骏豪广场塔楼为高层办公、酒店综合楼。总建筑面积61 367m², 地上56 381m², 地下4 986m², 地上36层, 地下3层, 建筑高度148.6m。1~4层为商业用房, 6~15层为酒店用房, 16~36层为办公用房, 5层和21层为避难层。项目效果图如图1所示。

　　 本项目设计使用年限50年。结构安全等级二级。抗震设防烈度8度 (0.3g) , 抗震设防类别为标准设防类 (丙类) 。设计地震分组为第一组, 建筑场地类别为Ⅱ类。基础设计等级为甲级。

　　 塔楼地上36层, 地下3层, 首层顶板至大屋面的结构高度为144.2m。塔楼主体结构布置见图2。塔楼采用型钢混凝土外框架+钢筋混凝土剪力墙结构体系。

　　 建筑平面呈切角等腰直角三角形, 外框若完全采用框架结构, 则由于切角处承压面积远小于其所对应边的承压面积, 势必造成该方向的抗侧能力较弱, 尤其是Y向, 对抗震不利。因此, 如图3所示, 根据建筑布置条件限制情况, 在两个锐角切角处布置了型钢混凝土剪力墙, 在直角切角处布置了两根面积各约3.99m²的矩形型钢混凝土大柱, 其截面为SRC 1 900×2 100+十1 000×600×50×50 (矩形型钢混凝土柱截面表示形式为SRC B×H+十h×b×t_w×t_f, 余同) , 含钢率5.10%。外框剪力墙、大柱、腰桁架、顶部大斜梁形成了刚度较大的抗侧结构。外框架柱主要截面见表1。外框大斜梁采用型钢混凝土, 型钢和混凝土分别为Q420, C40, 截面为SRC 800×1 500+工900×500×35×50, 含钢率6.50%。

　　 为提高结构抗侧刚度, 根据刚度优化计算结果, 在21层设置伸臂桁架将外框架中的大柱与核心筒连接起来。伸臂桁架上、下弦杆采用□600×600×35×35, 腹杆采用□800×600×80×35, 钢材牌号Q420。为增加结构的整体性在21层整层设置腰桁架。腰桁架上、下弦杆采用□600×600×35×35, 腹杆采用□600×600×40×40, 型钢均采用Q345, 为增加大柱顶部的整体性, 在33层局部设置桁架。

　　 核心筒外墙厚度从下至上为1 000~500mm, 内墙厚度从下至上为500~300mm。混凝土强度等级从下至上为C60~C40。下部2/3高度范围内的外框剪力墙及三角形核心筒外墙切角处设置型钢钢骨, 以提高剪力墙的轴向拉压承载能力和水平抗剪承载能力。

　　 标准层楼盖采用钢筋混凝土梁板楼盖体系 (图4) 。现浇楼板厚度为120mm。周边外框架梁采用钢骨混凝土梁SRC 500×800+工600×300×12×30。与腰桁架弦杆相连的梁为工字钢梁工500×250×12×20。其他框架梁及楼面次梁均采用钢筋混凝土梁, 截面尺寸分别为350×650, 300×500。梁板混凝土强度等级为C35。

　　 基本风压值为0.75 k N/m^2[1]。建筑表面的体型系数按高规^[2]4.2.3条取1.5。本工程介于钢筋混凝土结构与型钢混凝土混合结构之间, 设计阻尼比取0.045。多遇地震下的反应按规范谱与安评谱^[3] (图5) 包络计算, 设防地震及罕遇地震下的反应按规范谱计算。

　　 本工程外框上的剪力墙承担的Y向地震下的剪力占全部剪力墙总剪力的33%, 塔楼主体结构体系定义为型钢混凝土外框架+钢筋混凝土剪力墙结构体系。因此其适用高度按高规^[2]B级高度为100m。本工程结构高度为144.2m, 超过规范适用高度44.2m。另外, 塔楼同时还具有扭转不规则、构件间断、承载力突变和其他不规则项共四项, 属于超限高层建筑结构。

　　 针对本工程采用对抗侧力不利的切角三角形平面布置的情况, 在外框切角处分别布置了型钢混凝土剪力墙和型钢混凝土大柱, 显著增强了结构的抗倾覆能力。伸臂桁架、腰桁架以及顶部大斜梁的设置增加了结构的整体性及抗侧刚度, 且增加了结构协调变形能力。为了提高核心筒的延性及地震下的墙体抗拉性能, 在1~7层底部核心筒外墙墙体内、8~22层核心筒外墙角部墙体内设置型钢暗柱。核心筒剪力墙抗震等级按特一级设计。核心筒外墙角部墙体加厚。核心筒剪力墙设计采用框架-核心筒结构的墙体构造措施。外框柱 (包括两根巨柱) 、外框梁、外框剪力墙及顶部大斜梁内均设置型钢钢骨, 按混合结构构件进行设计和构造。1~4层的外围框架柱、全部外框剪力墙及顶部大斜梁抗震等级均按特一级设计。采用SATWE, ETABS软件分别进行了多遇地震下三个方向的弹性反应谱分析。整体计算分析时考虑平扭耦联、双向水平及竖向地震作用和偶然偏心的影响。多角度输入地震 (0°, 90°, 45°, -45°) , 并取包络结果进行设计。采用SATWE软件进行性能化设计。采用SATWE软件进行弹性时程分析, 选用5条天然波和2条人工波, 结构设计取反应谱分析和时程分析平均值的包络值。按规范反应谱法计算竖向地震作用。采用ABAQUS软件进行罕遇地震作用下的弹塑性变形验算。

　　 针对本工程结构超限的情况, 综合考虑抗震设防类别、设防烈度、场地条件、结构的特殊性、造价等因素, 本工程结构的抗震性能目标定为介于C~D级。各结构构件的具体抗震性能要求见表2。

　　 计算的第一振型为Y向平动, 第二振型为X向平动, 第三振型为扭转 (图6) 。第三扭转振型与第一平动振型周期之比为0.57, 小于高规^[2]3.4.5条对B级高度高层建筑0.85的要求。

　　 地震作用下的层间位移角按安评反应谱计算。楼层最大层间位移角为1/771 (26层Y向) , 略微大于规范1/800的限值要求。层间位移角曲线如图7所示。

　　 Y向框架部分最大楼层地震剪力为3 617.7k N (图8) , 除底部2, 4层外均大于基底剪力的5%, 但除加强层及上下楼层外均小于基底剪力的8%。按高规^[2]8.1.4条规定, 外框承担的剪力应按结构底部总地震剪力标准值的20%和框架部分楼层地震剪力标准值中最大值的1.5倍二者的较小值调整, 相应的调整系数见图9。标准层楼层调整系数基本介于1.5~2.0之间。底部楼层框架部分承担的倾覆力矩约占结构总倾覆力矩的百分比:X向为23.36%, Y向为10.58% (图10) 。两个方向均大于10%, 按高规^[2]8.1.3条的规定, 主体结构按框架-剪力墙结构设计。

　　 从图11很明显可以看出, 在Y向地震作用下外框大柱、大斜梁、腰桁架、伸臂桁架及型钢混凝土柱形成了一个完整、顺畅的轴力平衡力流机制。为了进一步研究大柱的抗侧效率, 将大柱改为普通外框柱但保留外框上的剪力墙, 层间位移角增加了约13.4% (图12) 。图13为大柱变普通柱并去掉外框上的剪力墙后的层间位移角分布图。在8度 (0.3g) 高烈度区, 其最大层间位移角为1/443, 远超允许值。然而若在7度 (0.1g) 情况下, 其最大层间位移角为1/1 365, 相比允许值富余量较大。外框大柱及剪力墙等抗侧结构构件在高烈度区布置的必要性及有效性等到了验证。

　　 图14为Y向地震作用下墙肢轴力分布示意图。核心筒外墙在三角形顶点区域及外框剪力墙边缘区域的轴力远大于其他区域剪力墙墙肢的轴力。

　　 核心筒及外框剪力墙墙肢设计须满足表2列出的结构抗震性能设计要求, 墙肢配钢、配筋性能化设计计算流程如下:1) 先进行小震、中震不屈服、中震弹性或大震不屈服正截面强度设计确定纵筋及钢骨用量的计算包络值;2) 进行小震、中震不屈服、中震弹性、大震不屈服斜截面限制条件验算以确定钢板用量;3) 进行小震、中震弹性斜截面强度设计以确定箍筋用量;4) 进行墙肢轴压比、全截面平均拉应力验算以确定钢骨钢板最终计算包络值。以上相关计算流程已编制成SATWE后处理程序, 自动读取SATWE小震、中震、大震的计算结果, 并自动完成各项性能设计。图15为7~25层按以上性能化设计方法给出的墙肢钢骨布置图, 钢骨位置与轴力分布特点相一致。

　　 型钢混凝土外框架柱及大斜梁的设计均由中震下不屈服的性能目标控制, 且均为小偏心受力构件, 其强度设计须考虑全截面钢骨的贡献, 而不能仅取受弯方向的钢骨进行计算, 否则将造成很大的浪费。因此笔者编写接口程序读取中震下的构件设计内力, 在EXCEL中根据冶标^[4]6.3.2条给出的方法, 考虑全截面钢骨的贡献, 完成构件配筋、配钢骨设计。当然, 此类钢骨构件也可以考虑采用更为精确的截面纤维积分法^[5]进行设计。

　　 利用ABAQUS软件对主体结构弹塑性性能反应进行了模拟分析。剪力墙、连梁及楼板选用四边形或三角形缩减积分壳单元;梁、柱、支撑等采用梁单元模拟。钢材采用双线性随动强化模型, 考虑包辛格效应, 在循环过程中无刚度退化。混凝土采用损伤塑性力学模型, 该模型能考虑混凝土材料拉压强度差异、刚度退化及拉压循环裂缝闭合呈现的刚度恢复等性质。计算中, 混凝土材料轴心抗压和抗拉强度标准值按混凝土规范^[6]表4.1.3取值。混凝土不考虑截面内横向箍筋的约束增强效应。混凝土单轴受拉、受压应力-应变曲线按混凝土规范^[6]附录C.2规定采用。分析采用振型阻尼, 结构体系的阻尼矩阵由下式给出:

　　 公式的理论背景及各符合含义可参见文献[7]。其中每个振型的阻尼比均取0.05。模型计算振型取前100阶, 质量参与系数:X向为93.68%, Y向为94.24%。

　　 罕遇地震下的弹塑性时程分析采用3组地震波, 其中1组人工波 (L845-1~L845-3) 和2组天然波 (L0361~L0363, L0523~L0525) 。表3给出了基底剪力统计结果。图16为Y向罕遇地震下楼层层间位移角。X向楼顶最大位移为720.3mm, 楼层最大层间位移角为1/137 (20层) 。Y向楼顶最大位移为919.0mm, 楼层最大层间位移角为1/118 (19层) 。

　　 在大震作用下, 混凝土受压损伤较大部位主要位于连梁上 (图17) 。连梁受压损伤较大说明形成了连梁塑性耗能机制。整体来看, 墙体的塑性损伤较小。Y向基底剪力最大的时刻部分外框墙体暗柱钢骨、纵筋屈服。部分连梁纵筋及钢板应力水平较高, 接近屈服 (图18) 。部分外框梁梁端钢骨屈服, 框架柱钢骨均未屈服, 形成了强柱弱梁屈服机制。顶部大斜梁钢骨屈服 (图19) 。

　　 利用ABAQUS软件对21层伸臂桁架斜腹杆与核心筒墙体连接节点 (节点1) 在设防地震作用下的弹塑性性能进行了模拟分析。如图20所示, 整个节点区von Mises应力分布均匀, 且均小于Q420屈服强度 (361MPa) 。节点区竖向分布钢筋最大应力为87.8MPa未达到屈服。伸臂杆件端部的混凝土最小压应力30.89MPa, 尚未达到混凝土抗压强度标准值 (32.4PMa) 。节点1可以达到中震不屈服的性能目标。节点区的应力水平小于连接杆件的应力水平, 可以满足强节点弱杆件的设计要求。

　　 图2 0 设防地震下节点1应力分布图/MPa

　　 本文介绍了位于高烈度区具有切角三角形平面特征的骏豪广场高层结构设计。平衡考虑建筑布置的限制及条件, 针对三角形平面侧向刚度弱的不利特点, 灵活地采取了一些对应的布置方案。在外框锐角切角处布置了型钢混凝土剪力墙, 显著提高了整体结构的抗剪刚度;在直角切角处布置了两根型钢混凝土大柱, 有效提高其抗弯 (抗倾覆) 刚度;在下部2/3高度范围内的外框剪力墙及三角形核心筒外墙切角处设置型钢钢骨, 提高剪力墙的轴向拉压承载能力和水平抗剪承载能力;在外框顶部设置大斜梁, 起到帽桁架的作用;在中部楼层设置腰桁架、伸臂桁架。分析表明, 通过灵活、巧妙的结构布置所形成的复合抗侧力主体结构体系具有高效的抗侧效率和良好的弹塑性性能, 能够满足高烈度区对结构的较高抗震性能要求。本文对高烈度区三角形平面超高层塔楼结构设计具有一定的参考意义。