该项目位于四川省成都市锦江区东南二环外。项目地上包含两栋楼, 1号楼为超高层住宅, 2号楼为多层独立商业。本文主要介绍超高层1号楼的结构设计。1号楼为双塔连体结构, 地下2层, 地上38层, 房屋高度为137.050m;地下1, 2层为车库, 层高分别为5.6, 3.9m, 1层为架空层, 层高9m;13, 26层为避难层, 层高3.5m;33层为设备转换层, 层高2m;其他楼层为住宅标准层, 层高均为3.5m。两侧塔楼在32层至屋面层 (标高113.950～136.950m) 通过跨度为29.600m的连接体相连。建筑效果图见图1, 一侧剖面图见图2, 另一侧与之呈对称关系。

　　 本工程安全等级为二级, 设计使用年限为50年;抗震设防类别为标准设防类, 抗震设防烈度为7度, 设计基本地震加速度为0.10g, 设计地震分组为第三组;场地类别为Ⅱ类, 场地特征周期为0.45s, 基本风压为0.30kN/m² (50年重现期) , 地面粗糙类别为C类。

　　 根据建筑物的总高度、抗震设防烈度、建筑的平面布置及用途等情况, 本工程塔楼采用框架-核心筒结构体系。结构的竖向荷载通过水平梁传到核心筒剪力墙和外框柱, 再传到基础;水平荷载由混凝土框架和核心筒剪力墙共同承担。

　　 本工程1号楼两个塔楼及连接体部分呈左右对称关系, 两个塔楼的竖向构件、平面布置、层数及刚度完全一致。

　　 本工程由于建筑平面及功能需要, 在32层 (标高113.950m) 以上为跨度29.600m的高位连体结构, 连接体部分共7层 (含桁架下弦所在楼层) , 为减轻连接体部分的结构自重, 连接体部分采用钢结构体系, 连接体底层设置四榀钢桁架 (Ⓐ轴、Ⓒ轴、Ⓔ轴、Ⓕ轴) , 与两侧塔楼框架柱刚性连接^[1,2], 连接体桁架上下弦杆分别伸入主楼内一跨, 连接体桁架高度5.5m, 连接体桁架立面示意见图3, 杆件截面见表1;连接体桁架上抬5层钢结构框架。与连接体相连的框架柱采用型钢混凝土柱。

　　 本工程33层为设备转换层, 层高为2m, 为解决竖向层高突变和连接体桁架对结构竖向刚度突变的影响, 对于33层的结构布置采用吊柱+钢梁的结构形式, 在34层梁下设置吊柱, 33层楼层位置的结构钢梁与吊柱连接, 不与框架柱及核心筒剪力墙进行连接, 从而弱化该层的刚度。

　　 两个塔楼及连接体部分呈左右对称关系, 塔楼平面外轮廓为矩形, 外框柱柱距约为5.0～8.5m, 外框柱与核心筒距离约为4.7～6.7m。标准层框架梁截面为350×600, 外围框架梁截面为400×700, 次梁截面为200×450, 200×600。单塔标准层结构平面布置如图4所示, 连接体桁架下弦、上弦层及连接体标准层结构平面布置如图5所示。因建筑功能要求连接体桁架下弦层连接体部分及连接体标准层Ⓒ～Ⓓ轴区域未设混凝土楼板, 通过设置水平钢支撑增强此区域面内刚度及协调两侧塔楼的变形能力。

　　 塔楼核心筒平面为矩形, 核心筒X向尺寸为9.1m, 核心筒Y向尺寸为12.05m。塔楼外框架柱采用钢筋混凝土柱, 沿塔楼高度上下连续贯通。基础顶～4层、连接体桁架以下两层 (30层、31层) 、与连接体相连框架柱设置为型钢混凝土柱, 其中支承连接体结构的8根框架柱型钢由基顶向上延伸至15层, 以控制轴压比并增加框架柱的延性。

　　 本工程楼盖采用现浇钢筋混凝土楼盖体系;结合本工程特点, 对以下部位楼板进行加强:1) 地上结构嵌固部位 (地下室顶板) 楼板板厚取180mm, 采用双层双向配筋, 最小配筋率0.25%;2) 连接体桁架上弦连接体部分及塔楼内相邻一跨板厚取200mm, 连接体部位最上面一层板厚取180mm, 其余连接体部位及塔楼内相邻一跨范围楼板板厚取150mm, 采用双层双向配筋, 最小配筋率0.25%, 并按照应力分析结果复核配筋;3) 核心筒筒体内楼板厚度120mm, 采用双层双向配筋, 最小配筋率0.2%;4) 核心筒筒体外楼板厚度, 除局部跨度较大楼板厚度增加至140mm或180mm外, 其余楼板厚度均取100mm。

　　 本工程地下室顶板无大洞口, 设计时采用现浇梁板楼盖体系, 顶板板厚及配筋按2.5节第1项设置, 计算时考虑塔楼相关范围 (塔楼外扩两跨范围) 内侧壁的有利贡献。

　　 计算得到的地下1层相关范围与首层的剪切刚度比为:X向2.17, Y向2.70, 均不小于2, 可满足首层嵌固的要求。

　　 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) 》、《四川省抗震设防超限高层建筑工程界定标准》 (DB51/T 5058—2014) 的规定, 本工程结构体系符合现行规范的适用范围, 超限情况如下:1) 高度超限:房屋高度为137.050m, 超过框架-核心筒结构A级高度限值130m;2) 特殊类型高层建筑:32层 (标高113.950m) 及以上存在跨度大于24m的连接体结构;3) 侧向刚度突变:32层侧向刚度与上层的比值为0.66, 小于0.9。

　　 针对项目超限情况, 依据《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[3] (简称高规) 选用C级性能目标及相应的抗震性能水准, 各构件的抗震性能目标见表2。

　　 采用YJK, ETABS软件对本工程进行弹性分析计算, 考虑偶然偏心地震作用、双向水平地震作用及竖向地震作用、扭转耦联以及施工模拟加载的影响, 软件自动考虑最不利地震作用方向。为了便于结构计算输出参数的合理统计, 结构建模定义多塔时, 将模型定义为如图6所示的两个塔, 分别为塔1和塔2, 施工模拟加载顺序采取先施工塔楼至屋顶, 再施工连接体桁架, 最后施工钢桁架以上的连接体部分^[4], 对于钢桁架以上5层钢框架部分的加载方式, 采取逐层加载和整体一次加载两种施工模拟加载方式对比分析。

　　 本工程设防烈度为7度 (0.10g) , 且为高位连体结构 (超过80m) , 因此设计时采用振型分解反应谱法计算连接体的竖向地震作用, 竖向地震影响系数最大值取水平地震影响系数最大值的65%, 且连接体的竖向地震作用标准值最小值不小于高规第4.3.15条规定。施工模拟加载计算结果显示, 钢桁架以上钢框架采取逐层加载时, 桁架大部分杆件内力要比整体一次加载大。施工图设计时, 对两者取包络设计, 小震弹性计算结果见表3。

　　 由表3可以看出, 桁架下层 (31层, 对应模型33层) 与桁架层 (32层, 对应模型34层) 刚度和楼层受剪承载力存在突变。为避免软弱层和薄弱层出现在同一层, 采取如下措施:1) 31层框架柱采用型钢混凝土柱, 并向下延伸一层, 型钢柱中型钢厚度由35mm (31层) 变为30mm (30层) 厚;2) 32层增设钢板的剪力墙, 钢板向下延伸一层。

　　 同时为了避免薄弱层的转移, 30层X向筒体外墙的水平分布钢筋取12@100 (4排) , 29层X向筒体外墙的水平分布钢筋取12@100 (4排) , 28层X向筒体外墙的水平分布钢筋取12@100 (3排) , 27层X向筒体外墙的水平分布钢筋取12@100 (2排) , 26层X向筒体外墙的水平分布钢筋取软件计算配筋。根据《建筑抗震鉴定标准》 (GB 50023—2009) ^[5]附录C的相关公式进行计算, 得到局部楼层的X向抗剪承载力比值, 见表4。

　　 从表4可以看出, 采取以上措施后的31层X向抗剪承载力之比大于0.8, 避免了薄弱层和软弱层位于同一楼层, 且通过加强以下相邻楼层的水平分布钢筋, 避免了薄弱层向相邻层发生转移。

　　 为了解连接体在抗侧力体系中的作用, 对连体模型与单塔模型进行对比分析。单塔模型建模时, 将连接体部分去除, 并将连接体部分的荷载以节点荷载或线荷载的方式输入在与连接体相连的框架柱和框架梁中。因两个塔楼呈左右完全对称, 结构计算仅计算分析一个塔楼, 连体模型与单塔模型动力特性、整体刚度及抗倾覆分析结果的对比见表5。

　　 从表5可以看出, 增加连接体后整体结构X向刚度明显增大, X向自振周期显著减小, 变为第二平动周期, X向顶点位移和层间位移角减小, 抗倾覆能力显著增加。

　　 采用5组天然波和2组人工波对结构进行弹性时程分析, 弹性时程分析得到的基底剪力见表6。计算结果显示, 每条时程曲线计算所得结构基底剪力在振型分解反应谱 (CQC) 法计算所得基底剪力的65%～135%范围内, 多条时程曲线计算所得结构基底剪力的平均值在CQC法计算基底剪力的80%～120%范围内, 满足《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[6]要求。对7组地震波的基底剪力平均值与CQC法计算所得基底剪力进行比较, 并依据两者较大值对楼层地震作用标准值进行调整。

　　 本工程对竖向构件提出了中震抗剪弹性的抗震性能设计目标。中震弹性计算采用规范反应谱, 最大地震影响系数α_max=0.23, 周期折减系数取1.0, 不考虑风荷载, 结构阻尼比取0.05, 中梁刚度放大系数取1.2, 连梁刚度折减系数取0.5, 不考虑与抗震等级有关的内力放大系数, 保留荷载分项系数、材料分项系数和承载力抗震调整系数, 材料强度取设计值。

　　 采用YJK软件对结构进行中震弹性计算, 计算结果表明, 中震弹性作用下计算的结构基底剪力约为小震基底剪力的2.6倍。经验算, 剪力墙的抗剪截面满足规范要求, 除个别墙肢水平筋有计算配筋外, 其余剪力墙水平钢筋均为构造配筋, 故按中震弹性作用下的计算结果配置水平钢筋, 可满足剪力墙受剪承载力中震弹性的性能要求。经验算, 框架柱剪压比满足规范要求, 框架柱最大体积配箍率为2.04%, 施工图设计时, 框架柱箍筋取小震与中震弹性计算结果包络值, 可满足中震抗剪承载力弹性的性能目标要求。

　　 连接体钢桁架中震弹性计算结果表明, 桁架下弦杆的最大应力比为0.75, 出现在HJ3 (图5) 的支座位置;桁架上弦杆的最大应力比为0.49, 出现在HJ3的支座位置, 桁架腹杆最大应力比为0.86, 出现在HJ3左侧端部斜腹杆, 其他部位钢构件应力均比较小。由此可以得出, 连接体钢桁架满足中震弹性的性能要求。

　　 根据结构抗震性能要求, 竖向构件需满足中震正截面承载力不屈服的要求。中震不屈服计算采用规范反应谱, 不计算荷载分项系数和承载力抗震调整系数, 材料强度取标准值, 其他参数同中震弹性计算模型。

　　 采用YJK软件进行中震不屈服计算, 计算结果表明, 中震不屈服作用下计算的基底剪力约为小震基底剪力的2.5倍。底部加强区剪力墙的竖向分布筋配筋率均为0.3%时, 除个别位置约束边缘构件的纵向配筋率为1.40%～2.25%, 其余约束边缘构件的纵向配筋率均为构造配筋。设计按小震弹性及中震不屈服的计算结果包络配置约束边缘构件的纵筋, 可满足剪力墙中震正截面承载力不屈服的性能要求。框架柱纵筋配筋率最大值为1.4%, 在合理的配筋率范围内, 框架柱的纵筋取小震与中震不屈服计算结果包络值, 可满足中震正截面承载力不屈服的性能目标要求。

　　 框架梁在中震不屈服工况下未出现抗剪超筋情况, 但有个别构件出现抗弯超筋情况, 说明框架梁处于中震抗剪不屈服、个别构件抗弯屈服状态, 满足预设的抗震性能目标要求。连梁在中震不屈服工况下仅避难层门洞位置出现了抗剪截面超限的情况, 通过在连梁内设置对角斜筋后抗剪截面可满足规范要求;连梁未出现抗弯超筋情况。说明连梁处于中震抗剪不屈服、抗弯不屈服状态, 满足预设的抗震性能目标要求。

　　 根据结构抗震性能要求, 关键构件需满足大震抗剪不屈服性能目标要求。大震不屈服计算采用规范反应谱, 最大地震影响系数α_max取0.50, 周期折减系数取1.0, 结构阻尼比取0.07, 中梁刚度放大系数取1.0, 连梁刚度折减系数取0.3。

　　 计算结果表明, 大震不屈服的基底剪力约为小震基底剪力的5.4倍。抗剪截面验算结果表明, 除32～34层楼面Ⓑ轴和Ⓔ轴墙肢外, 其他墙肢均满足大震下抗剪截面要求。32层因设置钢桁架地震剪力较大, Ⓑ轴和Ⓔ轴剪力墙受剪截面不满足, 通过在端部设置型钢柱, 墙身设置14mm厚钢板, 钢材采用Q345B。经验算, 增设钢板后, 剪力墙抗剪截面满足要求。底部加强区剪力墙计算结果显示, 剪力墙水平筋在合理范围, 按此计算结果设计, 底部加强区剪力墙可满足在大震下抗剪不屈服。底部加强区范围及与连接体相连框架柱的剪压比均小于规范限值, 受剪截面满足规范要求。框架柱最大体积配箍率为1.9%。框架柱箍筋取小震与大震不屈服计算包络, 可满足大震抗剪不屈服的性能目标要求。

　　 本工程对结构关键构件提出大震下抗弯不屈服的性能目标, 采用弹塑性分析方法进行验证。

　　 采用SAUSAGE软件对结构进行大震作用下的弹塑性时程分析。选用一组人工波 (R1波) 、两组天然波 (T1, T2波) 共三组地震波进行大震作用下的弹塑性时程分析。弹塑性时程分析时, 地震波主方向、次方向与竖向加速度峰值比取1∶0.85∶0.65, 地震波持续时间为30s, 主方向地震加速度波峰值取220cm/s², T_g取0.5s。

　　 每组地震波作用下结构最大层间位移角及顶点位移见表7。由表7可以看到, 结构在X向的最大层间位移角为1/187, 结构在Y向的最大层间位移角为1/181, 两个方向最大层间位移角均满足抗震性能目标的限值1/100要求。

　　 连梁在大震下损伤耗能效果明显, 从而保护了承重墙肢, 个别剪力墙为轻度损坏, 大部分剪力墙为轻微损坏或无损坏, 满足预设的性能目标。个别框架柱柱顶混凝土出现受压损伤, 但未出现钢筋及钢材塑性应变, 表现为轻度损伤, 大部分框架柱无损伤或轻微损伤, 整体结构仍可保证抗震承载力, 框架在大震作用下的承载力仍有一定富余。大部分框架梁表现为轻微损伤或轻度损伤, 少量框架梁端出现中度的混凝土受压损伤和钢筋塑性应变。考虑到框架梁可进行塑性内力重分布, 整体结构仍可保证抗震承载力。钢材在预估的罕遇地震作用下未产生屈服应变, 满足大震不屈服的性能目标。受力最大的HJ3下弦跨中节点的最大竖向位移为24mm, 说明桁架具有足够的竖向刚度。

　　 本工程为连体结构, 为确保在地震作用下连接体楼板能可靠地传递水平力, 采用MIDAS Gen软件对楼板进行了小震、中震和大震作用下应力分析。

　　 从楼板应力分析结果可知, 多遇地震作用下, 大部分区域楼板应力较小, 小于C30混凝土抗拉强度设计值1.43MPa。仅局部柱、剪力墙与楼板交接处由于单元应力集中的影响应力较大, 大于混凝土抗拉强度设计值。设防烈度地震作用下, 楼板整体处于不屈服工作状态, 大部分范围楼板应力小于C30混凝土抗拉强度标准值2.01MPa, 仅在与塔楼核心筒相连处楼板应力集中明显, 最大应力约为3.7MPa, 大于C30混凝土抗拉强度标准值。罕遇地震作用下, 连接体大部分范围楼板应力小于C30混凝土抗拉强度标准值2.01MPa, 两端塔楼与连接体相连一跨范围内楼板应力较大, 最大应力约为4.5MPa, 超过混凝土抗拉强度标准值。施工图设计时, 采用水平力作用下产生的楼板平面内应力叠加竖向荷载作用下楼板平面外受弯产生的应力进行配筋, 对于洞口角部增加放射钢筋进行加强。

　　 桁架下弦层因建筑功能要求, 仅设置水平交叉支撑, 未设置楼板。根据中震弹性和大震不屈服作用下桁架下弦层水平支撑计算结果可以得到, 中震弹性作用下水平支撑最大应力比为0.26, 大震不屈服作用下水平支撑最大应力比为0.45。说明中震、大震作用下, 水平支撑均未屈服, 并有较大的安全富余, 能够有效地传递水平力, 协调两个塔楼的相对变形。

　　 本工程连接体桁架节点形式为全焊接节点, 为保证桁架在节点处可靠连接, 在弦杆和竖杆内对应位置处增设加劲肋。选取受力较大的中间一榀桁架即HJ3 (图5) 端部三个节点进行精细有限元分析 (图8) , 节点全部采用实体单元模拟, 钢材采用Q390, 弹性模量为206×10³N/mm², 泊松比为0.3, 混凝土采用C60, 弹性模量为3.6×10⁴N/mm²。限于篇幅, 本文仅给出节点1的模型和分析结果。

　　 选取节点1, 柱底约束所有自由度, 柱顶约束平动自由度, 竖向施加轴力, 其余杆件均采用力边界条件, 取YJK大震不屈服等效弹性计算得到的节点最不利内力作为节点荷载。节点1有限元模型、应力分析结果分别如图9、图10所示。

　　 从图10可以看出, 大震作用下, 节点区域钢构件和混凝土的应力水平均低于材料的屈服强度标准值, 满足不屈服的抗震性能目标, 节点区安全。在节点板连接处以及铰接杆件的铰接点处存在明显的应力集中现象, 局部区域应力超过钢材屈服强度, 设计中采取增加倒角, 避免应力集中现象。

　　 (1) 加强连接体部分楼板设计及构造:连接体部分楼板均采用双层双向配筋方式, 并根据楼板应力分析结果配置附加钢筋;连接体上弦杆楼层楼板板厚取200mm, 最小配筋率按0.25%控制;连接体顶层楼板厚度取180mm, 最小配筋率按0.25%控制;其余位置连接体楼板厚度取150mm, 加强后的楼板厚度均向塔楼内延伸一跨。

　　 (2) 对于连接体部分楼板开洞带来的抗震不利影响, 在洞口内设置水平交叉支撑, 加强楼板的整体性, 增加连接体楼板协调塔楼变形的能力。

　　 (3) 为了加强连接体钢桁架的安全度, 按中震弹性、大震不屈服进行设计。

　　 (4) 为了提高框架柱的延性, 底部加强区框架柱采用型钢混凝土柱, 对于支承连接体的8根框架柱型钢延伸至13层。

　　 (5) 加强支承连接体结构的框架柱, 与连接体相邻的框架柱在连接体高度范围及上下一层采用型钢混凝土柱, 并按规范要求, 提高其抗震等级为特一级。

　　 (6) 对全楼构件均按照中震及大震构件性能设计计算的配筋进行包络设计。

　　 (1) 本工程为大跨高位连体结构, 属B级高度超限高层建筑, 针对超限内容, 对关键构件及连接体楼板采取加强措施。

　　 (2) 对结构采用多种计算软件进行弹性、弹塑性分析, 分析结果表明, 结构所有指标均满足相关规范要求, 多遇地震时能保证各构件处于弹性阶段;中震时竖向构件处于抗剪弹性、抗弯不屈服, 受剪截面满足中震不屈服;罕遇地震时关键构件满足抗剪弹性、抗弯不屈服, 薄弱部位层间变形满足规范要求, 结构能够实现预期的抗震性能目标C。

　　 本工程的设计于2016年7月通过四川省抗震设防专项审查。