1 工程概况

　　 沈阳财富中心总建筑面积11万m²,包括地下6层,地下1层为汽车大堂,层高5m; 地下2层及以下为立体车库,地下2层层高2.9m,地下3～6层层高均为2.4m,建筑面积2万m²; 地上46层,功能为办公楼,设置了两层避难层,首层层高6.2m,地上其余层层高4.0m,建筑面积9万m²,建筑总高度187m,结构主要屋顶高度为179.9m,基础埋深21.19m。建筑效果图和剖面图如图1,2所示。

　　 图1 建筑效果图  

　　  

　　 图2 建筑剖面图  

　　  

　　 该项目为B级超高层建筑 ^[1],设计使用年限50年,抗震设防类别为重点设防类,抗震设防烈度为7度,设计地震分组为第一组,场地类别为Ⅱ类,特征周期为0.35s,抗震措施按8度考虑。进行了工程场地地震安全性评价分析(简称安评),安评给出的小震水平地震影响系数最大值α_max小于《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[2](简称抗规)给出的数值,因此,地震作用(多遇地震、设防地震及罕遇地震)均采用抗规给定的数值。

　　 根据《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2001)(2006年版),基本风压为0.55kPa(50年重现期),地面粗糙度类别为C类,风荷载规范没有给出适合本项目的风荷载体型系数,因此进行了风洞数值模拟,将风洞数值模拟结果与规范进行了比较,最终确定风荷载体型系数为1.4。基础采用平板式筏板基础,持力层为圆砾层。

2 结构布置

2.1 结构体系

　　 建筑标准层平面尺寸40.8m×55.5m,接近矩形,东西向为折线形,南北向为弧形,标准层层高4.0m,结构平面布置见图3。

　　 图3 地上标准层平面结构布置图  

　　  

　　 图4 地下室典型平面结构布置图   

　　  

　　 工程结构体系为钢筋混凝土框架-核心筒,核心筒宽度15m,核心筒高宽比12,建筑物高宽比4.4。底部框架柱采用型钢混凝土,根据柱受力特点,柱轴压比限值要求,型钢在不同楼层取消,北侧框架柱的型钢从地下3层设置至地上20层,南侧框架柱的型钢从地下3层设置至地上27层,东、西两侧中部3根框架柱的型钢从地下3层设置至地上10层,框架柱最大截面尺寸由1 400mm×1 600mm逐步减小到800mm×800mm,钢骨配钢率由5.87%减小到2.1%。核心筒外围剪力墙厚度由800mm逐步减小到400mm,核心筒内部剪力墙厚度由600mm逐步减小到300mm。竖向构件混凝土强度等级C60～C40,楼板混凝土强度等级C30。

2.2 基础

　　 根据本项目《岩土工程勘察报告》,对结构基础进行了技术和经济性分析,基础采用平板式筏板基础。持力层选为第⑧层圆砾层,天然地基承载力特征值600kPa。核心筒底部筏板厚3.3m,其余部分筏板厚2.3m,混凝土强度等级C40,平均沉降为26.0mm,核心筒下的最大沉降为31mm。

2.3 地下室

　　 地下2～5层借助建筑隔墙,在塔楼向周边延伸一、二跨的位置处设置混凝土剪力墙,既加强了地下室整体刚度,又使塔楼框架柱内力均匀扩散到基础底板,减小了基础的厚度和配筋。框架柱在地下3层及以下采用钢筋混凝土柱,地下3层以上采用型钢混凝土柱,即钢骨从地下3层楼面开始设置。由于立体车库工艺要求,核心筒与外框架采用200mm厚楼板连接,且下卧200mm,框架柱间及框架柱与非核心筒剪力墙间采用450mm高的宽扁梁形式,降低了基础的埋置深度,保证了车库层高要求,降低了工程造价,典型平面布置见图4。

2.4 地上结构特点

　　 地下1层南侧与原有建筑的地下接触,新建建筑南侧裙房框架柱无法落地,在首层南侧两根悬5m梁的悬挑端部设置柱,支撑地上4层裙房,主楼钢骨柱与裙房框架柱之间跨度为9.5m,既实现了与旧建筑功能上的统一,又节约了建筑使用面积,降低了施工难度,裙房柱局部转换示意图如图5所示。

　　 在结构的西北角和东南角(图3阴影部分),为了增加空间、开阔视野,取消角柱,设置混凝土局部悬挑梁,西北角最大悬挑长度5.7m,东南角最大悬挑长度6.5m。从5层以上南侧成弧形悬挑,最大混凝土悬挑梁悬挑长度为4.2m。

　　 从地上4层至顶层,在东西两侧中间柱子处开设洞口,开洞率5.6%,东西两侧洞口沿楼层交替出现,使得每层都有1根越层柱,右侧中部局部开洞,示意图见图6。

　　 图5 裙房柱局部 转换示意图   

　　  

　　 图6 标准层局部 开洞示意图   

　　  

　　 在5层(标高19.550m)的西侧,设置最大悬挑(悬挑长度14.5m)钢结构大雨篷,雨篷面积520m²,占楼层面积的24%,且大雨篷与新建筑和原有建筑同时相连,见图7。

　　 图7 悬挑长度14.5m的大雨篷   

　　  

3 超限类型及性能目标

　　 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)(简称高规)、抗规和《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》(建质[2010]109号)有关规定:本工程结构高度179.9m,超过框架-核心筒A级高度限值130m,但没有超过B级高度限值180m,为B级超限高层建筑; 考虑偶然偏心的扭转位移比最大值X向1.18(7层),Y向1.26(9层),大于1.2,为扭转不规则建筑; 2层楼板开洞面积达到2层楼面面积的42%,超过30%,为不连续楼板。根据上述超限情况,选定本工程结构关键部位的抗震性能目标为“C”级 ^[1],见表1。

4 结构计算与分析

4.1 弹性分析

　　 以SATWE作为主要计算分析软件、ETABS作为辅助软件对结构进行弹性分析,地震计算分析时,采用振型分解反应谱法,考虑双向地震和偶然偏心,采用CQC法进行振型组合。主要计算结果见表2。由表2可知,两种软件分析结果基本一致,结构整体模型分析计算正确,周期比小于0.85,根据高规要求层间位移角限值1/681,两种分析软件得出的主要控制指标均满足规范要求。

　　 结构关键部位的抗震性能指标 表1

设防烈度		小震	中震	大震
周边框架梁、连梁		弹性	弹性	弹性
外框柱	底部加强区及相邻上一层	弹性	弹性	屈服
	其余楼层	弹性	不屈服	屈服
核心筒	底部加强区及相邻上一层	弹性	弹性	剪压比 控制
	其余楼层	弹性	偏拉、偏压不 屈服,抗剪弹性

 

　　  

　　 结构弹性分析主要计算结果 表2

计算软件		SATWE	ETABS
总质量Mt/t		189 700	196 416
标准层单位面积重度/(kN/m2)		17.26	17.87
T1(X向平动)/s		4.823	4.963
T2(Y向平动)/s		4.711	4.599
T3(Z向平动)/s		4.041	4.206
周期比		0.838	0.848
总地震剪力/kN	X向	17 628	17 240
	Y向	18 374	18 550
50年一遇风荷载下 最大层间位移角	X向	1/1 574	1/1 477
	Y向	1/954	1/1 126
地震下最大层间位移角	X向	1/1 054	1/949
	Y向	1/896	1/908

 

　　  

　　 图8 风荷载作用下层间位移角   

　　  

　　 图9 多遇地震作用下层间位移角 

　　  

　　 图10 各层框架柱承担 地震剪力百分比   

　　  

　　 图11 框架柱 调整系数  

　　  

　　 图8,9分别给出了风荷载和小震下SATWE和ETABS两种软件计算的结构层间位移角曲线,由于避难层左侧Y向边跨、第2～4根框架柱间楼层开设洞口,导致Y向框架梁不连续,从而使得风荷载和小震下在避难层位置产生层间位移角突变。结合表2可知,本工程的层间位移角由小震控制,X向和Y向层间位移角最大值分别为1/949和1/896。

　　 图10给出了各层框架柱所承担的地震剪力百分比。由图10可知:框架柱承担的地震剪力比较大,地下部分框架柱位置也设置了墙体,框架柱变成扶壁柱或端柱,故程序统计时,纯框架柱承担的剪力为零,高规规定,框架梁、柱剪力需要根据0.2Q₀和1.5V_f,max二者较小值进行调整。考虑到本工程为B级高度建筑,框架承担的地震剪力比较大,为了加强二道防线,同时在保证结构安全的前提下最大可能节约成本,对0.2Q₀,1.1V_f,max和1.5V_f,max的结果进行了比较,见表3。综合考虑后,框架柱剪力按0.2Q₀和1.1V_f,max较大值进行调整,框架梁仍然按0.2Q₀和1.5V_f,max较小值进行调整,框架柱调整系数见图11。整体模型考虑地下室,因嵌固层位于首层,地下室部分不进行0.2Q₀调整。

4.2 构件验算

　　 按照设定的性能目标对关键构件进行分析研究,对核心筒墙肢和框架柱进行中震弹性作用下偏压、偏拉承载力验算,对核心筒剪力墙、型钢混凝土框架柱提取内力并组合所有工况,验算其承载能力,确定其是否达到设定的性能目标。

　　 0.2 Q₀与1.1V_f,max,1.5V_f,max计算结果比较表3 

指标	0.2Q0	1.5Vf,max	1.5Vf,max/0.2Q0	1.1Vf,max	1.1Vf,max/0.2Q0
X向	3 530	6 700	1.9	4 910	1.4
Y向	3 680	7 470	2.0	5 470	1.5

 

　　  

　　 按照《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010) ^[3]附录F中的方法,对核心筒剪力墙正截面进行承载力验算,核心筒剪力墙编号如图12所示。采用组合截面进行计算,即以W1和W14为一个组合截面进行分析,将组合截面划分为多个混凝土单元,并近似取单元内应力和应变为均匀分布,其合力点在单元重心处。根据设定的性能目标,对组合截面在小震弹性、中震弹性下的承载力进行分析 ^[4]。小震弹性下,考虑了恒载、活载、风荷载、多遇地震共219种荷载组合; 中震弹性下,考虑恒载、活载、设防地震共13种荷载组合。为了节省篇幅,仅给出W1和W14组合截面的底部加强区在小震弹性、中震弹性下的承载力包络曲线,见图13,14。

　　 图12 核心筒剪力墙编号示意图   

　　  

　　 图13 W1+W14组合截面小震弹性下承载力包络曲线   

　　  

　　 图14 W1+W14组合截面中震弹性下承载力包络曲线  

　　  

　　 为了考察核心筒剪力墙在小震弹性、风荷载与恒载和活载组合、中震弹性下是否受拉,提取核心筒所有墙肢的轴力,分别计算出轴力的最小值和最大值,查看主要墙肢的轴力情况,小震组合考虑风荷载,中震组合不考虑风荷载,风荷载组合不考虑地震作用,规定压力为正,拉力为负。图15给出了典型墙肢在小震弹性、风荷载与恒载和活载组合、中震弹性下的最小轴力与最大轴力。

　　 图15 墙肢W1在小震弹性、风荷载与恒载 和活载组合、中震弹性下最值轴力分布图   

　　  

4.3 动力弹塑性时程分析

　　 采用LS-DYNA软件进行动力弹塑性时程分析,研究结构在强烈地震作用下的变形形态、构件的塑性发展及其损伤情况,以及整体结构的弹塑性行为,寻找结构的薄弱部位,对结构的抗震性能给出评价,并对结构设计提出建议。

(1)构件模型

　　 框架柱及框架梁采用杆系单元模拟,利用纤维元理论计算构件的骨架曲线,将骨架曲线输入到程序中,LS-DYNA软件利用Seismic-Beam单元模拟构件的弹塑性行为 ^[5]。采用基于材料本构关系的非线性壳单元(EC2单元)模型模拟混凝土剪力墙,该单元可以模拟剪力墙的水平和竖向钢筋 ^[6]。

(2)抗震性能评估

　　 对结构整体和构件分别进行抗震性能评估。利用弹塑性层间位移角对结构整体进行抗震性能评估,判断结构在地震作用下的整体稳定性及是否能够达到“大震不倒”的要求。

　　 借鉴规范ATC-40 ^[7]和FEMA356 ^[8],根据动力弹塑性时程分析结果,结合ATC40给出的状态界限,判别单个构件的变形情况 ^[9],对构件进行抗震性能评估。ATC40和FEMA356根据不同的使用状态,给出了构件的防倒塌变形限值(SS值)、生命安全限值(LS值)以及正常运行限值(IO值) ^[10]。

(3)计算结果及分析

　　 为了考察结构在罕遇地震下的性能,研究结构构件塑性发展情况,复核结构层间位移角是否满足规范要求。进行了1条人工波和2条天然波双向输入的罕遇地震动力弹塑性时程分析,双向输入地震波,且地震波主方向加速度峰值与次方向加速度峰值比例为1∶0.85,其中峰值加速度为220cm/s²。

　　 3条地震波作用下最大顶点位移及最大层间位移角见表4。由表4可知,最大层间位移角为1/140,满足规范限值1/100的要求。

　　 结构最大顶点位移及最大层间位移角 表4

地震波	最大顶点位移/mm		最大层间位移角
	X向	Y向	X向	Y向
天然波1	730	725	1/180	1/150
天然波2	680	710	1/170	1/160
人工波	750	850	1/160	1/140
包络值	750	850	1/160	1/140

 

　　  

　　 表5给出了3条地震波作用下基底剪力及剪重比。由表5可知,人工波起控制作用,以下介绍人工波作用下构件的塑性发展情况。

　　 基底剪力与剪重比计算结果 表5

地震波	基底剪力/kN		剪重比
	X向	Y向	X向	Y向
天然波1	73 130	87 620	4.7%	5.7%
天然波2	70 500	78 430	4.6%	5.1%
人工波	83 520	92 000	5.4%	6.0%
包络值	83 520	92 000	5.4%	6.0%

 

　　  

　　 人工波作用下框架柱、框架梁及连梁塑性转角分布如图16所示。由图16可知,框架柱的最大塑性转角均小于0.003; 底部区域部分框架柱虽有部分塑性变形,但仍处于正常运行状态(IO),并未达到生命安全状态(LS); 框架梁及连梁最大塑性转角均小于0.003,处于正常运行状态(IO),未达到生命安全状态(LS)。

　　 图16 人工波作用下框架柱、框架梁及连梁塑性转角分布  

　　  

　　 剪力墙的塑性发展情况分布如图17所示,极少数底部剪力墙出现开裂,达到LS-DYNA规定的最大限值(2.0),但大部分底部剪力墙处于可控制限值范围内(小于1.0)。剪力墙塑性应变情况如图18所示,剪力墙最大压应变约为0.002 0,小于混凝土极限应变0.003 3。

　　 图17 剪力墙塑性 发展情况  

　　  

　　 图18 剪力墙塑性 应变情况  

　　  

(4)动力弹塑性分析结论

　　 罕遇地震(加速度峰值220cm/s²)作用下,结构最大层间位移角为1/140,满足规范限值1/100的要求; 部分框架柱、框架梁及连梁有较小的塑性变形,但仍处于正常运行范围之内(IO); 剪力墙最大压应变0.002,未达到混凝土极限压应变0.003 3 ^[11]。

5 风洞数值模拟分析

　　 本项目外轮廓接近矩形,南北向为弧形,东西向为折线形,由于相应的规范、规程没有给出该建筑的风荷载体型系数; 同时考虑到结构高度超过150m,周围环境比较复杂,为了保证结构主体和幕墙安全,采用风洞数值模拟技术对该结构进行风荷载模拟。整体坐标系及截面编号见图19。来流方向及整体坐标系不变,通过旋转建筑物来考虑不同风向的作用 ^[12]。

　　 图19 整体坐标及截面编号  

　　  

5.1 单楼的风洞数值模拟

　　 不考虑周边建筑的干扰,仅计算单楼的风荷载体型系数,计算域取6m×3m×2m(长度×宽度×高度),模型缩尺比例1∶300,阻塞率2%。表6给出了不同风向角下各截面风荷载体型系数及各向等效风荷载体型系数。从表6可知,除120°风向角的等效风荷载体型系数为1.45外,其余风向角下的等效风荷载体型系数均小于1.4。

　　 风荷载体型系数 表6

风向角	截面风荷载体型系数						等效风荷载 体型系数
	F1 截面	F2 截面	F3 截面	F4 截面	F5 截面	F6 截面	μx	μy
0°	-0.8	-0.3	-0.4	-0.8	1.0	0.9	0.9	0.1
30°	-0.7	-0.6	-0.6	0.1	1.1	0.6	1.1	0.1
45°	-0.7	-0.8	-0.8	0.6	0.4	0.3	1.3	0.3
60°	-0.6	-0.7	-0.7	0.8	-0.9	-0.4	1.2	0.6
90°	-0.6	-0.9	-1.2	0.9	-0.8	-0.8	1.4	0.2
120°	-0.7	0.4	0.6	0.8	-0.8	-0.8	1.45	0.2
150°	-0.8	0.8	1.2	-0.1	-0.7	-0.6	1.2	0.1
180°	-0.9	1.0	0.9	-0.9	-0.4	-0.4	1.0	0.1
210°	-0.1	1.1	0.7	-0.7	-0.7	-0.7	1.2	0.1
240°	0.7	-0.7	-0.2	-0.6	-0.8	-0.9	1.2	0.3
270°	0.8	-0.9	-0.8	-0.6	-0.9	-1.2	1.3	0.3
300°	0.6	-0.8	-0.8	-0.7	0.4	0.5	1.4	0.1
330°	-0.3	-0.7	-0.7	-0.8	0.9	1.1	1.2	0.1

 

　　 注:μ_x为整体坐标X向等效风荷载体型系数,即为迎风面、背风面、侧风面综合风荷载体型系数; μ_y为与μ_x向相垂直方向的风荷载体型系数。

　　  

　　 图20 拟建建筑区域布置图  

　　  

5.2 考虑裙楼干扰效应的风洞数值模拟

　　 考虑拟建建筑周围高层的影响,即裙楼干扰效应,拟建建筑右侧建筑一为20层的酒店,建筑结构高度70m; 建筑二为25层的公寓,结构高度93.3m; 建筑三为29层的办公楼,结构高度107.2m,拟建建筑区域建筑布置见图20。同单楼建筑一样,来流方向及整体坐标系保持不变,通过旋转整个建筑群来考虑不同风向对结构的影响。计算域为7m×4m×2m(长度×宽度×高度),模型缩尺比例为1∶300,建筑物表面网格划分较密,远离建筑物网格划分较稀疏,共290万个单元,每个风向角计算耗时21h。

　　 以0°风向角为例,各截面风荷载体型系数分布见图21,风荷载体型系数以风压力为正,风吸力为负。由于裙楼对风的干扰作用,使得考虑裙楼效应后的风压和风荷载体型系数比单楼的值稍大。

　　 图21 风向角0°时各截面风荷载体型系数分布   

　　  

　　 考虑裙楼干扰效应后不同风向下各截面风荷载体型系数及各向等效风荷载体型系数见表7。从表7可知,由于裙楼相互干扰,计算出的等效风荷载体型系数最大值比单楼的大。

　　 考虑裙楼干扰效应后的风荷载体型系数 表7

风向角	截面风荷载体型系数						等效风荷载 体型系数
	F1 截面	F2 截面	F3 截面	F4 截面	F5 截面	F6 截面	μx	μy
0°	-1.2	-0.6	-0.6	-1.1	1.0	1.0	1.2	0.1
30°	-1.0	-0.6	-0.6	0.3	1.2	0.6	1.4	0.2
60°	-0.7	-0.6	-0.7	1.0	-0.5	-0.1	1.4	0.6
90°	-0.6	-0.3	-0.8	1.1	-0.5	-0.4	1.5	0.5
120°	-0.8	0.5	0.9	0.8	-0.7	-0.7	1.5	0.2
180°	-0.2	0.6	0.5	-0.4	-0.4	-0.4	0.8	0.4
270°	0.1	-0.9	-0.7	-0. 5	-0.9	-0.9	0.6	0.1

 

　　  

5.3 风洞数值模拟结论

　　 表8给出了裙楼效应与单楼效应下等效风荷载体型系数的比值。由表6～8可知,考虑裙楼效应后,当遮挡物位于本工程来流之前时,等效风荷载体型系数减小; 当遮挡物位于本工程尾流中时,等效风荷载体型系数增大。综合考虑风向的不确定性,对于本工程的结构抗风设计风荷载体型系数按高规第3.2.5条第4款取1.4,但风荷载内力计算时放大1.1倍,相当于风荷载体型系数取1.4×1.1=1.54,与考虑裙楼效应的风洞数值模拟结果峰值相当。

　　 裙楼效应与单楼效应下等效风荷载体型系数的比值 表8

风向角	0°	30°	60°	90°	120°	180°	270°
X向	1.35	1.24	1.2	1.14	1.05	0.77	0.46
Y向	1.14	3.4	1	2.29	0.86	4	0.2

 

　　  

6 结论

　　 (1)沈阳财富中心为B级高度的框架-核心筒超高层建筑,通过SATWE和ETABS两种软件进行弹性分析,结果表明,结构各项指标均满足规范要求。

　　 (2)充分利用工程特点,地下2～6层借助建筑隔墙在框架柱位置设置剪力墙,地上钢骨混凝土柱的钢骨从地下3层楼面开始设置,既满足框架柱承载力要求,加强了地下室整体刚度,又实现了业主对使用功能的要求,且取得了良好的经济技术效益。

　　 (3)给出了组合剪力墙构件的计算方法,采用纤维元方法计算了组合剪力墙截面的承载力。

　　 (4)大震动力弹塑性时程分析结果表明,结构整体性能良好,各项指标满足规范要求,整体和构件均满足既定的抗震性能目标。

　　 (5)分别对单楼和考虑相互干扰的裙楼效应进行风洞数值模拟,并进行了相互比较,分析结果表明,裙楼干扰明显,在内力计算时相当于风荷载体型系数为1.54,与考虑裙楼效应的风洞数值模拟结果峰值相当。