汇隆商务中心^[1]位于深圳北站东南侧, 由2栋塔楼 (2A#塔楼和1#塔楼) 和裙房组成, 总建筑面积21.74万m², 其中2A#塔楼地上45层, 屋面结构高度196.500m, 为超限结构。

　　 2A#塔楼抗震设防烈度为7度 (0.1g) , 设计地震分组为第一组, 建筑场地类别为Ⅱ类, 属于丙类建筑。结构50年一遇基本风压取0.75kN/m² (承载力计算时取1.1倍基本风压) , 地面粗糙度类别为C类。风荷载按照《建筑结构荷载规范》 (GB 50009—2012) 施加。

　　 2A#塔楼采用带钢V撑转换的钢筋混凝土框架-核心筒结构体系, 结构选型、主要构件截面尺寸及结构设计特点见文献[2]。

　　 依据《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[3] (简称高规) 的要求对2A#塔楼结构超限相关条款进行逐项检查, 2A#塔楼结构高度超过高规7度区B级框架-核心筒结构的最大适用高度180m, 同时具有表1所示的不规则项, 综合判断属于超B级高度的一般不规则超限高层建筑。依据高规, 2A#塔楼核心筒和外框架抗震等级均为一级。

　　 为保证结构具有较好的抗震性能, 除按规范要求设定结构抗震性能目标, 对结构进行性能化设计外, 还采取了以下加强措施:1) 转换V撑相关构件及V撑上下各一层的边榀框架抗震等级提高一级, 为特一级;2) 中庭顶部楼层在中庭区域的楼板加厚至150mm, 并双层双向配筋, 以抵抗竖向荷载作用下楼板产生的拉应力;3) 转换部位及以上各层对应位置的外框架梁按整个中庭的跨度作为一跨来配筋;4) 部分连接外框架和核心筒的楼面梁支承于核心筒连梁, 由于连梁所受剪力较大, 作为楼面梁支座的连梁适当配置交叉斜筋以增加其抗剪能力, 保证连梁的安全性及耗能能力;5) 设置索幕墙水平索埋件的楼板按双层双向配筋, 并适当提高楼板配筋率。

　　 综合考虑2A#塔楼的抗震设防类别、设防烈度、造价、场地条件、地震损失和修复代价等因素, 确定结构抗震性能目标为高规的C级。

　　 根据构件受力及重要程度, 将构件分成关键构件、普通竖向构件、普通水平构件和耗能构件。其中关键构件包括3部分:K1为底部加强区部位核心筒外周剪力墙;K2为V撑、转换梁及V撑上下一层范围内与其相连的外框架柱;K3为外框架角柱及跃层柱。抗震性能目标如表2所示。

　　 采用YJK和ETABS软件对2A#塔楼进行振型分解反应谱分析, 将地下室顶板设为结构嵌固端, 结构整体指标计算结果见表3。由表3可知, ETABS与YJK软件计算结果基本一致, 结构各项整体指标均满足高规限值要求, 说明模型建立合理可靠, 分析结果可信, 结构设计合理。

　　 风荷载和地震作用下结构层间位移角曲线如图1所示。由图1可知, 结构刚度满足规范要求, 风荷载和地震作用下层间位移角曲线整体较平滑, 仅在转换部位楼层出现突变, 但突变幅度较小, 说明结构布置较合理, 刚度变化较为均匀。风荷载和地震作用下楼层剪力、楼层倾覆力矩如图2所示。由图2可知, 结构两个方向的地震反应相差不大, 且风荷载与地震作用下的结构响应较为接近。

　　 2A#塔楼为超B级高度建筑, 且存在转换, 整体较为复杂, 采用广东省工程抗震防震研究所提供的5组天然波和2组人工波对结构进行多遇地震下弹性时程补充分析。采用双向地震输入, 主方向和次方向最大加速度按1∶0.85的比例调整, 7组地震波主方向峰值加速度根据高规调整至35cm/s²。地震波时间步长为0.02s, 结构阻尼比取0.05。

　　 多遇地震下弹性时程分析基底剪力计算结果如表4所示, 结构层间位移角和楼层剪力如图3, 4所示。由表4可知, 采用弹性时程分析计算得到的结构基底剪力均大于振型分解反应谱法 (CQC法) 计算结果的65%, 且基底剪力平均值大于CQC法计算结果的80%, 满足规范对弹性时程分析输入地震波的基底剪力要求。CQC法计算的楼层剪力结果能包络住弹性时程分析的平均结果, 无需对CQC法楼层剪力进行调整。由图3可知, 7组地震波作用下, 采用弹性时程分析计算得到结构层间位移角基本小于CQC法计算结果, 且均小于规范限值1/615。弹性时程分析计算得到的层间位移角及楼层剪力曲线与CQC法计算结果变化趋势基本一致。由于存在外框架不封闭及竖向构件不连续, 层间位移角曲线出现突变, 但是突变幅度不大, 大部分楼层CQC法计算结果均能包络住弹性时程分析的平均结果, 说明弹性时程分析结果是合理的。

　　 根据高规第3.11.4条规定, 高度未超过200m的高层建筑, 可视结构自振特性和不规则程度选择静力弹塑性方法或弹塑性时程分析方法。考虑2A#塔楼存在4处竖向构件不连续, 采用弹塑性时程分析来评估整体结构在罕遇地震下的弹塑性变形及耗能情况。分析软件为MIDAS Building, 混凝土本构模型采用《混凝土结构设计规范》 (GB 50010—2010) 附录C.2中的单轴应力-应变关系曲线;钢材本构模型采用双折线模型;钢筋混凝土构件滞回模型采用修正武田三折线滞回模型;钢结构构件滞回模型则采用了标准双折线滞回模型;阻尼采用瑞雷阻尼, 结构阻尼比取0.05;梁柱单元采用弯矩-旋转角梁柱单元;剪力墙采用纤维模型。

　　 主要步骤包括:1) 根据结构实际配筋, 建立包含质量源的整体结构弹塑性模型;2) 将重力荷载代表值 (1.0恒载+0.5活载) 作为初始荷载施加到结构模型;3) 选择满足条件的地震波并对峰值加速度进行调幅;4) 设置动力属性参数;5) 进行动力弹塑性时程分析;6) 根据3组波的计算结果包络值以及结构抗震性能目标进行结构性能目标评估。

　　 罕遇地震下弹塑性时程分析选择2组天然波 (天然波Ⅰ, Ⅱ) 和1组人工波, 采用三向输入, 主方向、次方向与竖向的峰值加速度比值为1.0∶0.85∶0.65, 3组地震波主方向峰值加速度根据高规调整至220cm/s²。采取3组地震波计算结果的包络值进行结构性能评估。罕遇地震下弹塑性时程分析结果如表5所示, 结构层间位移角如图5所示。

　　 由表5可知, 罕遇地震下结构基底剪力包络值分别为121 160kN (X向) 和137 300kN (Y向) , 分别为多遇地震下CQC法基底剪力的5.67倍和5.66倍, 同时分别为罕遇地震下CQC法基底剪力的1.13倍和1.15倍, 满足规范对时程分析输入地震波的基底剪力要求。由图5可知, 罕遇地震下结构最大弹塑性层间位移角分别为1/158 (X向) 和1/248 (Y向) , 均小于规范限值1/100。罕遇地震下部分连梁及框架梁进入塑性状态, 出现塑性铰;少部分钢筋混凝土及型钢混凝土框架柱达到开裂强度水准, 但未进入塑性状态;核心筒墙体损伤较小;钢V撑未出现塑性铰。分析结果表明结构延性较好, 能够满足“大震不倒”的抗震性能目标。

　　 楼板是保证钢筋混凝土核心筒与外框架协调变形及共同受力, 并发挥结构整体空间性能的重要构件, 是框架-核心筒体系能够成立的前提条件。2A#塔楼由于4个中庭的存在, 使得各层楼板出现一个“凹口”, 同时外框架不封闭。因此需要重视楼板应力分析。选取23 ～25层为典型楼层, 分析与V撑交汇处楼板在各工况下的受力情况, 保证1.0恒载+1.0活载工况下, 楼板拉应力小于混凝土抗拉强度设计值;1.0恒载+0.5活载+多遇地震作用工况下, 楼板拉应力小于混凝土抗拉强度标准值。楼板应力及相应加强措施如下:

　　 (1) 在1.0恒载+1.0活载工况下, 23, 24和25层 (对应V撑的底层、中间层及上弦楼层) 与V撑交汇处的楼板Y向压应力均小于5MPa。23层楼板在与V撑交汇处Y向中面拉应力普遍在0.3MPa左右;24层楼板在与V撑交汇处Y向中面拉应力为0.7MPa左右;25层楼板在与V撑交汇处Y向中面拉应力 (图6) 最大值为2.1MPa左右, 其位置位于V撑与柱连接的两侧, 由V撑水平拉力引起, 该应力区域范围较小, 除去该部位, 楼层应力均小于混凝土抗拉强度设计值1.43MPa。

　　 (2) 在1.0恒载+0.5活载+Y向多遇地震作用工况下, 23～25层楼板与V撑交汇处Y向压应力均小于8MPa。23层楼板在与V撑交汇处Y向中面拉应力最大值为2.3MPa左右, 大于混凝土抗拉强度标准值2.01MPa;24层楼板在与V撑交汇处Y向中面拉应力为0.8MPa左右;25层楼板在与V撑交汇处Y向中面拉应力最大值为3.0MPa左右, 大于混凝土抗拉强度标准值2.01MPa。因此将23层 (对应中庭顶部楼层) 中庭区域的楼板加厚至150mm, 25层整层楼板加厚至130mm, 同时对楼板进行抗剪验算。将楼板加厚, 并按照双层双向配置钢筋和适当提高配筋率后, 楼板应力均满足要求。

　　 2A#塔楼4个中庭均采用索幕墙, 幕墙自重由竖向索承担, 水平风荷载由鱼腹式水平索承担。竖向索间距为1m, 水平索只在楼层位置设置。整体结构设计时, 将幕墙作为外荷载施加在对应梁柱节点, 荷载大小由专业幕墙厂家提供。中庭幕墙竖向索对结构的节点力顶部为130kN, 底部为90kN, 水平索梁端的节点力均为140kN。典型索节点见图7, 8。

　　 2A#塔楼存在4处转换, 需要进行施工模拟分析, 并根据施工模拟分析结果, 叠加后续地震作用及风荷载的内力进行结构构件设计。

　　 西立面转换V撑立面如图9所示。被转换柱的竖向荷载由V撑、KL1和KL2共同承担, 如果按照常规的一层一个施工步计算, 当施工模拟计算到24层时, 由于V撑跨越两层, 则23层和24层中庭部分的荷载将大部分由KL1承当。因此, 将23～25层作为同一施工步进行分析, 这样V撑及KL2的轴力将增加, 而KL1的弯矩将减少, 结构效率提高。后期施工安装时, 要求先安装转换部分的KL1及V撑, 再安装被转换柱和KL2, 待KL1和V撑、被转换柱和KL2安装完毕后, 再铺设楼板, 以保证结构实际受力情况与计算模型一致。

　　 考虑索幕墙的安装是在主体结构完工后才进行, 设计时索幕墙荷载作为最后施工步施加。此时中庭顶部外框架梁已安装, 水平索作用下, 两侧外框架柱受力相当于连续梁, 中庭顶部和底部的外框架梁为中庭外框架柱的支座, 这样能够有效减小外框架梁及楼板的拉应力。

　　 转换V撑的材料受到多方面因素的影响, 考虑到混凝土及型钢混凝土构造较为复杂, 且2A#塔楼顶部支模困难的特点, 最后中庭顶部楼层在中庭区域的楼盖采用钢梁+钢筋桁架楼承板结构^[4]。

　　 2A#塔楼共存在4处转换, 转换桁架跨度约20m, 其中两处转换结构 (东立面上部及西立面转换结构^[2]) 上部有23层 (95.4m高) 楼面荷载通过1根框架柱落在桁架上, 另两处转换结构 (东立面下部及北立面转换结构^[2]) 上部有12层 (52.5m高) 楼面荷载。因为荷载较大, 转换结构高度取2层高 (8.6m) , KL1及V撑采用矩形钢管, 材料为Q345GJ, 支承23层的转换构件钢板厚度为70mm, 另外两处钢板厚度为50mm, KL2主要受压, 故采用型钢混凝土梁。

　　 考虑罕遇地震下楼板屈服对转换构件受力的不利影响, 计算时楼板只传递竖向力, 不考虑其面外刚度贡献。水平与竖向地震作用组合的大震不屈服工况下, 转换构件最大应力比如图10所示, 可知在此工况下转换构件满足大震不屈服的性能目标。

　　 与V撑连接的节点受力较为复杂, 采用MIDAS FEA软件对V撑上、下节点进行有限元分析。节点边界条件及荷载施加方法原理见图11。荷载大小为反应谱分析得到的大震不屈服工况下构件控制内力。在罕遇地震下, 上、下节点的型钢部分应力分布分别见图12, 由图12可知:1) 上节点和下节点的von Mises应力大部分在333MPa以下, 薄弱部位为V撑与连接板汇交区域, 高应力区域面积极小;2) 上节点和下节点均满足大震不屈服的性能设计目标。

　　 (1) 2A#塔楼通过设置4榀转换V撑解决了建筑在立面不同高度设置中庭、结构竖向构件不连续的问题, 通过充分的结构计算分析以及合理的构造措施, 保证了建筑方案的实现。

　　 (2) 通过对2A#塔楼进行多遇地震下的反应谱分析, 确保结构层间位移角、扭转位移比等整体指标均能完全满足结构设计规范相关指标要求。为保证计算结果的正确性, 采用YJK和ETABS两个软件进行了相互验证, 两者结果基本一致, 表明结构分析结果可靠。考虑到结构存在多处转换, 竖向构件不连续, 对结构补充进行了弹性时程分析, 弥补了振型分解反应谱法的不足。

　　 (3) 考虑到中庭楼板开洞, 验算了楼板在各工况下的应力, 根据计算结果, 对应力较大的楼板进行了加厚处理, 并适当提高配筋, 保证楼板的安全性。

　　 (4) 针对结构为多处转换且竖向构件不连续的复杂超限建筑的情况, 确定了合理的抗震性能目标, 并进行相应水准的弹性以及弹塑性计算, 评估了结构的变形、承载力以及耗能能力, 通过合理的构造加强措施, 保证结构具有合理的刚度、良好的延性和耗能能力, 结构能够实现相应的抗震性能设计目标。