华润深圳湾综合发展项目位于深圳南山区的后海, 坐落于深圳湾的西面与深圳湾体育中心的南面。项目占地约38 000m², 总建筑面积约为465 000m²。其中华润深圳湾总部大楼建筑高度为393m, 主要功能含办公、地下车库及配套设施。地上66层, 首层层高18m, 典型层高4.5m;地下4层, 地下室深27.7m。建成后将成为整个项目发展区内最高的建筑。建筑设计由美国KPF (康沛甫建筑设计咨询有限公司) 建筑师担纲, 结构设计由ARUP (奥雅纳工程咨询有限公司) 与悉地国际设计顾问有限公司联合承担。建筑效果图如图1所示, 整体结构三维模型如图2所示。

　　 工程设计基准期为50年, 结构设计使用年限为50年。抗震设防烈度为7度 (0.1g) , 设计地震分组为第一组, 抗震设防类别为乙类, 场地类别为Ⅲ类^[1]。

　　 华润深圳湾总部大楼采用混凝土强度等级为C40的人工挖孔桩及筏板作为基础, 以中风化花岗岩为持力层。对于28根外框柱, 采用单柱单桩的形式, 每个柱下采用桩身直径2.3m、扩底直径3.6m、单桩竖向承载力特征值为50 000kN的桩;核心筒下均匀布置16根大直径人工挖孔桩, 桩长约15～40m, 其中在筒体四个角部处布置桩身直径4.5m、扩底直径7.4m的桩, 单桩竖向承载力特征值为194 000kN, 共计4根, 其余墙下均匀布桩, 桩身直径4.1m, 扩底直径6.8m, 单桩竖向承载力特征值为150 000kN, 共计12根, 筏板承台厚3.5m。塔楼桩基平面示意如图3所示。

　　 桩的设计与施工要点主要有两个方面:一方面是保证桩身完整性, 另一方面是对承载力的检测。对于直径4.5m的大直径 (扩底直径6.7m) 桩, 工程上较为罕见, 采用人工挖孔桩能有效地保证桩身的质量。但是有别于普通直径的桩, 大直径桩无法通过静载试验检测, 考虑到扩底大直径桩承载力以端阻力为主, 参考深圳平安金融中心大直径桩^[2]的检测方法, 本工程桩基检测采用钻芯法, 桩抽检数量不应少于总桩数的15%, 且不少于10根。当桩径不大于1.6m时每桩钻1孔;当桩径大于1.6m、小于2.2m时每桩钻2孔;当桩径不小于2.2m时每桩钻3孔;当孔位有超前钻数据时, 每孔钻至设计要求的桩端持力层深度不小于1m, 当孔位无超前钻数据时, 每孔钻至设计要求的桩端持力层深度不小于3m。通过对桩身和持力层钻芯取样, 并对取样试件进行强度试验, 以证明大直径桩的承载力与理论计算一致。

　　 塔楼整体结构采用密柱外框筒+劲性钢筋混凝土核心筒体系^[1], 如图4所示, 其中18～22层结构平面布置如图5所示, 楼面次梁呈放射状布置。

　　 内筒为型钢-钢筋混凝土筒体, 墙体洞边及角部埋设型钢柱^[2]。核心筒外墙墙厚由地下4层1 500mm 逐渐减小到顶层400mm;内墙墙厚由地下4层400mm逐渐减小到顶层300mm。连梁高800mm, 宽度同墙厚, 局部楼层受力较大连梁内设窄翼型钢梁。墙体混凝土强度等级均为C60, 型钢强度等级为Q345B。内筒典型平面布置及三维模型如图6, 7所示。

　　 2, 3层的核心筒角部局部加厚以便搭接上部的切角墙, 如图6 (b) 所示, 在传力和构造上能够较好实现核心筒的转换过度, 避免核心筒变换产生水平分力影响筒外楼板。48～51层的核心筒由于尺寸缩小较多, 外墙采用双层斜墙收进的方式实现, 如图7 (b) 所示。

　　 密柱外框筒的立面如图8所示。密柱外框筒从地下室往上, 分别由地下室的28根大尺寸型钢混凝土柱过渡到地上低区的斜交网格柱, 往上从5层开始变化为密柱框架, 再从56层再次转变为高区的斜交网格柱, 外框柱的尺寸较小, 在高低区两端采用斜交网格柱加强, 使外框筒具有很好的整体性和抗侧刚度。

　　 外框柱由地下室的截面尺寸为1 400×1 400的型钢混凝土柱, 转变为地面以上的梯形钢管柱 (图9) , 截面尺寸由首层 (750～830) ×755×60逐渐减小至66层 (300～400) ×480×35, 材料采用高建钢Q345GJ及Q390GJ。

　　 外框筒的斜交网格柱和密柱框架柱受力有不同的特点, 以4～5层的柱内力为例, 其内力如表1所示。在重力作用下斜交网格柱和密柱框架柱均以轴力为主, 剪力和弯矩很小, 不起控制作用。在水平地震作用下, 斜交网格柱仍然以轴力为主, 剪力和弯矩非主要内力, 但是密柱框架柱轴力和弯矩均为主要的控制内力, 对钢柱应力比的贡献约为7∶3。

　　 斜交网格柱与密柱框架柱过渡区域的受力性能也是结构的分析重点。在重力作用下, 密柱框架柱轴力基本上一分为二地传给交叉柱, 如图10 (a) 所示。

　　 但在水平地震作用下, 如图10 (b) 所示, 斜交网格柱的轴力之和明显大于上部密柱框架柱, 这是由于斜交网格柱以轴向刚度为主要抗侧刚度, 大于上部密柱框架柱以抗弯刚度为主的抗侧刚度, 吸收了较大的地震作用。

　　 在顶部51～52层过渡区斜交网格柱与密柱框架柱同样有类似的受力特性, 只是由于顶部斜交网格柱倾斜角度更陡, 水平荷载作用下过渡区柱轴力的差别没有底部明显。

　　 值得特别说明的是, 外框筒的独特之处在于业主以及建筑师对室内使用空间的要求, 要求室内做到无柱的效果, 结构的外环梁与外框钢柱节点采用全偏心的节点连接形式, 即外环梁与外框钢柱连接时, 外环梁位于钢柱的内侧, 其三维模型示意及现场实景如图11, 12所示。

　　 塔冠坐落于主结构115层, 标高范围为331.5～393m, 高度达61.5m, 塔冠结构由下至上分为三个部分:采用双层网格结构的基座结构;标高378.8m以上中部擦窗机平台空间结构 (由于空间较小, 采用单层网格结构, 后续与幕墙结构相结合设计) ;采用单层网格结构的顶部锥帽。塔冠结构立面图如图13所示。

　　 基座结构外层为一对菱形的斜交钢网格, 内层为施加预应力的3根钢拉杆, 其竖向的标准单元构成与拉杆张拉方向如图14所示。在顶部和底部同时施加预应力, 基座结构外层共由28组标准单元围合而成。

　　 沿基座结构竖向即高度方向均匀设置内环桁架以增加结构的整体面外稳定性能, 如图15所示, 圆环形状桁架有较强的轴向刚度, 其水平构件很好地抵抗了竖向预应力作用下产生的轴压力。

　　 结构自重包括楼板、梁、柱、墙重量, 按各自容重由程序计算。办公区恒载考虑吊顶、架空地板、管线等做法取1.5kN/m², 活载考虑隔墙及高端办公需要取4.0kN/m², 外墙考虑幕墙, 附加恒载取1.5kN/m²。其他部分根据建筑做法和使用功能取相应值。

　　 由于各风洞实验室使用不同的试验仪器及分析方法, 为确保总部塔楼结构设计安全可靠、经济合理, 以及保证风洞试验结果的合理性及安全性, 在两个不同的风洞实验室对深圳湾总部大楼进行对比试验, 确保风洞试验能真实反映实际情况。在加拿大RWDI风洞实验室进行了测压、测力风洞试验研究, 华南理工大学作为另一家第三方独立风洞试验单位。结果表明, 两家独立风洞试验单位的分析结果较为吻合, 风洞试验成果可靠。设计采用加拿大RWDI风洞试验结果 (表2) , 因为Y向为迎海面, 因此在风荷载作用下塔楼Y向的基底剪力较大, 这与建筑所在的实际场地是相符合的。

　　 加拿大RWDI风洞试验结果表明, 在10年重现期1.5%阻尼比情况下的建筑顶部风振加速度为0.24m/s² (考虑台风) 和0.091m/s² (不考虑台风) ;华南理工大学的风洞试验结果表明, 建筑顶部最大风振加速度为0.19m/s² (考虑台风) , 两者均可以满足《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) (简称高规) 的风振舒适度要求。业主考虑进一步提高大楼的舒适度, 设计拟设置阻尼器来控制和减小塔楼的风振加速度。

　　 本工程所处地区场地类别为Ⅲ类, 设计地震分组为第一组, 多遇地震、设防地震和罕遇地震采用高规的设计参数进行设计。多遇地震水平加速度峰值为35gal, 罕遇地震水平加速度峰值为220gal。X, Y, Z三向地震作用水平加速度峰值比为1∶0.85∶0.65。反应谱参数如表3所示, 其中地震作用下考虑了砌体隔墙刚度的影响, 结构周期予以折减。

　　 考虑恒载、活载、风荷载 (包括横风向风振) 、地震作用 (包括三向地震及单向偶然偏心) 等各种效应组合, 共计129种。其中计算时考虑了以下内容:1) 小震反应谱抗震组合时考虑承载力抗震调整系数γ_RE; 2 ) 承载力计算中考虑外框筒小震作用效应放大系数;3) 横风向风振采用三向同时输入, 采用均方根法效应组合;4) 中震弹性计算时考虑荷载分项系数, 材料取设计强度, 考虑承载力抗震调整系数γ_RE;5) 中震不屈服计算时荷载分项系数为1, 材料取标准强度, 承载力抗震调整系数γ_RE=1。

　　 结构计算主要采用ETABS软件, 其中梁、普通柱采用杆单元模拟, 楼板、墙体及巨柱采用壳单元模拟。

　　 结构前3阶周期见表4。第1, 2阶振型为结构沿45°方向平动主振型, 第3阶振型为扭转主振型, 第1阶扭转周期与第1阶平动周期之比为0.396 (2.78/6.88=0.404) , 小于0.85, 满足规范要求。

　　 因结构在331.5～393m高度处存在塔冠;分别考虑有无塔冠的整体计算, 无塔冠模型质量计入顶层楼面, 结构刚重比如表5所示, 其中G=1.2恒载+1.4活载。由表5可见, 刚重比大于1.4, 小于2.7, 因此结构整体稳定性满足要求, 但需考虑重力二阶效应影响。

　　 风荷载和小震作用下结构层间位移角曲线如图16所示。由图16可知, 风荷载作用下结构最大层间位移角为1/621 (X向) 和1/628 (Y向) , 地震作用下结构最大层间位移角为1/1 145 (X向) 和1/1 135 (Y向) , 均出现在52层;在风荷载和小震作用下结构X, Y向层间位移角曲线基本一致, 这是由于结构为圆柱形体型, 各个方向刚度基本对称;曲线沿竖向较为平滑, 仅在底部和上部密柱框架与交叉网格过渡区层间位移角略微减小, 说明核心筒是结构抗侧的主要部分, 外框筒所贡献的抗侧刚度较小, 结构总体刚度沿竖向分布均匀。

　　 小震反应谱作用下剪重比计算结果如图17所示。由图17可以看出, 底部楼层剪重比为1.18%, 少数楼层的剪重比略小于1.2%, 均满足高规的要求。

　　 小震反应谱作用下内筒外框结构楼层剪力分配如图18所示。由图18可以看出, 5层以下外框为斜交网格结构, 有较大的抗侧刚度, 因此外框承担的剪力约占同层总剪力的15%, 占基底总剪力约12%;5层以上外框承担剪力约占同层总剪力的4%～20%, 占基底总剪力3%～7%。

　　 小震反应谱作用下内筒外框结构楼层倾覆力矩分配如图19所示。由图19可以看出, 外框结构承担的倾覆力矩占总倾覆力矩的15%, 内筒是主要的抗侧结构。

　　 塔楼结构在地震作用下结构整体及构件的抗震性能目标如表6所示。经计算分析可得, 内筒底部轴压比为0.5, 内筒在中震作用的标准组合下仅高区局部楼层出现全截面受拉的情况, 但是拉应力小于混凝土抗拉强度标准值, 可以满足预定的设计标准。工程主要由风荷载组合和中震作用组合控制, 外框柱最大应力为0.85f_y (f_y为钢材强度设计值) , 外框梁最大应力为0.70f_y;塔冠外侧交叉网格最大应力为0.65f_y, 水平环桁架最大应力为0.55f_y。

　　 对工程进行动力弹塑性分析的结果^[2]表明, 罕遇地震作用下外框钢柱保持弹性, 外框钢梁除与顶部锥形网壳相连部位的局部出现轻微塑性转角外, 其他均保持弹性;顶部锥形网壳竖向构件均保持弹性, 部分钢梁出现了塑性转角;核心筒墙体混凝土压应变普遍不高, 基本保持在混凝土应力-应变曲线的线性阶段, 加强区及斜墙位置的墙体开洞虽有应力集中, 但混凝土压应变都不大, 不会超过混凝土的峰值压应变, 顶部墙体由于要承担顶部网壳在地震作用下的水平力, 且墙体存在收进的情况, 因此局部与楼板相连位置出现混凝土超过极限压应变的情况, 设计中进行局部加强, 同时对传递剪力的楼板予以加强;连梁在罕遇地震作用下充分进入塑性, 起到耗能减震的作用, 同时能够满足耗能构件中度破坏、部分严重破坏的性能目标。

　　 核心筒在高区48～50层采用斜墙收进, 针对该部位的受力和传力进行了详细分析, 以确保结构设计的可靠性。

　　 竖向荷载标准值作用下核心筒墙体所受的水平拉应力最大值为1MPa, 竖向压应力为1.5MPa, 小于混凝土开裂应力2.64MPa, 墙体水平向不会开裂。中震作用下, 除了墙体与连梁相交处集中水平拉应力较大, 约为5MPa (图20) 外, 其余大部分水平拉应力约为1.5MPa, 小于混凝土开裂应力2.64MPa, 实际设计时连梁内设置钢板并伸入墙肢一定深度用以抵抗水平拉应力;中震作用下墙体竖向拉应力约为3MPa, 局部最大值约为5MPa, 但叠加竖向荷载标准值后, 竖向基本无拉应力。在中震弹性组合工况作用下, 由于墙体本身在竖向力及中震作用下的应力水平并不高, 最大设计压应力约为13～16MPa, 小于钢筋混凝土受压承载力, 最大设计拉应力约为1～2MPa, 小于钢筋混凝土等效受拉承载力, 因此可以满足中震弹性的承载力性能目标。

　　 竖向荷载标准值作用下楼面梁板的传力路径如图21所示, 核心筒内混凝土梁最大拉力为335kN, 混凝土拉应力约为1.4MPa, 小于混凝土开裂应力;水平楼面钢梁最大应力值约为6MPa, 远小于钢材设计强度。50层核心筒外楼板在与核心筒交界处拉应力最大, 约为1MPa, 其余区域拉应力很小, 核心筒内楼板的压应力约为1.5MPa;48层核心筒外楼板的压应力约为0.5MPa, 核心筒内楼板的拉应力约为1.8MPa, 均可满足设计要求。

　　 由于建筑要求室内做到无柱的效果, 结构外框梁柱节点采用全偏心的节点连接形式, 即外环梁与外框钢柱连接时, 外环梁位于外框钢柱的内侧, 典型节点构造如图22所示。

　　 该偏心节点与常规中心梁柱节点相比, 外环梁偏出外框钢柱的范围, 与外框柱侧面相连, 该节点的连接构造需要考虑的主要问题有:1) 偏心节点可能导致节点区应力分布不均匀, 节点构造设计应确保各板件之间的连续性, 钢柱伸出牛腿并使用折形水平加劲板局部加大节点, 以保证构件的可靠连接。大震不屈服工况下典型偏心节点应力云图如图23所示, 可以看出, 大震不屈服工况下节点区应力分布相对均匀, 应力集中区域较小, 可以满足等强节点的设计要求。 2 ) 由于梁偏心布置, 梁对柱的约束条件与常规中心梁柱节点有所不同, 需要分析此偏心节点对柱的稳定性影响^[3], 采用壳单元模拟构件及楼板, 外框柱的第1阶屈曲模态如图24所示, 可以看出, 偏心节点的连接构造不会引起柱的板件局部失稳, 屈曲形态仍为整柱的失稳。3) 由于塔楼全楼节点均采用此偏心节点, 而偏心节点与常规中心节点相比, 节点刚度有所削弱, 故在塔楼的整体分析时, 需要考虑节点刚度对塔楼整体指标的影响, 依次调整节点6个自由度的刚度, 分析表明, 除了绕梁柱平面内的转动自由度外, 节点的其余5个自由度与完全刚接节点相比, 对整体指标 (周期、位移) 影响约在2%以内, 可忽略这5个自由度的影响。设计中对整体指标计算时, 考虑梁柱平面内转动自由度刚度退化, 对构件验算中则考虑节点完全刚接以吸收更大的水平力。

　　 塔楼体型为曲线, 分析结果表明, 外环梁在重力荷载作用下的最大轴拉力发生在顶部和底部的折形外环梁上^[4], 其中顶部轴力接近300kN, 底部最大轴拉力接近500kN, 中部外环梁受拉楼层的环梁拉力较小, 外环梁设计时需要考虑轴力产生的应力比。

　　 本项目采用伸臂阻尼器 (黏滞阻尼器的一种) , 这种阻尼器体积小, 出力较大, 占用空间少。为了安装阻尼器, 在47～48层特别设置了8个伸臂阻尼器, 阻尼器油管布置在伸臂桁架与外框柱的连接节点处, 利用柱和伸臂端部相互错动时产生的竖向变形差使阻尼器具备足够的行程, 从而提供阻尼力。伸臂阻尼器平面及立面布置如图25, 26所示。

　　 本工程对伸臂阻尼器布置的楼层数量进行了分析, 在有可能设置伸臂阻尼器的楼层 (机电/避难层) 62层、47～48层和23～24层三处进行不同的组合布置, 风荷载作用下伸臂阻尼器的减振效果如表7所示^[1]。由表7可以看出, 在只布置一道伸臂阻尼器的情况下, 伸臂阻尼器布置在47～48层效果最优, 加速度峰值可控制在15cm/s²;如果设置两道以上的伸臂阻尼器, 效果不会随伸臂阻尼器的增加而成比例增加, 加速度峰值仅比设置一道伸臂阻尼器时略微减小, 因此最终采用一道伸臂阻尼器方案。本工程采用的伸臂阻尼器照片见图27, 现在处于工厂调试阶段。

　　 华润深圳湾总部大楼从方案到施工图设计, 历时两年多, 经过超限审查委员会多次论证和顾问单位、建筑专业的多次沟通讨论, 在结构体系、设计标准、抗震性能目标、节点形式和核心筒收进等各方面不断改进与完善, 最终完成设计, 并于2017年通过主体竣工验收。工程设计研究主要成果如下:

　　 (1) 通过斜交网格柱在高区和低区加强形成的密柱外框筒是可靠的二道防线, 与劲性钢筋混凝土核心筒共同工作形成筒中筒的结构体系, 是有效的多重抗侧力结构。

　　 (2) 核心筒在高区采用新颖的斜墙收进方案, 既满足了建筑的使用功能, 也保证了结构传力的安全有效性, 避免了刚度的突变。

　　 (3) 通过节点和整体有限元精细分析提出了新型外框偏心节点, 实现了建筑的无柱空间要求。

　　 (4) 通过分析曲线体型导致环梁产生的轴力得出, 在环梁设计时应考虑轴力产生的应力。

　　 (5) 通过比较分析伸臂阻尼器数量对舒适度的影响, 最终选用了经济有效的一道伸臂阻尼器形式。

　　 (6) 通过楼板刚度退化影响分析、屈曲稳定分析、结构大震动力弹塑性分析等计算分析, 有力地保证了工程的安全性、合理性。