第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 深圳罗兰斯宝项目结构抗震性能分析 任重翠，徐自国，肖从真”，孙建超，潘玉华'，邵强” （1.中国建筑科学研究院，北京100013；2.大连万达商业地产股份有限公司，大连234000) 提要：深圳罗兰斯宝项目，建筑总高346.7m，高度超限，外立面沿高度逐渐收进后又逐渐外挑，建筑概念独特， 采用巨型钢支撑框筒腰桁架形式.
依次对结构进行了设防烈度7度、超烈度7.5度以及8度的罕遇地震输入，研 究结构的楼层层间位移角、楼层加速度放大系数、楼层剪重比和抗侧力构件的塑性状态等抗震性能.
结果表明， 在7度罕遇地震作用下结构基本处于弹性工作状态，能满足整体结构大震不倒的抗震性能要求：在超烈度7.5度 罕遇地震下，局部构件出现型性，表现出一定的延性耗能特征：当地震输入强度增大到8度时，楼层加速度故大 系数减小、楼层剪重比减小、局部支撑构件进入型性屈服阶段，结构进入良好的屈服耗能状态.
关键词：超高层建筑结构：巨型钢支撑框筒：超烈度：动力弹塑性分析 1引言 超限高层建筑因结构刚度、造价等要求，较常采用型钢混凝土框架外筒混凝土核心筒的结构形式.
高层结构特别是超限高层建筑结构，很少采用钢支撑框筒结构体系".
因此，在超限高层结构一一深圳罗 兰斯宝项目中采用巨型钢支撑框筒在国内属于先例，能为后续的工程设计提供大量有针对性的参考意见.
目前，针对结构在罕遇地震下的抗震性能分析，多集中于结构的变形、基底剪力和构件塑性等性能指 标-.
基于此，进行结构在罕遇地震作用下的楼层加速度放大系数和楼层剪重比的分析，能更全面、有针 对性的展现结构的抗震性能，为结构抗震设计提供新思路.
深圳罗兰斯宝项目，总高346.7m，地上70层，地下4层，结构典型平面如图1所示.
结构平面分南 北区，之间联系较弱，主要通过巨型钢支撑筒连为一体.
钢管混凝土柱、巨型支撑筒、楼电梯间支撑及3 道腰桁架形成主体结构的抗侧力体系.
为清晰展现结构在地震作用下的塑性破坏状态，分别对结构进行了 设防烈度7度（220Gal）、超烈度7.5度（310Gal）和8度（400Gal）的罕遇地震弹塑性分析.
通过不同强 度地震作用下，结构的变形、楼层加速度放大系数、楼层剪重比、钢管混凝土柱和巨型支撑等关键抗侧力 构件的塑性发展情况，来评价结构在罕遇地震作用下的综合抗震性能，为今后同类结构抗震设计提供直接 有利的参考意见.
2工程概况 深圳罗兰斯宝项目为巨型钢框筒结构体系，塔楼高度346.7m，高度超过了《超限审查技术要点》中规 定的该类结构最大适用高度是300m，属于高度超限.
沿塔楼高度分别于3处加强层L7层、L20层、L50 层设置3道腰桁架，如图2所示.
上部结构嵌固部位取在首层楼面.
首层楼面尺寸约为55.8mx48.75m，巨 型支撑筒尺寸为37.2mx48.75m.
结构抗震设防烈度为7度（0.1g），抗震设防类别为丙类，设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类， 场地特征周期为0.35s.
结构分析模型和抗侧力体系分布如图2所示.
基金项目：十二五国家科技支撑计划课题（2012BAJ07B01）.
院课题20061902420730043 作者隔介：任重票（1983-)，女，工学硬士，很注册结构工程师，Enai1:renchongcui@cabrtech..
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 结构钢管混凝柱编号和柱截面信息参见图1和表1. 表1 钢管混凝土柱基本信息 截面名称 方钢管宽/mm 方钢管高/m 方钢管壁厚/mm 混凝土 钢材 B1 1000 2500 52 080 Q345GJ B2 1000 2000 48 083 Q345GJ B3 1000 1600 45 080 Q345GJ B4 1000 1100 40 C70 Q345GJ B5 600 1000 27 060 Q345GJ CIA 1000 3100 57 080 Q345GJ C1 1000 2900 56 080 Q345GJ C2 1000 2500 53 080 Q345GJ C3 1000 1800 46 080 Q345GJ C4 1000 1000 34 C70 Q345GJ C5 500 1000 12 060 Q345GJ D1 1500 1200 35 080 Q345GJ D2 1500 900 27 080 Q345GJ D3 1500 600 25 080 Q345GJ D4 1200 600 12 C70 Q345GJ D5 009 600 81 090 Q345GJ E1 1000 1200 38 080 Q345GJ E2 1000 900 33 080 Q345GJ E3 1000 600 30 080 Q345GJ E4 800 600 18 C70 Q345GJ E5 600 600 9 060 Q345GJ F1A 600 2200 35 080 Q345GJ F1 600 1600 29 080 Q345GJ F2 009 1200 25 080 Q345GJ F3 600 900 13 080 Q345GJ F4 600 700 10 C70 Q345GJ F5 600 600 9 060 Q345GJ G1A 1000 2800 56 080 Q345GJ C1 1000 2600 54 080 Q345GJ G2 1000 2000 51 080 Q345GJ G3 1000 1300 43 080 Q345GJ G4 1000 900 33 C70 Q345GJ G5 1000 900 34 060 Q345GJ L1 3100 1200 64 083 Q345GJ L2 2500 1200 62 083 Q345GJ L3 1700 1200 52 083 Q345GJ L4 900 1200 38 C70 Q345GJ L5 600 1200 12 060 Q345GJ M1 2500 1200 38 083 Q345GJ
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 M2 2000 1200 35 080 Q345GJ M3 1500 1200 35 080 Q345GJ 1000 1200 17 C70 Q345GJ M5 600 1200 12 060 Q345GJ N1 600 900 17 C80 Q345GJ N2 600 800 12 080 Q345GJ N3 600 700 14 C80 Q345GJ N 600 600 9 C70 Q345GJ N5 600 600 9 060 Q345GJ 0 0 8 巨型支救育 9 图1结构典型楼层平面图和柱编号图 图2结构抗侧力体系 3动力弹塑性分析方法 依照国家相关规范要求，超限结构仅通过弹性分析难以把握结构的整体抗震性能，应对其进行罕遇地 震作用下的弹塑性时程分析，研究结构在罕遇地震作用下的结构变形形态、构件内力及其塑性损伤等情况， 寻找结构的薄弱部位.
3.1有限元数值模型 采用有限元分析软件ABAQUS进行动力弹塑性分析.
梁、柱和腰桁架采用基于Timoshenko（铁木辛 柯）梁理论的线性积分纤维梁单元模拟，考虑了剪切变形和转动惯量的影响.
楼板采用线性缩减积分且能 考虑多层钢筋的分层壳单元模拟.
楼板按照实际厚度计算.
3.2非线性因素 整个动力弹塑性分析过程中考虑了以下非线性因素：几何非线性--包含*P-△"效应、非线性屈曲效 应和大变形效应等：材料非线性-直接采用材料非线性应力-应变本构关系模拟钢筋、钢材及混凝土的弹 塑性特性：施工过程非线性-按照整个工程的建造过程，采用单元生死"技术，分7个施工阶段进行施 工模拟.
3.3钢材本构模型 钢材采用双线性随动硬化模型，在应力应变循环过程中，考虑了包辛格效应，不考虑刚度退化.
钢材 强屈比为1.2，极限应变为0.025.
4抗震性能分析
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4.1基本特性和地震动输入 结构总质量为154211吨.
周期计算结果如表2所示.
结构的第一阶扭转与第一阶水平振动周期之比 T/T=2.96/6.46=0.46<0.85，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）3.4.5条中混合结构及复 杂高层建筑不应大于0.85的规定. 表2 结构振动周期 振型 振型特征 周期/s 一阶 X向一阶平动 6 46 二阶 Y向一阶平动 5.60 三阶 一阶扭转 2.96 四阶 X向二阶平动 2.13 五阶 Y向二阶平动 1.81 六阶 二阶扭转 1.16 根据规范要求选取了七组地震波、双向输入，共计14种分析工况进行计算. 其中，结构反应较强烈的 一条天然波的时程曲线和反应谱曲线如图3所示. 设防烈度7度（0.1g）罕遇地震加速度峰值取220gal、 7.5度（0.15g）罕遇地震加速度峰值取310gal（为220Gal的1.4倍）、8度（0.2g）罕遇地震加速度峰值取 400gal（为220Gal的1.8倍），双向地震波加速度峰值之比为1:0.85（L0256:L0257）. 罕遇地震下，结构 的阻尼比将大于3%. 取3%计算，得出的是偏保守的结果. 2.2 1.2 L0256波 0.8 -L0257波 规范谱 3.4 L0256波 L0257波 2.2 ±/s （a）时程曲线 （b）反应谱曲线 图3天然波时程曲线、反应语曲线 4.2结构变形 不同烈度下，结构楼层最大位移分布如图4和表3所示. 7.5度罕遇地震作用下的结构顶点最大位移， X、Y主向均为7度的1.4倍，比值与地震波幅值310Gal/220Gal=1.4相同：8度下，X主向结构顶点最大 位移为7度的1.6倍，略小于地震波比值400Gal/220Gal=1.8. 表3 罕遇地震下结构楼层位移、层间位移角汇总 顶点位移 最大层间位移角 数值/m 与7度比 数值 所在楼层 与7度比 7度 1. 940 1.0 1/83 Story64 1. 0 X主向 7.5度 2. 628 1. 4 1/62 Story60 1. 3 8度 3.024 1.6 1/53 Story57 1. 6 7度 2.019 1. 0 1/100 Story72 1.0 Y主向 7.5度 2.852 1. 4 1/69 Story72 1. 4 8度 3.831 1. 9 1/48 Story72 2.1 结构楼层最大层间位移角分布如图5和表3所示. 7.5度罕遇地震作用下的结构最大层间位移角X、Y 主向分别为7度的1.3倍、1.4倍，比值与地震波幅值310Gal/220Gal=1.4接近：8度下，X主向结构最大层 间位移角为7度的1.6倍，而Y主向结构最大层间位移角为7度的2.1倍（远大于1.8）. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 80 80 80 70 70 70 60 60 60 60 50 50 50 50 40 30 30 30 30 20 7度 20 7度 20 7度 20 10 →7.5度 10 →7.5度 10 7.5度 10 7度 8度 8度 8度 7.5度 8度 r主向层位移 主向层位移/ X主向层间位移角 0 01 20°6 0.03 0 r主向层间位移角 0.01 0.02 图4结构楼层最大位移响应 图5结构楼层最大层间位移角响应 由不同强度地震作用下，结构顶点位移和层间位移角的结果可知，7度和7.5度罕遇地震下，结构位移 和层间位移角与地震波加速度比值成正比，表明结构基本处于弹性状态. 而8度与7度变形结果的比值表 明，8度下结构已经发生较大的塑性变形，且薄弱位置如第41层处的层间位移角出现较不利的突增，增幅 （最大值/临下最小值）达到2.1倍，而此处相应的7度、7.5度增幅分别为1.4倍、1.5倍. 4.3楼层加速度放大系数和剪重比 图6为结构各楼层相对地震输入幅值的楼层加速度放大系数分布图，总体上楼层加速度放大系数分布 比较均匀. 随着地震强度的加大，楼层加速度放大系数增大，尤其Y方向下部楼层增加更为明显，表明结 构吸收了更多的地震力. 但7.5度和8度相比，楼层加速度放大系数增加不明显，表明结构逐渐发生塑性 损坏情况，地震力无法上升，结构表现出一定的非线性. 80 7度 80 7度 80 08 70 7.5度 70 7.5度 8度 8度 70 70 60 60 60 60 摆 50 摆 50 50 S4o 40 30 30 30 30 20 20 20 7度 20 7度 10 10 7. 5度 10 → 7. 5度 →8度 0 8度 0 向加速度放大系数 5. 10 20 0 向加速度放大系数 5 10 15 20 X向药重比 0.2 0. 4 0. 6 0 0.2 7向剪重比 0.4 0.6 图6结构楼层加速度放大系数 图7结构楼层剪重比 表4 罕遇地震下结构基底剪重比 X向剪重比 Y向剪重比 数值 与7度比 数值 与7度比 7度 9.3% 1.00 9.7% 1. 00 7.5度 12.5% 1.35 12. 4% 1.28 8度 12.8% 1.38 14.8% 1.52
