本项目位于广州市海珠区琶洲,为超250m的超高层办公楼建筑。建筑总用地面积7 671.2m²,总建筑面积约16万m²,其中地上12.2万m²,地下3.8万m²;塔楼采用钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心筒混合结构,地上54层,标准层层高为4.5m,结构高度(主要屋面高度)为302m(幕墙顶高度320m),大于《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010) ^[1](简称高规)最大适用高度190m;主要功能为大堂、配套商业及办公,其中共设置5个避难层(8,17,27,37,46层);地下5层,主要功能为商业及公共空间、车库、设备房等。建筑平面尺寸为72.76m×48.7m,底层外围柱外边尺寸为71.48m×43.95m,核心筒尺寸为25.95m×24.2m。结构最大高宽比为6.87(Y向),小于高规限值7;核心筒最大高宽比为12.5(Y向),大于高规建议值12。项目建筑效果图见图1,典型结构平面布置图见图2。

　　 结构外墙厚由下至上为1 200～400mm,内墙厚由下至上为400～250mm;钢管混凝土柱主要截面尺寸为ϕ1 600×40～1 000×14(底部穿层柱为ϕ2 000×50),混凝土强度等级为:C80～C40;框架梁采用H型钢梁,主要截面尺寸为H500×300×12×35,H500×400×12×30,H650×500×14×35,H800×400×16×40等;次梁为组合梁,主要截面尺寸为H500×200×8×12,HN500×200×10×16等;连梁高度主要为800,1 000mm。采用的钢材为Q345B。

　　 本工程结构设计使用年限为50年,根据《建筑工程抗震设防分类标准》(GB 50223—2008) ^[2],本工程地上塔楼面积远大于8万m²,因此抗震设防分类为重点设防类(乙类)。建筑结构安全等级为一级 ^[3,4],建筑场地类别为Ⅲ类;抗震设防烈度为7度,设计基本地震加速度为0.1g,设计地震分组为第一组 ^[4];结构阻尼比小震取0.03,中震取0.035,大震取0.05;考虑隔墙折减后结构自振周期约6.7s,大于《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[4](简称抗震规范)给出的地震影响系数曲线中最长周期6.0s的最大值,对于超出抗震规范的部分,本工程采用按规范周期6.0s的地震影响系数取值。

　　 工程所在场地50年一遇的基本风压为0.50kN/m²,本项目结构高度较高,周围高层建筑较多,风环境复杂,相互干扰效应明显,属于风荷载敏感结构,由风洞试验确定风荷载。风洞试验模型及周围建筑按1∶300比例缩尺(图3,4),在塔楼立面、塔楼女儿墙护栏、遮阳百叶表面布置测点628个。本项目试验风向角间隔10°,共36个风向角 ^[5,6]。

　　 表1为风洞试验工况下结构的基底剪力及基底倾覆力矩与高规、《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2012) ^[7]计算结果比较,可知两者基本相当。根据风洞试验结果,在人员经常到达的楼层处(290m标高),当结构承受10年重现期风压0.3kPa、阻尼比为0.01时,结构最大加速度为α_x=0.207m/s²,α_y=0.16 m/s²,均小于规范限值0.25m/s²,满足结构舒适度要求。

　　 本项目从建筑方案阶段就开始同步对结构体系进行多方面、多角度的研究。建筑概念设计时采用了带巨型斜撑的框架-核心筒结构体系,同时在底部大堂入口处采用巨型斜撑转换上部外框柱(图5)。该结构方案可行,但存在以下几点不足:1)巨型斜撑对本项目来说刚度冗余量较大,且对设计与施工均有不利影响。2)外框柱在底部通高大堂顶部转换,属重要抗侧力构件的高位转换,不利于结构抗震。3)斜撑遮挡视野,对使用舒适性及景观视野品质不利。

　　 建筑概念设计阶段,通过与建筑师充分沟通,进行了以下几方面的优化:

　　 (1)核心筒外围柱网。概念方案时建筑四角部均有柱,南北向柱网均匀布置;由于底部通高大堂需要而取消底部9层中柱,导致标准层该处柱网较大,而需在9层设置转换结构转换出标准层的中柱。为改善不足,采用取消角柱、局部加大南北侧中间柱跨,以达到改善建筑角部区域的视野景观、提升建筑品质,并能满足底部大堂外观及标准层结构受力的需要(图2)。

　　 (2)抗侧结构体系。取消巨型斜撑,采用框架-核心筒结构体系。经多模型对比试算,通过合理设置框架-核心筒结构构件即可满足抗侧刚度要求,无需设置加强层。

　　 (3)结构材料。材料的选择决定结构整体刚度、施工速度及综合造价,需综合评估。本项目经过多次比选,最终采用钢管混凝土柱+钢梁+钢筋桁架楼承板的方案。采用本方案,结构材料造价较常规钢筋混凝土方案高约7 000万元,但能节省工期约5个月;钢管混凝土柱截面更小,可增加使用面积(底层约增加17m²,全楼约增加800m²),综合性价比更高。

　　 超高层建筑的塔冠虽不是主体结构构件,但其受风荷载及地震作用较大,且由于造型需要往往较复杂,塔冠结构受力也需要特别关注。

　　 本项目塔冠造型特点:54层(标高278.4m)以上主体东、西侧逐步退台形成山的造型,东、西面幕墙(百叶)延伸至320m标高形成高41.6m通高的有遮阳空间(图6)。该塔冠结构主要承担幕墙自重及水平荷载(即风荷载与地震作用,其中风洞试验得出的风荷载较大,为主控荷载),需对塔冠结构型式及受力体系进行专门研究(图7)。

　　 塔冠柱较高、侧向力较大,柱为压弯构件,塔冠结构优化主要考虑以下方面:1)塔冠顶部(320m)标高处水平梁需与核心筒剪力墙相连,以减小塔冠柱顶部的侧向位移。2)41.6m高的柱在风荷载作用下位移较大,为不影响幕墙构件安全,需控制柱的侧向位移及幕墙平面内的不均匀变形在合理范围。3)幕墙柱因建筑外观需要,柱径应尽可能做小;柱间联系梁布置需与幕墙分隔对应。4)如幕墙柱刚度太弱时,方案单位允许在半高处设置一道横向支撑,但支撑型式需做到美观。

　　 为此,经多方案试算对比,最终确定核心筒部分剪力墙延伸至302m标高、幕墙柱径为800mm、在302m标高处设置一道水平支撑斜梁的结构方案(斜梁与柱间联系梁形成桁架,有助于提高塔冠结构南北向的抗侧刚度),如图8,9所示。

　　 本项目地下室顶板采用钢筋混凝土梁板结构,室外覆土区域采用整跨加腋大板;地下1层采用单向次梁布置的梁板结构;其余地下层楼盖均采用无梁楼盖体系;地上各层采用单向钢梁布置的梁板结构;地下室侧壁采用基坑支护与侧壁合一的永久地下连续墙。

　　 本项目塔楼结构有以下特点。1)塔楼高度超高:主屋面高度为302m,超过规范混合结构适用高度190m(超限约59%)。2)塔楼层高不均匀:标准层层高4.5m,但存在较多层高突变的楼层:避难层(8层)层高12m,其余避难层(17,27,37,46层)层高8.5m,空中大堂层(38层)层高9.0m。3)塔楼设置斜柱:塔楼南侧边柱在9～12层楼面采用斜柱,外移1 650mm(斜柱与水平面夹角约为83°);在52～53层建筑四角部柱设置斜柱以避免梁托柱转换。4)南北侧8层通高山形中空大堂:南北侧各有2根6层的通高柱,且1～8层的外围框架梁不能封闭。5)层层退台:裙楼及顶部山形造型,结构上采用梁托柱转换实现柱内移。

　　 本工程抗震设防类别为乙类,按8度确定主体结构抗震等级。塔楼计算模型如图10所示。采用YJK,ETABS两软件对整体结构进行计算分析,结果见表2。由表2可知,YJK,ETABS两软件计算的主要结果(周期、基底剪力)较为接近,规律较为一致,表明结构模型真实、可信。结构扭转周期比、剪重比、层间位移角、扭转位移比等指标均符合规范要求。

　　 此外选取符合抗震规范要求的3条地震波对结构进行了弹性时程分析。结果表明部分上部楼层反应谱计算值小于时程分析计算的包络值,设计时按时程分析包络值对楼层地震力进行放大(该放大系数需与剪重比各层剪力放大系数包络取值)。

　　 采用PKPM-SAUSAGE软件对结构进行了罕遇地震作用下的动力弹塑性分析。计算了3条地震波作用下的基底剪力、最大弹塑性层间位移角,见表3。由表3可知,最大弹塑性层间位移角最大包络值X向为1/139,Y向为1/155,均小于1/125的限值,满足大震下性能目标要求。人工波1作用下结构X向剪力墙损伤图见图11。

　　 由图11可知:1)在大震作用下,塔楼剪力墙基本完好,仅底部局部剪力墙出现轻微到轻度损伤;塑性铰出现在连梁,可见连梁充分发挥了耗能能力,实现了强墙肢弱连梁的性能目标。2)底部钢管柱(包括裙楼柱、大堂穿层柱、南侧斜柱)及中上部钢管柱:基本未出现压缩损伤(仅上部柱局部出现压缩轻微损伤);受拉损伤方面:裙楼顶部的托柱转换柱及上部局部柱出现受拉轻微～中度损伤。说明这些部位的柱在大震下受力较大,施工图设计时需加强其配筋(加强钢管强度)。

　　 综上分析可知,结构整体抗震性能良好,与预期塑性化过程吻合;但由于上部柱局部出现受拉损伤,在施工图设计时需对托柱转换柱及相邻上一层所托柱、塔楼上部钢管柱等采取加强钢管柱强度等措施。

　　 本项目地下5层,底板底基本为中、强风化岩(局部存在微风化夹层),根据上部结构荷载及场地勘察报告揭露的地质情况,并综合考虑施工难易、进度要求、工程造价等多方面的因素,基础按如下设计:1)地下室范围采用柱下局部加厚的筏板基础,以中风化岩为持力层(地基承载力特征值f_ak≥1 200kPa);2)塔楼范围采用灌注桩基础方案,以微风化岩为持力层(岩石天然单轴抗压强度标准值f_rk≥8MPa);3)地下室抗浮采用岩石抗拔锚杆。

　　 底板及承台混凝土强度等级为C35,大直径人工挖孔混凝土强度等级为C50;底板厚为1.0m,柱下筏板局部加厚为1.2～1.6m。塔楼桩径为2 800,3 200mm,桩底直径扩大为800～1 400mm;单桩承台厚1.6m,核心筒下联合承台厚2m;抗拔锚杆孔径为200mm,单根锚杆抗拔承载力特征值为500kN,锚入中、微风化深度为8.5m。

　　 底板及地下室为超长结构,采用膨胀加强带措施以减小施工期间温度的不利影响。

　　 本工程在首层处南、北侧有8层通高的山形大堂,导致⑥轴和⑧轴的框架柱成为6层通高的穿层柱及2～8层楼面无法拉通(图12)而形成不封闭外框架结构。由于穿层柱线刚度与周边柱差异较大,其在罕遇地震作用下整体受力复杂,不封闭的外框架与规范的框架-核心筒结构受力上有一定差异,因此有必要对其进行专项分析。

　　 以北大堂穿层柱为例,穿层柱高37.5m,钢管混凝土柱直径取2 000m,满足《钢管混凝土结构技术规范》(GB 50936—2014) ^[8]中关于长径比不大于20的规定。

　　 穿层柱按关键构件进行复核,由罕遇地震下的等效弹性计算可知,穿层柱最大应力比为0.54,满足受力要求且有一定的承载力富余度。由弹塑性时程分析可知,在罕遇地震下,穿层柱未见压缩和受拉损伤。可见穿层柱能满足罕遇地震下的性能要求。

　　 对穿层柱进行了有限元屈曲分析,屈曲分析荷载工况组合系数为恒载1.0、活载0.5。以自由长度最长的北中庭穿层柱为例(柱高L=37.5m,柱截面为ϕ2 000×50,内灌C80混凝土),计算的临界荷载系数为18.15,临界荷载为1 101 612.8kN。由欧拉公式推导出的计算长度系数μ为0.59,小于软件采用的计算长度系数(最小为0.94),且有一定的安全度。通过构件有限元屈曲分析,穿层柱承载力能保证的受力要求。

　　 针对该结构特点,计算了外框封闭的对比模型与实际模型进行整体结构影响分析,对比模型在2～8层外框的典型平面布置如图13所示,表4列出了两模型主要计算参数差异。由表4可知,两模型周期相差不大,可认为外框不封闭对整体结构影响不大。但X向(不封闭向)框架柱承担的地震剪力和地震倾覆力矩差异较大(尤其是承担的地震剪力,外框不封闭时相差10.1%),可见外框架不封闭削弱了外框架承担地震剪力及倾覆力矩的能力。

　　 通过上述分析,底部不封闭楼层(1～8层)核心筒剪力墙加强为按承担100%地震剪力进行构件设计。

　　 因建筑底部骑楼宽度需要,塔楼南侧外排柱在9～12层楼面处设置斜柱实现外排柱内移(柱中心内移1 650mm,斜柱与水平面夹角约83^°),如图10结构模型所示。斜柱相关的楼面梁直接与核心筒斜柱向(Y向)剪力墙相连,使斜柱产生的拉压力能直接传递至核心筒。在正常使用时,斜柱受竖向力时产生的水平分量由相关楼面梁及楼板共同分担,在罕遇地震作用下楼板开裂后仅由梁承担。为保证斜柱受力安全,对相关楼面梁以及楼板分别进行不利工况的受力分析,其中分析梁时不考虑楼板作用,分析楼板时采用弹性板模型。

　　 通过分析可知:1)斜柱相关梁在竖向荷载D+L作用下拉压力明显,数值较大;而在地震作用下,梁拉压力数值较小,不控制截面设计。2)在竖向荷载D+L作用下,与斜柱相连的楼面梁在斜柱底层(9层)为压力,约2 050～5 200kN,随着楼层增加后梁压力急剧减小后转变为拉力,并在斜柱顶层(12层)拉力最大,约1 430～1 820kN。3)斜柱产生的水平拉压力能通过楼面梁传递给核心筒剪力墙及周边框架柱,传力途径直接、有效。4)楼板方面,斜柱底层(9层)及上一层(10层)楼板在斜柱跨(核心筒至外围斜柱范围)的应力以受压为主,9层楼板压应力稍大,约2～5MPa,小于楼板的受压强度,10层稍小,仅约1MPa。5)斜柱顶层(12层)及下一层(11层)楼板在斜柱跨的应力以受拉为主,12层楼板拉应力稍大,约1～3MPa,11层稍小,约1MPa。6)斜柱相关层(9～12层)楼板在水平地震作用下的楼面应力不明显。

　　 根据以上分析,结构设计时按如下考虑:1)全部与斜柱相连的框架梁按偏拉、偏压构件进行承载力设计,梁拉、压力采用不考虑楼板作用的模型内力(其中斜柱转折节点处相关梁按不考虑其他层梁贡献的手算拉、压力进行计算)。2)相关梁柱、梁墙节点设计按偏拉梁的内力进行设计,以确保节点受力安全。3)楼板方面,由于斜柱底层(9层)同时为底部通高大堂的顶板层,本层配置双层双向配筋,单层单向配筋率不小于0.25%。4)斜柱中间层(10,11层):斜柱及相邻跨均配置双层双向配筋,单层单向配筋率不小于0.25%。5)斜柱顶层(12层)楼板斜柱跨及相邻一跨均配置双层双向钢筋,考虑裂缝因素控制钢筋应力水平不超200MPa,因此单层单向钢筋配筋率提高至约0.3%,为ϕ10@180,沿受拉梁区域板钢筋根据应力水平加密,约加密至ϕ10@90。

　　 斜柱节点有限元分析方面,楼面受拉梁与剪力墙内钢骨连接(图14),该节点的传力可靠性直接影响斜柱结构的安全。为了验证该斜柱转换节点传递水平力的可靠性,采用通用有限元软件ABAQUS对该节点进行有限元分析 ^[9]。该节点以拉力为主,建模时不考虑混凝土作用采用弹塑性材料模拟,有限元模型见图15,受拉梁与钢骨连接区应力分布示意图见图16。由图16可知,受拉梁与钢骨柱连接区有较明显的应力集中现象。该处增加三角形过渡板后,应力集中现象明显改善(图17)。在大震作用下,节点区域的von Mises应力水平不超300MPa,节点过渡板局部最大约306MPa,均未超过材料强度设计值(节点区钢板材质加强为Q345GJC),可见节点区域未发生屈服,传力有效。

　　 本工程结构体系为钢管混凝土框架+钢筋混凝土核心筒的混合结构,高度超过300m,楼面梁与柱为刚接,与核心筒为铰接。混凝土材料在长期荷载作用下会产生徐变,而钢结构则无此特性。因此,有必要研究混凝土核心筒和钢管混凝土柱之间因核心筒徐变产生的影响。

　　 采用YJK软件对混凝土核心筒轴向刚度进行折减60% ^[10],计算了考虑徐变影响对整体结构的影响,计算结果见表5。

　　 通过以上计算对比,可知当考虑混凝土徐变后:1)对整体结构的自重周期无影响,对整体结构弹性刚度、地震力、风荷载等无影响。2)核心筒外围框架柱的柱底轴力均有增加,增加幅度约3%。3)连接核心筒与外围钢管柱的框架梁梁端弯矩增大,相应跨中弯矩减小,梁控制应力比有所增大,且塔楼中上部的增大幅度显著大于塔楼下部楼层。4)对各层外周边连接钢管柱的框架梁受力影响很小,基本可忽略。

　　 综上分析,结构设计时拟包络考虑混凝土徐变的模型进行基础及结构构件设计。

　　 (1)本项目结合建筑造型要求,通过对结构体系、柱网、塔冠等优化及结构构件的灵活布置,做到了结构体系合理、传力简单可靠,确保结构设计的安全与经济。

　　 (2)通过对关键部位的专项分析,使整体结构获得了必要的安全度与可靠度,满足现行规范要求。为类似项目的结构设计提供参考。

　　 (3)工程已顺利通过施工图审查,正处于主体结构紧张施工中。