厦门英蓝国际金融中心 (图1) 位于厦门岛东部两岸金融中心片区, 金钟路 (新规划) 以南, 环岛路以西, 地上建筑面积约33万m², 地下建筑面积约12万m²。本项目由塔楼T1, T2, T3和裙楼及地下室组成。塔楼T3为双塔高位连体结构, 在30～37层设置连接体, 其跨度约40m, 塔楼T3结构高度166m, 地上37层, 其中1～9层、11～15层为办公, 17～29层为公寓, 30层及以上为酒店, 10层、16层为设备层。

综合考虑建筑功能、施工可行性、安全性和经济性等方面要求, 塔楼T3采用型钢混凝土框架-钢筋混凝土核心筒双重抗侧力结构体系;连接体采用钢桁架。核心筒剪力墙厚度为400～800mm, 混凝土强度等级为C50～C60, 筒内梁板采用C35混凝土;型钢混凝土框架柱截面为ϕ800～ϕ1 500, 柱内十字形型钢由2个H型钢组成, H型钢截面为H900/700/500×400×25×35, 采用Q345B钢材, 柱混凝土强度等级为C45～C60;外框架梁为型钢梁, 截面为H800×400×18×30, 采用Q345B钢材;楼板厚度为125mm (核心筒外) 、150mm (核心筒内) , 混凝土强度等级为C35;钢筋采用HRB400;钢桁架杆件采用截面主要有H500×500×40×40, H500×500×50×50, H500×300×50×50, H500×300×90×50, 多数桁架杆件采用Q345GJ钢材, 少量桁架杆件采用Q390GJ钢材。基础形式为桩筏基础, 混凝土强度等级为C40。

本项目的设计使用年限为50年, 抗震设防烈度为7度 (0.15g) , 设计地震分组为第二组, 场地类别为Ⅱ类, 抗震设防类别为重点设防类 (乙类) 。核心筒抗震等级为特一级, 除加强层框架为特一级外, 其余框架抗震等级为一级。

塔楼T3的双塔对称布置, 体型相近, 结构三维模型如图2所示。双塔核心筒作为最重要的抗震防线, 承担大部分的水平剪力及部分倾覆力矩, 在核心筒角部布置型钢以加强墙体角部的承载力及延性^[1];外围框架由型钢混凝土柱和钢梁组成, 承担16% (X向) 、20% (Y向) 的倾覆力矩, 框架剪力分担比例根据《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[2] (简称高规) 第9.1.11条要求设计。

连体结构 (图3) 位于30～37层, 在其顶部和底部分别布置纵向钢桁架与双塔刚性相连, 30层结构平面布置图如图4所示。30层和31层的纵向钢桁架向塔楼延伸, 与核心筒和框架柱刚性连接, 同时在外框架周边设置环带钢桁架加强。另一方面, 加强层 (30, 31, 35, 36层) 的设置形成侧向刚度突变, 连接体的设置加剧整体结构的扭转效应, 并且在连接体相关楼层 (30, 31, 35, 36层) 楼板在中大震作用下应力较大。

本工程塔楼T3结构具有楼板不连续、构件间断、转换层、加强层、连接体, 根据住建部《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) 的要求, 塔楼T3为抗震超限结构。针对结构超限问题, 需要采取一系列针对性分析和加强措施。

采用振型分解反应谱法, 考虑扭转耦联效应, 对塔楼T3分别采用ETABS和SATWE软件进行计算^[2,3]。计算时, 典型层楼板采用刚性楼板, 加强层核心筒范围外楼板采用弹性楼板, 结构阻尼比取0.04。从表1中计算结果可知, 两种软件的分析结果十分接近, 保证了力学模型的可靠性。

双塔高位连体结构振动形态复杂, 为了进一步判断结构的合理性, 采用ETABS软件比较分析双塔连体和分塔的设计结果。双塔连体和分塔的主要计算结果见表2, 地震作用下层剪力和层间位移角沿楼层的分布见图5。

由表2和图5可见, 因南、北分塔的平面布置和体型相近, 所以侧向刚度基本一致, 南、北分塔的主要计算结果也比较接近, 层间位移反应趋势基本一致。另外计算结果表明, 双塔连体结构相对各分塔, 其整体刚度更强, 扭转效应加大, 加强层 (30, 31, 35, 36) 楼层的层间位移角变化差异明显。

对复杂连体结构, 需要采用时程分析法进行多遇地震下的补充计算^[3]。选取与振型分解反应谱法所采用的地震影响系数曲线在统计意义上相符的7组加速度时程曲线 (5组天然波、2组人工波) , 采用ETABS软件对塔楼T3进行分析。加速度时程的峰值取55cm/s², X, Y, Z三个方向的加速度峰值按1∶0.85∶0.65的比例调整后输入, 有效持续时间取30s。弹性时程分析计算所得的底部剪力和最大层间位移角分别如表3和表4所示。

由表3可见, 每条时程曲线计算所得的结构底部剪力均不小于振型分解反应谱法求得的底部剪力的65%, 且平均值不小于80%。由表4可见, 每条时程曲线计算所得塔楼的最大层间位移角均满足高规限值1/730要求。另外, 计算结果表明, 7条时程曲线计算所得层剪力变化趋势基本一致, 且与振型分解反应谱法计算所得层剪力变化趋势接近;各时程曲线计算所得层间位移角变化趋势基本一致。

采用PERFORM 3D软件建立结构模型进行弹塑性时程分析, 分析时, 考虑钢筋混凝土核心筒、型钢混凝土柱、连梁、环带桁架和连接体桁架的非线性。在罕遇地震下, 输入地震波的加速度峰值为310cm/s², X, Y, Z三个方向的加速度峰值按1∶0.85∶0.65的比例调整后输入。采用Rayleigh阻尼, 阻尼比为5%。

根据输入的时程曲线, 计算所得的最大弹塑性层间位移角均满足高规限值1/100要求。

在各组地震波作用下, 绝大部分连梁出现塑性铰, 呈现中度损坏, 部分呈现比较严重的损坏, 连梁起到主要的耗能作用。核心筒混凝土的最大压应力 (34.65N/mm²) 基本小于混凝土抗压强度标准值 (38.5N/mm²) , 部分混凝土受拉开裂, 但钢筋未进入屈服, 说明核心筒基本满足部分构件出现轻度损坏的性能目标, 核心筒塑性铰分布如图6所示。环带桁架和连接体桁架绝大部分未进入屈服状态, 仅少量腹杆 (Q390GJ) 压应力达到413N/mm², 桁架相连的核心筒和框架柱下一层 (即29层) 局部出现中度损坏。框架柱在受压状态下未出现破坏情况, 部分框架柱在受拉状态下出现混凝土开裂, 柱内钢筋/型钢未屈服, 极少量框架柱出现比较严重的受拉损坏, 框架柱拉应力分布如图7所示。总体而言, 关键构件、普通竖向构件和耗能构件基本满足预期性能目标要求。

本项目连体结构跨度大、位置高, 对竖向地震反应比较敏感。对于对大跨度连体结构在竖向地震作用下的反应, 高规第4.3.15条指出可采用作用系数法, 第4.3.13条提出可采用时程分析方法或振型分解反应谱法计算;文献[4,5]指出对特别复杂的大跨度高位连体结构, 应根据结构形式和支承约束条件采用时程分析方法进行竖向地震作用下的分析。竖向地震作用对高位连体结构的影响主要表现在其支座反力、跨中变形及构件内力等方面^[6]。本文采用时程分析法、振型分解反应谱法和作用系数法计算了30层4榀连体桁架在塔楼支座处的反力, 结果见表5 (其中支座Z1, Z2, Z3, Z4见图4) 。

从分析结果看, 时程分析法和作用系数法计算得到的连体桁架在塔楼支座处Z向总反力比较接近;而振型分解反应谱方法计算得到的结果整体偏小, 这是由于在振型分解反应谱方法计算时, 连体结构主要表现为高阶局部振动, 使连体结构的竖向质量参与系数难以达到90%以上, 导致其竖向地震作用效应偏小。作用系数法是根据设防烈度采用某固定系数计算竖向地震作用标准值的, 不能考虑连体结构的实际动力特性、阻尼比、支座约束条件等, 但采用此方法分析一般大跨度结构的竖向地震作用是基本可靠的。对于特别复杂的高位连体大跨度结构应采用时程分析方法进行竖向地震作用下的分析, 为结构设计提供可靠依据。

在地震作用下, 双塔连体结构沿水平方向会产生同向和反向运动或双塔的相对扭转运动^[7]。而连接体是双塔变形协调的重要构件。特别是楼板平面内刚度很大, 在传递水平力、协调双塔变形和核心筒与外框架的变形所起的作用也很大, 相应地楼板会产生较大应力。当荷载效应小于混凝土抗拉强度标准值时, 则认为楼板处于弹性状态, 否则需要对拉应力较大区域进行配筋加强或设置水平钢斜撑。

利用ETABS软件对连体结构30～36层楼板进行设防烈度地震作用下、罕遇地震作用下的应力分析。计算结果表明, 楼板最大应力发生在30层, 最大拉应力约1.2N/mm², 最大剪应力约0.9N/mm², 如图8所示。楼板混凝土强度等级为C35, 可见, 楼板受拉和受剪承载力基本满足要求。在罕遇地震作用下, 该楼层楼板最大拉应力和剪应力分别为4.8N/mm²和4.3N/mm², 楼板混凝土基本破坏。当楼板刚度有较大损失的情况下, 采用水平斜撑代替楼板传递应力, 以维持连体塔楼结构体系的完整性, 避免分离为两个分塔, 罕遇地震作用下水平斜撑应力比在0.19～0.71之间, 满足要求。

关于连体结构振动特性, 分析显示, 塔楼T3在30～36层楼层竖向振动频率为2.9～3.2Hz, 楼层舒适度基本满足规范要求。

风洞顾问RWDI制作了1∶400缩尺的建筑模型, 模型试验中包括建筑周围实际460m半径范围内所有建筑地貌, 风洞试验环境工况和场地平面朝向分别如图9、图10所示。

为了预计在不同重现期下作用在实际建筑物上的风压力, 风洞试验结果需结合当地的风气候统计模型。本项目中所用风气候统计模型是根据对厦门高崎机场近地风记录以及台风的计算模拟结果得出的。其中, 台风的计算模拟结果是由美国应用研究所采用蒙特卡罗模拟方法计算得到, 所模拟的十几万个台风过程可用于考察台风风速随风向的变化。

将所得风气候模型进行修正, 得到开阔场地上10m高度处50年重现期的10min平均风压为0.80kPa (风速为35.8m/s) , 这一数值与《建筑结构荷载规范》 (GB 50009—2012) ^[8] (简称荷载规范) 中规定的风压值一致。

由于分析需要, 双塔连体结构被分为两个分塔结构。在使用等效静力风荷载时, 重点考虑的是将荷载施加于各分塔结构时, 如何将荷载X, Y, Z方向分量进行组合。对于各分塔结构乃至整个结构设计, 分塔结构上施加的层间风荷载应按照建议的荷载组合系数组合。这些荷载组合将产生各分塔结构以及整个结构的总风致荷载峰值。同时这些荷载组合考虑了不同风向、模态耦合、阵风相关性和当地风气候强风的风向效应。

结构设计时, 分别采用荷载规范中50年重现期基本风压并将其放大1.1倍、3%阻尼比的风洞试验风荷载对构件进行强度设计;采用荷载规范50年重现期基本风压、3%阻尼比的风洞试验风荷载对整体结构进行位移变形控制。南塔、北塔在风洞试验最终荷载与荷载规范中顺风向风荷载、横风向风荷载作用下的最大倾覆力矩和基底剪力的对比分别见表6、表7。其中, 风洞试验最终荷载是3%阻尼比的风洞试验风荷载最不利工况下的整体结构荷载。

风洞试验风荷载结果可用于结构设计, 对双塔连体结构, 风荷载需提高到荷载规范风荷载的80%进行使用。

根据风洞试验, 在1年、5年和10年重现期风荷载作用下塔楼顶部的最大加速度分别为0.015, 0.02, 0.022m/s², 满足高规不大于0.15m/s²风振加速度限值的要求, 满足风振舒适度要求。

关于幕墙结构设计, 荷载规范中风荷载的取值适用于一般结构, 《玻璃幕墙工程技术规范》 (JGJ 102—2003) ^[9]中的数据不足以满足非常规幕墙抗风设计, 风洞试验是很好的补充。对于复杂结构 (特别是沿海地区) , 由于影响其表面风压分布的因素众多, 其风压分布特点十分复杂。风洞试验数据一般会明确指出围护结构设计的参考风荷载, 以便合理进行风荷载分区, 因此可以根据幕墙设计精细程度对试验数据加以利用, 避免造成较大的浪费。

(1) 本工程属于规则性超限的高层建筑, 结构形式较为复杂。结合建筑设计要求, 采用了型钢混凝土框架-钢筋混凝土核心筒结构双重抗侧力体系, 结构体系具有良好的抗震性能及有效的耗能机制。

(2) 对于复杂结构体系应采用两种不同力学模型的结构分析软件进行整体计算, 对其计算结果进行互相比较和分析以保证结构力学分析的可靠性。

(3) 因高位连体结构存在楼层刚度突变和楼板应力复杂等情况, 应进行罕遇地震弹塑性分析和楼 板应力分析, 对薄弱部位、关键构件应采取有效加强措施, 确保连体结构各部分共同工作, 安全可靠。

(4) 双塔高位连体结构竖向地震作用影响较大, 振型分解反应谱法和作用系数法具有局限性, 应考虑结构动力特性、阻尼比及支座约束等实际情况进行时程分析, 保证结构的安全性和合理性。

(5) 对于位于沿海地区的厦门英蓝国际金融中心项目, 风洞试验能提供准确的风压分布, 为主体结构、幕墙等围护结构的设计提供依据, 使得结构设计更合理、经济、可靠。