项目位于锦江区 (锦江与顺江路东侧) , 包括A塔、B塔两栋超高层建筑以及裙楼宴会厅。项目总占地面积约17 175m², 总建筑面积约29万m²。地面以下5层 (局部6层) , 地面以上裙房宴会厅2层 (局部3层) 。A塔、B塔及裙楼宴会厅在地面以上设防震缝分隔, 地下部分连为一体, 地块示意及效果图如图1所示。本文所述B塔结构主体高度为222.95m, 地面以上为67层, 使用功能为高级公寓, 其建筑剖面及典型平面示意如图2所示。

　　 本工程设计基准期为50年, 结构安全等级二级, 抗震设防类别为丙类。本塔楼高度超过200m, 体型复杂, 应进行风洞试验以提供抗风设计所需的风荷载, 并验算风荷载作用下的楼层顶点加速度, 确保满足舒适度要求。由表1的对比可以看到, 除个别方向外, 风洞试验控制风荷载基本为规范风荷载的1.2~1.3倍, 顶点加速度均满足规范舒适度要求, 由于本塔楼风荷载不起控制作用, 但体型较为复杂, 结构仍然按规范风荷载 (100年重现期) 用于位移控制计算, 施工图阶段采用风洞数据用于构件承载力设计。

　　 根据《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[1]:本场区地震抗震设防烈度为7度, 设计基本地震加速度为0.10g, 地震设计分组为第三组, 场地土类别为Ⅱ类, 特征周期值为0.45s, 属抗震一般地段。安评报告^[2]提供的本工程场地设计反应谱参数如表2所示。

　　 根据本工程的特点并征求超限审查专家意见后, 设计反应谱参照安评报告根据以下原则确定:

　　 (1) α_{max (设计)} 根据以下原则取值:

　　 式中:A_max为安评报告给出的地震动加速度峰值;g为重力加速度。

　　 (2) 设计反应谱曲线函数及其他参数 (特征周期T_g, 衰减系数γ, 调整系数η₁, η₂) 按规范取值。

　　 (3) 最小剪重比要求满足以下要求:

　　 1) 结构第一周期≤3.5s时:

　　 2) 结构第一周期≥5.0s时:

　　 第一周期在3.5~5s之间时, 按线性插值。

　　 本工程场地A_max=40gal, α_{max (安评)} =2.25×0.040=0.09>α_{max (规范)} , 因此α_{max (设计)} =α_{max (安评)} =0.09, 设计反应谱是规范反应谱的1.125倍。

　　 本工程裙楼和塔楼的最小剪重比要求分别是0.018 (结构第一周期≤3.5s) 和0.013 5 (结构第一周期≥5.0s) 。

　　 本工程第一周期均大于6s, 考虑到规范反应谱的统计方式在长周期段存在一定不足, 从偏于安全考虑, 设计反应谱在6s以后取平^[3], 如图3所示。

　　 如图4所示, 塔楼结构体系由4个筒体、SRC外框架、4个楼层的筒体连系桁架三部分构成。由于平面狭长且几个筒体的面积都较小, 为保证结构整体性, 在距离较远的筒2和筒3之间另增加了一片连系剪力墙 (图5) , 以保证楼层剪力传递。

　　 塔楼外框柱与筒体间距离仅为5m, 柱间距离仅为5~6m, 采用了“SRC柱+钢筋混凝土梁”的形式, 根据承载力要求, 31层以下外框柱均为SRC柱, 但与筒1和筒2间连体部分相连的SRC柱则一直上升至48层 (图6) 。外框采用混凝土框架 (部分SRC梁柱) , 也有助于提高外框的剪力分担比例, 保证第三道抗震防线的刚度。32层以上的连体区域, 采用“方钢管混凝土柱+钢梁”, 以减轻结构自重并提高连体部分的抗震延性。

　　 塔楼筒体间连系桁架分为两种类型 (图7) :一种是纯粹的连系桁架, 作为第一道抗震防线, 包括筒3 与筒4间的连系桁架, 以及13~14层、24~25层筒1与筒2间的跨层连系桁架 (该类型的桁架完全是结构为加强连体部分刚度设置的, 其上没有楼板, 也没有建筑功能, 但由于刚度较大, 使其先于剪力墙和外框架屈服并耗能, 视作第一道防线) ;另一种是32层和48层, 在筒1和筒2间设置的转换桁架, 承担32层以上连体部分重量, 不能作为第一道抗震防线看待, 必须保证其抗震性能。

　　 由于连体部分两侧的主体结构刚度差异较大, 32层和48层转换桁架在承担竖向荷载的同时, 也会承担大量的地震作用。设计中经过反复对比优化, 选择了图8所示的单向倾斜腹杆布置方式, 以使转换桁架上下弦承担的轴力基本相等。转换桁架上下弦及腹杆采用了Q460GJ高强钢, 保证其在大震下的承载力。此外, 在桁架弦杆端部还采用了竖向加腋构造, 承担节点变形所产生的附加弯矩。

　　 考虑到32层和48层转换桁架高度不同 (32层为6.5m高, 48层为5.3m高) , 为避免连体部分重量过多集中到底部的32层桁架, 47层连体部分钢管柱被设计为在主体结构施工完成后再安装, 这样48层以上的连体部分荷载将主要传递给48层连体桁架。而连体部分钢柱最终上下贯通, 也使得32层和48层转换桁架可以相互弥补, 保证了其抗连续倒塌能力。

　　 由于建筑布置的限制, 各层连系桁架腹杆都不能延伸进筒体或塔楼房间内, 嵌固较弱, 考虑将各连系桁架腹杆设置为UBB防屈曲支撑, 如图10, 11所示, 其屈服荷载约为小震标准组合轴力的1.5~2.0倍, 其作用主要有以下三点:

　　 (1) 在风荷载和小震作用下, 将各个筒体连为一体, 提高整体结构的刚度;该工况用于UBB屈服内力设计。

　　 (2) 在中震和大震下往复屈服耗能, 成为第一道抗震防线, 发挥“保险丝”的作用。

　　 (3) UBB屈服后, 可有效避免地震作用下连系桁架和与之相连的塔楼或筒体构件内力不断增大。

　　 本工程业主要求从增大可使用面积、环保节能的角度出发, 要求采用一定比例的高强度材料, 例如HRB500钢筋 (主要用于墙、柱、梁纵向受力钢筋) 、C80混凝土柱、Q390钢材等, 此外, 为保证连体转换桁架在大震下的性能, 32层和48层转换桁架采用了Q460GJ高强度钢材, 塔楼主要构件尺寸及材料强度等级如表3所示。

　　 本项目共5层地下室, 塔楼下设置了4m厚底板 (底板范围为塔楼墙柱边外扩3~4m) , 其余裙楼及纯地下室区域采用800mm厚底板。塔楼下采用局部地基处理后的天然基础, 最大基底反力约1 300~1 600k Pa, 局部需进行地基处理以提高承载力。

　　 根据《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》 (建质[2015]67号) , 本工程B塔高度超限, 有5项一般不规则类型、2项特别不规则类型, 如表4, 5所示;同时, 根据《四川省抗震设防超限高层建筑工程界定标准》 (DB51/T 5058—2008) , 本工程B塔亦属严重不规则, 应进行超限高层抗震设防专项审查。

　　 根据本工程地处7度区, 高度超过钢筋混凝土框架-核心筒的适用高度较多且建筑体型复杂, 按较高要求设定其结构抗震性能目标为关键构件B级, 普通竖向构件C+级, 其余构件C级。性能水准、构件在各地震水准下的损坏程度如表6所示。

　　 本项目采用YJK和SATWE两种结构分析程序进行计算比较, 整体结构主要计算指标如表7所示。两个软件的计算结果相近, 计算结果合理、有效。根据整体结构弹性分析, 可得如下结论:

　　 (1) 受平面形状特性影响, B塔第1, 2主振型方向均为斜向, 第1主振型方向与最不利地震作用方向基本相同 (69°) 。

　　 (2) 塔楼整体具有较大的整体抗扭刚度, 第一扭转周期与第一平动周期比值远小于规范的限值0.85。

　　 (3) 地上部分单位面积重度为16.7k N/m², 考虑到结构高宽比较大, 对比相同类型的框架-剪力墙结构, 这一数值较为适中。

　　 (4) 底部剪重比均不满足最小剪重比0.013 5%的要求, 需要进行放大, 但最不利地震方向的底部剪重比能达到最小剪重比的85% (即1.14%) 。

　　 (5) 最不利地震方向的底部剪重比均大于正交X, Y向, 其在相同地震作用下的层间位移角也更大。验算最不利地震方向和其正交方向的位移和构件配筋是非常重要的, 该方向不仅地震作用下不利, 抗风刚度也最弱。

　　 (6) 在采用了比规范反应谱大12.5%的设计反应谱、并将剪重比放大到1.35%后, 小震作用下最大层间位移角为1/567, 小于规范限值。如直接采用规范反应谱且不放大剪重比, 最大层间位移角仅为1/677, 说明本塔楼具有足够抗侧刚度。

　　 (7) B塔扭转位移比在32层以下的分体部分小于1.2, 但在连体楼层 (包括设有连系桁架的14层和25层) , 扭转位移比大多超过1.2, 连体楼层平面较为狭长是产生这一现象的主要原因。均匀分布的核心筒很好地抑制了扭转, 大部分连体楼层扭转位移比均小于1.4, 仅在32层、48层这两个设有转换桁架的楼层, 扭转位移比才突然增大 (最不利方向达到1.62) , 其原因是设置转换桁架后, 结构右侧刚度突然增大很多, 左侧难以平衡所致, 设计中对没有转换桁架的两个左侧核心筒进行局部楼层加厚是非常必要的。

　　 (8) 由于连体的原因, 出现薄弱层是无法避免的。作为连体下层的31层、48层两个楼层, 其侧向刚度比都是本层分塔刚度与上层连体刚度相比, 因此必然出现刚度薄弱层。上述地震内力将放大1.25倍用于构件承载力设计。

　　 (9) 结构各向刚重比均大于1.4、小于2.7, 满足整体稳定要求, 需考虑重力二阶效应。最不利地震方向也是刚重比最小的方向。在风荷载和小震作用下, 基础底面均未出现零应力区, 但在中震作用下, B塔较小的塔2首层出现了零应力区, 需要设置钢骨加强。

　　 (10) 根据预审专家意见, B塔底部框架分担倾覆力矩约为总倾覆力矩的30%左右 (图12) , 结构体系按“框架-剪力墙”结构考虑, 应进行相应的0.2V₀调整。大部分楼层的0.2V₀调整系数都在2左右, B塔底部由于核心筒厚度比公寓层增加了200mm, 外框刚度相对减弱, 0.2V₀调整系数达到3~5, 但构件配筋均可满足要求。

　　 (11) 塔楼中下部框架柱采用了C80混凝土, 在考虑柱箍筋全长加密并采用井字复合箍的前提下, 框架柱轴压比限值设为0.65, 各层框架柱轴压比均低于限值。

　　 (12) 由于本工程平面较窄, 为满足使用空间, 业主要求剪力墙厚度不超过1m。底部有个别剪力墙轴压比除个别位置达到0.54需增加钢骨外, 其余剪力墙轴压比均小于0.5。

　　 根据《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[1]第5.1.2条表5.1.2-1规定, 对塔楼进行了多遇地震下的弹性时程分析。按地震波选取三要素 (频谱特性、有效峰值和持续时间) , 选取2组实际强震记录天然波以及1组人工模拟的场地人工波进行弹性时程分析, 结果如图13所示。

　　 (1) 每组地震波输入的计算结果不小于振型分解反应谱计算结果的65%, 不大于135%。

　　 (2) 多组地震波计算结果在结构主方向的平均底部剪力不小于振型分解反应谱计算结果的80%, 不大于120%。

　　 (3) 弹性时程分析各组地震波地震剪力包络值B塔约为CQC结果的1.1倍, 小于各自的剪重比放大系数, 对小震弹性设计基本无影响。

　　 采用YJK软件分别对表7中的各个构件进行对应工况下的构件承载能力验算, 中大震等效弹性验算的结果表明, 各构件可满足预设性能目标, 主要构件验算结果:

　　 (1) 剪力墙性能验算结果表明, 剪力墙水平筋、边缘构件纵筋配筋量由大震工况控制;底部加强区剪力墙水平分布筋配筋率约在0.2%~1.0%范围内, 大部分边缘构件纵筋配筋量都在4.0%以下, 局部位于筒体角部的边缘构件拉弯明显, 图14填充区域配筋量超4.0%, 设计时需内置型钢处理, 主要集中在底部15层左右。

　　 (2) 转换桁架验算结果:32层、48层转换桁架各榀的构件布置、截面相同, 计算结果显示杆件以轴力为主, 验算时竖向地震效应按恒载作用下轴力的50%考虑^[4], 选取32层、48层受力相对最大的一榀典型桁架, 大震下应力比均小于0.9, 满足大震抗弯不屈服的性能目标。大震不屈服下杆件应力比中震弹性下增加15%~20%左右, 承载力满足大震不屈服要求。

　　 (3) 框架柱性能验算结果:由于底部大部分框架柱已内置型钢以控制轴压比, 验算结果为构造配普通钢筋, 其余楼层的普通混凝土柱纵筋配筋量在4%以下, 计算结果表明, 所有框架柱在大震不屈服计算时均可达到预设的性能目标。

　　 本工程选用一组双向人工波, 两组双向天然波, 采用ABAQUS软件对B塔进行了罕遇地震作用下的初步弹塑性时程分析, 结果如表8所示。罕遇地震作用下原结构的初步分析结论如下:

　　 (1) 在考虑重力二阶效应及大变形的条件下, 主体结构在地震波作用下的最大顶点位移为1.062m, 最终均能保持直立, 满足“大震不倒”的设防要求。

　　 (2) 主体结构在地震作用下的最大弹塑性层间位移角X向为1/126, Y向为1/118, 最不利方向为1/135, 均满足规范要求, 结构有足够刚度。

　　 (3) 在转换桁架所在楼层, 与桁架相连Y向剪力墙出现较为严重的受压损坏, 这是由于剪力墙局部加厚造成刚度突变引起。

　　 (4) 筒4在14~16层出现剪力墙较为严重损坏, 这是由于筒1和筒2之间在该楼层范围设置连系桁架后刚度较大, 在地震作用下, 结构出现扭转效应, 造成筒4墙体剪坏。

　　 (5) 框架梁、柱基本未出现明显的受压损伤和钢筋塑性应变, 框架可以起到二道防线作用。

　　 (6) 楼板损伤主要出现在32层和48层这两个设置桁架的楼层, 损伤位置均在与桁架弦杆交接位置, 验算结果表明, 在桁架上下弦所在楼层加大楼板厚度和配筋并设置楼面水平桁架可有效降低楼板损伤, 其余楼层基本未出现楼板损伤。

　　 (7) 筒1, 2之间的桁架腹杆, 3, 4筒之间的UBB斜撑均已充分屈服耗能。32层及48层转换桁架部分腹杆出现轻微塑性应变, 其余桁架构件均未出现塑性应变。

　　 针对初步弹塑性动力时程分析结论的改进措施:

　　 (1) 转换桁架所在的32层、48层, 与桁架腹杆相连的墙体位置, 加厚至800mm, 并内置30mm厚钢板。

　　 (2) 32层、48层上下临近层剪力墙厚度按每层100mm逐层递减至原厚度, 并按以下原则修改相应厚度的配筋率:700mm, 2%;600mm, 1.5%;500, 1.2%;400mm, 1.2%。

　　 (3) 两个加强层桁架钢材标号提高至Q460GJ。 (4) 加强层及其上下层楼板配筋率提高至1.2%。采取上述措施后, 加强层墙体在解决自身刚度及与其相邻楼层刚度突变的问题后, 已无明显损坏;转换桁架无塑性应变, 可以确保连体部分的可靠度, 动力弹塑性时程分析结果表明, 结构可以满足预设的性能目标。

　　 本工程选取了48层端部支座节点和典型跨中节点进行有限元分析 (图15) , 端部支座节点连接8根杆件, 截面分别为□500×500×50 (杆1, 3, 5, 6, 8) 和□500×500×35 (杆2, 4, 7) 两种。计算中在杆5, 6, 8端施加支座约束, 荷载取“恒载+0.5×活载+6×地震”;计算结果表明, 节点整体仍处于弹性范围, 最大von Mises应力为430MPa (不考虑个别角点应力集中) , 小于Q460GJ钢材的屈服应力450MPa, 满足大震不屈服要求, 如图16所示。典型跨中点仅在杆5与节点连接处出现集中塑性变形, 最大塑性应变为0.000 8, 基本可忽略。节点整体在弹性范围, 满足大震不屈服要求, 如图17所示。

　　 本工程塔楼高度均超出框架-剪力墙结构高层建筑的B级适用高度较多, 存在扭转不规则、平面凹凸不规则、楼板不连续、高位转换等多项不规则类型, 还属于特别不规则的连体结构。针对上述超限情况及设计中的关键技术问题, 在设计中从结构体系布置、性能目标设定、计算分析手段三个方面着手, 采取了如下措施:

　　 (1) 针对结构高宽比较大, 狭长的L形平面存在扭转不规则和凹凸不规则的问题, 采用了“带连系桁架的多筒+SRC框架”结构体系。A塔、B塔各自均匀分布的4个筒体, 可以充分利用平面的宽度和长度来保证结构刚度, 同时也能较好地抑制L形平面的扭转, 并减轻楼板传递地震剪力的负担。

　　 (2) 为加强各个核心筒间的联系, 保证结构整体性, 利用设备层在核心筒间设置了连系桁架。除转换桁架外, 连系桁架腹杆都设计为耗能型防屈曲支撑UBB, 以充分利用其“等效连梁”的受力特点, 为结构提供第一道抗震防线。这样结构将具有连系桁架、核心筒、外框三道抗震防线。

　　 (3) 针对两塔外框柱与核心筒间距离仅为5~7m的特点, 对外框采用了“SRC柱+混凝土梁”的形式, 提高结构的侧向刚度, 并有针对性地将A塔核心筒间连系梁改用SRC梁, 提高其延性, 保证L形平面的整体性。

　　 (4) 针对连体两侧塔楼刚度差异较大, 连体部分同时承担较大竖向荷载和地震作用的不利情况, 设置了两个连体桁架转换层, 桁架构件采用Q460GJ高强度钢材以保证大震作用下的抗震性能。两道转换桁架通过32~48层间的钢柱互为补充, 构成防连续倒塌结构体系。

　　 (5) 考虑到分体部分的楼层数占总层数一半左右, 为避免分体部分较小塔刚度不足, 设计中在连体以下13~14层和24~25层设置了两道6.5m高的连系桁架, 加强结构整体性。

　　 (6) 为避免避难层层高较大造成刚度薄弱层, 设计中将避难层剪力墙厚度均加大了100~200mm。同时通过加厚B塔48层左侧两个筒体的墙厚, 平衡右侧转换桁架的刚度。

　　 (7) 对于设置桁架的避难层楼板, 根据弹塑性分析的结果, 均考虑将楼板加厚至180~200mm以提高其承载力, 并在32层和48层两个桁架层的上下弦楼板内设置斜交双层钢筋网, 提高其抗剪能力。

　　 (8) 针对本工程的特点, 设计中制定了“关键构件B级, 普通竖向构件C+级, 其余构件C级”的较高性能目标, 对关键构件和竖向构件的性能目标较普通C级目标有所提升, 以达到更好的抗震性能。

　　 (9) 在关键构件的选取中, 除通常的底部加强区剪力墙、转换梁、框支柱外, 还有针对性地增加了连体两侧核心筒及与连体桁架相连的框架柱作为关键构件。

　　 (10) 考虑到楼板对L形平面的重要性, 专门制定了楼板大震下“抗剪、抗弯、抗拉”不屈服的较高性能目标, 并通过弹性和弹塑性两种方法予以验证。

　　 (11) 针对本工程的特点, 采用混合阻尼比计算方法, 增加A, B塔的最不利地震方向和其正交方向作为整体指标和内力配筋计算的主受力方向之一。

　　 (12) 采用了比规范反应谱大12.5%的设计反应谱进行小震计算, 反应谱在6s后取平, 从严控制结构位移和长周期地震反应。

　　 本工程由于建筑体型和高度的原因, 存在L形平面和连体两大难点。通过选取合适的结构体系和平面布局, 针对转换桁架、连体等关键位置采取相应的加强措施, 并应用了UBB防屈曲支撑等新技术。计算结果表明, 结构各项指标均表现良好, 满足规范的有关要求, 且可实现较高的抗震性能目标, 振动台试验结果符合预期, 本结构的抗震设计是可行的。