超高超限结构

超高超限结构（精选八篇）

超高超限结构 篇1

2010JP05-B2地块15#楼商品房建设项目位于厦门市集美杏北外环东侧。用地呈长条形, 被城市绿带分割为6块, 编号分别为A1、A2、A3、B1、B2、B3, 由十五幢高层住宅及商业裙房、四十五栋多层住宅, 一栋幼儿园和一栋超市组成。本工程为B2地块中的15#楼, 主楼结构采用剪力墙结构, 地上49层, 地下1层, 建筑总高度150.950m, 建筑面积为2.93万m2。

2 结构超限及其措施

2.1 建筑结构布置

15#楼功能为住宅, 剪力墙厚度700~200mm;墙混凝土强度等级C60~C35。出屋面有8.9m高的玻璃幕墙支撑体系初步设计时按两层混凝土框架输入模型参与整体计算。标准层建筑平面布置详见图1。X向等效宽度约31.43m, Y向等效宽度约18.20m, 主楼高宽比: (X向) 4.8, (Y向) 8.3>6。

2.2 结构超限情况

(1) 建筑高度超限。根据《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ3-2010) 第3.3.1条, 7度区B级高度钢筋混凝土剪力墙结构的最大适用高度为150m。本工程为全部落地剪力墙结构, 地上结构总高度150.950m, 超B级高度0.6%, 为超B级高度的钢筋混凝土高层建筑。

(2) 高宽比超限。根据《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ3-2010) 第3.3.2条, 钢筋混凝土高层剪力墙建筑结构适用的最大高宽比为6 (7度区) 。本工程 (Y向) 等效高宽比为8.3>6, 超规范建议值38.3%

2.3 结构超限措施

2.3.1 计算分析

(1) 采用二种符合实际情况的空间分析程序 (SATWE和Midas-Building) 进行比较分析, 分别采用考虑扭转耦联的振型分解反应谱法计算地震作用, 并选用较多振型以充分考虑高阶振型的影响, 各振型贡献按CQC组合。

(2) 采用弹性时程分析法进行了多遇地震下的补充计算。弹性时程分析所取的地面加速度峰值为59cm/s2, 并选取由厦门地震勘测研究中心提供的地震波, 经计算共取7条 (2条人工波, 5条天然波) 。计算结果取时程法的平均值和振型分解反应谱法的较大值。

(3) 常遇地震作用下的结构弹性计算, 场地水平向设计反应谱参数按厦门地震勘测研究中心提供的《工程场地地震安全性评价报告》见表1。

注:αmax为水平地震影响系数最大值, αmax=βmax·Amax/g。

(4) 中震计算时采用SATWE程序直接放大地震力的方法计算, 水平地震影响系数最大值取0.34。

(5) 采用Push-Over弹塑性静力分析法计算结构在罕遇地震作用下的变形反应;荷载分布形式采用弹性CQC地震力对结构进行Push-Over分析。

2.3.2 概念设计及抗震构造措施

(1) 减小扭转效应, 调整抗侧力构件布置使之均匀对称;减少质心与刚心的距离, 控制结构的扭转位移比小于1.3。

(2) 增强抗震墙的承载力及延性:

(1) 加强底部加强区配筋, 在墙体中布置多层钢筋, 加强区竖向钢筋配筋率取0.4%~0.6%。 (2) 中震计算时:小偏心受拉的混凝土墙肢, 按特一级采取加强措施;小偏心受拉且拉应力超过混凝土抗拉强度标准值的墙肢, 采取混凝土墙内增设型钢。 (3) 剪力墙轴压比控制在规范建议值0.45以内, 并保证足够墙体厚度来控制剪应力水平。 (4) 剪力墙布置力求做到对称、规则开洞, 形成明确的连梁和墙肢。 (5) 在约束边缘构件层和构造边缘构件层之间设置2层过渡层。

3 计算结果分析

3.1 计算分析程序

本工程主体结构采用中国建筑科学研究院PKPM CAD工程部开发的PKPM (2010版) 系列软件SATWE (空间杆-墙板元模型) , 并采用Midas-Building软件补充计算校核。二者均为国内广泛应用于实际工程结构分析的主流结构分析软件, 见表2、表3。

3.2 计算结果分析

(1) 采用SATWE和Midas-Building计算多遇水平地震作用, 结果基本吻合, 指标基本满足规范要求。只是由于在单元模型、刚域处理上等其他方面存在不同, 使得计算结果在数值上有一些差异, 但均在工程可接受的范围内, 且均满足规范要求。

(2) 上述两种程序对结构整体稳定性验算可知, 本工程高宽比虽大于规范建议值较多, 但整体稳定性仍可满足规范要求。

4 结构的中震和大震分析

4.1 中震计算结果分析

(1) 底部加强区墙身配筋率基础顶~2层按0.6%计算, 3~5层按0.5%~0.4%, 底部加强区的约束边缘构件抗弯强度能满足中震不屈服验算。中震验算时, 南北面的剪力墙存在受拉, 局部拉应力大于墙砼的抗拉强度标准值。

针对小偏心受拉的混凝土墙肢, 按特一级采取加强措施。

针对小偏心受拉且拉应力超过混凝土抗拉强度标准值的墙肢, 采取混凝土墙内增设型钢, 设计考虑拉应力均由型钢承担, 型钢向上延伸至不需要该型钢的楼层。

(2) 底部加强区的混凝土墙肢在中震抗剪弹性验算中截面均能满足工程计算要求。

4.2 大震计算结果分析

结构能力曲线、需求曲线和抗倒塌验算, X向 (0度) 见图2, Y向 (90度) 见图3。

需求谱类型:规范加速度设计谱;所在地区:全国;场地类型:2, 设计地震分组:2;抗震设防烈度:7.5度大震;地震影响系数最大值Amax (g) :0.720;特征周期Tg (s) :0.450, 弹性状态阻尼比:0.050。

能力曲线与需求曲线的交点[T (s) , A (g) ]:4.695, 0.118;性能点最大层间位移角:1/125;性能点基底剪力 (k N) :64597.6, 性能点顶点位移 (mm) :927.4, 性能点附加阻尼比:0.198×0.70=0138, 与性能点相对应的总加载步号:99.2。

能力曲线与需求曲线的交点[T (s) , A (g) ]:3.824, 0.122;性能点最大层间位移角:1/197;性能点基底剪力 (k N) :66819.1;性能点顶点位移 (mm) :697.7;性能点附加阻尼比:0.185×0.70=0.129, 与性能点相对应的总加载步号:45.6。

4.3 结论

(1) 在X向、Y向相应位移下, 结构在X向和Y向荷载作用下均未发生整体垮塌, 抗震性能较好;

(2) 结构的能力曲线在X向和Y向均能顺利穿越需求曲线, 满足规范要求;

(3) 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.7.5条表3.7.5, 剪力墙结构层间弹塑性位移角限制为[1/120], 由以上计算结果在X向和Y向性能点最大层间位移角均满足《高层建筑混凝土结构技术规程》要求, 满足“大震不倒”的基本要求。

试论超高超限模板支撑体系施工技术 篇2

关键词：模板；支撑；碗扣式脚手架；超高

当前建筑工程施工的过程中对稳定性和安全性的要求是非常高的，所以传统施工技术也无法很好的满足施工的要求，因此，在当前的施工中也出现了更多的新技术，在这样的情况下也就使得建筑工程有了较大的变化，当前超高限模板支撑体系施工技术已经得到了较为广泛的应用，所以在这样的情况下对其技术予以研究也有着非常大的必要性。本文结合工程实例对该施工技术进行简要的分析。

1、工程概况

某工程总建筑面积约12万m2，地下3层、地上4层，其建设规模大，为城市重点工程。数据中心共9个部位，20余处超高、超限梁板支模。支撑高度为8.0～18.3m。其中地下二层中控室顶梁截面尺寸为1100mm×3200mm，最大跨度为18m，模板支撑高度为10.9m，属超重、超跨双超结构部位，屋面模架支撑高度达18.3m，且为单根凌空独立梁。

2、架体搭设方案设计

2.1支撑架选用

超高超限模板支撑架荷载组合按《建筑施工模板安全技术规范》（JGJ162—2008）选用。模板受力计算时，方木、钢管、多层板的截面按现场材料实测尺寸计算，据目前施工现场的材料现状：通常100mm×100mm方木取85mm×85mm，50mm×100mm方木取40mm×85mm，钢管截面取覫48×3.0。采用PKPM软件，将上述实际条件输入到软件中对梁板模板支撑架搭设间距进行受力计算。

2.2立杆水平间距排布

碗口架水平桿通常有以下几种规格，一个是1500mm，一个是1200mm，一个是900mm，一个是600mm，最后一个是300mm，立杆实际的分布间距要充分的考虑到水平杆自身的具体长度，梁下长向立杆的间距通常要和立杆间距之间保持完全一致或者是两倍的关系，这样才能更好的确保结构自身的安全性和稳定性，如果在计算之后发现其不符合碗扣架水平杆模数的时候，应该采用扣件的形式对结构进行固定，同时也替代了短水平杆。梁板交接尾椎的水平杆通常应该选择长度为300毫米的短管，也就是梁下立杆和板立杆之间的间隔应该设定在300毫米左右，后浇带边缘的立杆间距通常也可以设定在300毫米左右，这样才能更好的保证后浇带模板位置能够实现独立支撑和分开拆模的效果。

模板支撑高度要合理的设定，通常是脚手架板的厚度与立杆组合的高度和U形托的具体高度、主龙骨方木的高度、次龙骨方木的高度、多层板实际的厚度之和，在实际的施工中，应该碗扣架层板立杆套筒的高度设置成100毫米以上，这样架体的分布高度不符合相关的标准和要求，顶托的外伸长度通常要控制在200毫米以内，立杆分布不能使得伸长的长度符合施工要求的时候，一定要在立杆下方加上一定的加底托，在工程建设和施工的过程中可以将架体的高度调节到合适的位置，但是需要注意的是底托是不能使用顶托代替的，这是因为施工中明确要求一定要采用专门的底托，此外高低跨度茶也应该控制在300mm，如果无法达到要求，就可以使用专业的可调底座，对高度进行调节。

2.4剪刀撑设置

首先是班的竖向剪刀撑在每一个单元格的边缘位置应该从底部到顶部连续设置一些竖向剪刀撑，同时水平方向上的夹角一定要控制在合理的范围，通常该角度应该控制在45度，到60度之间。梁的竖向见到撑应该顺着梁宽的方向从底部到顶部设置竖向的剪刀撑，其间距应该控制在6米之内，沿着梁长度的方向从底部到顶部设置连续剪刀撑。

其次是板的水平剪刀撑一定艺在第一排的水平杆上予以设置。如果高度没有超过16米的时候，应该设置两道剪刀撑，梁的水平剪刀撑在第一排水平杆的位置开始设置两道水平的剪刀撑，间距为6米设置一道，这样才能更好的保证设计的合理性和科学性。

3、模板设计

3.1梁板模架搭设

一般梁下立杆排布横向间距以300mm模数排布（通常为600mm）。距梁边300mm排布板下第1根立杆，板下立杆间距按300mm模数排布（通常为900mm）。水平杆竖向间距1200mm与梁下立杆拉通或隔一拉通，保证架体整体拉结稳定。后浇带部位采用独立拆除支撑体系，为保证整体拉结分别拆除，后浇带两侧立杆间距为300mm。

梁下立杆根据计算确定立杆纵距。当模数不符合碗扣架水平杆模数时，采用扣件钢管脚手架支撑，立杆上部加U形托顶撑。水平钢管与立杆间采用扣件脚手架拉结，梁下水平杆拉结板下立杆不少于2根。

3.2后浇带支设

结构板后浇带支撑架体在搭设时应与现浇结构支撑架分开支设，其支撑架立杆外侧及内侧须设置竖向剪刀撑，且通过钢管拉杆与相邻梁板支撑架按架体步距逐一拉结，立杆下部设置槽钢垫木。后浇带两侧其他模板拆除后，后浇带模板支架在混凝土浇筑前作加强处理，设置抱框柱及剪刀撑。

3.3凌空独立梁模板支撑架支设

工程中常出现大跨度独立梁（梁边无板），若搭设满堂式脚手架材料使用过多，搭设阶梯式模板支撑架既满足稳定性要求，又节约了材料。模板支撑架做放脚台阶按宽高不超过1∶2，竖向剪刀撑沿梁方向距柱边3.6m开始设置，间距6m。

3.4挑板部位模板支撑

各类工程中在建筑物外围的外挑板较多，由于基坑回填土不能及时回填或挑板标高较高，模板支撑架以自然地面作为基础无法实现或地基处理造价较高。可采用斜支撑模板支撑架解决。斜挑架与不少于5道内部模板立杆进行拉结，内部拉结架隔跨设置竖向剪刀撑，水平剪刀撑同前。

4、梁板支撑架搭设构造要求

（1）在框架梁与顶板支撑架间，当立杆间距不满足碗扣架模数时，采用落地式扣件钢管支撑架进行补强，扣件钢管支撑架立杆横纵距及大横杆步距与碗扣支撑架要求相同，并通过扣件与碗扣架连接为一体，以确保支撑架整体强度、刚度满足施工安全使用规定。

（2）结构梁下模板支架的立杆纵向纵距沿梁轴线方向布置，立杆横向横距以梁底中心线为中心向两侧对称布置。

5、架体不同类型基础处理

（1）支撑架位于结构板面上的架体基础处理。为防止支撑架荷载过大压坏结构板，高支撑架体下层模板支架不得拆除（不得先拆除后回顶），以确保架体结构板基础满足承载力要求。同时，支撑架体立杆下部须铺设垫木，并使立杆处于垫木中心。垫木应放置平整、牢固、排向一致，底部无悬空现象，防止立杆下沉导致支撑架受力不均，影响架体安全使用。

（2）考虑到雨水或周边地表水回灌影响，在回填的土层地基四周设排水沟，排水沟与现场道路周边设置的积水坑连通，以防止雨水浸泡架体地基。

6、结语

当前，我国的建筑施工水平不断的提高，同时各种新型的建筑业逐渐的出现在了人们的生活当中，在这样的情况下也就使得我国的施工技术也出现了很大的变化，超高超限模支撑体系在建筑施工的过程中能够体现出非常大的优势，同时在这一过程中一定要选择合适的施工方案和施工工艺，只有这样，才能更好的促进施工质量的提升。

参考文献：

[1]陈明，吴玉书，胡晓武.某大楼转换层模板支撑体系施工技术[J].消费导刊.2007（04）

大连某超限高层结构设计 篇3

大连某高层位于大连市星海湾金融商务区XH-3-C地块。该工程地下3层,地上由A塔和B塔两个塔楼及5层裙房组成(见图1),总建筑面积约为140 000 m2。A塔楼为100 m高层;B塔楼为一超高层建筑,其地上包括避难层在内共53层,建筑物主体高度为206.4 m,建筑面积约为80 000 m2。A塔6层以上为办公写字间;B塔6层以上也为办公写字间,53层为会所及观光层。B塔楼分别在第11,27,41层设置三个避难层。A塔与B塔平面呈扇形布局,面向星海湾,使其办公写字间获取最大的景观视野。本工程地下室及裙房总长度为148 m,地下室不分缝,地上在B塔与裙房交界处分开,使B塔独立成为一个主体。本文将主要介绍有关B塔部分的结构设计。

本工程结构安全等级为二级,抗震设防类别为丙类,抗震设防烈度为7度,设计基本地震加速度值为0.1g,设计地震分组为第一组,建筑场地类别为Ⅱ类;基本风压取百年一遇的0.75 kN/m2[1],地面粗糙度类别为B类。主体基础采用筏板基础,基础持力层为中风化石英岩(fa=1 500 kPa);裙房采用独立柱基构造底板。由于地下水位较高,纯地下室和裙房部分设置了抗浮锚杆。

2 结构体系

2.1 结构形式的确定

本项目结构形式为混合结构。结构的嵌固端定在±0.000处,地上部分采用钢管混凝土柱、钢梁和混凝土核心筒;地下部分采用型钢混凝土柱、型钢混凝土梁和混凝土梁。±0.000处板厚取为200 mm。由于建筑功能的需要轴和(15)轴相交处的柱需要在地上一层转换,(20)轴和Ⓖ轴相交处的柱在地上二层需要转换,转换形式采用梁式转换。

2.2 结构方案的优化

建筑物高宽比X,Y向分别是6.7,3.7;核心筒在X,Y向的高宽比分别是14.4,5.7。核心筒在X向偏小,结构在X方向的刚度明显偏弱。如果仅靠自身的刚度难以满足规范的要求,为此决定增设加强层。加强层的设置采用“有限刚度”[2]的理念,通过伸臂桁架、外环带、框架柱和核心筒的刚度比调整,在满足结构整体刚度的前提下,经过计算比较,决定在27层和41层设置两道加强层,该两层同时也是避难层。加强层由原来的两榀伸臂桁架改为四榀后,支撑的截面减小,各项设计指标效果有了明显的改善。不同的方案比较见表1。

2.3 抗侧力体系

本工程为芯筒混合结构。在筒体角部、墙体相交处及楼面钢梁与筒体相交处加设型钢柱,加强了核心筒的延性。分别在27层,41层两处设置伸臂桁架以达到减少结构侧移的目的,截面为□550×400×30,并贯通核心筒,局部核心筒由于墙高较小,难以做桁架,就采用了钢板剪力墙组合结构;外环带支撑截面为□400×350×20。由于加强层的存在,加强层的上、下层刚度与该加强层刚度差别较大,为此在设计时对加强层的上、下相邻层在核心筒部分位置设置了钢板剪力墙和钢筋暗撑。为了增加核心筒的抗剪能力及延性,在底部加强区部位增加了钢筋暗撑(见图2)。 混凝土墙内的钢筋暗撑、钢板剪力墙和混凝土墙内钢桁架的计算参考了文献[3][4]。

3 结构计算与分析

3.1 地震动参数的选取

根据安评报告,场地地表50年超越概率为63%,10%,2%的水平峰值加速度分别为45.6 cm/s2,133.5 cm/s2和257.1 cm/s2,场地地震基本烈度为7度,基本地震加速度值为0.1g。设计地震分组为第一组。水平地震影响系数最大值为0.109,大于0.08[5](多遇地震作用下)。水平地震影响系数最大值为0.50(罕遇地震作用下)设计特征周期为0.35 s(规范),结构阻尼比为0.04(多遇地震和中震作用),0.05(罕遇地震作用)。本工程的设计地震动参数,小震计算经比较,按“安评”计算的结果大于按规范计算的结果,所以本工程计算小震时采用“安评”提供的地震动参数,中震和大震仍按规范采用。

3.2 结构弹性计算

本工程采用PKPM系列软件,并以此计算为设计依据,同时采用了ETABS软件进行了辅助验算,该计算结果作为设计时的参考。具体计算结果见表2,表3。

3.3 弹性动力时程分析

弹性动力时程分析,选用SATWE程序自带的Ⅱ类场土TG040和TH4TG040两条天然地震波和地震局提供的一条场地人工地震波,考虑周期折减0.95,考虑双向地震作用。时程分析结果见表4。

3.4 结构顶点最大加速度

根据《高规》[5]4.6.6条规定,按10年一遇的风荷载(0.4 kN/m2)取值计算顺风向与横风向结构顶点最大加速度αmax。经计算,横风向αmax=0.132 m/s2,顺风向αmax=0.049 m/s2,二者均满足规范的要求。

3.5 静力弹塑性(push-over)计算分析结果

本工程采用的静力弹塑性分析的软件是中国建筑科学研究院编制的EPDA软件。

3.5.1 抗震性能目标的确定

本工程的抗震性能目标确定为性能目标C[2],在中震下主体结构框架、核心筒剪力墙及转换钢梁和伸臂桁架构件保持弹性状态,部分连梁可以进入塑性状态;在罕遇地震下允许部分墙体出现局部塑性,但不得损坏。

3.5.2 计算结果

本工程在X方向和Y方向均进行了弹塑性静力分析计算,计算中考虑了P—Δ效应,荷载采用倒三角形。经计算,X方向罕遇地震下基底剪力为66 783.4 kN,剪重比为5.11%。Y方向罕遇地震下基底剪力为72 031.66 kN,剪重比为5.5%。X方向的需求谱与能力谱曲线图见图3。

3.5.3 结果分析

在进行静力弹塑性分析过程中,发现在进行Y向计算时先出现塑性铰,而X向较晚。塑性铰主要出现在电梯厅两端出口处的连梁处,出现顺序为先中部楼层,后上下楼层,在Y向静力弹塑性分析时,第6层在第12步,第27层在第9步连梁出现塑性铰,即在到达大震性能点(第14步)前就出现了塑性铰,所以在设计时为了加强其抗剪性能,应该对该处的连梁增设型钢,确保其在大震下不会受剪破坏;柱端一直未出现塑性铰,符合强柱弱梁的设计要求。混凝土墙体在性能点时(X方向第19步,Y方向第23步) 未出现塑性铰,满足大震下墙体不出现破坏的控制条件。在罕遇地震作用下的弹塑性最大层间位移角为1/198(X向),1/211(Y向),小于规范的1/100的要求。由以上的计算结果表明:本结构满足性能目标C的要求。

4 超限构造措施

本工程采用了如下的超限构造措施:

1)采用2道伸臂加强层,每道加强层的伸臂为四榀,这样既可以增加结构的整体刚度,还可以相应的减少每榀伸臂的内力。

2)钢框架梁与钢管混凝土柱的连接采用刚接,与混凝土核心筒连接采用铰接,以增加结构的整体刚度。

3)提高抗震构造措施,底部加强区、伸臂加强层及其上下各一层,抗震等级为特一级,局部转换部位的抗震等级也为特一级。

4)伸臂加强层的相邻层的楼层虽然能满足承载力要求,但是受剪承载力相对伸臂层有点弱,为了增强其抗剪能力,提高结构延性,伸臂层的相邻层核心筒墙肢采用钢板组合剪力墙。

5)为了增加混凝土墙和钢管混凝土柱的延性,控制剪力墙的轴压比均小于0.4,钢管混凝土柱的轴压比均小于0.5。

6)地下室顶和首层顶进行了局部转换,为此增加了转换柱的刚度,转换梁采用钢梁,保证转换构件在中震作用下保持弹性,大震作用下不屈服。

7)伸臂加强层的伸臂桁架钢构件在中震作用下保持弹性,允许伸臂在大震作用下屈服。

5结语

1)高层及超高层的建筑应重视概念设计,采取合理的结构方案,满足建筑的安全性、适用性和耐久性。2)加强层的应用,有效的提高了结构的侧向刚度。“有限刚度”的理念应用,有效的减小了结构竖向刚度和内力的突变。3)混凝土钢板剪力墙、钢筋混凝土墙暗撑的应用,有效的增加了核心筒的抗剪能力和延性。4)多遇及罕遇地震作用下的计算结果表明,本工程能达到预期的性能目标,有效的保证了结构在地震作用下的安全性。

摘要：针对大连某复杂超高层结构,采用钢管混凝土框架+混凝土核心筒+伸臂的混合结构体系,通过结构方案的优化对比和结构计算与分析,使结构达到了预定的抗震性能目标,采取合理的超限构造措施,保证了结构安全可靠。

关键词：超限高层,加强层,性能目标,超限措施

参考文献

[1]GB50009-2001(2006年版),建筑结构荷载规范[S].

[2]徐培福.复杂高层建筑结构设计[M].北京:中国建筑工业出版社,2002.

[3]孙建超,徐培福.钢板—混凝土组合剪力墙受剪性能试验研究[J].建筑结构,2008,38(6):1-5.

[4]孙建超,徐培福.不同配筋形式混凝土剪力墙受剪性能试验研究[J].建筑结构,2008,38(6):6-10.

青海某超限高层结构设计 篇4

1 结构体系和布置

该工程住宅部分剪力墙结构体系。7 度抗震设防, 主要抗侧力构件截面详见图1。

2 结构超限类别及程度

1) 扭转不规则: 考虑偶然偏心的扭转位移比大于1. 2; 2) 尺寸突变: 竖向构件收进位置收进大于25% ; 3) 楼板不连续: 2 层开洞宽度大于50% , 如图2 所示。

因此该楼需要进行详细的抗震分析。

3 结构计算分析

针对该结构, 采用建研科技股份有限公司编制的“PKPM结构设计软件和盈建科结构设计软件”对结构整体进行计算分析, 按照小震、中震、大震三阶段计算分析, 对不同构件采取不同的抗震性态目标, 以提高关键部位和薄弱部位的抗震性能。

3. 1 抗震性态设计要求

根据CECS 160: 2004 建筑工程抗震性态设计通则, 本工程最低抗震性态要求如表1 所示。

3. 2 小震作用下计算结果分析

小震作用采用SATWE, YJK两种程序进行计算分析比较, 并且补充弹性动力时程分析, 控制整体结构处于弹性状态。相关指标按照规范要求控制, 结构构件保持弹性状态。小震弹性计算, 考虑抗震等级的内力调整系数, 荷载取设计值, 材料强度取设计值计算。

1) 两种程序计算下的结构周期, 总重量基本接近。表示不同程序计算结果具有相似性, 结构的计算结果比较可靠。

2) 两种程序计算选取的振型数是足够的, 振型的质量参与系数超过90% , 振型数的选取是合适的。

3) 两种程序计算结果均显示结构第一扭转周期和第一平动周期的比值均小于0. 85, 结构的抗扭刚度较好, 结构布置是合适的。

4) 本工程为剪力墙结构, 两种程序计算的位移角结果均满足规范要求, 说明结构的刚度合适, 在小震作用下结构处于弹性状态。

综上所述, 在小震作用下, 结构虽然具有平面扭转不规则, 但是结构总体性态满足要求。总体结构的竖向刚度, 扭转效应, 扭转周期等计算指标能控制在合理范围。

3. 3 小震作用下弹性动力时程分析

根据GB 50011—2010 建筑抗震设计规范要求, 本工程在弹性动力时程分析时选用两组人工地震波, 五组自然波。结构的阻尼比为0. 05, 主分量峰值加速度为35 cm/s2, 次分量峰值加速度为29. 75 cm / s2, 步距0. 02 s, 地震波的持续时间均大于结构基本周期的5 倍。

通过曲线时程分析与振型分解反应谱法的比较, 其结果如下:

1) 七条地震波进行时程分析结果显示, 各条波分别作用下的底部剪力值均大于SATWE振型分解反应谱法的65% 。

2) 七条地震波进行时程分析所得底部平均剪力值大于SATWE振型分解反应谱法的80% 。

3) 通过对七条地震波时程分析所得底部剪力值进行分析, 七条地震波的选择是合适的, 振型分解反应谱法计算的地震作用大于时程分析计算结果, 采用振型分解反应谱法作为结构设计依据是安全可靠的。

4) 通过对楼层位移曲线和层间位移角曲线图形分析, 除顶部因立面收进导致刚度急剧变小, 使得位移变化较大外, 其他楼层位移变化是平缓的, 表明结构竖向刚度是相对均匀的。

5) 时程分析所得结构层间位移角满足规范要求, 表明整体结构的刚度合适。

6) 从计算结果看, 振型分解反应谱法的计算结果曲线基本包络七条地震选波的相应曲线。

7) 分析结果表明, 时程分析的地震波选取合适, 结构在地震作用下的位移满足规范要求, 把振型分解反应谱法的计算结果作为设计依据是可靠和安全的。对于时程分析中的局部超出部分, 应进行局部的验算和加强。

3. 4 中震作用下计算结果分析

中震弹性计算, 地震反应谱按照规范取值, 水平地震影响系数最大值取0. 23。荷载作用分项系数同小震弹性计算。取消组合内力调整。

根据性态化目标设计要求, 本工程需要进行中震弹性和中震不屈服计算, 底部加强区剪力墙实现中震作用下保持弹性, 非底部加强区剪力墙保证中震作用下不屈服。通过计算, 结构层间位移角满足性态设计设定目标, 结构整体刚度满足要求。

中震作用下, 选取结构中底部几层受力较大构件, 其中构件内力标准值见表2。

从表2 来看, 所选典型构件中震作用下剪力和弯矩比小震作用下有一定的增大, 最大达3 倍。这些构件的截面总体上满足设计要求。

3. 5 大震作用下计算结果分析

大震计算, 地震反应谱按照规范取值, 水平地震影响系数最大值取0. 5, 通过计算分析, 这些构件的截面总体上满足设计要求。

4 超限设计的措施及对策

4. 1 超限设计的措施

针对超限高层, 设计中采用性态化设计, 进行小震弹性、中震不屈服、大震不倒三阶段计算分析, 基本满足设计目标。

1) 针对超限高层, 计算中采用SATWE, YJK两种程序进行小震下的振型分解反应谱计算比较, 消除单一程序分析的片面性和局限性。并进行小震下的弹性动力时程分析, 和小震下的振型分解反应谱计算进行比较。

2) 针对超限高层, 进行中震弹性和中震不屈服计算, 确保底部加强区剪力墙中震作用下为弹性状态, 其余各剪力墙在中震作用下为不屈服状态。

3) 针对超限高层, 进行在大震作用下结构计算, 确保大震不倒。

4. 2 超限设计对策

扭转位移比大于1. 2 的节点出现在2 层, 且该层楼板错层1. 5 m, 层高5. 4 m, 因此加强该楼层, - 1 层~ 2 层楼板底部加强区暗柱箍筋加密, 以提高结构的抗扭转形态; 且在结构两端的横向剪力墙 ( Y向) 加大墙体水平筋的配筋率, 不小于0. 3% , 且考虑偶然偏心及双向地震作用包络设计。

对于2 层的楼板不连续, 采取调整楼梯开洞位置, 且开洞周边楼板取不小于150 mm, 配筋双层双向拉通, 配筋率不小于0. 25% 。

对于顶部两层收进大于25% , 采取: 1) 低单元屋面板厚度150 mm, 双层双向配筋, 配筋率不小于0. 25% 。2) 屋面上下层楼板厚度不应小于120 mm。3) 单元分隔墙下2 层上1 层配筋加强, 抗震等级提高一级, 错层处竖向构件应提高抗剪承载力, 剪力墙水平及竖向分布钢筋的配筋率不小于0. 3% , 边缘构件箍筋配筋率特征值增加10% 。

5 结语

本工程为超限高层, 通过对该结构的整体计算分析根据其计算结果采取必要的构造加强措施, 提高结构整体的抗侧力和抗扭转性能。同时通过小震、中震和大震作用下各计算分析的结果看, 本工程结构可以满足既定的抗震性能目标, 结构设计方案切实可行。

摘要：介绍了某超限高层的结构体系和布置方式, 结合其结构超限类别及程度, 计算了该结构在小震、中震、大震三个阶段的整体性能, 并提出了其薄弱部位的加固对策, 提高了结构整体的抗侧力和抗扭转性。

关键词：超限高层结构,抗震性能,楼板,地震波

参考文献

[1]张涛, 高日.带底盘双塔的超限高层建筑结构设计[J].工程抗震, 2002 (2) :37-38.

[2]杨学林.复杂超限高层建筑结构性能化设计研究与应用[J].建筑结构学报, 2010 (S2) :50-51.

[3]徐培福.超限高层建筑结构基于性能抗震设计的研究[J].土木工程学报, 2005 (1) :82-83.

[4]吕西林.超限高层建筑工程抗震设计中的若干问题[J].建筑结构学报, 2002 (2) :57-58.

[5]范伟霞.超限高层结构动力特性及抗震性能分析[J].建筑技术, 2011 (1) :40-42.

[6]胡淑辉, 孙鹏, 刘钢.上海某项目超限高层结构设计[J].建筑结构, 2014 (24) :64-69.

[7]林友湘.超限高层基于性能的抗震设计探究[J].江西建材, 2015 (3) :23-24.

成都某超限高层结构方案对比 篇5

随着社会的发展, 超高层建筑越来越多地应用到现代住宅中, 因建筑功能及立面效果等要求, 出现各类超过规定限值的结构形式, 其中高度超过限定的结构较为普遍。本文以成都某高层酒店为例, 比较了采用三种不同结构形式的超高层的特点。

1 工程概况

工程位于成都市东站西广场的北侧, 西侧紧邻白龙江路。设有一大底盘3 层地下室和地上2 栋塔楼建筑及1 层宴会大厅, 地上2 栋塔楼有1 栋48 层超高层酒店建筑。工程整个场地满铺设置3 层地下室, 地下室东西宽约92 m, 南北长约210 m。地下1 层主要为餐饮和娱乐, 层高为5. 2m, 地下2 层主要为停车场和餐饮, 地下3 层主要为地下停车场和设备用房, 地下2 层和地下3 层层高为3. 5 m, 主要柱网为9. 0 m × 9. 0 m, 地下室底板标高为- 13. 70 m。其中超高层酒店为超B级高层: 超高层酒店建筑主楼高180. 50m ( 相对于室外地坪) , 裙楼顶标高27. 350 m, 属超高层建筑, 平面形状均近似呈Y形, 4 层裙房, 在39 层 ( 144. 3m) 和43 层 ( 157. 9 m ) 分别收进Y形的上部, 在44 层 ( 157. 9 m) 呈椭圆形直至屋顶, 地上建筑面积约为14. 3 万m2。效果图见图1。

根据GB50011 - 2010《建筑抗震设计规范》, 成都地区抗震设防烈度为7 度, 设计基本地震加速度值为0. 10 g, 设计地震分组为第三组, 设计特征周期为0. 45 s。场地的地微动卓越周期T = 0. 398 s。

2 结构超限判断

根据DB51 /T 5058 - 2014《四川省抗震设防超限高层建筑工程界定标准》, 对高层酒店建筑形体及其构件布置的规则性进行初步判断。结构超限情况的判断如表1 所示。可见高层酒店楼属于高度超限高层建筑结构, 该结构设计需进行抗震专项审查。

3 结构方案选择

综合分析建筑空间要求后, 本工程本着结构设计力求受力合理、安全可靠、技术先进、方便施工、使用舒适、经济耐用的原则, 用以下三种结构方案进行了计算分析比较: (1) 方案一, 混凝土框架剪力墙结构; (2) 方案二, 底层及部分标准层型钢柱的混凝土框架剪力墙结构; (3) 方案三, 框架梁为型钢梁, 底层及部分标准层型钢柱的混凝土框架剪力墙结构。经过结构试算, 三种方案柱、墙截面取值如图2 ~ 3 及表2 所示:

4 各方案计算指标及钢材和混凝土用量

经过计算分析, 结构主要计算指标周期、位移如表3所示。

三种方案酒店标准层钢材及混凝土用量如表4 所示。

5 各方案比较分析

经过比较三种方案, 优缺点如下。

方案一: 经济指标较低, 较为经济, 由于本工程底层及部分标准层柱脚内力都偏大, 经过计算在满足承载能力和变形要求条件下, 地下室、底层及部分标准层框架柱截面太大, 内部大跨度部分框架梁截面过大 ( 5 星级筒体部分) , 影响美观, 又占用了较大的使用空间, 不能满足建筑对空间功能的要求, 同时造成很多短柱及极短柱, 既不利于受力, 又将大幅增大配筋, 无法达到预期方案效果, 同时对于这种超高层建筑, 在中震和大震下抗震性能也不及运用型钢混凝土构件后的结构体系。

方案二: 由于本工程底层及部分标准层柱脚内力都偏大, 所以采用了型钢混凝土柱及部分型钢混凝土梁, 大大减小了柱截面 ( 型钢混凝土柱较混凝土柱子减少30% ~40% 截面尺寸) ; 同时由于型钢混凝土柱强度高、刚性大、具有很好的延性和耗能能力, 采用型钢混凝土柱, 则有利于提高主楼的水平承载力和延性, 更有利于提高结构的抗震性能; 根据计算, 从底层到顶层外框均采用型钢混凝土梁, 既有利于位移比和扭转周期, 同时也降低了梁高, 满足建筑空间的使用要求;由于只采用了型钢混凝土柱和部分型钢混凝土梁, 将型钢混凝土和钢筋混凝土构件的合理运用, 最大限度满足建筑功能的需要, 与方案三相比, 总的型钢用量降低15%~20%, 其综合指标是最高的。但其缺点在于施工难度较高, 建筑成本较高。

方案三: 经济指标最高, 建筑成本较高, 施工难度高。该方案为全型钢混凝土方案, 框架柱, 框架梁截面较小, 充分满足建筑空间功能使用要求; 抗震性能最好, 在中震及大震下, 混合结构, 型钢混凝土柱梁强度高、刚性大、具有很好的延性和耗能能力, 采用延性更好的型钢混凝土柱, 则有利于提高主楼的水平承载力和延性, 更有利于提高结构的抗震性能。

综上, 在实际施工图设计中使用方案二进行施工图设计。结构体系为框剪结构, 为了改善结构性能及降低中筒剪力墙的宽度, 以保证中筒与周边各功能房间的通道间距, 核心筒局部采用钢筋混凝土剪力墙 ( 局部墙暗柱加钢板) ; 框架柱采用现浇钢筋混凝土柱 ( 底部加强区区域采用型钢 ( 管) 混凝土柱) ; 框架梁采用现浇钢筋混凝土梁, 核心筒内梁采用现浇钢筋混凝土梁。

塔楼地下部分核心筒采用钢筋混凝土剪力墙, 局部加钢板的混凝土墙和型钢 ( 管) 混凝土柱伸至地下2 层楼面标高, 地下2 层楼面以下采用钢筋混凝土柱; 地下室塔楼范围顶板层及以下均采用钢筋混凝土梁板体系。

且在使用此方案设计过程中, 本高层抗震性能接近于JGJ3 - 2010《高层建筑混凝土结构技术规程 》性能目标C, 高于性能目标D, 按照高延性构造进行设计。达到预期性能目标和规范要求, 且取得与预期一致的经济效果。结构设计基本达到受力合理、安全可靠、技术先进、方便施工、使用舒适、经济耐用的目标。

摘要：通过对成都市某超高层三种结构方案分析, 对比了各方案优缺点, 提出了部分设计建议。

关键词：超高层,型钢混凝土,结构设计

参考文献

[1]JGJ3-2010高层建筑混凝土结构技术规程[S].

[2]DB51/T 5058-2014四川省抗震设防超限高层建筑工程界定标准[S].

浅析建筑结构的超限抗震设计 篇6

“宏益公司彭家湾地区危旧房改造工程B期11号楼”工程, 为宏益公司投资兴建, 贵州筑城建筑设有限公司设计。拟建场地位于贵阳市花果园彭家湾片区, 交通便利。一期为新建工程, B区11号楼为-1+3+43层。±0.000绝对标高 (1 070.80 M) , 地下室地板标高 (1 065.60 M) , 地下室层高5 200 mm。一层层高3 500 mm, 二层层高4 700 mm, 三层层高6 100 mm, 上部标准层层高2 900 mm。结构总高度139.8 m。拟建工程为钢筋混凝土部分框支剪力墙结构型式, 拟采用基础形式为桩基础和筏板基础。

二、建筑场地类别

根据贵阳市建筑勘察设计院提供的本工程岩土工程勘察报告, 场地上层覆盖层厚度为0.5~6.2 m, 平均厚度为3.5 m。根据剪切波速Vs=595 m/s, 因而判定建筑场地类别为II类。根据设计地震分组和场地类别, 确定地震作用计算所用的设计特征周期为0.35 s。

三、结构超限情况

1.主楼建筑平面凹进尺寸为13.6 m, 约为主楼平面总宽度的13.6/31.2=43.6%, 故属平面凹凸不规则。

2.局部楼层在考虑偶然偏心时的扭转位移为1.21~1.27;Tt/T1=0.82<0.85属于扭转不规则。

3.在地面3层转换, 竖向构件不连续, 竖向不规则。

四、超限性能设计目标

根据本工程的抗震设防类别、设防烈度、场地条件、结构的特殊性、建造费用、震后损失及修复难易程度存在的超限类型、部位及超限程度等因素, 在与业主充分沟通后, 确定本工程的结构抗震性能目标为C级, 结构抗震性能水准等如表1。

五、主要抗震措施简述

1.针对结构的凹凸不规则和扭转不规则, 在进行结构整体分析时, 分别进行双向地震作用和考虑偶然偏心的单向地震作用计算。

2.针对转换层位置在地面以上三层, 提高框支柱和底部加强部位剪力墙的抗震等级至特一级。

3.为保证框支柱及落地剪力墙的承载力和延性, 严格控制框支柱、落地剪力墙的轴压比, 分别不大于0.6和0.5。

4.严格控制转换层上下楼层的等效刚度比。在满足上部结构位移要求的情况下, 对上部墙体进行减薄及开洞, 以削弱上部楼层刚度。加厚底部落地剪力墙厚度, 以满足转换层上部结构和下部结构刚度比的要求。

5.按《JGJ3-2010》第10.2.17条要求, 当框支层为3层及3层以上时, 每层框支柱承受剪力之和应至少取结构基底剪力的30%。

6.适当加厚转换层以上3层剪力墙厚度, 并设置约束边缘构件, 约束边缘构件内钢筋向延伸一层。经与建筑专业协商, 紧邻转换层上方的标准层内, 尽可能做到框支柱可以延伸至本层, 或至少在框支柱范围内要保证有剪力墙。框支柱内部分钢筋可延伸至本层, 在约束边缘构件层和构造边缘构件层之间设置2层过渡层。

7.适当增强主楼2、3、4层楼面板及屋面板的配筋或增加板厚, 并对这些楼层的楼板做中震弹性应力分析。

8.采用两个符合结构实际受力状态的空间力学模型 (SATWE、及PMSAP等软件) 进行整体计算分析比较, 需要考虑主楼平面凹凸不规则等因素对楼板平面内实际刚度变化的影响。

9.采用弹性时程分析法对结构做补充计算。

10.对结构进行罕遇地震作用下的静力弹塑性分析, 求出结构性能点, 得到性能点的位移和变形。把握结构塑性铰形成的顺序、结构的薄弱部位等。

六、结语

贵阳花果园后街彭家湾危旧房棚户区改造项目B北区11号楼, 虽然属于超限高层建筑, 但通过转换构件及其薄弱部位并采取相应有效的加强措施, 结构未形成明显的薄弱层, 两种程序的计算结果基本一致。

经计算分析, 结构具有良好的抗震性能。本工程结构的抗震设防总体上达到性能目标C的要求, 计算结果中各项指标均满足现行规范和规程的要求。目前的结构设计方案是可行的、安全的。

在后续的施工图设计阶段, 将对本工程结构设计采取进一步的优化和抗震加强措施。并将分别针对关键构件、普通竖向构件和耗能构件, 有区别的采用多遇地震作用下的内力、中震和大震作用下的内力分别进行截面设计, 最后取配筋的大值。

摘要：本文主要结合建筑工程实例, 分析了该工程的建筑场地类别。并结合地质勘查部门给出的相关建议, 科学分析了该工程的超限设计情况, 提出了相应的抗震措施。

关键词：建筑工程,场地,超限,抗震,措施

参考文献

[1]GB50009-2001, 建筑结构荷载规范[S], 2006.

[2]GB50223-2008, 建筑抗震设防分类标准[S].

超限高层建筑结构设计探讨 篇7

关键词：超限高层,结构设计,劲性框支梁,柱,抗震构造

超限高层建筑工程是指超出国家现行规范、规程所规定的适用高度和适用结构类型的高层建筑工程, 体型特别不规则的高层建筑工程以及有关政府管理机构文件中规定应进行抗震专项审查的高层建筑工程。在超限高层建筑设计中, 除应遵守现有技术标准的要求外, 还有结构抗震计算分析和结构抗震构造措施等特殊要求。本文以某超限高层建筑为例, 探索此类结构的设计方法。

1. 工程概况

某工程总建筑面积约2.9万m2, 高度约81m, 是一幢集商、住为一体的综合性高层建筑。为满足建筑立面通透造型的要求, 采用立面大开洞的方式, 为人们活动居住提供良好的景观效果。本工程地下两层为车库和设备用房, 兼作六级人防地下室。地上十五层, 一至四层为商场, 五层以上为住宅。各层层高为:一、二层7m, 三层5m, 四层5.5m, 五至十五层均为5m。为充分利用空间, 各楼层局部均设有夹层, 因此实际结构计算层数为30层。左侧塔楼与右侧塔楼通过抗震缝分为两个部分, 左侧塔楼就成为普通的框架剪力墙结构, 而右侧塔楼由于建筑立面开大洞给结构设计带来了较为复杂的因素, 本文主要介绍右侧塔楼的结构设计。

本工程设计条件:使用年限为50年, 地面粗糙度为C类, 设计基本风压为0.95KN/m2, 抗震设防烈度为7度, 设计基本地震加速度为0.15g, Ⅱ类场地, 场地特征周期0.35s。

2. 结构方案选择

本工程要解决的主要结构问题是:

(1) 由于大跨度开口, 跨度达到15.5m, 转换层在五层, 造成结构竖向构件 (框架柱) 不连续, 一至四层楼板不连续, 采用何种转换形式是本工程设计要考虑的首要问题;

(2) 立面收进, 收进比率大于25%, 带来侧向刚度突变;

(3) 由于平面局部设置夹层, 带来每隔一层中部纵向框架梁无法拉通, 对结构的抗侧刚度是否有影响, 在计算分析中要予以考虑;

(4) 剪力墙布置不均匀, 可能造成抗扭刚度较弱, 设计中如何结合建筑功能上的要求, 合理布置剪力墙以及框架梁柱截面的确定显得尤为重要。

针对上述问题以及建筑功能上的要求, 本工程采用框架剪力墙结构体系, 利用两个楼电梯间布置剪力墙核心筒, 并在适当部位布置一定数量的单片剪力墙, 以使结构整体刚度较为均匀。大跨度水平转换构件的形式一般有:钢筋混凝土转换大梁、焊接工字钢梁、钢桁架、钢筋混凝土空腹桁架、箱型钢筋混凝土转换层、型钢混凝土框架梁等。由于转换层以上为单元式住宅, 且每一单元平面内局部都设有夹层, 对结构构件的截面高度都有很严格的限制, 因此在结构布置时的出发点就是要把上部荷载全部传到转换构件上, 且转换构件要有足够的刚度, 避免其产生过大挠度而使上部结构产生附加内力。通过计算分析比较, 结合建筑专业对结构构件造型的要求, 最终选择型钢混凝土框架梁作为水平转换构件, 相应的框支柱采用型钢混凝土柱。

3. 结构抗震计算与分析

3.1 计算模型与分析程序

采用中国建研院编制的多层及高层建筑结构空间有限元分析与设计软件SATWE和特殊多、高层建筑结构分析与设计软件PMSAP对结构整体内力位移进行分析。在建模中劲性梁、柱均直接输入, 以考虑其对整体结构刚度的贡献。局部夹层楼板采用弹性楼板假定。PMSAP程序能够分析由于转换构件的变形对上部结构的影响, 因此, 要重点查看转换构件的挠度变形以及上部框架梁的变形特征和内力情况。

3.2 主要计算结果

(1) 周期与振型

两种程序计算的周期值 (见表1) 。

(2) 层间位移角 (见表2)

(3) 剪重比 (见表3)

恒载产生的总质量 (t) :48496.434

结构的总质量 (t) :52469.688

(4) 楼层刚度比

a、SATWE与PMSAP楼层刚度计算结果均在第六层与第八层X向出现薄弱层, 地震力均进行了1.15的放大。

b、转换层上下刚度比为:

X方向刚度比=0.2959

Y方向刚度比=0.3712

转换层下部刚度比上部刚度大, 对抗震有利。

注:表中X为X向振动;Y为Y向振动;T为扭转振动

注:[]内为楼层号

注:活载产生的总质量 (t) :3973.255

3.3 计算结果分析及处理措施

(1) 第一振型为Y向振型, 第二振型为X向振型, 第三振型为扭转振型, 且T3/T1=0.66<0.9, 立面大开洞没有引起局部构件的振动, 表明结构布置合理, 具有较好的抗扭能力。

(2) 从SATWE与PMSAP两种程序计算比较来看, 周期、层间位移和地震力等指标均较接近, 未发现异常情况, 说明计算结果可靠, 可作为设计依据。

(3) 从PMSAP计算的位移结果看, 最大位移比达到1.63, 且发生在第九层, 经查看计算简图, 最大位移节点在平面角点上, 层间位移角为1/2832, 而在相同楼层SATWE计算结果的层间位移角比则为1.11, 第九层正好为结构转换所在层, 因此设计中应对该层的抗侧力构件进行加强。其他楼层的位移比均满足规范的要求, 从整体结构布置上看是能满足规范要求的。

(4) 经查阅转换构件内力计算结果, 沿转换梁方向框支柱顶出现极大弯矩与剪力, 为提高柱子抗弯能力, 与转换梁相邻跨的框架梁截面及配筋均采取了加强措施, 框支柱、转换梁均采用劲性柱、劲性梁的方式以提高其承载力。为检验洞口两边主体结构是否满足整体刚度的要求, 转换层以下还采用多塔模型进行了分析计算, 经查阅计算结果空间振型图中没有出现转换层以下两塔分别振动的情况, 周期值也体现出整体作用的效果, 表明洞口两边具有足够的抗侧刚度, 同时转换层以上连接构件的刚度、强度均足以使本工程结构为一个整体起到抵抗地震、风荷载的作用。

4. 抗震构造措施

本工程因立面大开洞、平面使用功能的变化等原因形成了洞口两侧结构的体型、平面、层数和刚度相差悬殊, 同时带有高位转换构件, 且立面收进水平尺寸大于相邻下层25%的侧向刚度不规则等, 属于超限高层, 在设计阶段应特别注意几下几点:

(1) 提高结构抗震等级:框支梁、框支柱为特一级, 底部加强部位的剪力墙、框架为一级, 框支框架按中震弹性设计, 并加强与框支柱相连的斜向框架抗震措施。

(2) 剪力墙布置应尽量均匀, 应保证偶然偏心下的扭转位移比不大于1.4。

(3) 应特别加强转换层及以上一层楼层抗震设计与构造措施。

(4) 转换层以下框支柱应满足《高规》的要求, 即每根框支柱所受的剪力不小于基底剪力的3%。

(5) 为解决10层 (计算层9-20) 处纵向高位体型内收所引起的刚度突变的不利影响, 在构造上将Y7轴柱的底部加强区延伸至11层顶。并加强Y7轴柱和屋面连接节点处柱的构造。

5. 转换构件设计

本工程采用梁式转换, 上部框架柱直接落在转换梁上, 由于上部框架的截面尺寸较小, 柱子微小的垂直位移就可能产生较大的附加应力, 因此必须严格控制转换梁的挠度, 同时应提高转换框架的抗震承载力以及抗震等级, 根据抗震专项审查专家意见, 框支柱及转换梁强度设计采用中震下仍保持弹性受力状态, 抗震等级采用特一级, 其截面中均设置劲性钢骨 (如下图) 。

由于转换梁上荷载很大, 中部转换梁上柱底恒载作用下轴力达到了7215KN, 转换梁跨中和支座最大组合弯矩分别达到了48132KN/M和41001KN/M, 梁柱节点的承载力必须加强, 同时加强相邻跨框架梁的刚度和强度从而提高平衡转换梁支座弯矩的能力。

6. 小结

某超限高层住宅前期结构选型分析 篇8

本项目两栋高层住宅 (1#、2#楼) 建筑面积为2.3万m2, 共33层, 一层层高4.5m, 其余层层高2.9m, 出屋面构架3~6m不等, 房屋高度为98.65m。

2 结构体系设计与布置

结构基本情况:层数及房屋高度:33层, 98.65m, A级高度。结构体系:剪力墙。标准层塔楼平面尺寸:30.4m×17.3m+29.1m×17.8m。结构高宽比:X向:1.6, Y向:5.7。

1#、2#楼为两栋百米高层, 中间每三层一个楼板组合连接, 主要墙体厚为350mm, 到上部减少为250mm, 其余小墙体厚度均为200mm。外圈梁主要为550mm高;主要的连梁及框架梁高度为500mm。

地下室顶板及以上采用钢筋混凝土梁板体系。为满足地下室顶板作为嵌固端的要求, 地下室顶板厚不小于180mm, 双层双向配筋率不小于0.25%。主要楼板厚度为100mm, 1#、2#楼楼板连接处, 楼板厚度不小于150mm, 双层双向配筋率不小于0.25%。标准层结构平面图详见图1。

3 抗震超限情况

依据建设部《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》, 经初步判断, 本建筑物主要存在以下超限情况。

本工程地上结构高度为98.65m, 为A级高度的钢筋混凝土高层建筑, 剪力墙结构最大适用高度为120m, 结构高度未超限。考虑偶然偏心下的扭转位移比达到1.34, 大于1.2, 属扭转不规则;1#、2#楼组合平面, 平面凹凸尺寸大于相应边长的30%, 属平面凹凸不规则;从底到顶隔三层设置一个露台连接板, 其余两层为楼板不连续, 属楼板不连续不规则;露台连接板处设有框架柱, 层高为三层一个层高, 为穿层柱, 属其他不规则。

本工程无出现结构特别不规则 (单项) 超限情况。

4 进行超限审查以确定结构设计方案

4.1 考虑中间连接板断开方案

由于本项目为普通百米高层建筑, 若中间露台连接板采用左右断开方式, 取消穿层柱, 由1#、2#楼各自进行纯悬挑设计。中间露台连接板平面布置见图2。

本项目露台连接板即使从中间断开, 各自由1#、2#楼进行悬挑, 悬挑构件的跨度还是较大 (最大达6m) , 且由图2可知, 主要悬挑梁均与剪力墙方向正交, 受力较差。由于钢筋混凝土悬挑构件质量事故在工程中屡见不鲜, 造成此类构件破坏主要表现为沿悬臂梁板或根部断裂坍塌、整体倾覆坍塌等。另外考虑到该建筑为百米高层建筑, 从底到顶隔三层设置跨度较大悬挑构件, 易发生脆性破坏, 存在安全隐患, 因此排除该方案。

另外, 为了避免钢结构与普通钢筋混凝土结构交接处因变形差异而出现变形裂缝, 且两种结构间受力计算传力较为不明确, 以及考虑后期施工困难等因素。建议隔三层设置的露台连接板还是采用钢筋混凝土结构为宜。

4.2 按原方案 (见图1)

图1中, 用露台连接板将1#、2#楼进行连接, 并设置穿层柱, 穿层柱接近9m层高, 底部加强区须进行抗弯承载力不屈服设计, 并需对穿层柱进行屈曲稳定分析。且两边均为纯剪结构体系, 刚度较大, 中间框架柱刚度不足, 穿层柱易先发生破坏。

因此专家建议取消两楼结合处穿层柱, 直接用钢筋混凝土楼板进行连接, 梁系调整后布置图详见图3。要求对两楼结合处每三层所设置楼板应进行有限元应力分析及采取加强措施, 多遇地震下楼板的拉应力不大于混凝土抗拉强度标准值;中震下楼板钢筋的拉应力不大于钢筋抗拉强度设计值。同时连接板两侧剪力墙亦应加强。

本工程虽为超限工程, 在保证结构安全的基础上, 适当考虑工程造价, 并未要求对1#、2#楼主体结构进行中震下验算, 但需补充连接板取消后1#、2#楼分别独立计算结果, 并与整体计算进行包络。

5 结语

本工程属超限工程建筑, 抗震设防类别为标准设防类, 结构设计存在扭转不规则、凹凸不规则、楼板不连续等不规则项, 属于特别不规则的超限高层建筑。在结构设计选型之初, 始终坚持以结构安全为第一考虑要素, 并综合考虑造价、施工, 最终确定了本高层建筑的结构设计方案。于2014年8月11日顺利通过工程设计抗震专项审查。方案通过专审后, 设计人员采用中国建筑科学研究院编制的PKPM系列SATWE软件 (V2.1版) 作为主要计算分析软件, 并同时采用盈建科YJK (V1.5.2.2版) 计算分析软件对SATWE分析结果进行校核, 计算结果可靠, 并符合规范要求, 可以作为施工图设计依据。

参考文献

[1]JGJ3-2010高层建筑混凝土结构技术规程[S].北京:中国建筑工业出版社, 2010.

[2]GB50011-2010建筑抗震设计规范[S].北京:中国建筑工业出版社, 2010.