该项目位于广州市天河区科韵路与花城大道交汇处的金融城起步区, 总建筑面积为17.8万m², 其中地上建筑面积为14.2m², 地下建筑面积为3.6m², 建筑效果图如图1所示。地下室4层, 地下1～4层层高分别为4.1, 4.5, 4.5, 6m。地上由超高层塔楼和商业裙房组成, 建筑功能为商业、办公;商业裙楼建筑高度为30.0m, 地上6层, 1～3层为商场, 层高均为5m;4～6层为餐饮, 层高均为5m。塔楼地上48层, 建筑高度为210m, 其中7, 17, 27, 38层为避难层, 层高分别为3.3, 3.3, 4.8, 3.3m;塔楼标准层平面尺寸为52.5×39m, 层高为4.2m。超高层塔楼与商业裙房不设防震缝。建筑剖面图及楼层分布功能如图2所示。

　　 图1 建筑效果图

　　  

　　 图2 建筑剖面及楼层功能

　

　　 结构设计使用年限为50年, 建筑结构安全等级为二级;抗震设防烈度为7度, 设计基本地震加速度值为0.10g, 特征周期为0.35s, 抗震设防分类:下部裙楼商业为乙类, 裙楼以上塔楼部分为丙类;混凝土结构的环境类别:地下室临水面和露天混凝土结构为二类a组, 其余均为一类;建筑结构耐火等级为一级;地基基础的设计等级为甲级。 

　　 超高层塔楼区域采用直径为2 300mm和2 800mm的大直径 (扩底) 人工挖孔灌注桩基础, 以③_-4层微风化泥岩作为基础的持力层;塔楼外区域地下室采用天然拓展基础, 基础面结构标高为-19.70m, 以③_-2层强风化泥质粉砂岩作为天然基础的持力层, 地基承载力特征值为500kPa。取室外地坪标高作为地下结构抗浮设计水位, 塔楼区域自身重力可以抵抗水浮力, 塔楼区域外采用抗拔锚杆以抵抗本区域地下室浮力。

　　 本工程主塔楼标准层为矩形平面, 见图3, 主要有两个特点:一是长度方向柱间距相对较大, 为10.5m;二是内核心筒相对窄长, 平面尺寸为34.1m×13.2m, 柱定位轴线与核心筒距离为13m, 框架柱外出挑3m。在结构选型上, 尽量减轻结构材料的自重, 降低框架柱承担的竖向荷载。核心筒高宽比较大, 需充分发挥框架部分的抗侧能力。

　　 方案阶段考虑选用型钢混凝框架柱+钢筋混凝土框架梁+钢筋混凝土核心筒、型钢混凝土框架柱+钢梁+钢筋混凝土核心筒、钢管混凝土框架柱+钢筋混凝土梁+钢筋混凝土核心筒三种结构体系方案。经过综合比选, 最终确定采用钢管混凝框架柱+钢筋混凝土梁+钢筋混凝土核心筒结构形式。

　　 裙楼平面形状近似矩形, 相对规则, 塔楼偏置一侧。由于塔楼和裙房不设缝, 建筑平面在6层处立面有较大的缩进, 6层上下层平面质心和刚心的位置出现突变, 地震作用下, 上部结构的受力对下部结构产生很大的扭矩, 从而产生对建筑物抗震不利的扭转。结合建筑平面特点, 尽量在裙楼楼梯及电梯间位置布置相应剪力墙筒体, 以控制结构的扭转位移比, 同时也进一步增强裙楼部分的抗侧刚度。裙楼3层结构平面布置如图4所示。

　　 塔楼钢管混凝土框架柱最大截面为ϕ1 500 (钢管截面为ϕ1 500×30) , 混凝土强度等级为C60, 上部1～31层塔楼钢管混凝土框架柱截面逐渐收缩至ϕ1 200 (钢管截面为ϕ1 200×20) , 32层及以上采用普通钢筋混凝土柱, 核心筒剪力墙采用钢筋混凝土, 在底部加强区约束边缘构件设置构造钢骨, 核心筒厚度为1 000～500mm, 内隔墙厚度为400mm, 典型框架梁截面为500mm×800mm和400mm×750mm, 标准层楼板厚度为110mm, 避难层及机房层楼板加厚至150mm;裙楼柱截面为900mm×900mm～700mm×700mm, 塔楼框架柱及剪力墙混凝土强度等级为C60～C35, 梁板混凝土强度等级为C35。

　　 地下室采用钢筋混凝土楼盖, 地下4层底板厚度为1 000mm, 为平板结构, 地下3层至首层采用梁板结构, 地下室楼板混凝土强度等级均为C35。

　　 广州地区50年重现期的基本风压值为0.50kN/m², 本工程结构高度为210m, 超过60m, 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[1] (简称高规) , 计算位移时基本风压取0.50kN/m², 计算承载力时基本风压取0.55kN/m², 建筑物地面粗糙度类别为C类。

　　 本工程房屋高度超过200m, 根据高规第4.2.7条规定, 本工程进行了风洞试验^[2], 见图5。按风洞试验结果对本工程进行风荷载作用下位移和承载力计算时, 风洞数据计算结果小于《建筑结构荷载规范》 (GB 50009—2012) ^[3] (简称荷载规范) 中的风荷载计算结果, 设计时采用荷载规范风荷载。

　　 本场地地震安评报告中的水平地震影响系数α_max为0.123 (《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[4] (简称抗规) 计算值为0.08) , 衰减系数γ为0.90 (抗规为0.9, 此值对应的阻尼比为0.05) , 特征周期值T_g为0.32s (抗规为0.35s) , 地震安评报告反应谱与规范反应谱对比结果, 在塔楼结构折减后的主要振型周期点上, 安评的水平地震影响系数在小震时小于抗规值, 经计算比较, 小震作用下安评谱地震基底剪力小于抗规规范计算值, 故小震下的地震作用按抗规计算。

　　 本工程高度超限, 属于超B级高度高层建筑, 同时存在楼板开洞、扭转不规则, 属于一般不规则的超限高层建筑。针对本工程的特点, 设计时采取基于性能的抗震设计方法。根据构件的重要性采取不同的性能目标^[5]。设计时依据不同的性能目标, 分别对结构进行了小震弹性分析、小震弹性时程分析、中震性能设计、大震弹塑性时程分析。

　　 设计时采取了以下构造加强措施:1) 提高核心筒墙肢的延性, 使结构抗侧刚度和结构延性更好地匹配, 达到外框架和核心筒有效地协同抗震。1～6层核心筒抗震等级为特一级, 墙身水平和竖向分布筋最小配筋率为0.40%;约束边缘构件竖向钢筋最小配筋率为1.4%, 配箍特征值增大20%;2) 鉴于性能点处, 核心筒剪力墙四周出现裂缝, 尤其是底部加强区范围较为严重, 底部剪力墙墙肢边缘构件配置型钢;3) 2～5层局部大开洞, 造成了裙楼与主塔楼平面连接削弱, 连接部位楼板加厚至150mm, 局部为180mm, 采用梁板结构, 双层双向配筋率不小于0.40%;4) 结构在6层处有较大的收进, 收进部位到室外地坪高度与房屋高度之比为0.14, 且收进尺寸大于下部楼层水平宽度的25%, 对附近楼层 (5～7层) 核心筒剪力墙进行加强, 按中震不屈服的性能目标进行设计。

　　 采用YJK软件对整体结构进行小震弹性分析, 采用ETABS软件进行补充计算。结构计算采用振型分解法, 结构阻尼比取0.05, 考虑偶然偏心地震作用、双向地震作用、扭转耦联和施工模拟。结构整体计算结果如表1所示。

　　 由表1可知, YJK及ETABS软件计算结果比较吻合。小震计算结果表明, 结构的主振型以平动为主, 周期比、位移比、层间位移角、刚重比、刚度比、受剪承载力比、底层柱倾覆力矩等各项指标均满足高规的限值要求。

　　 采用YJK软件进行小震弹性时程分析。选取Ⅱ类场地上5组天然波 (TR1～TR5波) 及2组人工波 (RG1, RG2波) 对结构进行弹性时程分析, 地震加速度最大值为35cm/s², 7组时程波的平均地震影响系数曲线与振型分解反应谱所用的地震影响系数曲线相比, 在对应结构主要振型的周期点上相差不大于20%, 满足规范上规定的统计意义上相符。小震弹性时程分析结果如表2所示。时程分析结果表明, 7条地震波作用下结构基底剪力与反应谱计算结果比值在65%～126%范围内, 地震作用下结构基底剪力平均值不小于振型分解反应谱法结果的80%, 每条地震波作用下结构基底剪力均大于振型分解反应谱法结果的65%, 所选地震波满足规范要求。

　　 采用YJK软件对结构进行罕遇地震下动力弹塑性时程分析。一维杆件弹塑性模型采用纤维束模型, 二维剪力墙和楼板弹塑性模型采用二维壳单元。钢材的动力硬化模型采用双线性随动硬化模型, 在循环过程中无刚度退化但考虑包辛格效应。混凝土材料模型采用弹塑性损伤模型, 可考虑材料拉压强度差异、刚度及强度退化等性质, 不考虑横向箍筋的约束增强效应。

　　 罕遇地震动力弹塑性时程分析选取两条天然波 (TR1, TR3波) 和1条人工波 (RG2波) ;地震波双向输入, 分别按X向、Y向为主方向, 主次方向地震波加速度峰值比例为1∶0.85。

　　 罕遇地震动力弹塑性时程分析结果如表3, 4所示。分析结果表明, 结构仍保持直立, 薄弱层的最大弹塑性层间位移角满足规范要求, 满足“大震不倒”的基本要求。结构最大层间位移角出现在中间楼层, 结构的弹塑性层间位移角曲线比较光滑, 结构没有出现明显的薄弱层, 整体性良好。罕遇地震弹塑性时程分析得出首层X, Y向剪重比分别约为4.9%, 4.8%, 罕遇地震弹塑性时程分析首层X, Y向剪力约为小震弹性时程分析首层剪力的3～4.5倍, 说明大震所选地震波对结构有足够的激励。

　　 罕遇地震作用下, 各层框架混凝土柱均未出现混凝土受压损伤, 仅少量框架柱出现轻度塑性损伤, 但未形成塑性铰, 图6为天然波在Y向为主方向下外框架柱受压损伤情况。结果表明, 外框架柱在大震作用下仍保持一定的承载力, 能起到二次防线作用。核心筒大部分连梁的混凝土受压损伤因子超过0.5, 形成塑性铰机制, 很好地发挥了屈服耗能的作用;核心筒主墙肢受压损伤部位主要集中在下部, 见图7。设计中应对核心筒底部加强区墙肢配筋适当加强, 在底部加强区约束边缘构件设置构造型钢。

　　 由于本工程结构高度为210m, 因此采用YJK软件按照10年一遇的风荷载取值 (基本风压为0.3kN/m², 阻尼比为0.02) 对风振舒适度进行了验算。表5给出了采用YJK软件得出的结构顶点最大风振加速度计算结果与风振试验报告^[2]的比较。结果表明, 结构顶点的顺风向和横风向最大振动加速度值均小于高规允许值 (0.25m/s²) , 结构的风振舒适度满足要求。

　　 本工程高层塔楼与裙楼2～6层楼面为商业中庭开洞, 楼板开洞总宽度超过楼面宽度的50%, 且在开洞处形成局部跨层框架柱, 将其定义为楼板局部不连续类型。采用弹性楼板假定, 利用YJK软件对整体结构进行中震作用下楼板应力分析, 楼板在中震作用下的应力分析结果如图8所示。

　　 由图8可见, 除核心筒剪力墙出现应力集中现象外, 楼板局部会开裂, 楼板大部分位置在中震弹性作用下最大拉应力小于混凝土轴心抗拉强度值, 主裙楼交接位置主应力值相对较大。根据分析结果对应力较大的区域进行钢筋构造加强, 采用■12@200双层双向通长附加配筋予以抵消拉应力。

　　 钢管混凝土柱脚节点作为结构受力的关键连接部位, 构造的好坏对结构的受力性能、施工工艺、工程造价都有相当大的影响。超高层结构通常设有多层地下室, 柱底的内力弯矩相对很小, 钢管混凝土柱底内力以竖向轴力为主, 所以常规做法采用的是铰接, 钢管放置在底板面。本工程节点设计采用半刚性节点连接形式, 将钢管柱钢管底板放置在基础承台底部, 埋入承台底面, 钢管四周与混凝土设置抗剪栓钉, 又可在一定程度上限制转动, 也不影响施工, 可以增加柱底承载力储备, 见图9。钢管混凝土柱底设置环形钢板, 环形钢板与钢管柱外壁熔透焊接, 环形钢板通过锚筋与底部承台基础 (或桩) 相接, 锚筋与环形钢板穿孔塞焊, 见图10。

　　 钢筋混凝土框架梁与钢管混凝土柱连接采用了焊接牛腿方式, 见图11;混凝土梁端部钢筋与钢管柱牛腿上下翼缘连接采用双面焊接, 见图12。

　　 图11 钢管混凝土柱与钢筋混凝土梁节点大样

　　 本工程高度超限, 属于超B级高度高层建筑, 同时存在楼板开洞、扭转不规则等超限情况。设计时采取基于性能的抗震设计方法, 根据构件的重要性, 采取不同的性能目标。设计时, 依据不同的性能目标, 分别对结构进行了小震弹性分析、小震弹性时程分析、中震性能设计、大震弹塑性时程分析, 结构整体和各构件的抗震性能均能达到预期目标, 满足规范提出的“小震不坏、中震可修、大震不倒”的要求, 结构合理有效、安全可行。