武汉长江航运中心项目6#楼位于武汉市汉口沿江大道与民生路交汇处, 为超高层住宅, 建筑物地下4层, 地上47层 (含避难层) , 建筑高度163.50m (室内外高差0.15m) , 高宽比8.1。其中1~4层为商业或架空绿化, 层高分别为5.1, 4.8, 9.0, 9.0m;5, 19, 34层为避难层, 其余层为住宅, 层高均为3.15m, 建筑效果见图1。结构嵌固端为地下室顶板。

　　 建筑的设计使用年限为50年, 上部结构安全等级为二级。抗震设防烈度为6度, 抗震设防类别为重点设防类 (乙类) , 结构抗震等级为一级, 地震动设计参数按照安评报告^[1,2]提供的参数取值, 地震分组为第一组, 场地类别为Ⅲ类, 小震、中震和大震下峰值加速度分别为30.0, 80.5, 155.0cm/s², 地震影响系数最大值分别取0.076 5, 0.205 1, 0.395 0, 场地特征周期分别取0.45, 0.50, 0.55s。基本风压为0.35k N/m², 地面粗糙度类别为C类。工程地基基础设计等级为甲级, 根据场地地质条件及岩土工程勘察报告的建议, 结合上部结构的实际情况, 采用钻孔灌注桩 (后压浆) -桩筏基础。桩径为1 000mm, 单桩竖向承载力特征值为10 000k N, 持力层为中风化泥岩;筏板厚度为2.2m, 基础埋深约为-20.5m。

　　 采用剪力墙结构体系, 属于B级高度的高层建筑结构。剪力墙为能够提供比较有效的抗震、抗风的抗侧力体系, 同时能够对建筑平面空间进行分隔。标准层结构平面布置图如图2所示。

　　 参照《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) 各项规定, 本工程有以下几项超限:1) 房屋高度为163.50m, 超过6度区剪力墙结构体系高度限值140.0m;2) 部分楼层考虑偶然偏心的扭转位移比大于1.2, 为扭转不规则;3) 2层由于楼板开洞其有效宽度小于50%, 开洞面积大于30%, 属于楼板不连续;4) 4层为薄弱层, 出现刚度突变。无其余不规则及严重不规则项。

　　 针对上述超限, 本工程采取了以下结构措施:1) 采用SATWE, MIDAS Building两种结构分析软件对主体结构进行整体分析。2) 对主体结构进行小震弹性动力时程分析, 将时程分析结果的平均值与振型分解反应谱法结果进行比较, 取两者的包络值进行结构构件设计。3) 对主体结构进行静力弹塑性和大震动力弹塑性时程分析, 对薄弱层变形进行分析、控制和采取相应结构措施, 确保主体结构在大震作用下不倒塌。4) 对主体结构采用抗震性能化设计, 针对该结构的特点和超限程度, 并结合技术和经济可行性综合分析论证, 工程抗震性能目标取C, 结构构件的预期性能见表1;结构层间位移角限值为1/880 (小震) 、1/100 (大震) 。5) 主体结构在4层出现侧向刚度突变, 该层为薄弱层, 设计时对该层地震剪力乘以1.25的增大系数, 对该层的剪力墙按大震不屈服设计。6) 部分楼层楼板不连续, 设计采取以下措施处理:开大洞区域的楼板厚度按不小于150mm控制, 该层其他区域的楼板厚度按不小于120mm控制;本层楼板设置双层双向通长钢筋网, 通长钢筋的最小配筋率按0.25%控制;对本层楼板进行大震作用分析, 楼板受剪承载力按大震不屈服控制。7) 中震作用下部分剪力墙出现偏心受拉, 对小偏心受拉剪力墙的抗震构造等级提高为特一级。

　　 采用SATWE作为主要计算分析软件, 并同时采用MIDAS Building对其分析结果进行校核。两种软件主要计算结果见表2。由表2可以看出, 两种软件计算所得结构前三阶自振周期、重力荷载代表值基本一致, 小震作用下结构基底剪力及倾覆力矩均大于该方向风荷载作用下的结构基底剪力及倾覆力矩值, 结构水平力由地震作用控制。

　　 地震作用下结构的层间位移角见图3, 可见小震作用下两种软件计算所得结构层间位移角变化规律基本一致, 楼层最大层间位移角均小于规范限值1/880。

　　 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[3] (简称高规) 要求, 取10年一遇风压, 阻尼比取0.02, 采用SATWE软件对结构舒适度进行计算。计算得出, 顺风向风荷载作用下结构X, Y向顶点最大加速度分别为0.063, 0.034m/s², 横风向风荷载作用下结构X, Y向顶点最大加速度分别为0.049, 0.072m/s²。可见, 顺风向和横风向风荷载作用下, 结构顶点最大加速度均满足规范住宅不大于0.15m/s²的要求。

　　 采用安评报告提供的5条天然波和2条人工波对工程进行双向地震弹性时程分析, 并与安评反应谱分析结果进行对比。时程分析结果表明, 结构的反应特征、变化规律与振型分解反应谱法分析结果基本一致, 反应谱计算的结构楼层剪力能够包络多条时程曲线计算所得结构楼层剪力平均值, 见图4。

　　 根据性能目标, 剪力墙正截面承载力、框架梁及连梁斜截面抗剪承载力应满足中震不屈服的设计要求。即结构在中震作用下, 计算时不考虑地震组合内力调整, 荷载作用分项系数取1.0, 材料强度取标准值, 抗震承载力调整系数取1.0, 不考虑风荷载作用。中震不屈服采用高规3.11.3条文说明中的等效弹性计算方法, 阻尼比增加为5.7% (根据静力弹塑性中震性能点取值) , 连梁刚度折减系数减小到0.5, 整体结构采用SATWE软件按线弹性计算。

　　 计算结果表明, 剪力墙纵筋、框架梁及连梁箍筋配筋计算值均在规范限值范围内, 通过合理的配筋 (小震弹性与中震不屈服包络配筋) , 所有剪力墙构件正截面抗弯、框架梁及连梁斜截面抗剪均能满足中震不屈服的性能要求。由于结构高宽比较大, 部分剪力墙出现偏心受拉。经计算, 剪力墙最大名义拉应力为2.35N/mm², 未超过相应强度等级混凝土抗拉强度的标准值。

　　 根据性能目标, 中震作用下剪力墙抗剪应满足弹性设计要求。中震弹性, 即结构在中震作用下计算地震作用时不考虑与抗震等级有关的增大系数、不考虑风荷载作用。荷载作用分项系数按高规5.6.3条取值, 构件承载力取设计值并考虑承载力抗震调整系数。中震弹性采用高规3.11.3条条文说明中的等效弹性计算方法, 阻尼比增加至5.7%, 连梁刚度折减系数减小到0.5, 整体结构采用SATWE软件按线弹性计算。

　　 计算结果表明, 剪力墙水平方向配筋计算值均在正常范围内, 通过合理配筋 (小震弹性与中震弹性包络配筋) , 所有剪力墙构件截面抗剪能满足中震弹性的性能要求。

　　 本工程2层楼面大开洞, 造成结构楼板不连续。为了评估该层楼板在大震作用下的性能, 采取有针对性的抗震加强措施, 并进行大震作用下楼板受力分析。计算采用反应谱法, 考虑双向地震作用, 主方向和次方向的水平地震影响系数最大值的比例为1∶0.85。分析结果表明, 大震作用下楼板受拉、受压应力基本都未超过相应楼板混凝土的抗拉、抗压强度标准值, 剪力也没有超过相应楼板截面抗剪承载力控制值 (图5) , 能够保证该层楼板在大震作用下不屈服的性能目标。

　　 采用MIDAS Building软件^[4]对结构进行静力弹塑性 (Pushover) 和动力弹塑性时程分析。采用非线性梁柱单元模拟框架柱、框架梁及连梁结构构件, 采用纤维单元模拟剪力墙构件。静力弹塑性分析时, 框架柱、框架梁及连梁采用FEMA塑性铰模型;动力弹塑性时程分析时, 框架柱、框架梁及连梁采用修正武田三折线模型。纤维单元中, 钢材采用双折线本构关系, 混凝土采用弹塑性损伤模型, 剪力墙剪切采用理想弹塑性双折线本构关系。纤维单元构件性能评价采用“应变等级”评估。

　　 考虑结构初始荷载作用, 采用结构第一振型加载模式, 根据结构能力谱和大震需求谱可以得到结构X, Y向大震性能点。在初始荷载作用下结构整体处于弹性状态。随着推覆增量步数的增加, 结构中下部连梁首先出现塑性铰, 接着框架梁开始出现塑性铰, 并随着推覆力的不断增大, 出现塑性铰的连梁和框架梁的数量不断增加。大震性能点X, Y向层间位移角最大值分别为1/220, 1/183, 均满足规范限值1/100的要求。图6为结构在大震性能点时构件性能状态云图, 可见, 大震作用下部分框架梁和连梁塑性铰达到LS状态, 但未进入CP状态;剪力墙混凝土铰状态应变等级为2, 处于开裂前状态;钢筋铰状态应变等级为1, 处于弹性状态;剪力墙最大剪切应变等级为3, 处于屈服前状态。结构整体性能优于设定的抗震性能目标。

　　 根据《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[5] (简称抗规) , 选取安评报告提供的5条天然波和2条人工波, 采用双向水平地震输入, 地震波主、次方向加速度峰值比例为1∶0.85。结构阻尼采用Rayleigh阻尼, 第1, 2阶振型阻尼比取5%。文献[6]研究分析表明Rayleigh阻尼虽然放大了高阶振型阻尼比, 但由于结构振动反应主要是低阶振型作用的结果, 因此可以认为采用Rayleigh阻尼对动力分析的结果几乎没有影响。动力弹塑性时程计算结果表明, 各条地震波计算的最大层间位移角均小于限值1/100, 见图7。根据抗规条文说明第3.10.4条第5款规定, 由于影响弹塑性位移计算结果的因素很多, 其计算值的离散性与承载力计算值的离散性相比较大。不宜直接把计算的弹塑性位移视为结构实际弹塑性位移, 需要借助小震的反应谱计算结果进行分析。修正后的层间位移角参考值见图8, 其中X向层间位移角最大值为1/217, Y向层间位移角最大值为1/215, 均满足规范限值1/100的要求。限于篇幅, 本文以天然波1为例对时程分析结果进行具体分析。图9对比了天然波1大震弹性时程和大震弹塑性时程的结构顶点X向位移时程, 地震作用前15s弹塑性分析的顶点位移时程曲线形状与弹性时程分析结果基本一致, 表明结构处于弹性状态;15s以后弹塑性时程分析顶点位移曲线与弹性时程分析位移曲线分离, 表明结构开始发生弹塑性损伤, 进入非线性阶段;随着时间的增加, 两者的差距逐渐增大, 结构非线性效应明显。

　　 在天然波1输入过程中结构性态和构件塑性损伤发展过程可描述为:结构中下部连梁最先出现屈服, 开始耗能, 然后中下部框架梁也逐步进入屈服, 随时程输入连梁和框架梁损伤逐步累积, 达到屈服及屈服后状态, 起到了耗散大量地震能量的作用。图10为最终时刻框架梁、连梁和剪力墙铰的性能状态。由图10可以看出, X向为主方向时, 54.9%的框架梁进入屈服及屈服后状态, 29.9%的框架梁处于开裂到屈服之间的状态;85.0%的连梁进入屈服及屈服后状态, 14.8%的连梁处于开裂到屈服之间的状态。Y向为主方向时, 59.3%的框架梁进入屈服及屈服后状态, 25.0%的框架梁处于开裂到屈服之间的状态;82.3%的连梁进入屈服及屈服后状态, 17.5%的连梁处于开裂到屈服之间的状态。X, Y向为主方向输入时剪力墙混凝土纤维受压及钢筋纤维拉压均未进入屈服阶段, 抗剪应变等级仍处于屈服前阶段。可见, 该结构在大震作用下仍有一定的强度和刚度储备, 能够保证“大震不倒”, 抗震性能达到并优于设定的性能目标C。

　　 本文介绍了武汉长江航运中心项目6#楼超限高层剪力墙结构超限设计, 抗震设计中引入性能化设计思想, 确定了合理的抗震性能目标, 采取了有效的结构措施。采用MIDAS Building进行了静力弹塑性和大震动力弹塑性时程分析, 计算结果表明, 大震作用下结构层间位移角满足规范限值的要求, 构件状况符合预设的性能要求, 整体结构满足并优于预期的性能目标。