科创园1号地项目位于四川省成都市天府新区科学城,总建筑面积约38.3万m²。项目地上包含5栋13～19层高层办公塔楼及裙房和6栋1层椭圆形商业。由蜀州路将此地块一分为二,形成东、西地块。其中塔1～3及其裙房、3栋商业属于西地块,塔4、塔5及其裙房、3栋商业属于东地块; 两地块地上建筑在塔3和塔4之间采用空中连廊跨越道路连接。东地块地下3层,西地块地下2层,均为大底盘地下室,地下1层均为商业且北面开敞,地下2层和3层为停车及设备用房,在地下2层采用下穿蜀州路的管廊局部连通。图1为建筑效果图。

　　 本项目建筑最高为76.4m,除塔1及6栋商业的建筑平立面较规则外,其余塔楼及裙房的建筑造型复杂,呈三维镂空形状。塔楼各自形成平面中空、立面开大洞、多个独立分块的复杂建筑空间关系。典型建筑平面布置和剖面如图2,3所示。

　　 项目抗震设防烈度为7度(0.10g),设计地震分组为第三组。场地类别Ⅱ类。基本风压0.30kN/m²(50年重现期),地面粗糙度类别为C类。

　　 因建筑造型要求,塔2～5及裙房具有以下特点:

　　 (1)立面复杂,存在多个大跨度转换结构:建筑立面存在东西向5层通高商业内街贯穿整个建筑,形成6层以上局部竖向构件不能落地,采用桁架转换。其中较典型的转换为:西地块的塔2采用33.6m跨两层高桁架转换,转换上部抬13层钢框架+钢筋桁架楼层板; 另外,东地块东北角的塔5转角处仅楼梯间、电梯间竖向构件落地,6层以上形成33.6m转换结构且每层外挑10m钢框架,转换上部抬5层钢框架+钢筋桁架楼层板。所有塔楼均存在16.8m跨一层高桁架转换,转换上部为钢筋混凝土框架。

　　 (2)平面复杂,存在上部、下部均为多塔,中间腰部回形连接的复杂形体:北侧南北向多条2～5层通高商业走廊,导致楼板缺失,建筑平面在1～5层分块多,形成多个独立板凳腿平面; 在6～8层连为一体,形成回字形平面; 在9层及以上楼层则为4个独立U形平面。各塔楼内部存在大空间中庭,结构整体性不佳。

　　 (3)楼层竖向收进:塔3、塔4在中庭的裙房以上收进一跨,立面形成“凸”形结构。

　　 (4)6～8层设置跨越东、西地块间道路的57.0m跨双层钢桁架大跨度连廊。

　　 鉴于本项目建筑空间关系的复杂性 ^[1],在兼顾建筑造型的同时,结构方案应力求体型简单、传力明确,同时尽量不超限或减少超限项数和超限程度。本文重点对地上体型复杂的塔2～5及裙房的四种结构单体划分方案进行比选。

　　 方案一:为最大限度地满足建筑造型要求,通过防震缝将建筑划分为东、西地块地上建筑和跨道路连廊3个单体。即西地块的塔2和塔3及裙房连为整体、东地块的塔4和塔5及裙房连为整体,各自形成两个多塔主体结构; 地上跨道路的双层钢桁架连廊。各方案均相同,连廊为通过隔震支座柔性连接支承于两端主体结构,见图4(a),图中数字为结构单体编号,余同。

　　 该方案的防震缝少、地上建筑较完整,但两个结构单体均为上、下部多塔+腰部双回字形,均存在扭转不规则、凹凸不规则、侧向刚度不规则或尺寸突变、构件间断及承载力突变等5项不规则情况,属于严重不规则的建筑结构,不满足抗震概念设计要求 ^[2,3]。因此该方案需进行调整。

　　 方案二:通过防震缝将东、西地块地上建筑分为4个单体,即塔2～5各自通过裙房连为整体,形成4个主体结构以减少超限项数,见图4(b)。

　　 该方案优点是各塔楼保持建筑平面和形体尽量规则,但塔3和塔4仍存在5项超限项而不可取; 塔2和塔5仍存在4项超限项 ^[4,5]。

　　 方案三:通过防震缝将建筑划分为多个规则结构单体,即对塔2～5及裙房细分,塔2分为两个单体,塔5分为3个单体,塔3、塔4各自分为5个独立的规则结构单体,形成不带大底盘的地上15个单体结构,见图4(c)。该方案为多个规则结构单体,减少了超限项,改善了超限严重程度,但因存在大量防震缝,导致各个单体的剪力墙布置偏少且不均匀、不对称,对抗震极为不利; 建筑功能、机电设备管线布置等也因受限而需要调整。

　　 方案四:综合上述3种方案优点,即塔2、塔5各自通过裙房连为整体,形成超限高层结构; 塔3和塔4及裙房各自分为5个独立的规则结构单元。最后形成不带大底盘的地上12个单体结构,见图4(d)。

　　 通过上述结构方案比选,本项目最终确定采用方案四进行结构单体划分。嵌固端选取在地下室顶板层,地上建筑通过防震缝分为多个结构单体。

　　 因塔2和塔5的超限类型相同,塔2为本项目最高建筑且为A级高度超限建筑,本文仅以塔2为例进行结构体系和结构布置讨论。

　　 塔2建筑平面尺寸长×宽为76.4m×71.0m,建筑高度为76.4m,地上为19层。结构计算模型轴测图如图5所示,典型平面布置如图6所示。

　　 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,本项目塔2采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系。利用建筑平面四个角上的楼梯间、电梯间布置剪力墙围合形成从下至上的四个筒体,以加强抗侧力体系。结构的竖向荷载通过楼板、水平梁、转换桁架传到筒体剪力墙和框架柱,再传到基础; 水平荷载由混凝土框架和剪力墙共同承担。

　　 利用6～8层转换楼层形成的回字形平面,加强桁架层楼板板厚至200mm、裙楼屋面楼板板厚不小于150mm,双层双向通长配筋,增大配筋率等措施来增强楼板和结构的整体性,加强协调上、下部楼层结构的能力。

　　 塔2结构布置如下:1)1～5层平面因楼板缺失存在多个独立分块平面单元,形成多个独立板凳腿平面。2)在6～8层转换楼层连为一体形成回字形平面,其中回字形平面西侧6～8层因大跨采用33.6m跨两层高转换桁架上抬13层钢框架(①～③轴交Ⓒ～Ⓖ轴),为减轻结构自重,上部结构采用钢框架+钢筋桁架楼层板; 回字形平面东侧7～8层采用16.8m跨一层高转换桁架(⑧～⑩轴交Ⓓ～Ⓕ轴),上抬13层钢筋混凝土框架,下吊一层钢结构; 回字形平面北侧8层以下仅为裙房(③～⑧轴交Ⓖ～Ⓙ轴),其中⑥～⑧轴间仅6～8层采用16.8m跨钢筋混凝土框架梁板跨越; 支承33.6m跨转换桁架的竖向构件采用型钢混凝土钢板剪力墙柱,支承16.8m跨转换桁架相连的竖向构件采用型钢混凝土柱。3)9层及以上楼层为独立U形平面。

　　 另外,本项目8层与9层之间为设备层,层高2.15m。为解决竖向层高突变和转换桁架对结构竖向刚度突变的影响,设备层的结构布置采用与主体结构分离的夹层结构形式,即在8层梁板上设置地垄墙和在夹层标高处的竖向构件上设置牛腿支撑夹层楼板,同时在夹层楼板与竖向构件之间设置竖向缝。

　　 方案设计阶段,塔2在①～③轴的6～8层间存在的3榀33.6m跨和在⑧～⑩轴的7～8层间存在3榀16.8m跨转换桁架。曾考虑均利用6～7层整层楼面的高度布置为一层转换桁架,经初步试算,33.6m跨转换桁架刚度偏小,竖向变形较大,对上部结构产生不利影响; 由于桁架高度较小,内力较大,构件截面尺寸较大。故考虑利用6,7,8层楼面梁分别作为下弦杆、中间层弦杆和上弦杆,形成跨越两层层高的双层转换桁架(图7)。经对比计算,桁架变形及杆件内力均明显减小。

　　 33.6m跨转换桁架因跨度较大,竖腹杆和斜腹杆较多,影响了建筑通道及办公区域的进出门洞,参考文献[6,7],配合建筑做了取消竖腹杆前后的对比分析,发现双层钢桁架的竖腹杆受力较小,取消后对桁架整体受力及变形影响不大。恒载工况下其轴力对比详见图8,可见最大轴力增加仅约4%。

　　 另外,16.8m跨转换桁架设置在6～7层时,本层的刚度和承载力明显大于相邻下部楼层,导致下部楼层成为薄弱层,对抗震不利,故将其上抬一层,设置在7～8层,减小突变。

　　 地震作用下,由于斜腹杆的作用,桁架转换层水平刚度大,导致转换层的下层刚度弱。小震计算时,如果删除图9中双层桁架层的剪力墙A和B,层刚度比从0.84增加为0.88,层刚度比有所改善。

　　 然而,笔者认为此剪力墙为转换桁架提供一个相对牢固的支座,在长期的竖向荷载工况下,剪力墙A和B伸至桁架上弦杆件层是有利的; 在地震作用下,虽然会导致下层为刚度软弱层,但可以通过提高构件以及楼层的承载力来解决此问题。大震弹塑性分析结果表明,通过加强剪力墙的承载力,未出现刚度软弱层引起的破坏,因此保留了此部分墙体。

　　 桁架转换层斜腹杆的存在往往导致转换层下层为受剪承载力薄弱层。有设计人员在计算结构模型指标时去除斜腹杆再计算,或者把桁架改为一根深梁来计算,通过忽略斜腹杆影响的方法让指标数值容易满足规范限值。当桁架为半层高布置(图10(a)),楼层受剪最不利截面不包括桁架时,上述做法具有一定的合理性。然而,本项目桁架为整层高(图10(b)),楼层受剪时桁架斜腹杆的影响是实际存在的。

　　 斜腹杆的受剪承载力取其轴向承载力在相应主轴方向的水平分量。采用软件计算时,若直接取支撑截面面积与钢材强度乘积的水平投影,忽略静力荷载作用下斜腹杆轴力的大小。结果会导致桁架下层受剪承载力与桁架层的比值较小,甚至小于0.65,难以设计。笔者团队认为,地震作用下斜腹杆的受剪承载力计算应考虑其初始应力状态,可以采用如下计算方式。

　　 假定斜腹杆轴向承载力为N,受剪承载力为V,斜腹杆与水平轴夹角为θ,计算分两种情况:1)当斜腹杆为后安装时,地震作用下,斜腹杆初始应力为0,内力全由地震作用引起,此时应充分考虑斜腹杆对受剪承载力的贡献,其受剪承载力V=Ncosθ。2)当斜腹杆和主体同时安装,在静力工况下,支撑已经受压,占用了斜腹杆一定比例的轴向承载力,假定应力比a%,地震作用下,斜腹杆的轴力进一步增加,但增加的轴力最大的比例为1-a%。所以斜腹杆受剪承载力V=N(1-a%)cosθ。为保险起见,计算应力比a%可仅考虑恒载或自重工况下的应力比。

　　 按以上两种思路进行计算,受力更接近实际,也更容易设计。

　　 表1结果表明,考虑斜腹杆初始应力影响后,受剪承载力比大于0.8,满足规范要求。后续的大震弹塑性结果也表明,桁架下层未出现受剪薄弱层引起的破坏。

　　 东、西地块地上塔3和塔4之间连廊跨度约57.0m,采用双层钢桁架结构体系,该结构体系与塔3、塔4采用铅芯叠层橡胶隔震支座(简称铅芯橡胶支座)支承于两端牛腿上的柔性连接方式相连,如图11所示。

　　 为验算铅芯橡胶支座在地震作用下的应力及变形,塔3、塔4之间连廊结构建立整体模型(图12(a))及单独模型(图12(b)),分别进行非线性时程分析。

　　 表2给出了两个模型中铅芯橡胶支座在各工况下的验算结果。可以看出,铅芯橡胶支座长期面压、短期极大面压及短期极小面压均满足规范相关要求,且两个模型验算结果较为接近。对于支座变形,由于单独模型未对两侧主体结构建模,验算结果仅反映支座本身的变形情况,变形值明显小于整体模型对应变形值。整体模型下,支座与主体结构最大相对变形为238mm,因此,本项目连廊与两侧结构间结构缝宽取300mm。

　　 对此类大跨连廊结构,当采用铅芯橡胶支座与主体结构柔性连接时,支座应力可按单独模型进行验算。但支座变形尚应按整体模型及单独模型分析结果取包络,以充分考虑支座与主体结构间的相对变形。

　　 由于连廊桁架呈现下弦受拉、上弦受压的变形特征,桁架下弦处楼板易出现较大拉应力。该拉应力主要由以下几部分组成:结构自重产生的拉应力、附加荷载产生的拉应力及竖向地震产生的拉应力。由表3可以看出,桁架下弦处楼板拉应力大部分源于结构自重及附加恒载。

　　 针对桁架下弦处楼板拉应力问题,提出两种解决思路:1)优化施工顺序。施工时,钢结构先拼装完成,待钢结构变形完全释放后浇筑楼板,在混凝土具备一定强度后拆模; 通过此施工顺序,可释放结构自重产生的拉应力。2)加强桁架下弦处楼板,确保楼板正常使用下不开裂。本项目桁架下弦处楼板混凝土强度等级提高为C35,板厚取150mm,同时配筋加强至双层双向12@100。

　　 连廊桁架跨度较大,一阶竖向自振频率为2.92Hz,略小于3Hz,根据《建筑楼盖结构振动舒适度技术标准》(JGJ/T 441—2019) ^[9]相关要求,需进行舒适度时程验算。

　　 经计算,连廊楼板在单人连续行走及人群行走激励下最大竖向加速度分别为22.3,11.9mm/s²,均小于限值50mm/s²,满足办公舒适度要求。

　　 由于塔2结构布置复杂,依据文献[7,8]规定以及结构平面布置及程序分析结果,本项目塔2的超限情况主要表现在以下几个方面:1)扭转不规则,考虑偶然偏心的扭转位移比大于1.4,Y向仅6,7层位移比1.56。 2)凹凸不规则,8层到大屋面,凸出尺寸74%,大于30%。 3)刚度突变,桁架下层(5层)刚度弱,考虑层高修正后的楼层侧向刚度比为0.84,小于限值0.9,8层比9层层高大于1.5倍,考虑层高修正后的楼层侧向刚度比为1.08,小于限值1.1;尺寸突变,8层及以上立面收进后宽度比46%,小于75%,但有收进部分宽度占总宽度的比例仅26%,为局部收进。 4)构件间断,塔楼西侧6层以下有3排柱不能落地,采用两层高桁架转换,塔楼东侧6层以下有1排柱不能落地,采用一层高桁架转换。

　　 针对塔2结构的受力特点以及不规则情况,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(表4),对结构进行性能化设计外,还采取了以下加强措施:

　　 1)调整平面布置,尽量控制扭转位移比小于1.4,对于扭转位移比大于1.4且小于1.6的楼层,控制层间位移角小于1/1 400。2)在平面凸出位置的靠端部位置设置筒状剪力墙,增大端部的刚度,减少凸出部分在地震作用下的晃动,在8层以下,塔楼北侧增加裙房结构,并在6～8层楼板形成整体,这样可以限制凸出部分在底部的晃动。3)增加桁架下层的剪力墙布置以及墙厚,提高侧向刚度; 同时通过加强配筋或局部设置型钢的方式增加楼层的承载力; 对剪力墙进行性能化设计,且控制地震作用下竖向构件损伤程度在轻度损坏范围以内。4)在立面收进上方人工指定薄弱层,按底层柱内力调整收进上方柱; 对框架柱进行性能设计,且控制立面收进上方竖向构件损伤程度在轻度损坏范围以内。5)采用刚度较好的桁架作为转换构件; 33.6m跨转换桁架处,桁架两侧直接支撑在剪力墙上,且桁架向内延伸一跨,桁架上下弦延伸至端头,转换桁架高度范围内以及上下层剪力墙设置钢支撑; 16.8m跨转换桁架处,桁架上下弦向内延伸一跨; 33.6m跨转换桁架处,上部结构采用钢结构,减轻自重。桁架两侧的支撑剪力墙或柱以及桁架自身按关键构件进行性能设计,控制地震作用的损伤程度在轻度损坏范围以内。

　　 本项目抗震设防类别为重点设防类,相应地取结构抗震性能目标为C级。由于转换桁架最大跨度达33.6m,且属于高位转换,在满足性能目标C的基础上适当提关键构件的性能目标,具体内容详见表4,结构构件抗震等级详见表5。

　　 采用 SATWE与ETABS软件对上部结构进行整体计算分析,计算结果基本一致,且各项指标满足抗规 ^[2]和高规 ^[3]要求,详见表6。说明结构体系、结构布置与构件截面尺寸基本合理。

　　 为充分了解塔2在大震作用下的动力特性和破坏模式,采用PKPM-SAUSAGE软件通过弹塑性时程分析对结构关键构件在大震下抗弯不屈服的性能目标进行验证。

　　 根据抗规 ^[2],大震地震波加速度为小震地震波的6.28倍。由表7可知,大震弹塑性时程与小震弹性时程的底部剪力比平均值:X向为5.83,Y向为5.75,接近于6.28。结果表明,结构在大震地震波作用下有部分构件进入塑性,耗散了部分地震能量,但损伤程度较轻。塔2在大震作用下最大层间位移角见表8。

　　 从表8可以看出,在3条地震波作用下,层间位移角最大值1/148,小于1/100,满足规范要求,且有较多富余; 不同的地震波作用下,最大层间位移角出现的楼层不同,说明结构并没有明显的薄弱层。

　　 结构的楼层X向位移在竖向呈现均匀变化; 仅Y向的层间位移角在6～7层桁架转换层出现突变,层间位移角减小,如图13所示。第8层层高5.5m,第9层层高3.5m,大震作用下第8层层间位移角并未出现明显增大,说明8层并未出现薄弱层。

　　 以人工波RGB2为例,在大震作用下连梁屈服耗能,剪力墙受压屈服的数量较少。结构的弹塑性发展(仅列举剪力墙的性能状态)示意见图14,15。当地震波作用时间t=5.0s左右,连梁、框架梁开始屈服; 当t=10.0s连梁屈服较多,部分框架梁屈服; 当t=15.0s剪力墙开始屈服,少量柱开始屈服。整个屈服机制为连梁—框架梁—剪力墙—框架柱。

　　 大震弹塑性分析结果表明:结构整体表现良好,可以达到性能目标C的要求; 结构整体指标满足抗规 ^[2]要求并有一定富余; 可控制剪力墙只发生轻度破坏,连梁发生中度或者比较严重破坏; 框架柱基本完好,仅少量框架柱发生轻微破坏; 框架梁大部分完好,少量框架梁发生中度及以下破坏; 转换桁架以及延伸部分均为弹性; 其中7层楼板在33.6m跨转换桁架位置局部受压损伤,可通过加厚楼板得以改善。能量耗散主要是阻尼耗能及构件屈服耗能; 结构屈服机制良好。

　　 在超限审查时,专家组对本项目提出了意见和建议,主要有以下内容:1)按不考虑上部刚度影响对转换桁架进行承载力复核; 2)位于凹槽转角部位区域的楼板宜加厚,配筋应加强; 3)建议33.6m跨转换桁架两端均支承在剪力墙上。

　　 针对专家组提出的意见,施工图阶段进行了相应落实:1)取消桁架上部构件,将上部结构产生的内力按节点力的形式输入对应节点,以复核桁架承载力; 2)各层楼板凹槽转角区域板厚取150mm,配筋加强至双层双向10@150; 3)33.6m跨转换桁架两端均支承在钢板剪力墙上。

　　 本项目的设计于2019年10月通过全国抗震设防专项审查,目前已完成基础底板施工。

　　 (1)科创园1号地项目的建筑造型和空间关系十分复杂,给结构设计带来了很大的挑战,如何保证在结构安全的前提下,使得结构和建筑完美统一,是本次工程结构设计的主要目标。本项目结构设计中,经过包括结构单体划分、结构布置、转换桁架形式和位置等结构方案比选,达到了使结构方案合理或最大限度减少超限程度的目的。

　　 (2)针对塔2典型超限结构单体存在的扭转不规则、凹凸不规则、侧向刚度突变、竖向构件间断等4项类型的超限情况,采用了性能化设计方法进行超限分析。 结果表明,结构各阶段的性能水准均能满足设定的性能目标,抗震加强措施可靠可行。