轉自建築結構《蘇州龍湖某綜合體建築超限高層結構設計》作者：趙建忠， 鄭志剛， 王幹， 朱尋焱， 艾輝軍， 周慧鑫

［摘要］ 蘇州龍湖某綜合體建築總高度218. 5m，結構高度198. 5m，采用鋼筋混凝土( ＲC) 框架-核心筒結構體系，是具有扭轉不規則、偏心布置、樓闆局部不連續、豎向剛度突變等不規則項的超B 級高度高層建築。采用抗震性能化設計方法，根據設定的抗震性能目标，對主體結構進行了小震、中震和大震性能計算。同時針對項目的特點，進行了大震靜力和動力彈塑性分析、大開洞樓闆專項分析等。計算結果表明，結構體系合理、安全、可靠，能夠滿足預定的性能目标，大開洞樓闆可實現中震不屈服。

［關鍵詞］ 超高層結構; 抗震性能化設計; 靜力彈塑性時程分析; 動力彈塑性時程分析; 大開洞樓闆專項受力性能分析

蘇州龍湖某綜合體位于蘇州市高新區，為獅山路北、塔園路西、蘇地2013-G-18 号地塊三的五期項目，地處金山路南側、塔園路西側，建築效果如圖1所示。本工程地上由一棟塔樓及裙樓組成。塔樓地上46 層，1 層為大堂，層高為6m; 2 ～ 5 層為酒店配套用房和商鋪，标準層層高為5. 4m; 6～31 層為辦公用房，标準層層高為4. 2m; 32～44 層為酒店客房，标準層層高為4. 5m; 45，46 層為酒店健身房和頂層餐廳，層高均為5. 8m。設4 個避難層分别位于11 層、22 層、31 層及43 層，建築總高度為218. 5m，結構大屋面高度為198. 5m。裙樓功能為酒店配套，地上3層( 局部4 層) ，1 ～ 3 層層高分别為6，5. 4，5. 4m，裙樓偏置在塔樓一側，與塔樓不設縫; 塔樓及裙樓地下室連為一體，地下室共3 層，地下3 層～ 地下1 層層高分别為3. 5，3. 7，5. 5m。本工程建築剖面如圖2所示。

綜合體與四期項目之間設置的鋼連廊與綜合體主體結構設置防震縫脫開。

2. 1 主要設計參數

本工程的結構設計基準期和設計使用年限均為50 年。建築結構安全性等級為一級。抗震設防類别為重點設防類( 乙類) 。框架的抗震等級為一級，剪力牆的抗震等級為特一級。結構計算模型的嵌固層設在首層( 根據計算結果，結構布置滿足地下室頂闆嵌固條件) 。基礎設計安全等級為一級，地基基礎和樁基設計等級均為甲級。

圖1 建築效果圖

圖2 建築剖面圖

2. 2 結構體系

本工程采用框架-核心筒結構體系，核心筒和框架組成雙重抗側力結構體系，如圖3 所示。

圖3 結構體系示意圖

2. 2. 1 扭轉位移比調整方法

對于塔樓标準層，調整偶然偏心規定水平力作用下的扭轉位移比μ 時，常通過減小樓層剛度中心和質量中心的偏心距即可滿足μ ≤1. 4 的要求。本工程塔樓與裙樓不設防震縫，且裙樓偏置在塔樓一側，底部樓層的μ ＞ 1. 4，試算表明通過常規手段調整偏心距無法減小μ 值。分析其主要原因得出，對于豎向體型收進情況，地震作用與結構剛度在裙樓部分相關樓層和上部塔樓标準層有較大不同。結構力學模型示意圖如圖4 所示。

對此，采用如下思路進行結構方案調整: 首先假定樓層扭轉位移比μ 與塔樓部分結構剛度K1、質量m1、地震力F1、裙樓部分剛度K2、質量m2、地震力F2存在一定關系，公式如下:

圖4 結構力學模型示意圖

μ = f( K1，K2，m1，m2，F1，F2) ( 1)

當僅對相關樓層的結構構件進行調整時，可認為對結構的質量分布和總質量影響較小，同時局部構件的剛度調整對整體結構的周期影響不大。由反應譜曲線可知，地震力與結構周期及質量有關，當周期和質量變化較小時，地震力變化也相對很小。因此可認為在調整相關樓層的部分豎向構件剛度時，m1，m2，F1，F2保持相對恒定，式( 1) 可轉換為下式:

μ = f( η) ( 2)

式中η =K1/K2。

結構設計中，扭轉位移比μ 需要考慮無偏心μ0、正偶然偏心μ1和負偶然偏心μ2三種情況。本工程以4 層為例，經初步計算可得μ1 ＞ μ0 ＞ μ2，即正偶然偏心為最不利工況。通過試算表明，增大η，μ1會增大，即兩者呈正相關。因此在最終的調整中減小η，如采用增加裙樓剛度等措施，即可減小μ1。通過上述方式，調整各樓層扭轉位移比μ 均小于1. 4。

2. 2. 2 結構布置

塔樓平面基本呈長方形，平面尺寸為43. 6m×30. 8m，結構高寬比為6. 4; 核心筒亦呈長方形且居中布置，平面尺寸為23. 9m×13. 3m，核心筒最大高寬比為14. 9。上部結構典型樓層平面布置見圖5。

框架柱利用柱内型鋼的高強度來減小柱截面尺寸并提高延性，截面由底層1 700×1 700( 型鋼混凝土柱) 逐漸減小至頂層800×800( 鋼筋混凝土柱) ，根據高度分段收進。型鋼混凝土柱延伸至20 層， 21～22 層為型鋼混凝土柱過渡層，過渡層内柱含鋼率按構造含鋼率設計，23 層及以上采用普通鋼筋混凝土柱并延伸至屋頂層。底部柱軸壓比控制在0. 70 以内( 短柱控制在0. 65 以内) 。核心筒外牆剪力牆牆厚從底層850mm 逐漸收至屋頂層400mm，核心筒内牆剪力牆從底層600mm 逐漸收至屋頂層250mm。剪力牆軸壓比控制在0. 5 以内。基礎～15 層核心筒

圖5 典型樓層結構平面布置圖

和框架柱混凝土強度等級采用C60，16 層～ 屋頂層隔數層遞減至C40。

底部4 層邊框架梁高1 000mm，其餘為800mm;内框架梁高700～800mm; 次梁高600mm。地下室頂闆厚180mm( 周邊局部為250mm) ，其他樓層闆厚一般為120mm，1，2 層樓闆考慮大開洞局部加厚至150mm，屋面層及停機坪層闆厚為120mm ( 局部140mm) ，設備層闆厚130mm。

2. 3 基礎設計

根據地勘報告［1］，本工程場地土主要以粉土和粉質黏土層為主，抗浮水位取室外地面标高以下0. 5m，抗壓設計水位取最低枯水位标高以下3m。結合本工程的實際情況，塔樓采用牆柱下樁筏基礎，基礎平面布置如圖6 所示。樁采用直徑900 鑽孔灌注樁( 樁端及樁側後注漿) ，樁端持力層為粉質黏土層，有效樁長64. 7m，單樁抗壓承載力特征值Ｒa為8 375kN，筏闆厚2 800mm，柱下沖切不足處局部加厚至3 000～3 400mm。

裙樓部分采用天然基礎加抗拔樁，天然基礎持力層為粉砂夾粉土層，地基承載力特征值為240kPa，筏闆厚800mm，抗拔樁采用700 鑽孔灌注樁( 樁側後注漿) ，有效樁長26. 65m，單樁抗拔承載力特征值Ｒa為1 735kN。

另外，考慮到高層塔樓與裙樓或周邊地庫間的

圖6 基礎平面布置圖

整體荷載值有較大差異，沉降變形量不同，在塔樓與裙樓及周邊地庫間設置沉降後澆帶，待上部結構施工基本完成後再行封閉，以減小不均勻沉降所産生的次内力。

2. 4 風荷載

根據《建築結構荷載規範》( GB 50009—2012) ［2］，本工程取50 年重現期的基本風壓0. 45kN/m2。場地地面粗糙度類别為B 類。風壓體型系數按《高層建築混凝土結構技術規程》( JGJ 3—2010) ［3］( 簡稱高規) 附錄B．0. 1 取1. 44。計算承載力時，基本風壓按50 年重現期基本風壓的1. 1 倍采用，位移控制按50 年重現期取值。位移和承載力計算時結構阻尼比取5%，舒适度計算時結構阻尼比取2%。

2. 5 地震作用

根據《建築抗震設計規範》( GB 50011—2010) ［4］( 簡稱抗規) ，本工程抗震設防烈度為7 度( 0. 10g) ，設計地震分組為第一組，根據地勘報告，場地類别為Ⅲ類，特征周期為0. 5s( 按地勘報告提供的剪切波速插值得到) 。大震分析時特征周期增加0. 05s，即0．55s。小震和中震時，結構阻尼比取0. 05，大震時取0. 06。

3. 1 結構超限判别

本工程結構高度為198. 5m，超過高規中7 度區框架-核心筒B 級最大适用高度限值180m，故判定本工程為超B 級高度建築，屬高度超限的高層建築。

本工程考慮偶然偏心規定水平力下部分樓層( 塔樓2 層、3 層) 的最大彈性水平位移大于該樓層兩端彈性水平位移平均值的1. 2 倍，且由于偏置裙樓的影響，樓層偏心率大于0. 15; 結構首層樓闆存在局部有效寬度小于總寬度50%及開洞面積大于總面積30%的情況; 故結構有2 項平面不規則項。此外，由于樓層31 層層高突變至5. 5m，導緻其側向剛度比不滿足高規、抗規要求，結構有1 項豎向不規則項。

綜上，本工程結構高度超B 級，具有3 項一般不規則項，屬于超限高層建築。

3. 2 性能目标

綜合考慮抗震設防類别、設防烈度、場地條件、結構的特殊性、建造費用、震後損失和修複難易程度等各項因素，設定結構性能目标為C ～ D，其中結構或構件的抗震性能目标見表1。

4. 1 小震振型分解反應譜分析

采用MIDAS Building 與YJK 兩種軟件對結構進行小震振型分解反應譜( CQC) 分析，結構整體指标見表2，結構層間位移角和層剛度比曲線見圖7、圖8。

由表2 可以看出，兩種軟件主要計算結果基本一緻。第1 扭轉周期與第1 平動周期之比為0. 82，滿足高規限值0. 85 要求。X，Y 向剪重比略小于規

圖7 結構層間位移角曲線

範要求，設計時按抗規調整其地震内力。結構剛重比大于1. 4，滿足規範對結構穩定的要求，但小于2. 7，需考慮重力二階效應的影響。樓層最大扭轉位移比為1. 32，不大于高規B 級高度建築要求限值1. 4。最小層剛度比按高規和抗規從嚴控制，不滿足要求，判斷為側向剛度超限，設計時應采取相應措施。

4. 2 小震彈性時程補充分析

根據高規要求，采用YJK 軟件對結構進行了小震彈性時程分析，采用了5 組天然波( S01 ～ S05 波)和2 組人工波( S06，S07 波) 。地震波時程主方向峰值取35gal，次方向取29. 75gal。結構阻尼比取0. 05。

計算結果表明: 1) 各組時程波計算所得的結構基底剪力均大于CQC 法的65%，小于CQC 法的135%，且7 組時程波計算所得的結構基底剪力的平均值約為CQC 法的92%及91%( 圖9) ; 2) 7 組時程波作用下樓層剪力的平均值在結構39 ～ 46 層大于CQC 法計算結果，按CQC 法進行構件設計時應按規範對此部分樓層進行相應的地震力放大，放大系數經計算取1. 1～1. 3。

4. 3 樓闆專項受力性能分析

結構首層為大堂，樓闆有大開洞，為了保證水平力傳遞和内力調整的可靠性，對首層樓闆補充專項受力性能分析。

基于樓闆正應力分布，可以判斷樓闆在地震作用下的開裂情況，當正應力小于ftk( ftk為混凝土軸心抗拉強度标準值) 時，可認為樓闆未全截面開裂。基于樓闆剪應力分布，可以判斷樓闆在地震作用下的損壞情況，當剪應力小于0. 15fck( fck為混凝土軸心抗壓強度标準值) 時，可認為樓闆滿足截面限制條件。中震作用下首層樓闆拉應力雲圖如圖10 所示。分析結果表明，中震作用下，首層樓闆正應力大部分區域小于C35 混凝土軸心抗拉強度标準值2. 2MPa。個别應力集中點以及局部核心筒周邊區域，樓闆應力較大。此外，經分析樓闆剪應力均滿足設計要求。

根據首層樓闆各區域( 圖11) 應力分布特點，分别提出針對性的加強措施。對結構樓闆采取的加強措施主要為樓闆厚度調整及配筋要求。由于中震作用下樓闆還要承擔重力荷載，因此當樓闆正應力為ftk時，考慮地震作用拉力均由樓闆附加鋼筋承擔，對應HＲB400 鋼筋配筋率需求約為0. 55%( 2. 2MPa /400MPa≈0. 55%) 。

A 區為塔樓相關範圍( 塔樓周邊外延1 跨) ，樓闆正應力均小于ftk; 樓闆厚度調整為130mm，采用雙層雙向配筋，附加單層配筋率不低于0. 275%。B區為核心筒内部樓闆，樓闆正應力均小于2ftk; 樓闆厚度調整為150mm，采用雙層雙向配筋，附加單層配筋率不低于0. 55%。C 區為裙樓局部樓闆，樓闆正應力均小于ftk; 樓闆厚度調整為150mm，采用雙層雙向配筋，附加單層配筋率不低于0. 275%。

根據表1 中結構各主要構件的抗震性能目标，采用等效線性方法，對結構進行中震和大震作用下的驗算，牆體和框架柱均能滿足相應抗震性能目标要求。

對牆肢進行中震下拉應力驗算，在該中震組合中，不考慮偶然偏心，不考慮荷載組合系數和承載力抗震調整系數，另外也不考慮風荷載參與組合。材料強度采用标準值。牆肢編号及拉應力驗算結果分别如圖12，13 所示。

計算結果表明，結構各主要構件在中震下的拉應力均小于2ftk; 核心筒角部1 ～ 4 層埋設型鋼以分擔部分拉應力，對其他混凝土拉應力較大區域( 如混凝土拉應力不低于ftk) 也設置構造型鋼; 核心筒大部分外牆拉應力在2，3層下降到3MPa 以内，4層下降到1. 5MPa 以内; 核心筒絕大多數内牆仍保持受壓狀态。

針對本項目特點，參考文獻［5-6 ］，采用SAUSAGE 軟件對結構進行了大震動力彈塑性時程

圖10 中震作用下首層樓闆拉應力雲圖/MPa

圖11 首層樓闆抗震加強措施分區圖

圖12 首層牆肢編号

圖13 牆肢拉應力2ftk 利用率分布圖

分析，動力學求解方法采用顯式算法，阻尼模型選用拟模态阻尼體系。大震彈塑性時程分析根據大震下場地特征周期等頻譜特性要求選擇了2 組天然波( SS01，SS02 波) 和1 組人工波( SS03 波) 。

同時，采用PKPM-Pushover 模塊對結構進行了罕遇地震作用下的彈塑性靜力分析補充計算，以對比判斷結構在罕遇地震作用下潛在的薄弱層和預測結構塑性鉸出現的順序和位置。側向力分布模式采用彈性CQC 地震力。

6. 1 結構層次彈塑性響應

圖14 對比了SS03 波作用下( Y 向為主峰值方向) 彈塑性模型與彈性模型結構頂點位移時程曲線。結果表明，結構彈塑性模型周期約為彈性模型周期的1. 15 倍，說明結構剛度退化為初始剛度的76%，結構損傷适度。結構頂點不可恢複殘餘變形約為0. 08m，頂點不可恢複位移角為1/2 500＜1/1 000。

大震下結構彈塑性分析主要結果如表3 所示。分析結果表明: 1) 主結構在7 度大震作用下，X 向基底剪力最大約為91 293kN，Y 向基底剪力最大約為76 248kN。彈塑性模型與彈性模型的基底剪力比值處于0. 61 ～ 0. 81 範圍内，X 向平均比值為0. 70，Y向平均比值為0. 64。由于結構損傷剛度适度退化，彈塑性模型基底剪力響應及樓層剪力相對于彈性模型均有所減小( 圖15) 。2) 由彈塑性模型與彈性模型的框架剪力分擔率曲線( 圖16) 可以看出，框架剪

圖17 SS01 波作用下鋼筋混凝土梁損傷狀态

圖18 SS01 波作用下鋼筋混凝土柱損傷狀态

圖19 SS01 波作用下牆損傷狀态

力分擔率基本不低于10%，同時由于底部加強區核心筒損傷略大，間接導緻彈塑性模型的底部框架剪力分擔率有所增大。3) 彈塑性時程分析與彈性分析所得X 向層間位移角分别為1 /158，1 /133，Y 向層間位移角分别為1 /121，1 /108; 結構X 向等效阻尼比約為11. 4%，Y 向約為8%。以上數據均滿足規範的要求，即建築物可實現“大震不倒”的抗震設防目标。

6. 2 構件層次彈塑性響應

SS01 波作用下鋼筋混凝土梁、柱、牆的混凝土受壓損傷、鋼筋塑性應變及構件水準狀态分别如圖17～19 所示。

由圖17～19 可以看出，梁單元模拟的連梁作為耗能構件，出現了嚴重損壞，起到了第1 道防線的作用，在施工圖設計時對部分區域連梁采取提高延性的措施( 如設置鋼筋交叉暗撐) ，除此以外的樓面梁，處于輕度或中度損壞狀态; 從混凝土受壓損傷和鋼筋塑性應變分布圖可以看出，塔樓底部區域柱輕微損壞，裙樓與塔樓中上部區域個别柱中度損壞，結構具有适宜的安全儲備; 塔樓少量牆肢處于輕微或輕度損壞狀态，個别牆肢發生中度損壞，但其範圍較小，僅裙樓個别牆肢處于重度損壞，結構的整體性依然保持較好。

對比彈性分析，連梁和部分框架梁出現塑性鉸，且發展塑性鉸較深; 牆、柱豎向構件損傷可控，符合能力設計原則，且推覆分析表明，結構的塑性鉸出現的順序是梁鉸，然後是柱鉸和剪力牆鉸，充分體現了“強柱弱梁”的特性，也說明該結構具有很好的延性。

針對結構超限情況，基于小震、中震、大震彈性分析結果以及彈塑性分析所發現的薄弱環節，結構設計主要加強措施如下:

( 1) 對31 層剛度突變的軟弱層，地震剪力放大至計算結果的1. 25 倍進行構件承載力設計。

( 2) 基于小震彈性時程分析( 2 組人工波、5 組天然波) 考慮結構上部的鞭端效應，放大CQC 法樓層剪力進行構件承載力包絡設計。

( 3) 塔樓框架柱從基礎～ 20 層采用型鋼混凝土柱，以提高其剛度與延性; 對Y 向跨高比小于1 且牆肢厚度至不小于500mm 的連梁設置鋼筋交叉暗撐，以增加連梁大震下的耗能與延性能力。

( 4) 控制核心筒中震雙向地震作用下混凝土拉應力不大于2ftk，對混凝土拉應力超過ftk區域設置型鋼，對軸壓比大于0. 3 的牆肢采用約束邊緣構件設計。

( 5) 塔樓核心筒底部加強區及塔樓與裙樓相連的框架柱，正截面按中震不屈服設計，斜截面按中震彈性設計; 塔樓與裙樓相連的框架柱抗震等級提高一級，即為特一級，柱箍筋在裙樓屋面上、下各2 層的範圍内全高加密。

( 6) 塔樓首層樓闆有大開洞，配筋按中震不屈服設計; 對裙樓屋面豎向體系變化部位，加大樓闆厚度至不小于150mm，雙層雙向配筋，每層每方向鋼筋網配筋率不宜小于0. 25%。

( 7) 針對彈塑性分析結果所發現的薄弱部位，施工圖階段構件設計采取加強措施，以期進一步提高結構的抗震性能。

本工程屬于高度超限且平面和豎向均不規則的超限高層建築工程，采用抗震性能化設計方法，根據設定的抗震性能目标，對主體結構進行了小震、中震和大震性能計算。對首層樓面進行了大開洞樓闆專項分析。采用了SAUSAGE 軟件對結構進行了大震作用下的動力彈塑性時程分析，并補充了PKPMPushover對比分析。根據結構的超限情況和分析結果，對關鍵構件和薄弱環節進行了重點加強，更好地保證了結構安全，提高了經濟性。

［1］ 蘇地2013-G-18 号地塊( 三号地塊) 項目五期岩土工程勘察報告( 勘察編号: 2016-C027) ［Ｒ］． 蘇州: 蘇州市民用建築設計院有限責任公司， 2016．

［2］ 建築結構荷載規範: GB 50009—2012［S］． 北京: 中國建築工業出版社， 2012．

［3］ 高層建築混凝土結構技術規程: JGJ 3—2010［S］． 北京: 中國建築工業出版社， 2011．

［4］ 建築抗震設計規範: GB 50011—2010［S］． 北京: 中國建築工業出版社， 2010．

［5］ 路江龍，楊律磊，龔敏鋒，等．太原國海廣場主樓罕遇地震彈塑性時程分析［J］．建築結構， 2014， 44( 21) : 42-46．

［6］ 張謹，段小廿，楊律磊，等．動力彈塑性分析方法及其在結構設計中的應用［J］．建築結構， 2016， 46( 20) : 1-9．

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