华电集团华中总部基地总建筑面积35万m²,其中地上建筑面积26万m²,地下建筑面积9万m²。地下4层,为车库、设备用房及人防工程;地上建筑包括主楼、裙楼及附楼,三楼通过防震缝分开 ^[1]。其中,主楼为“门”形复杂超限高层连体建筑,大屋面标高233.6m,由南北塔楼及顶部8层(47～54层)63.7m跨连体组成(图1,2);连体的上部6层中间区域楼板开洞形成局部中庭(图3)。

　　 主楼结构设计使用年限为50年;建筑抗震设防类别为重点设防类(乙类);关键构件安全等级为一级,其余构件均为二级。经过详细的方案比选论证 ^[1],主楼采用框架-核心筒混合结构体系——钢筋混凝土核心筒+圆钢管混凝土柱+钢梁+加强层(伸臂及腰桁架)+连体巨型跨层桁架(图4,5)。跨层桁架共有四榀,位于47～50层(图3,5);核心筒角部及内外墙相交处内埋型钢以增加核心筒的延性;底部两层的核心筒角部外墙、与跨层桁架相连的内墙等采用钢板剪力墙,提高墙体抗弯及抗剪承载力;核心筒内楼板为普通钢筋混凝土现浇楼板,核心筒外采用钢筋桁架楼承板;自下而上,圆钢管混凝土柱直径由1.2m逐步缩小为0.9m,核心筒外墙墙厚由1.0m减小为0.6m,内墙墙厚由0.6m减小为0.2m。

　　 主楼抗震设防烈度6度,设计基本地震加速度值0.05g,设计分组第一组,场地类别Ⅲ类。地震动参数按照2016年版《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[2](简称抗规)及《中国地震动参数区划图》(GB 18306—2015) ^[3](简称区划图)取包络值,小震抗规和区划图反应谱对比如图6所示,本项目按区划图确定的地震动参数比按抗规的大。地震动参数最终取值见表1。

　　 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),主楼大屋面高度233.6m,超过6度区混合结构高度限值220m。同时存在下列不规则项:1)楼板不连续,2层、48～54层开洞面积大于30%;2)刚度突变,26层、36层、45～47层为薄弱层,其中46层与相邻楼层刚度变化小于70%;3)构件间断,27层、37层为加强层,高位连体;4)承载力突变,1层抗剪承力小于2层的80%;5)局部不规则,局部有穿层柱。因此,主楼属于高度、规则性超限的特别不规则超限高层建筑。

　　 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010) ^[4](简称高规),主楼抗震性能目标定为C级。各类构件抗震性能要求见表2。

　　 以SATWE作为主算软件进行结构整体分析及配筋,采用MIDAS Building进行结构整体指标对比分析。设计时将地下室顶板作为嵌固端。

　　 两个软件计算的振型、周期、层间位移角、框架剪力分担比率框基本一致(表3、图7、图8);扭转周期比均约为0.71<0.85(表3),满足要求;小震下层间位移角均满足要求(图7);最小剪重比X向0.84%>0.81%,Y向0.89>0.84%,满足规范要求;除底部个别楼层、加强层及其相邻上下层外,框架部

　　 分分配的楼层剪力多数不低于基底剪力的8%,其中最大值为19.22%,最小值为7.44%(图8),满足《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)要求。

　　 主楼为连体结构,为进一步了解地震下结构整体性能,将其划分为两个单塔模型(图9),分别统计两个单塔模型的最大层间位移角、最大层位移比及最大层间位移比,并与整体模型的计算结果进行对比,结果见表4。结果表明:按单塔模型计算的最大层间位移角、最大层位移比及最大层间位移比与按整体模型计算的结果基本一致;这是因为结构左右对称,地震下单塔振动与整体结构振动基本同步。

　　 小震静力弹性计算结果表明:部分楼层(26,36,45,46,47层)侧向刚度比不满足要求,按薄弱层处理;其余指标,如:扭转周期比、剪重比、抗倾覆及整体稳定、层间位移角、位移比等,均满足要求;构件均处于弹性状态。结构构件满足性能水准1要求。

　　 采用武汉地震工程研究院提供的7条小震地震波进行小震弹性时程分析。结果表明, CQC法计算的楼层剪力在局部楼层略小于7条地震波分析结果的平均值。因此构件承载力设计时,根据小震弹性时程分析的楼层剪力对CQC法计算的楼层剪力进行调整,调整系数见图10。

　　 采用SATWE软件进行等效弹性分析,计算时对特征周期等参数按高规进行了调整(表5)。

　　 结果表明:中震、大震作用下最大层间位移角分别为1/489,1/134,满足要求;各类构件截面、承载力分别满足中震、大震性能水准要求,以墙肢为例,结果见图11、图12;核心筒少部分墙肢中震拉应力超过混凝土抗拉强度标准值,主要位于底部1～2层和上部44～54层的核心筒角部外墙,在其两端布置型钢来承担地震作用下墙肢拉力;大震时墙肢剪压比见图12,其中剪压比较大的墙肢分布见图13,由图12可见大震时墙肢剪压比均满足要求,大震等效弹性分析只控制构件抗剪截面,构件抗弯承载力利用大震弹塑性时程分析验算。

　　 采用武汉地震工程研究院提供的7条大震地震波进行大震弹塑性时程分析。利用自主开发的高层建筑动力弹塑性分析前后处理软件CSEPA ^[5,6]将主算软件SATWE中设计信息,尤其是构件设计配筋信息,读入ABAQUS软件中进行大震弹塑性时程分析及结果提取分析。时程分析之前,先进行施工模拟分析,最后一步施工模拟完毕后,将所有使用阶段的活荷载施加到结构上,以此时的应力状态作为结构动力弹塑性时程分析的初始状态。以跨层桁架为例,初始状态下杆件最大应力为206MPa,均处于弹性状态(图14)。

　　 结果表明(图15),大震作用下,X向最大层间位移角为1/154,Y向最大层间位移角为1/267,小于规范限值1/134。各条波在弹塑性与弹性分析下的层间位移角曲线变化形式基本一致,弹塑性层间位移角基本比弹性层间位移角大;由于大震作用下结构X向的损伤比较严重,因此结构X向的弹塑性层间位移角明显比弹性层间位移角大。

　　 天然波TRB4作用下,核心筒剪力墙受压损伤及钢框架塑性应变云图如图16所示。核心筒墙肢大部分发生轻微损伤,底部加强区核心筒剪力墙少部分发生轻度损伤,连体层个别与跨层桁架层相连的核心筒内墙发生中度损坏,大部分连梁屈服;钢管混凝土柱大部分完好,少量发生轻微损坏,仅个别框架柱发生轻度损坏。其中,47层、52层与跨层桁架层相连的核心筒内墙局部混凝土受压损伤因子 ^[7]最大为0.494,达到中度损坏;这些核心筒内墙内置钢板的最大塑性应变为1.856×10^-3,塑性应变比为1.13,为轻度损坏;故这些与跨层桁架相连的核心筒内墙总体能满足预期的抗震性能目标。与连体跨层桁架斜腹杆相交处的钢管混凝土柱,混凝土最大受压损伤因子为0.387,小于0.425(C60混凝土轻度损坏限值),最大塑性应变为4.623×10^-3,钢材塑性应变比γ_p为2.8,其余钢管塑性应变均为0,钢混凝土管柱处于轻微损坏状态,满足预期的二道防线要求。

　　 加强层伸臂桁架塑性应变为0,处于弹性状态,腰桁架个别斜腹杆进入塑性,最大塑性应变为1.861×10^-4,为轻微损坏(图17);跨层桁架的弦杆和腹杆均未发生屈曲失稳且处于弹性状态。因此,桁架整体达到预期的抗震性能目标。

　　 南北塔楼之间的地下室顶板有一个洞口作为下沉广场(图18)。洞口X向最大尺寸21.2m,Y向最大尺寸16.1m。地下室顶板开大洞后,地震作用下南、北塔楼基底剪力在此顶板处传递受到影响。为保证洞口处顶板不被剪坏、塔楼地震剪力能有效传递,对此处顶板进行大震下的抗剪验算。

　　 取大震等效弹性计算的单塔楼基底剪力值V_f=103 374kN,依据抗规附录E公式(E.1.2)进行验算。验算时,顶板仅考虑塔楼外扩一跨。如图18所示,南塔楼基底剪力V_f由左右侧顶板的剪力及前后端顶板的拉、压应力共同平衡;偏安全考虑,假设V_f仅由左右侧顶板的剪应力平衡;则洞口周边区域顶板的控制截面(长度41 550mm+22 150mm,厚度b_f)承担的剪应力为0.5V_f。

　　 根据抗规公式(E.1.2),并结合高规公式(3.11.3-2)(大震不屈服)验算,洞口边顶板(C40混凝土)抗剪承载力需满足下式:

　　 0.1×26.8×(41 550+22 150)× b_f>0.5V_f (1)

　　 故要求板厚 b_f> 302.7mm。

　　 设计时,洞口附近区域顶板厚度加大到320mm,双层双向配筋,每层每个方向的配筋率不小于0.3%。

　　 连体跨层桁架所在楼层的楼板,对地震作用下楼层的整体性、跨层桁架的稳定性至关重要。连体跨层桁架上下弦所在楼层的楼板厚度为150mm,中间层板厚120mm,均双层双向配筋、配筋率不小于0.25%。

　　 首先,基于楼板真实配筋,对连体层楼板,进行考虑施工模拟的正常使用情况下的受力状况有限元分析。结果表明:连体跨层桁架上弦附近楼板损伤最大,最大剪应力达到6.967MPa(图19)。主要原因是恒载作用下,跨层桁架上弦杆受力大、变形大,与附近与其平行的普通楼面梁之间产生较大的轴向变形差;与上弦杆及普通楼面梁直接连接的相邻楼板,分别与上弦杆及普通楼面梁同步变形,相应地产生了较大的变形差,进而引起楼板产生较大的剪切变形、剪切应力,导致该区域楼板损伤最大。为避免正常竖向荷载作用下楼板产生较大损伤,连体层楼板设置后浇带(图20),减小跨层桁架弦杆附近楼板的剪切变形,释放楼板剪应力。

　　 其次,对连体层楼板进行了大震下弹塑性有限元分析。结果表明, 50层楼板损伤较为严重,最大损伤因子为0.68(图21),主要位于连体跨层桁架斜腹杆附近。大震作用下,跨层桁架斜腹杆主要承受较大反复的拉压荷载,与桁架斜腹杆相连的楼板承受较大的反复拉压应力,从而造成较为严重的损伤。其余楼板基本完好。

　　 对于连体跨层桁架所在层楼板,大震下允许发生一定程度的损坏,但应保证其仍具有较大面内刚度,能有效传递水平力,确保结构整体性。为此,在连体跨层桁架底部和顶部楼层(即47层、50层)楼板设置平面内的交叉水平拉杆,加强楼板面内刚度。计算结果表明,大震下拉杆基本处于弹性状态,个别拉杆轻微损坏(图22)。

　　 对主楼采用高规3.12节中拆除构件法进行抗连续倒塌分析。对塔楼,考虑底部外框柱失效,分别拆除了底层一根角柱和一根边柱,验算恒载作用下剩余构件的承载力及结构整体变形。以拆除底层边柱为例,拆除底层边柱3后,恒载作用下结构变形见图23,结构的最大挠度为88mm;拆除底层边柱3后,相邻钢管混凝土柱抗剪及抗弯承载力验算见表6,结果均满足要求。对跨层桁架,分别拆除一根弦杆和一根斜腹杆,验算恒载作用下剩余构件的承载力及结构整体变形;以拆除斜腹杆为例,拆除后,恒载作用下结构变形示意图见图24,结构最大挠度89mm。综上所述,结构满足抗连续倒塌设计要求。

　　 本项目已经通过超限审查,主要专家意见及落实情况如下。

　　 (1)补充连体楼板在小震下的应力分析:补充分析了连体楼板在小震下的应力,经复核,小震下应力不起控制作用,大震下楼板的应力为控制工况。

　　 (2)补充验算在连体未形成前,两个独立塔楼各自在施工阶段的稳定性,必要时应采取相应保证措施:对单塔楼进行线性屈曲分析及非线性稳定分析,施工活荷载按每层1.5kN/m²考虑,隔墙及楼面装修荷载考虑50%,结果表明,施工阶段单塔整体稳定性满足要求。

　　 (3)主塔楼应设置专用强震动监测设施:在本工程实施过程中,由建设单位委托专业单位进行强震动监测设施的方案设计及安装。

　　 (1)小震时,SATWE与MIDAS Building计算结果吻合,验证了计算结果的可靠性;按单塔统计的力学和变形指标与整体指标基本一致,说明本结构左右对称,地震下单塔振动与整体振动基本同步,因而整体抗震性能较好。

　　 (2)中震时,结构变形及承载力均满足要求,核心筒少部分墙肢拉应力超过限值,增设型钢承担地震下的拉力;大震时,墙肢剪压比均满足要求,部分楼层核心筒Y向两端墙肢的剪压比较大,接近限值。

　　 (3)弹塑性分析结果表明,大震下,核心筒底部少量墙肢发生轻度损伤、与跨层桁架相连的个别内墙发生中度损坏;钢管柱绝大部分保持弹性,仅与跨层桁架斜腹杆相连处发生轻微损伤;跨层桁架构件均处于弹性状态。因此,结构满足性能目标要求。

　　 (4)分析结果表明,连体跨层桁架弦杆附近的楼板损伤较严重;为减轻这些楼板损伤,对其设置后浇带;同时这些板下增设交叉水平拉杆,保证大震时楼盖的整体性。

　　 (5)分别拆除底层边柱、角柱以及跨层桁架斜腹杆,进行连续倒塌分析,结果表明结构满足抗连续倒塌设计要求。