锦江文创产业中心位于四川省成都市锦江区。工程总建筑面积为24.6万m²,塔楼建筑面积约8.1万m²。结构地上47层,地下3层,其中1～3层为商业,层高4.5m;4～28层为办公,层高4.2m;29～47层为酒店,层高3.6m;12,24,36层设置为避难层,层高分别为4.8,4.8,5.8m。地下3层～地下1层层高分别为3.8,3.8,5.6m,主要使用用途为设备房、酒店后勤及车库。塔楼建筑高度217.8m(室外地面至塔冠钢结构顶部),地面以上主体结构高度为193.55m(室外地面至大屋面),大屋面以上为建筑异形装饰钢结构塔冠,高度为24.3m。塔楼与商业裙房相接邻并设置伸缩缝兼防震缝脱开,缝宽为200mm,二者之间的地下室连为整体。建筑效果和结构模型示意如图1所示。

　　 本工程塔楼建筑面积超过8万m²,考虑到塔楼从使用功能上属于商业办公、酒店复合业态,通过评估,经常使用人数为6 000人,根据《抗震设防分类标准》(GB 50223—2008)将塔楼抗震设防类别定为标准设防类(丙类)。塔楼设计使用年限为50年,安全等级为二级,地基基础设等级为甲级。抗震设防烈度为7度(0.10g),设计地震分组为第三组,场地土类别为Ⅱ类 ^[1,2]。重现期50年的基本风压为0.30kN/m²,地面粗糙度类别为B类。

　　 结构高度在200m左右的塔楼在超高层中占比最大,通常根据建筑的平面布局采用框架-核心筒结构体系。从抗侧力构件的角度出发,结构一般需要设置两道防线,常用的组合是框架与筒体或支撑进行组合。从建筑功能的适应性出发,可供选择的结构体系为钢筋混凝土框架-核心筒结构(中下部采用型钢柱)和钢管混凝土框架-核心筒结构,两种结构体系各有优缺点。

　　 在方案设计阶段,对钢筋混凝土框架-核心筒结构和钢管混凝土框架-核心筒结构进行了结构方案对比。钢筋混凝土框架-核心筒结构25层以下采用型钢混凝土柱,底层框架柱最大截面为1 100×1 800,含钢率6.4%,混凝土强度等级C60,楼盖为钢筋混凝土楼盖;钢管混凝土框架-核心筒结构采用矩形钢管混凝土柱,底层框架柱最大截面为□1 200×1 200×36,内灌C60混凝土,楼盖为钢-混凝土组合楼盖,筒体均为钢筋混凝土核心筒。经过计算分析,两种方案均能满足现行规范的要求,相对于钢筋混凝土框架-核心筒结构,钢管混凝土框架-核心筒结构整体刚度偏柔,总重量减少11.6%,建设总工期可以缩短3～5个月,增加有效使用空间面积约460m²,但混合结构整体造价偏高,结构总成本增加约2 278万元。经综合考虑,塔楼选择钢筋混凝土框架-核心筒结构。

　　 塔楼平面尺寸为42.2m×42.2m的切角正方形,高宽比约为4.6;核心筒平面尺寸为21.2m×20.7m,高宽比约为9.35,核心筒面积约占总平面面积的24%,结构体系尺寸适当。

　　 框架柱由底部截面尺寸为1 100×1 800的型钢混凝土柱,往上逐渐收小至截面尺寸为800×1 100的钢筋混凝土柱,26～27层设置芯柱过渡层。核心筒外墙厚度由1 000mm往上逐渐减小为400mm,核心筒内墙厚度为200～300mm。楼盖为钢筋混凝土楼盖,外框梁截面尺寸为400×850,楼盖主梁截面尺寸为400×700,楼盖次梁截面尺寸为300×700。核心筒内楼板厚度为120mm,避难层、楼板开洞层及其上一层、平面角部区域楼板适当加厚至120～150mm,考虑到大屋面以上尚需转换为钢结构塔冠,大屋面楼板厚度为200mm。标准层结构平面布置如图2所示。

　　 塔冠为异形钢结构,由四片空间管桁架竖立组合而成,底部为角部开口的方形并逐步弯曲为顶部闭合的圆形,采用相贯焊接空间管结构体系,擦窗机置于塔冠顶部,网格尺寸与幕墙单元划分相协调,在2.5～2.9m之间,网格厚度为2.5m,构架底部竖向主弦杆支承于下部主体框架柱或梁上,支座采用固定铰支座。

　　 由于塔冠相对于主体结构的尺寸及刚度小得多,在地震作用下会产生“鞭梢效应”,设计时对多遇地震影响系数最大值取3倍的放大系数,并通过整体分析模型对塔冠进行包络设计。

　　 塔冠竖向主桁架弦杆截面为ϕ180×6,水平主桁架弦杆截面为ϕ83×5,腹杆截面为ϕ95×5,擦窗机轨道处水平杆截面为ϕ121×6,钢材均采用Q345B,塔冠总质量约131t,结构三维示意如图3所示。

　　 采用YJK(1.8.2.1版本)、ETABS(16.1版本)软件对塔楼整体结构进行小震及风荷载下的振型分解反应谱分析,主要计算结果见表1。由表1可以看出,两种软件计算结果较为接近,YJK软件计算结果中Y向剪重比1.20%,略低于规范限值1.24%,但不满足要求的楼层数量仅有2层,小于总楼层数的15%,剪重比大于0.8倍规范限值,属于可接受的范围。

　　 塔楼采用桩筏基础,筏板厚度为3.0m,其中核心筒下筏板厚度为3.4m,机械旋挖灌注桩直径为1.5m,桩端持力层为中风化泥岩层,根据核心筒和外框架的荷载分布比例,采用变刚度调平的思路调整桩数及桩长,核心筒下桩长25m,单桩承载力特征值为23 000kN;外框架柱下桩长17m,单桩承载力特征值为17 000kN。经计算,基础最大沉降量为11mm,整体倾斜0.02‰,最大局部倾斜0.6‰,基桩反力及变形均满足规范要求。

　　 塔楼主体结构高度193.55m,超过《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010) ^[1](简称高规)规定的框架-核心筒结构B级最大适用高度180m的限值;首层大堂及顶部酒店空中大堂有局部通高空间,2层楼板开洞率约为49%,存在穿层柱及长短柱共存的不利情况,属于楼板不连续;46层外框架柱内收转换,属于局部不规则;结构扭转位移比大于1.2,属于扭转不规则。根据《超限高层建筑工程抗震设防专项审查要点》(建质[2006]220号),本工程为高度超限并有三项一般规则项超限,应对其进行抗震设防专项审查。

　　 塔楼性能目标设定为C级,以底部加强区竖向构件为关键构件,细化的构架性能目标如表2所示。

　　 根据结构布置特点和抗震性能目标,采取了以下主要抗震措施:1)剪力墙核心筒是主要抗侧力构件,严格控制墙肢轴压比不大于0.5(最大轴压比0.48),同时对于轴压比在0.45～0.5之间的墙体设置型钢,筒体四个角部型钢设置至13层楼面;2)中震下小偏拉墙肢抗震等级提高为特一级; 3)核心筒角部约束边缘构件设置到大屋面层,其余约束边缘构件延伸到剪力墙轴压比为0.3时所在高度;4)小跨高比连梁增设交叉斜筋或暗撑,提高其延性以避免脆性破坏,对于支承楼盖梁的连梁,采用分段式连梁设计,使其兼具承重和耗能双重功能 ^[3],连梁的构造如图4所示;5)提高框架柱作为二道防线抗震的能力,小震下其剪力取不低于底部总剪力20%和楼层最大剪力1.5倍二者之较大值;6)根据弹性时程分析的楼层剪力结果对小震反应谱分析的楼层剪力进行放大修正;7)楼板不连续层双层双向配筋并复核中震下楼板拉应力,针对2层开洞较大的情况,同时采取并层(1,2层合并为一个标准层)计算模型复核竖向构件承载力。

　　 塔楼1～2层有10根长度10m、长细比为31.5的穿层柱,46～47层有16根长度9.6m、长细比为51.96的穿层柱。为了确定其计算长度,考察结构的整体及局部稳定性,采用ETABS软件进行屈曲模态计算分析,进而根据欧拉公式通过临界荷载反算出穿层柱的计算长度系数。

　　 临界屈曲因子与荷载分布模式和模型选取密切相关。模型的选取一般有结构整体模型、局部楼层模型、单根构件模型三种方式。其中结构整体模型考虑了上下层及同层等相邻构件的刚度影响,跟实际情况较为吻合;单根构件模型对边界条件做了大幅度简化,与真实情况相差最大;局部楼层模型介于二者之间。另外不同的荷载工况和分布模式下,稳定的临界荷载也是不同的,一般而言,竖向总荷载不变的前提下,合力中心越靠近结构上部,结构整体稳定性越差。侧向荷载加剧了整体结构的二阶效应,降低了结构整体稳定的性能,但对于单个构件来说,由于水平荷载可能减小某些竖向构件的压力,甚至将这些竖向构件由受压转为受拉,可能会提高构件的屈曲临界荷载。

　　 对结构整体模型进行三种工况(恒载+活载、恒载+活载+X向地震作用、恒载+活载+Y向地震作用)下的线弹性屈曲分析,整体结构模型典型屈曲模态见图5。由图5可以看出,整体结构模型第1阶屈曲模态为整体扭转,第2阶屈曲模态为整体平动,直至第9阶屈曲模态,才出现穿层柱的局部屈曲模态。临界屈曲因子计算结果见表3。由表3可知,第1,2阶屈曲模态的临界屈曲因子数值接近,第9,10阶屈曲模态在恒载+活载+Y向地震作用下临界屈曲因子数值小于其他两个工况,最小值为54.8,此数值乘以框架柱轴力即可得到相应框架柱的屈曲临界荷载。

　　 值得提出的是,结构整体模型屈曲分析不仅能评估构件的稳定,还能对结构的整体稳定和扭转刚度进行合理评价 ^[4],高规通过刚重比这一宏观指标评价结构的整体稳定性,当刚重比小于1.4时,结构不满足整体稳定性。刚重比1.4约等效于临界屈曲因子为10。本工程平动的临界屈曲因子为17.9,约相当于最小刚重比为2.5,与按高规第5.4.4条计算的刚重比2.1～2.4相当。扭转临界屈曲因子具有反映结构扭转刚度的功能,对于超高层建筑,可采用扭转临界屈曲因子替代周期比作为控制结构扭转刚度的参数,其容许下限值可取2.5。

　　 作为对比,截取穿层柱所在楼层局部模型,在柱顶施加单位荷载进行屈曲分析,其第1阶屈曲模态如图6所示。

　　 结构整体模型和局部楼层模型计算的首层穿层柱屈曲临界荷载及计算长度系数见表4。由表4可知,计算长度系数均远小于《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)第6.2.20条规定的1.0～1.25。综合考虑到分析模型的理想性和结构构件存在初始缺陷等因素,计算长度系数取值为1.0。

　　 塔冠为异形钢结构,构件截面尺寸较小,其稳定性能至关重要 ^[5]。采用ANSYS14.5软件对塔冠进行整体稳定承载力分析,模型中对所有杆件采用Beam188单元进行模拟,考虑对称性,将1.0恒载+1.0活载+1.0风荷载作为初始外加荷载。首先对塔冠进行线性特征值屈曲分析,通过特征值屈曲分析得到各屈曲模态的荷载系数以及对应的屈曲形态,为非线性稳定分析施加初始荷载提供依据。分析表明,线性特征值屈曲第1阶模态屈曲荷载因子为11.443。结构的前20阶屈曲模态均表现为局部杆件和局部区域的屈曲,未出现整体屈曲模态,结构第20阶屈曲荷载因子达到15.2。

　　 钢结构几何非线性分析需要考虑结构几何缺陷的影响,按照《空间网格结构技术规程》(JGJ 7—2010)第4.3.3条初始几何缺陷分布采用结构第1阶屈曲模态,缺陷最大值取跨度的1/300。将线弹性屈曲中第1阶屈曲临界荷载作为外荷载[荷载系数11.433×(1.0恒载+1.0活载+1.0风)]施加于结构,进行全过程分析。考虑初设缺陷的几何非线性稳定分析表明结构稳定系数约为10,大于4.2。在上述基础上,同时考虑几何及材料非线性,材料弹塑性模型采用ANSYS软件中双线性随动强化模型BKIN。结构的稳定系数为4.0,大于2,结构最终因杆件进入塑性无法继续承载发生强度破坏,但未发生整体失稳,表明结构整体稳定性较好,极限承载力较强,结构极限状态变形图见图7。

　　 为达到大震作用下防倒塌的抗震设计目标,采用ABAQUS软件对塔楼进行大震下的动力弹塑性分析,对结构在设计大震下的非线性性能出给量化评估,研究塔楼在大震下的性能指标、变形、塑性铰、损伤情况及整体结构的塑性发展过程。

　　 计算模型中梁、柱等杆单元采用B31纤维梁单元,该单元基于Timoshenko梁理论,可以考虑剪切变形刚度,计算过程中单元刚度在截面内和长度方向两次动态积分得到;剪力墙采用四边形或三角形缩减积分壳单元模拟,即S4R及S3单元,分布钢筋利用软件中的Rebar功能加入到混凝土剪力墙;暗柱采用B31梁单元模拟,与墙单元共用节点;楼板采用四边形或三角形缩减积分壳单元模拟。

　　 钢材(钢筋)采用双线性随动强化模型,屈服后其强化刚度为初始刚度的1%,钢筋在循环过程中无刚度退化,但考虑了包辛格效应。钢材强屈比设定为1.2,极限应力所对应的极限塑性应变为0.025。

　　 混凝土采用弹塑性损伤模型,能够考虑混凝土材料拉压强度差异、刚度及强度退化以及拉压循环裂缝闭合呈现的刚度恢复等性质。计算中,混凝土材料轴心抗压和轴心抗拉强度平均值按《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)中附录C.2取值。偏保守考虑,混凝土不考虑截面内横向箍筋的约束增强效应。

　　 选取满足规范要求的一条人工拟合地震波W1和两条天然波RSN163(即Imperial Valley-06波)、RSN2541(即CHI-CHI Taiwan-03波) ^[6,7]进行动力弹塑性分析。计算时各地震波均采用地震峰值加速度最大的方向作为主方向输入,主、次方向地震波有效峰值加速度比为1∶0.85,峰值加速度取220gal,特征周期T_g为0.5s,有效持续时间不少于5T_g和15s。三条地震波反应谱平均值与规范反应谱在主要周期点上的比较见图8。

　　 根据大震弹塑性分析结果(表5),对结构在大震下的抗震性能进行评价:1)主体结构在各组地震波作用下的最大弹塑性层间位移角X向为1/199,Y向为1/192,满足小于规范限值1/100的要求;考虑重力二阶效应及大变形的条件下,结构最大顶点位移X向为704mm,Y向为703mm,并始终保持直立,满足“大震不倒”的设防要求;2)结构的弹塑性层间位移角曲线总体较光滑,具有钢筋混凝土框架-核心筒结构典型的弯剪型变形曲线特点,说明大震下结构没有明显的薄弱层和软弱层出现,结构整体性良好; 3)随着结构塑性的开展,结构刚度逐步退化,结构内力响应逐渐降低,大震下结构基底剪力与小震下结构弹性基底剪力的比值约在3.39～5.59之间。当结构的刚度折减系数在0.5～0.9范围内时,结构内力响应折减系数大致在0.4～0.8之间,一般将大震与小震下结构基底剪力的比值为3～5作为评价弹塑性分析结果的参考标准 ^[8]。

　　 如表5所示,结构顶点位移及基底剪力在不同地震波作用下数值的离散性较大,这主要与地震波的选择有关。目前常用的地震波选取均以PGA为代表的加速度类地震动参数作为地震动强度指标,同样的加速度峰值,地震输入能量差别越大,结构响应差别也越大。

　　 以天然波RSN2541和RSN163为例,两条地震波的加速度峰值是一致的,但前者顶点位移响应约是后者的2倍。比对两条波的位移谱,结构在长周期段天然波RSN2541下的位移谱值明显高于天然波RSN163下的位移谱值,可见长周期结构的地震响应更多地与输入速度和位移相关,基于加速度(力)的设计方法具有局限性,建议中长周期结构可将速度类参数PGV或位移类参数PGD作为抗震设计和弹塑性分析的地震动强度指标 ^[9,10]。

　　 大震下整体结构弹塑性发展历程可以描述为:连梁最先出现塑性铰,随着地震波峰值加速度的增大,连梁塑性变形逐步累积耗能;而后结构部分框架梁进入塑性阶段参与结构整体耗能,但框架梁整体塑性发展深度有限;竖向构件损伤程度较轻。

　　 ABAQUS软件分析中,混凝土弹塑性损伤本构模型刚度的降低分别由受拉损伤因子和受压损伤因子来描述,当混凝土达到压应力峰值时,受压损伤因子基本上位于0.4～0.5之间,因此,当混凝土的受压损伤因子在0.4以下,混凝土未达到承载力峰值时,基本可以判断剪力墙混凝土尚未被压碎。连梁在大震下受压损伤较大,表现出明显的耗能效果。底部加强区主要受力墙肢受压损伤因子不大于0.3,个别墙肢受压损伤因子为0.3～0.5,但分布范围较小,其分布宽度普遍小于墙肢横截面宽度的50%,钢筋及钢材塑性应变均小于0.006。总体来说,底部加强区核心筒表现出轻度受压损伤,个别次要墙肢中度受压损伤,在大震下仍具有足够的竖向承载能力。剪力墙混凝土受压损伤分布见图9。

　　 框架柱仅局部区域出现较小的混凝土受压损伤,且损伤因子基本小于0.20,顶部少数楼层框架柱塑性变形超过开裂水准,但尚未进入屈服状态,框架作为第二道设防体系具有足够的富余;大震作用下部分外框梁进入塑性,塑性损伤因子主要在0.20左右;与核心筒剪力墙相连部分的框架梁(主要是与剪力墙面内相连,本质上为连梁)损伤较大,局部连梁的最大损伤因子达到0.9,表现出明显的耗能特征。框架受压损伤及钢筋塑性应变分布见图10。

　　 (1)对比了钢筋混凝土框架-核心筒结构和钢管混凝土框架-核心筒结构各自的优缺点。只要结构布置合理且措施得当,7度区结构高度200m左右且

　　 体系尺度适当的钢筋混凝土框架-核心筒结构仍可表现出较好的抗震性能和经济性。

　　 (2)穿层柱屈曲分析推荐采用结构整体模型,在考查局部构件稳定的同时,尚可通过弯曲临界屈曲因子和扭转临界屈曲因子评估结构的整体稳定性和扭转刚度,对刚重比和周期比等宏观指标不失为一种合理的补充。

　　 (3)当出屋面的塔冠钢结构自身较高或体型相对复杂时应参与整体结构分析,应特别加强其与主体结构的连接部位,稳定性分析时应同时考虑材料非线性和几何非线性,保证结构安全。