巨型框架结构自20世纪60年代末兴起后 ^[1],越来越受到结构工程师和建筑师的喜爱。巨型框架的截面尺寸、弯曲刚度、剪切刚度、轴向刚度相对于普通框架常处于更高的数量级。巨型结构可以提供较大的无遮挡空间,满足宽阔的视野要求。八柱巨型框架-核心筒结构经常在超高层中使用,如上海金茂大厦、广州东塔、深圳平安金融中心;也有八柱巨型框架结合建筑立面需要,随立面倾斜设置,如北京中国尊大厦 ^[2]。随着建筑高度的增加,巨型结构需在一定位置的设备层、避难层设置伸臂桁架并配套设置周边带状桁架的加强层,以满足抗侧刚度的需要,有时还需在巨柱间设置较小截面的重力柱承受重力荷载。带伸臂桁架的加强层提供的抗侧刚度效果明显,但很难克服刚度的突变效应,对地震作用带来不利影响。

　　 深业上城位于深圳市福田中心区的笋岗路与皇岗路交汇处,是集产业研发、公寓、酒店、商业于一体的大型城市综合体,项目通过景观连廊将笔架山、莲花山连为一体。高塔建筑总高度388m,结构主屋面高度379m,采用了八柱巨型框架-核心筒结构,在办公楼层的巨柱间未设置任何重力柱以满足周边独特的视野要求,相对于传统超高层巨型结构,为了克服伸臂加强层带来的刚度突变效应,在加强层仅设置周边带状桁架,未设置伸臂桁架,取而代之的是在每个楼层巨柱和核心筒间设置了刚性连接的型钢混凝土连接梁,演绎出独特的新型结构体系。

　　 深业上城高塔、低塔及宴会厅位于南区,其建筑方案及初步设计由SOM纽约团队完成,华阳国际承担了施工图设计并协助SOM完成初步设计及抗震超限审查。

　　 南区总建筑面积约93万m²,其中高塔地上建筑面积约24万m²,采用了54.4m×54.4m的正方形平面布局,平面的四个角部采用了4.5m的凹角,以减小横风效应,并提高角部大悬挑部位楼盖的竖向舒适度。平面水平双向基本对称,高宽比接近7。高塔地下室共3层,地面以上80层;中低区(2～64层)主要功能为国际甲级办公的产业研发用房,层高为4.5m;高区(67～75层)为白金五星级酒店,层高为4.2m,典型结构平面见图1、图2。建筑物抗震设防烈度为7度,设计基本地震加速度为0.10g,设计地震分组为第一组,抗震设防类别为乙类,建筑场地类别为Ⅱ类。

　　 高塔结构抗侧力体系由8根巨型型钢混凝土框架柱(巨柱)、钢筋混凝土核心筒剪力墙(内部嵌入型钢柱)、设备及避难层设置的4道(32～34层、50～51层、65～67层、76～77层)周边带状桁架加强层、巨柱和核心筒间型钢混凝土连接梁,以及巨柱之间的钢框架梁组成。在酒店楼层巨柱间设置了钢框架柱,落于周边带状转换桁架上,以减小楼面梁跨度,保证酒店净高需求。高塔的计算模型及立面简图见图3。

　　 地下室及地上核心筒范围采用了现浇钢筋混凝土梁板楼盖,地上核心筒外采用了钢梁和钢筋桁架楼承板的组合楼盖,地上典型楼层楼板厚度核心筒范围为150mm,核心筒外为120mm,加强层上下弦楼层板厚度为200mm。

　　 带状桁架钢材牌号采用Q390GJC,带状桁架钢构件均采用H型截面,宽度均为400mm,上下弦杆高度为800mm,斜杆、竖腹杆高度为350～500mm,主要钢板厚度为25～50mm。

　　 在周边带状桁架加强层之外的办公楼层,由于巨柱间钢框架梁跨度较大(最大跨度为28.5m),巨柱间采用了平行的双钢框架梁设计,钢材牌号为Q345B,采用了H型截面,由外向内分别为H1 100×450×25×30,H1 100×700×25×50,为巨柱提供更强的侧向约束,同时提高巨柱承担的地震剪力百分比,增强了楼盖的竖向舒适度。

　　 通过计算分析、超限设计及模拟地震振动台试验,此超高层建筑新型结构体系能有效地抵抗由地震作用和风荷载产生的巨大侧向力,结构整体及各构件的抗震性能均可达到预期的抗震性能目标。

　　 该工程存在:1)高度超限;2)局部楼层楼板不连续(避难层、酒店层);3)塔楼底部2～4层巨柱为穿层柱、酒店层钢框架柱存在转换。

　　 针对本工程的结构类型及不规则情况,综合考虑抗震设防类别、设防烈度、场地条件、建筑物的功能、结构的特征、构件的部位和重要程度以及业主的需求,结构抗震性能目标选定为C级 ^[3,4]。其中地下1层至地上8层的核心筒墙体、带状桁架层及相邻上下一层的墙体、巨柱和带状桁架定义为关键构件。各构件的抗震性能目标见表1。

　　 通过多遇地震和风荷载作用下弹性分析、弹性时程补充分析、设防烈度地震作用下中震构件验算,各项设计控制指标均满足相对应性能水准的要求;通过罕遇地震作用下动力弹塑性分析,找出结构的薄弱部位和薄弱构件,并采取了针对性的抗震加强措施。上述具体分析结果不再赘述,下文介绍设计过程中遇到的几个关键问题。

　　 为了满足地下室的嵌固作用,在地下室部分,巨柱截面尺寸为2 500×8 000,首层以上逐步减小,首层至3层为2 300×5 400,4～66层由2 300×4 500逐步减小为1 600×4 500,67层酒店层及以上进一步减小为1 600×3 500,根据连接周边钢框架梁的需要,内嵌多个H型钢,其含钢率在4%～6%之间,计入纵向钢筋后,其含钢含筋率在5%～8%之间。巨柱钢材牌号为Q345GJC,混凝土强度等级55层及以下为C70,以上为C60。

　　 根据文献[5]:超高的框架-核心筒结构,其混凝土内筒和外框之间的刚度宜有一个合适的比例,框架部分计算分配的楼层地震剪力,除底部个别楼层、加强层及其相邻上下层外,多数不低于基底剪力的8%且最大值不宜低于10%,最小值不宜低于5%;同时结合超限审查专家组的建议,通过增大各层墙体洞口、上层核心筒角部墙体削角改柱、增加带状桁架道数以及在各平面内增设环向封闭的平行双钢框架梁等设计措施来提高框架承担的地震剪力,各层框架承担的地震剪力占基底剪力的百分比由调整前最小约3%调整至不小于7%,见图4。

　　 考虑到巨型框架的侧向刚度大致与加强层间的间距的三次方成反比例关系,其侧向刚度相对于核心筒很小,核心筒几乎承担全部水平剪力。抗震设计时,考虑核心筒承担全部地震剪力;巨柱承担的地震剪力标准值取不小于按侧向刚度分配的地震剪力的标准值的3倍进行承载力计算。

　　 虽然在办公楼层巨柱间设置了平行双道环向封闭的钢框架梁,考虑到楼面钢框架梁的截面惯性矩相对于巨柱不在同一数量级,计算巨柱计算长度时忽略其对巨柱侧向约束的有利贡献。考虑巨柱有效约束位置位于刚度相对较大的周边带状桁架加强层,通过屈曲分析来确定巨柱的计算长度系数。巨型框架屈曲分析简图见图5。采用SAP2000软件对A～D区分别建立巨柱屈曲分析模型,并将大震弹塑性分析的最大变形作为初始缺陷进行线性屈曲分析得到屈曲临界荷载,典型区段的屈曲模态详见图6。根据式(1)欧拉公式可计算出各段巨柱的计算长度系数μ,进行巨柱的截面设计。

　　 $\mu =\frac{\text{π}}{l}\sqrt{\frac{E{\rm I}}{{\rm N}{}_{\text{c}\text{r}}}}(1)$

　　 式中:l为巨柱各区段高度;EI为巨柱沿屈曲方向的截面抗弯刚度;N_cr为巨柱屈曲临界荷载。

　　 由于巨柱和核心筒间刚性连接的型钢混凝土连接梁刚度较大,屈服分析时进行了有无连接梁的对比分析,计算长度系数结果见表2。巨柱屈曲模态均表现为绕弱轴方向弯曲,不考虑连接梁的作用时,各区段计算长度系数介于0.4～0.6;考虑连接梁的作用时,各区段计算长度系数均有较大幅度的减小,证明连接梁对巨柱的抗屈曲贡献较大。B～D区段计算长度系数下降到0.3～0.4,由于A区段高度较大、连接梁较宽,2～4层设置多道巨型连接梁,连接梁对A区段的计算长度系数影响最为明显。

　　 由于建筑物的全部重力荷载集中在核心筒和外围的8根巨柱上,巨柱承受的竖向荷载较大。通过在100年重现期风荷载及罕遇地震作用下的分析,巨柱在各种工况组合下均未出现受拉情况,从而保证了塔楼整体的抗倾覆能力。

　　 核心筒采用了高效抗侧刚度的九宫格设计,其中核心筒外壁从底层往上厚度由1 800mm逐步减小为500mm,内壁从底层往上厚度由550mm逐步减小为450mm。为了能与巨柱和核心筒间刚性连接的连接梁H型钢方便有效连接,在核心筒四角部的L形墙的三个端部设置通高的型钢,L形墙90°转角端部采用了十字形钢,方便与两个正交方向的连接梁H型钢连接,L形的另两个端部采用T形钢,方便与连接梁H型钢在核心筒延伸锚固段的连接,连接梁H型钢腹板均与柱内型钢腹板水平和上下对齐。为了控制轴压比,在24层以下其他位置的剪力墙,也嵌入了一些十字形钢或H型钢。核心筒内钢材牌号为Q345GJC,核心筒剪力墙及连接梁混凝土强度等级采用了C60。

　　 为提高酒店层框架承担的地震剪力百分比,核心筒在68层及以上有收进并将角部墙体削角改为型钢混凝土柱,核心筒剪力墙典型平面布置图见图7。

　　 设计中应重点关注由于刚度突变带来的构件承载力变化及罕遇地震作用下构件的损伤情况(30层以上),罕遇地震作用下核心筒受压和受拉损伤结果见图8,9 ^[6,7]。根据计算结果可以看出,核心筒剪力墙受压损伤主要集中在连梁损伤和68层以上角部墙体,损伤因子介于0.2～0.4,混凝土基本达到承载力峰值,但未达到混凝土极限应变;受拉损伤主要集中在带状桁架及上下关联区域;模拟地震振动台试验揭示在首层东北角核心筒角部墙体出现受压损伤。设计中适当提高上述损伤区域的墙体竖向和水平配筋率,并将该范围内的约束边缘构件上下各延伸两层;角部墙体柱内设置型钢合理过渡,控制钢筋和型钢的塑性应变程度,采取适当的加强措施以满足预定的抗震性能目标。

　　 由于核心筒承受的竖向荷载较大,通过在100年重现期风荷载及罕遇地震作用下的分析,仅在罕遇地震作用下局部出现拉应力,5层以下核心筒墙体未出现受拉情况;最大拉力出现在5层东南角墙体,最大拉应力为0.5MPa,小于混凝土抗拉强度标准值。

　　 考虑到型钢混凝土连接梁受巨柱和核心筒墙体的刚性约束(图10),节点区内巨柱的内嵌型钢连续穿过节点,利用加劲板与连接梁充分连接,并确保连接梁内的钢筋在巨柱内有充分的锚固长度。型钢混凝土连接梁典型楼层梁高800mm,局部大层高的设备避难层梁高1 500mm,底部架空层梁高2 500mm,宽度随着剪力墙厚度的变化而变化,宽度为800～1 600mm,内部嵌入的H型焊接型钢,钢板厚度主要为20～50mm,局部楼层翼缘最大厚度为70,100mm,连接梁钢材牌号Q420GJC,混凝土强度等级C60。

　　 图11 ^[8]为罕遇地震作用下连接梁连接节点钢板的应力分布,结果表明连接梁与巨柱和核心筒连接侧的钢板应力均未超过钢板的屈服强度。模拟地震振动台试验(图12)表明,在多遇地震作用下仅3～5层个别连接梁上翼缘混凝土出现一定开裂(图13 ^[9]),设防烈度地震和罕遇地震作用下裂缝并没有进一步扩展,钢筋和型钢未发现塑性应变。

　　 根据各种地震作用下的计算结果及模拟地震振动台试验,采取合理的构造加强措施确保连接梁承载能力,对保证结构有效地抵抗由地震作用和风荷载产生的巨大侧向力有重要意义。此外,由于混凝土徐变收缩引起的沉降差异,型钢混凝土连接梁梁端截面弯矩随时间有反号变化趋势,重力荷载作用下梁截面弯矩按照影响因子予以放大校核设计。

　　 高塔地下室底板大部分位于微风化片麻岩区域,局部为强风化片麻岩,见图14。考虑到巨柱和核心筒间采用了刚性连接的型钢混凝土连接梁,为了避免地基的压缩变形差异导致上部结构产生内力,在底板下强风化片麻岩区域进行换填强度等级C40的素混凝土至微风化岩。基础采用了以微风化片麻岩为持力层的筏板基础,筏板厚度为4.0～4.5m,混凝土强度等级为C40。考虑到混凝土浇筑时水化热等引起的伸缩变形会受到微风化岩石的强约束,易引起混凝土开裂,在基础和微风化片麻岩之间设置了50mm厚的级配砂石层,以减小岩石对混凝土温度变形的约束,避免筏板混凝土开裂。筏板混凝土采用了一次性连续跳仓浇筑的大体积混凝土施工方案,并预埋温度测管,进行温差监测。

　　 图15给出了SAFE模型计算的重力荷载作用下筏板的竖向变形 ^[8],模型采用相对刚度较大的筏板、较低的岩石弹性模量,竖向变形基本呈双向对称分布,最大变形约5.6mm。核心筒及巨柱下的筏板厚度均能满足冲切和局压承载力要求。

　　 3层地下室的埋深还不能满足建筑高度1/15的天然地基基础埋深要求,分别进行了高塔在100年重现期风荷载和罕遇地震作用下的抗倾覆和抗滑移验算,计算结果表明仅考虑塔楼自重,未考虑塔楼范围外地下室及地下室回填土等形成的约束贡献,也未考虑筏板基础伸出塔楼外挑尺寸的有利作用,100年重现期风荷载和罕遇地震作用下高塔自身抗倾覆安全系数分别为6.6,3.0;抗滑移验算时仅考虑筏板底砂石层的静摩擦力,在100年重现期风荷载和罕遇地震作用下抗滑移安全系数分别为10.1,2.8,基础底部均未出现零应力区。

　　 (1)在巨柱和核心筒间每层设置刚性连接的型钢混凝土连接梁取代加强层伸臂桁架,能够保证结构刚度沿竖向的平稳过渡,避免伸臂桁架加强层刚度突变带来的地震不利影响,是一种受力合理的新型结构体系。

　　 (2)应合理地确定巨柱的计算长度,控制框架承担的地震剪力比。

　　 (3)应采取可靠的构造加强措施,确保型钢混凝土连接梁的承载能力及有效传力。

　　 (4)虽然建筑埋深不满足有关规范要求,但对建筑物在100年重现期风荷载和罕遇地震作用下的抗倾覆和抗滑移计算表明,塔楼抗倾覆和抗滑移能力安全可靠。