Gen进行施工模拟、温差效应及混凝土徐变收缩变形的计算4、 用MIDAS/Gen分析后，取起控制作用的规范地震反应谱曲线输入计算5、 按“屈服判别法”进行中震不屈服验算6、 适量加强落地剪力墙的分布筋配筋率7、 验算罕遇地震作用下楼板薄弱位置的抗拉、抗剪强度并保证其满足强度要求8、 验算顺风向横风向结构顶点最大加速度是否满足舒适度要求9、 罕遇地震下静力弹塑性（Pushover）分析10、 罕遇地震下的动力弹塑性时程分析11、 计算水平温差效应12、 用MIDAS/Gen模拟实际施工中结构逐层搭建和加载，考虑混凝土和钢管混凝土的徐变收缩，分析与内筒平面内相交的框架梁端设施工铰时的相应梁的受力情况。五、超限分析主要的荷载与非荷载作用1、地震作用2、横向风荷载作用3、温差效应4、混凝土徐变收缩影响六、结构分析和结果说明（一）小震及风作用下的弹性分析（二）考虑可能存在的横向风荷载起控制作用时的计算分析（三）弹性中震作用下结构构件的屈服判别分析（四）罕遇地震作用下静力弹塑性（Pushover）分析（五）罕遇地震作用下弹塑性时程分析及结构抗震性能评价（六）混凝土徐变收缩变形对结构的影响分析（七）大部分消除连接外钢管柱与内筒的框架梁因两者竖向压缩变形差引起的附加内力的施工措施及其可行性分析（八）特殊或关键构件的相关验算（九）顶点顺风和横风最大加速度验算七、结论四、 采用基于性能的抗震设计方法，对结构是否达到三个阶段的抗震性能目标进行量化分析判断1、确定三阶段的抗震性能目标基于性能的抗震设计是建筑结构抗震设计的一个新的重要发展，它的特点是使抗震设计从宏观定性的目标向具体量化的多重目标过渡，业主（设计者）可选择所需的性能目标，而不仅仅是按现行规范通过分项系数、内力调整系数、抗震构造措施等粗略、定性的手段来满足中震和大震的设防要求。针对本工程的结构特点，设定本结构的抗震性能目标详表3。（显示表3）2、小震作用的分析及能否达到抗震性能目标的判断在考虑竖向荷载、风和小震的作用时，采用SATWE程序按规范方法进行计算和设计，构件基本不超筋，则可基本保证结构构件处于弹性阶段，实现小震作用时结构“处于弹性，结构完好、无损伤”的第一阶段抗震性能水准。3、中震作用的分析及能否达到抗震性能目标的判断图 2对中震作用，采用SATWE程序进行弹性计算，选用中震的地震反应谱曲线，计算中荷载及材料的分项系数、抗震承载力调整系数均取1.0，不考虑地震作用的内力放大调整，并取材料的强度为标准值，当这时构件的地震作用组合效应不大于按强度标准值计算的抗震承载力，即 时，则可判断构件为中震不屈服。采用“屈服判别法”进行中震不屈服的具体验算时，分别按小震（max=0.08），屈服判别地震作用1（max=0.16），屈服判别地震作用2（max=0.20），中震（max=0.23）共4阶段进行验算，以判别在地震作用逐步增大的四种情况下，结构构件是否屈服，何时屈服及属何种屈服，从而检查和掌握本工程在中震作用时的抗震能力。验算结果表明（显示附图各种情况下构件配筋简图），在上述四种情况下，本工程竖向构件及与外框柱及内筒剪力墙面内相交的主要框架梁均不出现屈服，梁均不出现受剪屈服，在小震及屈服判别地震作用1时，所有梁不出现受弯屈服；在判别地震作用2及中震时，核心筒连梁仅出现程度较轻的屈服（主要表现为面筋配筋率略2.5%），可判断为轻微的损伤；另，右侧的边框架梁在中震下也出现轻微屈服，经将梁宽度适当加大后，即可满足该梁中震不屈服。实际设计时，将按小震和中震两者的较大值对构件进行配筋，这样则能实现中震作用下结构“重要构件不屈服，其它构件部分允许受弯屈服，可修复使用”的第二阶段抗震性能水准。4、大震作用的分析及能否达到抗震性能目标的判断对大震作用，则分别采用MIDAS/Gen软件对结构进行静力弹塑性分析（Pushover）及用接口程序BEPTA进行模型的前处理和准备工作后采用ABAQU6.5软件对结构进行动力弹塑性分析。按弹塑性程序计算所反映的塑性发展程度来对构件以至整个结构进行相应的性能评价。静力弹塑性分析（Pushover）所得的相当于罕遇地震作用的性能控制点处结构的内力和变形数据见表13。（显示表13） 表13性能控制点处的相关指标方向X向Y向顶点位移(m)1.4281.8顶点相对位移角1/2171/172最大层间位移角1/1941/101所在楼层3016基底剪力(kN)9549097450剪重比4.0%4.1%动力弹塑性的分析结果详见表14。 表14动力弹塑性分析的相关指标方向X向Y向顶点位移(m)1.3881.215顶点相对位移角1/2231/255最大层间位移角1/1221/113所在楼层3163基底剪力(kN)12610084434剪重比5.0%3.4%上述静力、动力弹塑性整体计算结果表明，结构能满足“大震不倒”的抗震目标，且弹塑性最大层间位移角均小于1/100的规范限值。根据弹塑性时程分析的结果，对结构构件的抗震性能评价如下：1、外框钢管柱和混凝土大柱均保持完好，未出现混凝土损伤和钢管、钢筋塑性变形；2、核心筒剪力墙的主要损伤为连梁损伤，墙肢基本完好；3、框架梁多数由于弯矩作用而出现端部开裂，但无混凝土受压损伤和钢筋严重塑性屈服的情况。通过上述分析，可以判断在大震作用下结构达到了“不倒塌，重要构件不发生严重损坏”的第三阶段抗震性能水准。五、 其它若干有特点的内容的着重介绍1、 安评报告与规范提供的地震反应谱曲线的判断选取方法广州珠江新城B1-6地块工程场地地震安全性评价报告提供的场地地面设计地震动参数与抗震规范的相应参数比较详见表2；相应的小震及中震反应谱曲线对比详见图2图3，由图可见若不考虑衰减指数的影响（即仍按规范取=0.9），而直接输入和进行计算，则地震作用将比实际的明显增大，故应考虑安评报告实测的衰减指数=1的有利影响。由图可见，由于两者的衰减指数不同，且当周期大于1秒后两条曲线相当接近，故难以直观地判断出两种情况对结构最终地震作用的大小，需作进一步的分析比较。按MIDAS/Gen软件，可以由用户直接输入地震反应谱，将按安评报告输入的地震反应谱曲线计算所得的地震作用基底剪力与按规范的地震反应谱曲线计算所得的数值列表比较见表2，结果表明，小震作用下，由规范反应谱控制，在中震作用下,两者基本持平（X向安评比规范大2%，Y向规范比安评大2%）,因此在进行小震弹性计算时按规范动参数输入，进行中震不屈服验算时，将规范动参数放大1.02倍采用。表2 安评报告与抗震规范地震动参数及相应的地震作用基底剪力比较地震作用烈度小震中震对应项抗震规范安评报告抗震规范安评报告水平地震影响系数最大值0.080.100.230.28特征周期0.350.330.350.38衰减指数0.91.00.91.0X向地震基底剪力(kN)21815211296168062894图 3Y向地震基底剪力(kN)224071957758988578162、 预估风载作用与实际风洞试验结果的对比现在风洞试验的报告已出，结果表明，双向的横向风均不起控制作用，但由于邻近的309米的烟草大厦的扰流影响，Y向的顺向风作用有一定程度的提高，经对比，Y向风作用下底部剪力是按规范计算值的1.57倍，最大层间位移角为1/634，未超过规范的限值1/500，而与将规范风压值放大1.3倍的工况最大层间位移角接近（如前所述，该种工况最大层间位移角为1/ 653），经分析，这是由于风载沿高度分布不同的原因引起的，故原将风压放大1.3倍的初估风荷载还是具有参考价值的。X向顺向风作用则与规范值基本相同。3、 初始方案顶部小塔楼存在薄弱部位的发现途径初始方案中对顶部小塔楼的结构布置偏弱，如图示，对该薄弱部位，在超限分析中有3个途径可发现其不足：（1） 在弹性中震验算中，发现该处剪力墙肢的边缘构件纵筋已超筋，配筋率达4.4，表明需采取措施提高其承载能力。（2） 在进行静力弹塑性分析时，发现大震Y向的层间位移角曲线在该处出现突变。（如图示）（3） 动力弹塑性分析时，发现顶部小塔楼最大层间位移角达1/58，应力图则反映小塔楼剪力墙严重损坏。由此可见，对一般的非超限工程，当没条件进行静力和动力弹塑性分析时，采用弹性中震的验算，是发现结构薄弱部位的行之有效的方法。经将小塔楼加强后（如图示），即可满足相关要求。4、 徐变收缩变形对结构的影响Z1w 钢管柱z1及内筒点w位置示意 图17 钢管柱z1的竖向压缩变形（一年后） 图18 内筒w点处的竖向压缩变形（一年后）本工程选择施工完工后一年作为混凝土徐变收缩的计算时间点，这时徐变收缩引起的大部分压缩已发生。现以7轴E轴的钢管柱（MIDAS显示编号为z1）及核心筒在与E轴框架梁交点处（MIDAS显示的编号为w）的竖向压缩变形为例，来说明徐变收缩变形对结构总变形的影响。钢管柱z1及核心筒点w考虑施工模拟后的竖向压缩变形曲线分别详图17和图18。由图可见，在34层处两点间总竖向压缩变形差为14mm，而两点的弹性压缩变形差为36mm，故考虑了混凝土及钢管混凝土的徐变收缩后反而比不考虑时的弹性变形差要小，主要是由钢管混凝土的徐变远小于普通混凝土的徐变造成的；z1处在影响较大的下部楼层层高约减少5mm。由上述结果可知，本工程考虑混凝土徐变收缩特性的竖向构件总的压缩变形差对层高及楼面的平整度影响甚微，可忽略不计。5、 为尽量减小因外柱、内筒竖向压缩变形差使连接框架梁产生较大附加内力而采取的施工措施（1）设计思路对减小连接框架梁附加内力，我们考虑的思路为，设法在施工阶段放松由压缩差引起附加弯矩最大的框架梁与内筒剪力墙相交处的梁端，具体为在梁端附近部位预留后浇梁段，使其类似计算模型中的梁端设铰，则在主体施工阶段25层框架梁弯矩图内筒外柱的压缩变形差不会在该梁端引起任何的弯矩，只会产生一定的剪力。待主体封顶后，这时占总重力荷载大部分的结构自重已施加完毕，实际由于施工流水作业的安排，也应有部分的隔墙及装修荷载已施加完成，且至封顶时对于整个结构的相当部分混凝土已有一定的时间持续，即竖向构件已发生较大部分的弹性压缩变形及徐变收缩变形。然后再考虑对该后浇梁段进行混凝土封堵，则相应的框架梁只会承担封堵之后增加的少量装修荷载和活荷载引起的附加内力，而使其承载力大部分发挥在抵抗外荷载的贡献中。（2）可行性分析施工期间梁端设铰与不设铰的框架梁内力对比图19不设施工铰时框架梁弯矩图25层框架梁弯矩图图20 不设施工铰时框架梁弯矩图25层框架梁弯矩图图19设施工铰时框架梁弯矩图采用MIDAS/Gen软件在施工模拟分析中，考虑在施工阶段将相应的框架25层框架梁弯矩图图20设施工铰时框架梁弯矩图梁端设铰，主体施工完成后则取消梁端铰，并卸除施工阶段活荷载，再由主体结构去承受后加的恒载、活载、风载及地震等作用，计算中同时考虑混凝土与钢管混凝土徐变收缩的影响。将该考虑施工模拟模型的计算结果与不考虑施工模拟、荷载一次施加且梁端不设施工铰的模型的计算结果进行比较，结果表明，施工设铰的梁端在竖向荷载作用下的弯矩有大幅度的降低。以典型的4轴BD轴的框架为例，两种模型的竖向荷载作用弯矩对比图见图1920。由图可见，施工设铰模型的梁端弯矩明显减小，如25计算层，施工设铰模型的弯矩值为531kN.m，不设施工铰模型的弯矩值为1479kN.m，前者只有后者的36。据此可知，梁端设施工铰的措施可以有效的降低附加弯矩，在实际施工图设计时将参照梁端设施工铰、考虑施工模拟的MIDAS/Gen计算模型的结果进行相应构件的配筋。采用梁端设施工铰的措施时，当施工期间遭受50年一遇风荷载作用时主体结构的变形及构件受力情况验算用SATWE软件计算了梁端设施工铰，在施工期间遭受50年一遇风荷载作用时的结构反应。结果表明，最大层间位移角为1/700，不超过规范1/500的限值；施工遇风阶段构件的配筋均不起控制作用，结构在梁设铰的施工期间安全性可以得到保证。（3）施工实施时节点做法的考虑图21 节点大样示意图图 25层框架梁弯矩图图 不设施工铰时框架梁弯矩图梁端的施工铰在具体实施时，考虑施工操作的可行和方便性，以及后浇混凝土抗剪承载力可能存在的削弱等因素，拟采用在梁端后浇段设抗剪连接钢板的节点形式，既可在施工阶段承受全部的剪力，也可为使用阶段后浇混凝土的削弱提供抗剪承载力补偿，节点示意图详见图21。按计算结果查出设铰端的剪力设计值，依此计算所需的连接钢板尺寸为110030012，考虑到实际框架梁宽度较大，构造上采用2块相同尺寸的钢板，为增加钢板与混凝土的锚固粘结力，将在钢板伸入混凝土的部分加焊带肋抗剪短筋。