某住宅項目位于宿遷市幸福中路核心商圈，緊鄰吳汪北巷與馬陵居住小區(qū)，共有四棟高層建筑。總建筑面積82 363 m2，1號、2號樓布置相同，其結構高度95．7 m，設2層地下室，平時為汽車庫，戰(zhàn)時為6級人防工程，地上33層，首層為架空層，以上為住宅，層高均為2．9 m，頂部機房層為4．7 m，建筑平面尺寸為32．6 m×21．3 m。建筑效果圖見圖1，結構平面布置圖見圖2。工程已于2014年3月完成竣工驗收。
本工程結構設計使用年限為50 a，建筑安全等級為二級，單體抗震設防類別均為標準設防類，當?shù)乜拐鹪O防烈度為8度（0．30 g），設計地震分組為第一組，場地類別為Ⅱ類，特征周期0．35 s。基本雪壓和基本風壓分別為 0．35 kN／m2、0．44 kN／m2，地面粗糙度為B類［1］。地基基礎設計等級為甲級。
圖1 建筑效果圖
圖2 結構平面布置圖
根據(jù)地質勘察報告提供的信息，1號、2號樓主樓基礎底位于③層密實中粗砂層，土層相對穩(wěn)定，可按均勻地基考慮，壓縮模量為20 MPa，沉降變形較小，土體抗壓承載力特征值 fak＝300 kPa，主樓部分采用筏板基礎，經(jīng)深度修正后，地基承載力滿足設計要求。主樓范圍筏板厚1 500 mm，并外擴1 000 mm，其余部分基礎筏板厚500 mm，柱下加厚為1 000 mm的柱墩，筏板混凝土強度等級均為C35。在主樓和純地下室之間設沉降后澆帶，其封閉時間將根據(jù)沉降觀測報告確定，從而解決兩者之間的沉降差異。
本工程單體高寬比為 95．7／16．8＝ 5．69＞ 4，應滿足高規(guī)［2］第 12．1．7 條和規(guī)范［3］第 5．5．2 條的相關規(guī)定，經(jīng)驗算，在風荷載和地震作用下基底均無零應力區(qū)；地震作用下抗傾覆力矩比最小為8．84，風荷載作用下最小為40．23，即結構抗傾覆驗算滿足設計要求。
因建筑功能的需要，主樓及相關范圍內陸下室頂板大面積降板，致使地下室頂板不連續(xù)，故選擇地下1層樓面為結構嵌固端。嵌固端下部樓層與上部樓層側向剪切剛度比分別為2．65和2．00，能夠滿足規(guī)范［4］第6．1．14條關于嵌固端剛度比的要求。
1號、2號棟樓均采用含個別柱的剪力墻結構體系，其主要構件的截面尺寸和混凝土強度等級變化見表1。結構抗震等級均為一級，底部加強區(qū)為地下1層～地上4層，其抗震構造措施為特一級。
表1 主要構件截面尺寸和混凝土強度等級
混凝土等級墻柱 梁板1－12層 350 200 450 120 C45 C35 13－22層 300 200 450 120 C40 C30 23－屋面樓層 外墻／mm內墻／mm梁高／mm樓板／mm 300 200 450 120 C30 C30
按規(guī)范［2，4］和文獻［5］要求對結構進行超高度和不規(guī)則性方面超限檢查，檢查結果表明1號、2號樓均屬于B級高度超限高層建筑，無其他超限情況。
根據(jù)上述超限情況及文獻［6］附錄D中D．0．1—D．0．6條及工程的抗震設防類別、設防烈度、場地條件等因素，并征詢業(yè)主意見，確定兩單體抗震性能目標為D級。具體構件的抗震性能目標如表2所示。其中，底部加強區(qū)剪力墻抗剪由中震不屈服提高至中震彈性，以確保關鍵構件的抗震性能。
表2 抗震性能目標
注：（1）底部加強部位剪力墻為關鍵構件；（2）大震作用下，同一樓層的豎向構件不宜全部進入屈服并宜控制整體結構承載力下降的幅度不超過10%。
抗震等級整體結構抗震性能允許層間位移／rad底部加強部位構件性能剪力墻抗剪剪力墻抗彎連梁、框架梁其余各層豎向構件彈性性能其余各層耗能構件彈性性能小震 1 1／1000 彈性 彈性 部分構件屈服，不發(fā)生剪切破壞允許屈服中震 4 — 彈性 不屈服 允許屈服大震 5 1／120不允許斜截面剪切破壞，宜不屈服可出現(xiàn)塑性鉸，承托樓面梁的連梁不發(fā)生剪切破壞允許進入屈服，剪力墻不發(fā)生剪切破壞允許進入屈服
針對結構超限情況和設定的抗震性能目標，采取以下幾項結構設計措施：（1）采用兩種軟件進行小震下結構整體性能指標的計算與比對；（2）補充小震彈性時程分析，并與反應譜法計算的結果進行比較，設計時地震作用取兩者計算結果的包絡值；（3）對重要構件進行中震及大震作用截面驗算，以滿足設定的抗震性能目標要求；（4）采用MIDAS軟件進行結構彈塑性動力時程分析，對發(fā)現(xiàn)的薄弱部位采取針對性的加強措施；（5）因建筑立面和景觀需要，南側陽臺位置設置的個別框架柱不考慮其第二道防線的作用，與其相連的梁按懸挑包絡設計。
結構分別采用 SATWE和 MIDAS／Building兩種軟件進行計算，結果對比見表3。
由計算結果可知，1號、2號樓在規(guī)定水平力下最大水平位移和層間位移比最大為1．15，小于1．20，不存在平面扭轉不規(guī)則性。同時，Tt／T1為0．65，表明結構具有較好的抗扭剛度；且雙向平動周期接近，結構兩個主軸方向的動力特性相近［7］；樓層層間位移角滿足高規(guī)［2］要求，表明結構體系具有良好的抗側剛度。
表3 兩種程序的計算結果對比
有效質量系數(shù)／%最大層間位移角／rad 剪重比 剛重比計算類型 T1 T2 Tt Tt／T1總質量／t X向 Y向 地震X向 Y向風載X向 Y向X向 Y向X向 Y向SATWE 1．8622（1．00＋ 0．00）1．8186（0．00＋ 1．00）1．2078（0．00 ＋ 0．00） 0．648 23658 95．51 93．68 1／1115 1／1014 1／6320 1／3139 5．00 5．70 9．8 10．29 MIDAS／Building 1．8172（1．00＋ 0．00）1．8098（0．99＋ 0．01）1．1742（0．00 ＋ 0．00） 0．646 23283 95．55 93．69 1／1058 1／1043 1／5484 1／3226 5．83 4．91 9．3 10．86
小震彈性時程分析采用3條天然波和1條人工波，4條地震波均包括 X、Y兩個方向的輸入分量，主、次方向峰值加速度比值為1∶0．85。計算時，小震波有效峰值加速度調整至規(guī)范值35 cm／s2。
圖3給出了4組地震波的計算反應譜，圖中圓點表示結構主要周期對應的地震影響系數(shù)，表明時程曲線地震影響系數(shù)與設計反應譜在統(tǒng)計意義上相符。
圖3 主、次方向地震波計算譜與反應譜對比
時程分析結果表明，結構體系無明顯薄弱層，4組時程曲線計算得到的結構底部剪力和底部剪力平均值均滿足規(guī)范要求。且時程法計算所得的基底剪力與反應譜法比較接近，計算結果的變化規(guī)律大致相符，滿足設計要求，各工況下樓層地震剪力見圖4。
圖4 X向和Y向樓層地震剪力圖
3．3．1 剪力墻軸壓比
軸壓比是影響剪力墻在地震作用下塑性變形能力的重要因素。相同條件的剪力墻，軸壓比小的延性好，軸壓比高的延性差。高規(guī)［2］規(guī)定重力荷載代表值作用下一級剪力墻墻肢軸壓比限值為0．5。本工程墻肢較多且基本為左右對稱結構，選取了具有代表性的墻肢進行構件復核驗算，部分墻肢驗算軸壓比結果如圖5所示，底部墻肢最大軸壓比在0．3左右，較規(guī)范限值尚有一定富余度，從軸壓比角度保證了墻肢的較好延性。在主樓全高范圍內各墻肢軸壓比隨高度的變化分布情況見圖6。
圖5 部分墻肢底層軸壓比及暗柱型鋼設置
圖6 各層軸壓比隨高度變化情況
3．3．2 底部加強區(qū)剪力墻中震作用下抗剪驗算
初步設計時，根據(jù)SATWE配筋文件，1號、2號樓墻 Q1y、Q2y、Q5y（位置見圖 5）6 層以下墻體抗彎配筋率超限，墻Q4y在3層以下墻體抗彎配筋率超限。應用SATWE的“剪力墻組合配筋修改及驗算”模塊補充驗算上述墻體抗彎承載力，墻Q4y實際不超限，其它墻體仍然超限；檢查超配筋信息結果文件，沒有發(fā)現(xiàn)剪力墻底部加強區(qū)剪壓比超限的情況。
針對抗彎超限墻體，在其端部增設型鋼暗柱，形成型鋼混凝土剪力墻。經(jīng)程序重新驗算，抗彎不再超限，滿足不屈服設計要求（見表4），具體型鋼暗柱的布置見圖5。對于施工縫驗算超限的墻肢，施工圖階段根據(jù)實配鋼筋驗算施工縫抗滑移，不滿足計算要求之處，采用了補插短筋措施。
表4 中震不屈服工況底層墻體剪壓比
剪壓比Q1x（1050 × 350） 324 7973 0．04 Q2x（2100 × 350） 1761 17822 0．09 Q3x（3600 × 200） 2080 18224 0．10 Q4x（1000 × 350） 617 7504 0．07 Q5x（1400 × 350） 1086 11256 0．09 Q1y（4900 × 350） 2526 44086 0．05 Q2y（4400 × 350） 1946 39396 0．04 Q3y（5300 × 200） 2001 27336 0．07 Q4y（4400 × 200） 1478 22512 0．06 Q5y（4400 × 300）墻體編號 地震剪力／kN fckbh／kN 1837 33768 0．05
本工程屬B級高度高層建筑，采用有限元軟件MIDAS／Building進行彈塑性動力時程分析。計算大震時輸入地震加速度最大值調整至抗規(guī)［4］要求值510 cm／s2，共計算3組非線性動力時程工況（兩組天然波：P0745、P0740 和一組人工波：Part）。
表5給出了小震和大震各工況下的基底剪力最大值的計算結果，表明結構在大震作用下的最大基底剪力為小震時的3到4倍，經(jīng)與類似工程［8－10］分析結果對比可知，本工程大震時程分析基底剪力與小震基底剪力之比在合理比值范圍內。
表5 X、Y 向結構最大樓層剪力
工況／kN Part剪力P0745P0740（天然波）X Y大震 38640 44232 34596 36067 41543 45951小震（人工波）X Y（天然波）X Y 12209 12872 9058 10453 13707 14442比值3．16 3．44 3．82 3．45 3．03 3．18
設計采用MIDAS／Building中混凝土纖維理想彈塑性剪切本構關系［11］，通過屈服殘留系數(shù)評價剪力墻是否屈服，其中，剪切成分的屈服是按高斯點的屈服數(shù)量占高斯點總數(shù)的比值來判斷（狀態(tài)＝γ／γ1）。
由各工況下1號、2號樓剪力墻的整體損傷結果（模型中未計入根據(jù)中震分析需加入的型鋼暗柱的影響，則實際損傷程度應有所減輕）可知，樓層底部尤其在嵌固層墻肢塑性變形明顯，頂部1／3樓層剪力墻損傷輕微；墻開洞所成連梁及兩側墻肢損傷較重，且連梁先于框架梁和剪力墻進入塑性，符合抗震設計要求；地下2層剪力墻也有一定的塑性發(fā)展。框架梁整體損傷情況采用延性系數(shù)（D／D2）評價框架梁塑性鉸的發(fā)展程度，其中，D為實際發(fā)生的總變形值，D2為第二屈服變形值（即混凝土梁屈服時的變形值）。結果顯示框架梁的損傷普遍存在，且頂部樓層框架梁塑性發(fā)展較深入，達屈服應變的3倍～4倍，框架梁的彈塑性變形有效耗散了一部分地震能量［12］。同時，通過對各組波輸入下結構變形和樓層剪力的對比，判斷人工波Part輸入下結構塑性損傷程度相對最大。設計時，作為小震和中震加強措施的補充，將根據(jù)相對損傷程度有針對性地于底部加強區(qū)部分剪力墻中增設型鋼以提高承載力和延性。
根據(jù)高規(guī)［2］第 3．11．3 條條文說明：第 4 性能水準時整體結構承載力不發(fā)生下降，第5性能水準時結構同一樓層豎向構件不宜全部進入屈服并宜控制整體結構承載力下降幅度不超過10%，則采用靜力彈塑性推覆分析檢查本工程整體結構承載力是否出現(xiàn)下降和下降的幅度。
靜力彈塑性推覆分析采用 MIDAS／Building，其中梁柱采用FEMA鉸，剪力墻采用纖維鉸。在荷載工況中考慮結構初始荷載，推覆力模型采用層地震剪力分布模型，采用位移增量控制方法。采用ATC40建議的有效阻尼計算彈塑性需求譜，需求譜與能力譜的交點為性能點。計算結果如圖7所示。
圖7 X向和Y向性能曲線和性能點
由圖7可見，在各地震水準下，整體結構承載力均未出現(xiàn)下降。X向和Y向不同地震水準下性能點的詳細信息見表6。
表6 X和Y 向不同水準下性能點結果
方向 水準 最大位移角／rad步驟／總步驟基底剪力／kN有效阻尼比有效周期／s X向小震 1／1483 13／164 9910 6．69 1．47中震 1／502 66／164 17630 17．45 1．91大震Y向1 ／132 156 ／164 23200 27．73 3．37小震 1／1369 8／208 9103 6．18 1．55中震 1／526 99／208 18490 12．92 1．84大震1 ／207 200 ／208 26150 21．82 2．48
從有效阻尼比一列可以看出，中震時有效阻尼比達到12%以上，說明在進行SATWE中震不屈服分析時取6%的阻尼比是可行的；大震時的有效阻尼比達到21%以上，而結構整體承載力未下降，說明結構整體耗能能力較好［13］。
針對超限問題和抗震性能設計中發(fā)現(xiàn)的薄弱部位，施工圖設計采取了如下技術措施［14－15］：
（1）1號、2號樓底部加強區(qū)剪力墻進行小震彈性、中震抗剪彈性和中震抗彎不屈服包絡設計，且構造措施提高至特一級。
（2）樓層地震剪力取彈性時程計算結果與振型分解反應譜法計算結果的包絡值進行結構設計。
（3）對于中震不屈服設計中按普通混凝土墻設計抗彎超限的墻體，于其端部邊緣構件中增設型鋼暗柱，具體為1號、2號樓 Y向外側墻體（Q1y、Q2y和Q5y）底部加強區(qū)和過渡區(qū)。
（4）在拉應力較大的墻肢端部邊緣構件中加配型鋼暗柱，具體為1號、2號 X向外側墻體（Q1x、Q2x、Q4y和Q5y）底部加強區(qū)和過渡區(qū)。
（5）提高底部加強區(qū)周邊剪力墻墻身豎向分布筋配筋率至0．6%，且不小于計算值。
（6）剪跨比較小的連梁中配置斜筋或鋼板以改善耗能能力。
（7）對于大震分析發(fā)現(xiàn)的少量X向墻抗剪截面超限問題，設計中增設型鋼暗柱形成型鋼混凝土剪力墻，以滿足剪壓比要求，避免剪切脆性破壞。
綜合以上各點，并協(xié)調整體結構的抗震性能，設計中將按表7執(zhí)行各項技術措施，以保證結構達到D級抗震性能設計目標。
表7 抗震性能設計技術措施
注：（1）各項措施取大值；（2）底部加強區(qū)剪力墻按特一級采取抗震構造措施；（3）小震計算結果中，剪壓比超限的連梁中配置交叉斜筋（經(jīng)檢查，外周連梁剪壓比均未超限）。
技術措施部位 其余上部剪力墻（9層樓面以上）水平分布筋（關系受剪承載力）底部加強區(qū)剪力墻（基礎～5層樓面）過渡區(qū)剪力墻（5層樓面～9層樓面）③（僅外周墻體），ρh≥0．30%邊緣構件（關系正截面承載力）①，②，⑥，ρh≥0．4%①，③，ρh≥0．35%①，③，④，⑤①，③（僅外周墻體），④，⑤ ①，⑤豎向分布筋（關系正截面承載力、延性）①，③，ρv≥0．6%①，③（僅外周墻體），ρv≥0．4%①，ρv≥0．3%墻連梁 ①，⑦ ① —
表中帶圈編號分別表示：
①小震振型分解反應譜法與彈性動力時程分析法的配筋包絡值；
②中震彈性振型分解反應譜法配筋設計值；
③中震不屈服振型分解反應譜法（等效彈性方法，以下簡稱“中震不屈服設計”）配筋設計值；
④中震不屈服設計中，正截面發(fā)生屈服的墻肢中配置型鋼暗柱形成型鋼混凝土剪力墻；
⑤中震不屈服設計中，名義拉應力大于混凝土抗拉強度標準值的剪力墻中配置型鋼暗柱形成型鋼混凝土剪力墻；
⑥大震彈塑性動力時程分析結果中，剪壓比超限墻肢中配置型鋼暗柱形成型鋼混凝土剪力墻；
⑦中震不屈服設計中，外周剪壓比超限的連梁中配置型鋼腹板，內部剪壓比超限的連梁中配置交叉斜筋；
采取技術措施后的型鋼暗柱平面布置見圖5，型鋼暗柱大樣見圖8。
圖8 型鋼暗柱大樣圖（尺寸單位：mm）
型鋼柱柱腳的常規(guī)做法是錨栓預先錨固在錨座中，該做法主要存在如下弊病：（1）預先固定好的型鋼柱柱腳底板尺寸較大，一般超過600 mm×600 mm，與錨座間的間隙又很小，一般只有40 mm～80 mm；（2）底板與錨座之間的狹小間隙里，疊加擺放了至少兩層鋼筋，致使灌漿通道曲折，不易操作；（3）在這種不利條件下要保證二次灌漿密實，對施工人員的素質要求非常高；（4）由于是二次塞灌隱蔽施工，不利于監(jiān)督和檢查，施工質量難以保證。
因本項目多處剪力墻內設有型鋼暗柱，為了解決上述常規(guī)型鋼柱柱腳組裝方式留下的柱腳底板下二次灌漿不易密實的“痼疾”，避免留下安全隱患，設計在型鋼暗柱柱腳底板與錨座之間增加一塊柱腳調平座板［16］，調平座板只需6 mm～10 mm厚，減少了調平螺母和柱腳底板的開孔（必要時座板上亦可開孔），板上對應錨栓位置開設橢圓孔或長圓孔。如果板件平面尺寸較大，可在中部適當開孔以節(jié)約鋼材。增設柱腳調平座板后，在保證型鋼柱柱身垂直度和柱身有效傳力，同時，可有效保證柱腳底板下的座漿密實，工序銜接嚴密，易于監(jiān)督與檢查，做法見圖9。
圖9 型鋼混凝土柱腳大樣圖（尺寸單位：mm）
（1）基于抗震性能化設計思想能夠較好的指導高烈度區(qū)的超限高層結構設計，針對構件的重要程度分別采取不同的性能水準進行設計是十分必要且合理的。
（2）為實現(xiàn)結構大震不倒的抗震性能目標，應對結構進行大震動力彈塑性時程分析，并依據(jù)其分析結果，對發(fā)現(xiàn)的薄弱部位和構件采取有針對性的加強措施，保證重要部位不屈服，有效控制結構整體的變形能力和抗震承載能力。
（3）暗柱內增設型鋼，在增加土建造價較少的情況下較大幅度提高了結構抗震性能，該結構體系能夠滿足預期的抗震性能目標，表明該結構形式相較于普通剪力墻結構具有良好的抗震性能，在高烈度地區(qū)剪力墻結構中的應用是結構設計的新趨勢。
（4）增設柱腳調平座板后，在保證型鋼柱柱身垂直度的同時，可有效保證柱腳底板下的座漿密實，工序銜接嚴密，易于監(jiān)督與檢查。
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