安邦财险深圳总部大厦项目位于深圳市后海区西北角,由C-11,C-12和D-06三个地块组成。其中C-12办公塔楼地上54层,地下5层,地上建筑面积为113 309m²,建筑高度273m,结构高度249.2m,地下室埋深约22m。首层大堂部分层高9m/156m,典型办公层高4.5m,2层、34层、53层空中大堂层高9m; 沿着塔楼高度,每隔50m设有机电层/避难层,层高7.1m/5m。塔楼结构平面呈椭圆形,最大长轴尺寸为67.2m,最大短轴尺寸为51.0m,同时塔楼立面呈收腰体型,最大收进尺寸为3.7m,位于41层,最小长轴尺寸为59.8m,最小短轴尺寸为43.6m。图1为建筑效果图及剖面图。图2为塔楼典型楼层平面布置图。

　　 C-12塔楼设计使用年限为50年,结构安全等级为二级(关键构件提高为一级),地基基础设计等级为甲级,属于重点设防类建筑。工程所在地属Ⅲ类场地,设计地震分组为第一组,特征周期为0.45s,工程抗震设防烈度为7度(0.1g),抗震措施按8度采用 ^[1,2]。

　　 由于项目周边超高层建筑较多,且建筑形体复杂,为了确保结构安全,委托广东省建筑科学研究院集团股份有限公司风工程研究中心进行了风洞试验以确定建筑物的风荷载。对风洞试验结果与《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2012) ^[2]计算的风荷载结果进行了比较,如表1所示。

　　 根据表1可知,风洞试验风荷载作用下结构X,Y向基底剪力分别为规范风荷载作用下的112%,95%; 风洞试验风荷载作用下结构X,Y向倾覆力矩分别为规范风荷载作用下的108%,94%。风洞试验最大风向角为120°,塔楼两个方向的风荷载取值均由横风向风振控制。

　　 塔楼建筑高度273m,结构高度249.2m,地上54层,地下5层,属于超B级高度的高层建筑,结构高宽比约为6.0,主要采用框架-核心筒结构体系来抵抗水平地震和风荷载作用 ^[3,4]。

　　 核心筒位于平面中心,无偏置,采用内置型钢的钢筋混凝土剪力墙。外框架由17根钢管混凝土柱和环带桁架组成,17根钢管混凝土柱均匀布置于结构外围。环形桁架设置于设备层,共4道。同时由于结构底部局部4根外框柱缺失,因此在每道环带桁架位置进行转换形成次框架。地震作用和风荷载作用下结构产生的剪力及倾覆力矩由外框架和核心筒组成的抗侧力体系共同承担,最终传至基础。

　　 核心筒平面呈椭圆形,居中对称布置。塔楼低区核心筒尺寸为36.3m×23.4m,中区核心筒西侧翼墙向内收进2.65m,高区核心筒西侧翼墙再向内收进1.8m,东侧翼墙向内收进4.45m,高区核心筒尺寸为2.7m×22.4m,核心筒的高宽比约13.0。核心筒从下到上翼墙厚度由1 100mm减小至400mm, 腹墙厚度由500mm减小至400mm,设有伸臂桁架的加强层(44层)及其上下层厚度为500mm。

　　 结合建筑平面呈椭圆形的特点,外框柱选择钢管混凝土柱(简称CFT柱)作为结构抗侧力构件的主要形式,CFT柱的构件截面从下而上由ϕ1 700减小至ϕ1 300。为体现外框结构二道防线的作用,在外框柱之间,设置900mm高外框梁以提高外框架的抗侧刚度,保证结构安全。

　　 由于用地红线的限制,外框结构1～3层楼板收进,造成上部结构近58m跨度范围内的竖向构件不能落地,相对于上部结构的17根CFT柱,C-12塔楼1～3层仅有13根直接落地的CFT柱,楼板收进范围内的4根外框柱需要进行结构转换处理。图3为塔楼幕墙边线与建筑红线关系示意图。

　　 考虑到直接设置58m跨度的转换桁架,需要的结构高度以及结构构件尺寸过大,最终选择局部采用“斜柱+转换桁架+次框架”的结构形式。对应1层两处截面ϕ2 400巨柱位置((12)轴、(17)轴),在4层楼面标高分叉形成两根斜柱,其中一根截面ϕ1 650柱同其他落地柱一样向上延伸,另一根截面ϕ1 700柱斜向延伸至对应相邻(13)轴、(16)轴12层楼面标高位置,使(13)轴、(16)轴两根外框柱的竖向荷载可以通过斜柱传递至基础底板; 在(13)～(16)轴之间,分别在11,22,33,44层设置跨度约23m的转换桁架,进而解决(14)轴、(15)轴两根外框柱竖向导荷问题,同时在转换桁架范围内设置水平桁架,解决弧形转换桁架的受扭问题。通过斜柱的设置,首先可以解决转换桁架跨度过大的问题,使得结构高度及构件尺寸在合理范围内,同时斜柱可以提高整体结构抗扭能力,提供理想的抗侧刚度,对于楼板收进范围内的刚度缺失也是一个理想的补偿。图4为转换桁架布置示意图。由图4可知,塔楼在缺口范围内存在构件间断、高位转换等竖向不规则情况。

　　 综合考虑抗震设防类别、设防烈度、场地条件、结构自身特性等因素,根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010) ^[5]对抗震性能目标的划分,将C-12塔楼的结构抗震性能目标定为C类,具体性能设计指标详见表2。

　　 采用YJK和ETABS两个计算软件分别对塔楼进行多遇地震和风荷载作用下的弹性分析,相关计算结果见表3和表4。根据计算结果可以看出,两个软件计算结果吻合较好,且满足规范的设计要求 ^[6,7,8]。

　　 YJK和ETABS计算的振型质量参与系数在X,Y向均为99%,超过规范规定的90%的要求。YJK计算的第一扭转周期与第一平动周期的比值为0.59,ETABS为0.61,此值远小于规范0.85的规定。通过对比小震和风洞试验风荷载下的基底剪力可知,风洞试验风荷载下的结构X,Y向的基底剪力均为小震下的1.60倍; 根据规范要求,风洞试验风荷载起控制作用。X,Y向在风荷载与小震作用下的层间位移角均小于1/500,满足相关规范要求。在Y向风荷载作用下,塔楼最大顶点位移为332.8mm。

　　 由于存在加强层,使楼层竖向刚度发生突变,10,21,32,43层的X向为软弱层。构件设计时应对软弱层的地震作用乘以1.25放大系数。在结构较低楼层区域,框架在X,Y两个方向承担的地震剪力占本楼层地震剪力的比例基本都在6%～10%之间,在结构中高楼层区域,框架在X,Y两个方向承担的地震剪力占本楼层地震剪力的比例均已超过10%。对于底部加强区的核心筒剪力墙,承担的地震剪力按照100%的楼层剪力计算。在规定水平力作用下,结构底层框架部分承受的地震倾覆力矩与结构底层地震倾覆力矩的比值在X,Y向为40%左右,塔楼符合典型框架-核心筒结构的设计要求。

　　 塔楼核心筒为钢筋混凝土结构,验算时综合考虑各种组合工况,取最不利的重力荷载设计组合和地震设计组合下的内力进行承载力验算。由于塔楼在4～12层存在结构斜柱转换,导致核心筒剪力墙在结构转换位置的轴压比与对称位置存在较大差异,因此分别对转换位置与对称位置的剪力墙轴压比进行了校核。同时对塔楼风荷载下的核心筒墙体应力进行了分析,结果显示,墙肢在风荷载下未出现拉应力。C-12塔楼低区核心筒剪力墙编号见图5,1～3层核心筒轴压比验算结果见表5。

　　 针对不同构件,塔楼核心筒剪力墙、外框柱、环带桁架以及转换桁架承载力验算时考虑的荷载组合分别是:考虑风荷载的验算:1.3DL+1.5LL±0.6×1.5W; 小震弹性验算:1.2DL+0.6LL±1.3F_eq; 中震弹性验算:1.2DL+0.6LL±1.3M_eq; 中震不屈服验算:1.0DL+0.5LL±1.0M_eq; 大震不屈服验算:1.0DL+0.5LL±1.0S_eq。其中DL为恒荷载; LL为活荷载; W为风荷载; F_eq为小震作用; M_eq为中震作用; S_eq为大震作用。

　　 墙柱承载力验算通过轴力-双向弯矩图(P-M_x,P-M_y)来完成。墙柱压弯承载力计算基于平截面假定,按照有限元原理编程计算(XTRACT软件)得到。根据分析结果和对称原则,选取典型外框柱进行校核,均能满足相关性能目标的设计要求。桁架结构构件的承载力验算通过ETABS软件的应力比计算功能得到 ^[9]。墙柱P-M曲线承载力校核见图6,结构构件承载力验算结果见图7。根据计算结果可知,墙柱的压弯承载力可以满足既定性能目标的要求。

　　 选用7组地震波(其中2组人工波L7404,L7407,5组天然波ZTL85,ZTL2125,ZTL3880,ZTL4284,ZTL11819),对塔楼进行了7度罕遇地震下的动力弹塑性时程分析,结果见表6。由表6可知,7组地震波在X,Y向的基底剪力平均值分别为97 346,132 027kN,对应的剪重比分别为5.27%,7.15%。考虑弹塑性刚度退化后,每组地震波作用下地震剪力均有一定程度的降低,弹塑性分析的基底剪力与弹性分析的基底剪力比值平均值在X,Y两个方向分别为0.73,0.85。同时,计算出相应工况下大震弹性位移时程,与弹塑性位移时程进行对比。

　　 以天然波ZTL85为例,其顶点位移时程曲线见图8。由图8可知,在地震开始阶段,大震弹塑性分析顶点位移时程曲线与大震弹性分析结果基本重合,经过前1～2个较大位移峰值后,弹塑性分析顶点位移时程曲线峰值向后推移,说明随着结构损伤的发展,结构的刚度减小,周期增长。7组地震波在X,Y向最大层间位移角的平均值分别为1/217,1/249,分别发生在36层和55层,均满足规范≤1/100的限值要求。

　　 在各个构件性能方面,核心筒连梁较多发生受压损伤,连梁内钢筋未进入塑性,连梁内钢骨进入塑性,保护了核心筒墙肢。核心筒墙体损伤主要发生在顶部楼层、核心筒收进处以及与伸臂桁架相连的墙肢,其中,56层端部X向墙肢受压损伤较为严重,43～45层与伸臂桁架相连墙体以及25～27核心筒收进处的墙体为轻度及以下损伤; 除此之外,绝大部分墙体的受压损伤系数小于0.1,钢筋塑性应变小于1倍屈服应变或未进入塑性; 核心筒墙肢总体处于轻度及以下损伤水平。核心筒内部型钢未进入塑性; 钢管混凝土柱内混凝土未发生受压损伤,柱内钢骨进入塑性,但最大塑性应变远小于1倍屈服应变,钢管混凝土柱受力性能良好; 环带桁架部分未进入屈服,整体受力性能良好。楼板发生明显的混凝土受拉开裂损伤,受压损伤范围较小,损伤相对较轻,损伤较大的部位在43层面内洞口边缘处,板内钢筋最大塑性应变为10倍的钢筋塑性应变,处于比较严重损伤水平。转换区、跃层柱上下层以及加强层楼板受压损伤相对较轻,受拉损伤较为严重,钢筋最大塑性应变超过1倍屈服应变,但小于3倍屈服应变。楼板总体仍具有承担竖向荷载和传递水平地震的能力。结构在罕遇地震作用下的构件损伤满足设计性能目标要求 ^[10]。

　　 由于外框斜柱转换时柱力和斜率均较大,斜柱与外框环梁及次框架相连接的部位受力较为复杂,需要特殊分析。根据斜柱、钢管混凝土柱、外框环梁及次框架的具体连接情况,选取斜柱顶部及底部连接区域作为分析对象,采用RHINO软件建立斜柱节点三维有限元模型(图9),考察该节点在大震工况下,混凝土、钢管、次框架钢梁及外框钢箱梁的应力状态及混凝土开裂损伤情况,验证节点传力的可靠性。

　　 斜柱下节点的有限元分析结果见图10。由图10可知,斜柱下节点绝大多数钢构件保持弹性,仅有型钢梁部分进入塑性,发生在型钢梁与斜柱相交附近区域的上翼缘,最大塑性应变为1.39×10^-4,远小于1倍屈服应变。钢管未进入塑性,加劲板尚未进入塑性,仍然保持弹性,钢构件整体性能良好。钢管混凝土受压基本完好,但受拉损伤较大,钢管柱应力比最大值为0.88,位于斜柱与外框巨柱的相贯面底部区域,但范围较小。

　　 斜柱上节点的有限元分析结果见图11。由图11可知,斜柱上节点区绝大多数钢构件保持弹性,仅吊柱与转换桁架下弦杆交接部分进入塑性,最大塑性应变为0.001 1,小于1倍的屈服应变,属于轻微损伤。位于转换桁架下弦杆与吊柱相交区域的加劲板部分进入塑性,最大塑性应变远小于1倍屈服应变,其余大部分仍然保持弹性,构件性能良好。钢管外侧的加劲板部分进入塑性,但范围极小,最大塑性应变远小于1倍屈服应变,其余大部分仍然保持弹性,构件性能良好。钢管混凝土受压基本完好,但受拉损伤较大,钢管柱应力比最大值为0.88,位于转换桁架与斜柱交接的局部区域 ^[10]。

　　 安邦财险深圳总部大厦项目C-12塔楼建筑高度273m,结构高度249.2m,结构体系为框架-核心筒结构,由于底层局部楼板缺失,设计时采用在避难层设置转换桁架的形式,以解决塔楼竖向构件不连续的技术难题。本文总结C-12塔楼结构的主要特点及结构弹性和弹塑性分析结果,结论如下:

　　 (1)根据弹性分析结果,在风洞试验风荷载和7度小震作用下,结构层间位移角、剪重比、刚重比、竖向刚度比值、楼层抗剪承载力比值、外框承担地震剪力比值等指标均在规范要求范围内,可以满足小震弹性的抗震设防目标。

　　 (2)根据结构性能化设计分析结果,重要结构构件可以满足C类的性能化设计目标。

　　 (3)根据大震弹塑性分析结果,在7组地震波作用下,结构层间位移角满足≤1/100的限值要求,结构满足大震不倒的抗震设防目标。