山东聊城交大科技园国际交流中心位于聊城市东昌湖旅游景区南侧, 地理位置优越, 建成后成为聊城市地标性建筑之一, 因在其中部巨大摩天轮上能俯瞰整个东昌湖, 故被称为水城之眼, 图1为建筑效果图。总建筑面积约为7.8万m², 其中地下2.1万m², 地上5.7万m²。地下1层, 层高5.1m, 其中裙房范围下为商业, 主楼为厨房和部分物业用房, 其他为车库。地上裙房部分3层, 1, 2层层高5.1m, 3层层高6.0m, 为商业和多功能厅;南北主楼地上均为15层, 4层及以上层高均为3.5m, 屋面结构标高56.20m, 北主楼为酒店, 南主楼为公寓。中部为摩天轮, 直径为100.2m, 裙房顶为登陆平台。

　　 工程地下室南北长146.9m, 东西长147.5m, 采用3条结构缝自地下室顶板将整个结构平面划分为4个独立的结构单元, 见图2。地下室连为一体, 南北主楼与裙房设结构缝分开, 裙房东西长103.5m, 中部设结构缝分为裙房A和裙房B。主楼底部单方向最长达82.3m, 向上渐收, 顶层处单方向最长为42.0m, 由于造型原因, 单体主楼无法设结构缝。

　　 根据地质勘察报告, 拟建场区地形稍平坦, 表层为杂填土, 其下依次是黏土、粉土、粉质黏土、粉细砂、粉土、粉质黏土、粉砂、粉质黏土、粉砂等。各土层分布及物理力学性质见表1。场地土为中软土, 第③层土存在液化点, 轻微液化场地, 建筑场地为Ⅲ类, 处于建筑抗震不利地段, 属较稳定建筑场地, 采取适当措施后适宜工程建设。场区地下水为第四系孔隙潜水, 勘察期间实测地下水静止水位埋深为1.8～2.5m, 地下水的主要补给来源为大气降水及东昌湖侧补。地下水对混凝土无腐蚀性, 对钢结构及钢筋混凝土结构中的钢筋具有弱腐蚀性。抗浮设计水位为31.50m。

　　 车库及裙房部分采用天然地基, 以第③层粉土为持力层, 采用柱下独立基础, 根据抗浮水位, 车库和裙房部分抗浮设计水头2.8m, 基础埋深1.2m, 车库顶部覆土厚0.6m, 裙房部分由于有2层结构自重, 整体抗浮满足要求, 只需计算局部抗浮。独立基础间设置防水底板, 独立基础配筋按照承载力与考虑防水板对独立基础内力影响两种情况进行包络设计^[1]。

　　 主楼部分天然地基无法满足承载力要求, 根据地质勘察报告建议及附近工程经验, 采用直径为500mm的高强预应力混凝土管桩, 以第⑤层粉细砂作为桩端持力层, 桩端入第⑤层土深度不小于3.0m, 有效桩长不小于11m, 单桩竖向抗压承载力特征值为1 800kN。根据基底荷载情况进行布桩, 通过桩的间距 (布桩间距1.8～2.4m不等) 和数量体现上部荷载的变化^[2], 桩基平面布置见图3。

　　 裙房层数较少, 且基础埋置较深, 地基近似为补偿性地基, 几乎不产生沉降, 在抗浮设计水位情况下, 主楼与裙房的差异沉降最大。基础设计时除了上述主楼裙房采用不同的基础形式外, 为了减小差异沉降, 还采取了在主楼周围的裙房边跨内设置沉降后浇带, 要求待主体结构沉降基本稳定且在主楼封顶不小于两个月后才能封闭后浇带, 并加强主楼周围与裙房相连的梁板刚度及配筋, 以抵抗剩余部分沉降差。

　　 根据沉降观测记录, 截止到竣工验收, 主楼最大沉降量约为16.5mm, 平面中部与端部的最大沉降差仅为0.25mm, 满足《建筑地基基础设计规范》 (GB 50007—2011) 要求。

　　 本工程设计基准期为50年, 结构设计使用年限为50年;抗震设防类别为标准设防类;建筑结构安全等级为二级;抗震设防烈度为7度, 设计基本地震加速度为0.15g, 设计地震分组为第一组, 场地类别为Ⅲ类, 场地特征周期为0.45s, 结构阻尼比为0.05, 多遇地震水平地震影响系数最大值α_max为0.12;基本风压为0.45kN/m²;地面粗糙度类别为B类。主楼剪力墙抗震等级为一级, 主楼框架抗震等级为二级, 裙房框架抗震等级为地下二级、地上三级。

　　 本工程主楼采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构, 纵向柱网以8.8m为主, 横向两跨分别为9.85m和9.15m。剪力墙的布置原则是首先兼顾电梯筒和楼梯间, 由于本楼座水平方向超长, 由端头布置部分剪力墙来控制扭转^[3], 且由于主楼在长度方向随着层数增大渐收, 为避免层与层的刚度突变, 在长度方向也布置一些剪力墙^[4]。剪力墙的厚度从底部400mm逐渐减小至350mm, 再减小至顶部300, 250mm, 柱截面尺寸从底部到顶部由1 000×1 200逐渐减小为600×600, 柱墙的混凝土强度等级从底部到顶部依次为C40, C35, C30。裙房采用框架结构, 柱网以8.1m×7.6m为主, 以具有典型平面特征的5层为例, 结构平面布置见图4。

　　 采用SATWE软件对本工程进行初步结构计算得到, 主楼扭转第一自振周期T_t与平动第一自振周期T₁之比均小于0.85, 但在考虑偶然偏心影响的规定水平地震作用下, 楼层竖向构件最大水平位移大于该楼层水平位移平均值的1.2倍, 属于扭转不规则。2层平面大堂部位楼板开洞较大, 有效楼板宽度小于该层楼板典型宽度的50%, 属于楼板局部不连续, 故本工程属于平面不规则。在初步设计阶段, 在主楼3层和4层之间即上下功能转换区设置层高只有1.8m的设备层, 在计算过程中, 该设备层造成3层及该层存在承载力突变, 受剪承载力小于相邻上一楼层的80%, 且由于该设备层层高较小导致该层侧向刚度不规则, 出现竖向不规则中的两项超限。按照《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》 (建质[2010]109号) 的有关规定, 本工程属于平面扭转不规则、局部楼板不连续和竖向侧向刚度不规则、楼层承载力突变的超限高层建筑。依据初算结果, 与建设单位交流后, 召集建筑方案方及各专业设计人员, 并从本建筑的使用定位及工期要求, 经过协商, 决定将该设备层取消, 3层层高由5.1m增加为6.0m, 设备管道从吊顶里转换;并结合装修方案将大堂大开洞面积减小, 取消设备层前后2～5层剖面图及修改酒店大堂上空范围前后2层平面图分别见图5, 6。

　　 修改建筑方案后, 再进行计算, 只有平面扭转不规则和竖向侧向刚度不规则 (4层为薄弱层) 两项不规则, 不再属于超限建筑^[5]。对平面扭转不规则的情况, 结构计算采用双向地震作用, 并在模型中将开大洞的楼板定义为弹性板进行计算。

　　 采用SATWE, PMSAP软件对结构进行计算对比。以南主楼为例, 两种软件的主要计算结果见表2, 楼层剪力、最大位移及最大层间位移角对比见图7～9。从表2及图7～9可以看出, 两种软件分析所得的各项指标比较接近, 结构反应特征基本吻合, 软件对结构的空间分析能正确地反映结构的内力和变形情况, 各项指标均能满足《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[5] (简称抗规) 的要求。

　　 由于本工程存在着竖向刚度不规则, 按《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) 第4.3.4条要求, 尚应采用弹性时程分析法进行多遇地震下的补充计算。采用SATWE软件内置的设计特征周期为0.45s的一组人工波 (RH3TG045波) 和两组天然波 (TH3TG045, TH4TG045波) 进行补充分析。表3为弹性时程分析法与CQC法计算出的结构底部剪力的对比。从表3可以看出, 每条时程曲线计算所得结构底部剪力不小于CQC法计算结果的65%, 3条时程曲线计算所得结构底部剪力的平均值不小于CQC法计算结果的80%, 满足抗规第5.1.2条的要求。

　　 由于建筑方案要求建筑周圈为曲线阳台, 单方向最长达70m, 而主体结构又不允许设缝, 外露构件即周圈阳台的混凝土的温度和收缩应力问题比较突出。在设计时, 通过比较“减、放、抗”等措施, 最终考虑采用挑出双梁且双梁间留100mm宽永久缝的方案。每隔2～3跨设置双挑梁, 双挑梁采用图10做法, 保证外围阳台在温度应力下有足够的伸缩空间。建成后阳台的实景见图11 (a) , 设置双挑梁处局部实景见图11 (b) 。

　　 根据建筑方案, 2层两端造型挑出最大达12m, 该造型高约9.7m, 顶部与4层楼面尚有2m的差距, 见图12。在设计结构方案时, 考虑采用预应力梁、利用层高做桁架、采用钢结构^[6]三种方案, 经过比较, 最终采用了钢结构方案, 对应三排柱网处设置三榀钢桁架, 钢桁架采用无缝钢管, 弦杆截面为ϕ351×16, 腹杆截面ϕ273×7, 并在边排混凝土柱内设置H型钢作为钢骨方便与钢结构造型连接, 见图13。其中2-2剖面和3-3剖面在层高处, 水平力都能通过楼板进行传递, 唯有1-1剖面不在层高处, 柱在非层高处有水平力, 钢骨混凝土柱能满足该水平拉力下的受弯要求, 同时设计时采用了包络设计, 考虑到在对应节点处设置拉杆, 将水平力传到内排柱, 见图14。

　　 (1) 由于本工程从造型上属于渐收, 基底内力从两端到中间必然逐渐增大, 设计基础和桩基时采用了变刚度调平的概念, 使桩基的排布及基础的刚度与上部结构变化情况接近, 有助于协调结构整体变形。

　　 (2) 对于竖向不规则的建筑, 可在最初方案转向初步设计阶段, 根据初算计算结果和建筑功能调整结构平面布置, 将原来的结构部分超限项目调整为非超限, 这样可缩短工期、降低造价。

　　 (3) 对于工程中存在的超长外露构件, 可采取设置伸缩缝以避免混凝土温度和收缩应力带来的影响;对钢结构外挑处应采用对比不同方案、包络等方法进行设计, 以保证结构的安全性。