1 工程概况

　　 大连某酒店项目是一个集酒店、公建式公寓、会所及餐厅为一体的综合建筑 ^[1]。项目设4层地下室，地上由6部分组成，分别是酒店T塔楼(结构高度299.5m)、A1塔楼(结构高度123.9m)、A2塔楼(结构高度78.75m)、B和C塔楼(结构高度187.25m)、D塔楼(结构高度91.1m),如图1所示。每个部分通过结构设缝分开。其中T,B,C,A1塔楼属于超限高层建筑结构，需要进行超限审查，尤其是B塔楼具有高度超限、连体结构、大高宽比等问题，成为设计的难点。本文重点介绍B塔楼的结构设计。

　　 项目位于大连市东港区人民路的东南侧，靠近港湾广场，根据《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2001)(2008年版) ^[2](简称荷载规范),基本风压为0.65kPa, 地面粗糙度为A类(北侧为海边),风荷载体型系数取1.4。建筑结构设计使用年限50年，结构安全等级二级。根据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2001)(2008年版) ^[3]及《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2002) ^[4],抗震设防类别为乙类，设防烈度为7度，设计基本地震加速度为0.10g。根据场地安评报告，多遇地震下水平地震影响系数最大值为0.135(阻尼比为5%),设计地震分组为第一组，场地土类别为Ⅱ类，特征周期为0.45s。

　　 图1 大连某酒店建筑效果图  

　　  

　　 原B和C塔楼的设计为一个单体，但是考虑到结构超长，结构扭转问题严重，在地震作用下会引起剪力墙墙肢严重的局部破环(底部剪肢在地震作用下剪力超出截面最大抗剪承载力要求),再加上超长结构在楼板施工上存在问题，最终采用结构设缝的方法将塔楼分为B塔楼与C塔楼，如图2所示。

　　 图2 结构设缝示意图  

　　  

　　 图3 低区和高区结构平面布置图  

　　  

2 结构体系与布置

　　 B塔楼结构高度187.25m, 共计59层，有4层地下室。塔楼体型属长方形，长约为51m, 宽约为21m, 结构Y向的高宽比为8.9。根据工程特点，从建筑功能、结构抗震性能、工程造价及施工进度等多方面综合考虑，塔楼采用钢筋混凝土框架-核心筒结构，部分框架柱采用型钢混凝土柱进行加强。底部加强区及中部加强区的剪力墙中配置部分钢骨。结构低区(27层以下))及高区(29～59层)的结构平面布置图如图3所示，结构立面图如图4所示。

　　 底部框架柱采用型钢混凝土柱，33层以上采用纯钢筋混凝土柱，框架柱截面尺寸从底部的1.3m×2.0m逐步减小至顶部的0.9m×1.5m, 框架柱混凝土强度等级均采用C60。塔楼两侧设置带巨型端柱的剪力墙，剪力墙厚度由底部的800mm逐步减小至顶部的400mm。底部框架柱及剪力墙的暗柱采用型钢混凝土柱，采用双十字钢骨，如图5所示，最大钢板厚度采用45mm, 钢材料用Q345GJ。

　　 图4 结构立面图  

　　  

　　 图5 双十字钢骨柱大样图  

　　  

　　 塔楼内部为双核心筒，核心筒尺寸为8.8m×12.0m, 核心筒外墙厚度由底部的1 000mm逐步减小至顶部的400mm。核心筒四个角部墙肢设置钢骨。

　　 塔楼楼面采用现浇钢筋混凝土梁板结构，局部楼板(如27层、28层)采用钢梁压型钢板组合楼板。外框梁采用600mm高的混凝土梁，由于Y向的刚度需求大，局部连接核心筒与外框柱的框架梁采用截面较大的混凝土梁，截面尺寸为800×1 650及1 000×800等，该梁可以提高结构的整体刚度。

　　 转换桁架设置在30层，采用转换桁架承受所有上部楼层的重量。27～28层采用下挂钢框架，两层重力荷载通过吊杆传递给转换桁架。转换桁架的平面图如图6(a)所示，三维示意图如图6(b)所示。桁架的高度为5.5m, 中榀桁架(2)的上弦截面为工900×1 500×100×70(两榀),下弦截面为工900×800×100×70(两榀);边榀桁架(1),(3)的上弦截面为□1 400×1 400×70×70,下弦截面为□800×900×50×70。

　　 图6 转换桁架的平面与三维图  

　　  

3 抗震性能目标及抗震加强措施

3.1 超限内容

　　 塔楼超限内容 ^[5]为：1)塔楼结构高度为187.25m, 超过高度限值140m; 2)楼板不连续；3)由于转换桁架，结构刚度突变；4)构件间断，1～26层为双塔结构，29层以上为连体结构；5)高位转换，30层为转换桁架。

3.2 抗震性能目标

　　 根据超限情况，确定塔楼抗震性能目标如下：1)小震与风荷载作用下，结构满足性能要求；根据框架与剪力墙的弯矩分配比例，结构X向定性为框架-剪力墙(核心筒)结构，而Y向定性为剪力墙结构，因此层间位移角限值有所不同。2)中震作用下，底部加强区及中部加强区的框架柱、剪力墙墙肢不屈服。3)大震作用下，底部加强区的剪力墙与框架柱满足抗拉的要求，最大层间位移角不超过1/100,结构不倒塌。具体性能目标如表1所示。

　　   

　　 不同地震水准下结构与构件性能目标 表1  

　　  

　　  

　　 注：底部6层为加强层。

　　 不同地震水准下结构与构件性能目标 表1

3.3 抗震构造加强措施

　　 根据塔楼的超限内容及计算分析结果，采取如下的抗震构造加强措施：1)全楼抗震等级按特一级采用，适当提高中部加强区(桁架及上下各一层)及底部加强区(底部6层)核心筒的分布筋配筋率。2)底部区核心筒内设置钢骨，提高核心筒的抗震性能。3)加强层上下楼板均加厚至150mm, 并采用双层双向配筋；为保证桁架有效传力至核心筒，桁架的钢柱上下延伸1层，并往核心筒内延伸1跨，如图7所示。4)对两端一字墙进行结构开洞，提高一字墙在大震作用下的耗能。

　　 图7 转换桁架与墙体内置钢骨分布(29层)

　　  

3.4 超限专家关于塔楼的主要意见与解决方案

　　 超限专家关于本项目提出的设计关键点如下：1)塔楼底部加强部位的墙肢应按中震弹性进行验算，墙肢拉应力与配筋是验算的重点；2)B塔楼转换桁架按竖向地震作用与双向水平地震作用的内力组合进行验算；3)采取措施减少转换、悬挑部位，从而减小Y向转换、悬挑部位的刚度突变；4)改进边梁与角柱的连接；5)搭接柱根部增设楼盖平面的加强措施；6)转换桁架宜采用静载下不考虑桁架上部框架及桁架共同作用的手算复核。

　　 针对以上意见的解决方案如下：通过与建筑专业的配合减少了部分构件的悬臂与转换的情况；通过局部加强措施，保证了角柱与梁的连接及加强了搭接柱周边的构造；转换桁架的设计不考虑上部结构的共同作用，按该原则对桁架进行电算与手算复核，并进行加强设计。

4 结构性能分析

4.1 小震与风荷载分析

　　 采用SATWE及ETABS软件对结构进行小震及风荷载分析。结构小震反应谱采用安评谱；风荷载采用荷载规范中的风荷载的同时，也采用风洞试验风荷载，并进行对比。风洞试验由BMT公司进行，风洞试验模型如图8所示。荷载规范中风荷载采用较大的体型系数且考虑A类场地，由于建筑除了北面邻海外，其他三面均有建筑物进行遮档，实际粗糙度介于A与B类之间，因此风洞试验所得结果略小于荷载规范中风荷载。

　　 图8 塔楼风洞试验模型  

　　  

　　 结构在小震及风荷载作用下的分析结果见表2,从表中可以看出，两种软件的计算结果比较吻合，各项指标均符合规范的要求；因为场地其他建筑遮挡效应，Y向风荷载下，采用风洞试验数据计算的层间位移角大于采用荷载规范的。

　　 小震和风荷载作用下结构性能分析主要结果 表2

计算软件		SATWE	ETABS
恒载+0.5活载/kN		1 023 140	1 032 480
自振周期/s	T1	4.45	4.54
	T2	3.91	3.79
	T3	2.29	2.69
周期比T3/T1		0.514	0.592
最大层间 位移角	X向风荷载(荷载规范)	1/1 897	1/1 613
	Y向风荷载(荷载规范)	1/797	1/803
	X向风荷载(风洞试验)	1/2 062	1/1 613
	Y向风荷载(风洞试验)	1/2 480	1/2 577
	X向地震作用	1/845	1/860
	Y向地震作用	1/782	1/781
基底剪力 /kN	X向地震	20 722	20 039
	Y向地震	23 484	22 830

 

　　  

　　 由模态分析结果可知，周期比为0.514,远小于规范限值0.85,证明在B,C塔楼之间设置结构缝后，B塔的平面变得对称，从而解决了结构扭转问题。结构最大扭转位移比为1.1,小于规范限值1.2,满足规范对扭转的要求。

　　 结构的侧向刚度与抗剪承载力沿楼层的分布如图9所示。29层为转换桁架所在位置，刚度发生突变，刚度比最大值为1.98。由于X向设置了转换桁架，桁架巨大的斜向拉压力并入抗剪承载力计算，因此抗剪承载力突变较大，最大比值为2.34。相应的加强措施是对转换层及其下一层的构件进行抗剪加强，以防止地震作用下的剪力突变效应。薄弱层为转换层及上下各一层。

　　 图9 楼层侧向刚度与抗剪承载力分布图  

　　  

　　 SATWE软件计算的层间位移角曲线如图10所示。转换桁架层层间位移角存在明显突变，X向接近框架-核心筒的变形限值，层间位移角值在顶部有回缩，而Y向层间位移角明显呈现出纯剪力墙结构的变形特征，顶部为发散状。根据结构高度计算得到X向层间位移角限值为1/836,Y向层间位移角限值为1/760。

　　 图10 结构在小震与风荷载作用下的层间位移角 

　　  

4.2 中震性能分析

　　 采用SATWE软件进行中震下构件的性能分析。底部加强区剪力墙满足中震抗剪弹性性能要求，非加强区剪力墙满足中震不屈服要求。在中震作用下，底部部分剪力墙墙肢满足中震抗拉性能要求，局部墙肢(W7,W14,W4B,W11B)拉应力不满足1.0f_tk(2.85MPa)的限值要求，如表3所示。底部剪力墙出现拉力的墙肢位置如图11所示。

　　 底部剪力墙墙肢中震弹性下的受拉验算 表3

墙肢编号	长度/mm	厚度/mm	拉力/kN	拉应力ft/MPa	是否加强
W3A	3 900	800	2 680.48	0.859
W4A	2 900	800	5 452.41	2.350
W4B	2 250	800	6 847.52	3.804	加强
W7	2 750	800	8 213.03	3.733	加强
W8	2 750	1 000	2 434.65	0.885
W9B	3 900	800	2 550.11	0.817
W11A	2 900	800	5 535.85	2.386
W11B	2 250	800	6 667.63	3.704	加强
W13	2 750	1 000	1 863.41	0.678
W14	2 750	800	8 361.11	3.801	加强

 

　　  

　　 图11 底部剪力墙出现拉力的墙肢分布 

　　  

　　 通过设置钢骨抵抗中震引起的拉应力，每个墙肢设置2个截面为□350×350×30×30的型钢，使墙肢能够承受混凝土退出工作后的拉力。

4.3 转换桁架分析

　　 本结构设计的1个关键点在于转换桁架的设计。由于转换桁架需要承受较多楼层的荷载，所需的桁架高度大于普通层高的3.15m, 因此选择机电层(29层)5.5m层高设置转换桁架，为了减少刚度较大的桁架对27层与28层的影响，27层与28层设计成铰接框架的形式，荷载通过吊杆传递给上部的转换桁架。上部30层的荷载通过中柱传给桁架，桁架的内部力流如图12所示。较大内力的斜杆全部为拉杆，避免了压屈效应，使构件的截面利用率达到最大。

　　 图12 转换桁架的内力传递 

　　  

　　 重力荷载计算过程中，采用逐层加载的施工模拟方法，保证桁架的受力情况与实际情况相符，由于28层的吊杆为后施工，在施工模拟的最后阶段采用附加荷载作用于上部转换桁架来进行模拟。

　　 与转换桁架相接的支承柱的中震内力组合，考虑双向地震及竖向地震组合，以保证支承柱构件中震不屈服，经过构件正截面承载力分析 ^[6],支承柱满足承载力要求。对转换桁架的钢构件进行大震不屈服验算，边榀桁架(1),(3)最大应力比值为0.84(上弦杆),中榀桁架(2)最大应力比值为0.88(上弦杆)。在重力荷载作用下，转换桁架上部混凝土梁对转换桁架有利，为了不考虑上部梁的有利影响，对上部混凝土梁进行铰接处理(图13)后，再对桁架钢构件进行重力荷载分析。分析所得构件最大应力比为0.84(上弦杆),满足承载力要求，并存在一定富余量。

　　 图13 转换桁架上部框架梁的铰接处理 

　　  

5 大震弹塑性分析

　　 采用PERFORM-3D程序进行结构的动力弹塑性分析。本工程采用的3条地震波(GM1,GM2,GM3),分别以X,Y向为主方向进行双向弹塑性时程分析，并以结果最大值进行结构抗震性能评估。地震波的反应谱分析结果如图14所示。

　　 图14 反应谱曲线与规范谱对比 

　　  

　　 经过小震弹性时程分析，3条地震波的基底剪力与反应谱基底剪力的比值：最大值为98.5%,最小值为90.5%,满足规范选波的要求。

　　 图15 结构模型 

　　  

　　 笔者开发了PERFORM-3D ^[7]复杂结构建模前处理程序ETP ^[8],该程序不但能够读取ETABS程序的几何模型、构件截面及弹性材料信息，还能够提供图形界面，实现很方便地输入梁、柱及剪力墙的截面配筋与材料非线性参数，再通过数据处理导入PERFORM-3D程序中，从而实现复杂高层结构的非线性模型的建模。弹塑性模型如图15所示。

　　 结构非线性模型中柱与剪力墙均采用纤维模型 ^[9],而梁采用塑性铰模型 ^[10],转换层及其上下两层不采用刚性楼板假定，转换桁架的全部钢构件均采用纤维单元，考虑压弯耦合效应。非线性计算分析及假定在文献[6]中有详细的描述。经过弹塑性分析所得结构层间位移角曲线见图16。最大层间位移角为1/193,满足小于限值1/100的要求。

　　 大震作用下X向基底剪力为69 895kN,Y向基底剪力为75 284kN(图17)。大震与小震地震加速度峰值比为4.07,而大震与小震基底剪力的比值为3.59(X向)与3.62(Y向),表明大震作用下结构能够有效耗能。

　　 如图18所示，从能量耗散曲线可知，结构的框架与连梁给结构带来的耗能占总耗能的21.7%;结构最大非线性耗能比例为26.11%。

　　 图16 结构大震层间 位移角图 

　　  

　　 图17 结构大震楼层 剪力分布图 

　　  

　　 图18 结构在大震下的能量分布 

　　  

　　 大震作用下结构具有较好的耗能能力，这是由于大部分的框架梁与连梁进入了屈服状态，如图19所示。特别是X向的主框架梁，因间距合理使其达到较好延性。高区两个刚度较大的核心筒通过长框架梁相接，耗能情况比普通的单一框筒结构好。同时，中上部(23层以下)山墙开洞的连梁及筒体的连梁也是主要耗能构件。

　　 通过大震弹塑性分析，对柱墙及转换桁架的支撑进行弹塑性评估，其塑性铰的分布如图20所示。可见，柱大部分处于未屈服状态，在顶部楼层层高突变区，柱有部分进入塑性但未发生破环，全部剪力墙未发生屈服破坏。外侧转换桁架的斜腹杆处于弹性状态，中榀桁架有一斜杆进入塑性状态但未破坏，满足“控制塑性变形”的要求，表明关键构件在大震作用下满足性能目标的要求。另外，由于对薄弱区的竖向构件及桁架构件进行了配筋及型钢的加强，除个别情况外，在大震分析中薄弱区的竖向构件及桁架构件未出现屈服情况，达到预设的性能目标要求。

　　 图19 结构梁构件在大震下的 性能分布图 

　　  

　　 图20 柱与支撑、剪力墙 在大震下的塑性铰的分布 

　　  

6 结语

　　 本项目主要超限为高位连体及Y向高宽比值大，需采用合理和经济的方法进行设计分析，方能保证在实现结构安全的前提下，达到美观、经济和实用的统一。对本工程进行了小震、中震下的弹性分析，大震下对关键构件进行不屈服及弹性验算，以及采用PERFORM-3D软件进行结构弹塑性分析，完成基于性能的抗震分析。在大量分析的基础上，对结构提出了相应的超限加强措施。该工程已通过超限审查，已竣工并投入使用。本项目从抗震性能分析，X向属于框架体系，Y向属于框剪体系。