金圓大廈超高層結(jié)構(gòu)設(shè)計

賴艷芳

中元( 廈門) 工程設(shè)計研究院有限公司，福建廈門361004

[摘要] 廈門金圓大廈項目采用鋼管混凝土鋼框架—鋼筋混凝土核心筒結(jié)構(gòu)體系，主塔樓高度為215m，存在扭轉(zhuǎn)不規(guī)則、樓板不連續(xù)、帶加強層剛度突變、核心筒立面收進豎向不連續(xù)、底層大堂躍層柱等5項不規(guī)則，屬于超限高層。介紹了結(jié)構(gòu)設(shè)計措施、抗震性能設(shè)計要求，進行了多遇地震下的反應(yīng)譜計算和罕遇地震下的彈塑性分析，開展了環(huán)帶桁架加強層設(shè)計、施工模擬分析、塔冠結(jié)構(gòu)設(shè)計等多項分析工作。計算結(jié)果表明項目結(jié)構(gòu)方案合理可行，可實現(xiàn)預(yù)定的性能目標(biāo)，具有良好的抗震性能。

[關(guān)鍵詞] 超限高層建筑；框架—核心筒結(jié)構(gòu)；結(jié)構(gòu)設(shè)計

1  工程概況

金圓大廈位于廈門市湖里區(qū)兩岸金融中心片區(qū)，由1棟45層超高層辦公樓及3～6層附屬配套建筑組成，大屋面結(jié)構(gòu)標(biāo)高208.5m，塔冠頂標(biāo)高215m，地上建筑面積9.1萬㎡，地下4層，地下建筑面積2.7萬㎡。首層層高6.8m，2~3層層高6m，標(biāo)準(zhǔn)層層高4.2m，避難層層高5.5m。首層和2層主樓區(qū)域為躍層大堂，躍層高度為12.8m。

設(shè)計使用年限50年，建筑抗震設(shè)防類別為乙類，安全等級為一級，結(jié)構(gòu)重要性系數(shù)為1.1，場地類別Ⅲ類，抗震設(shè)防烈度為7度，設(shè)計基本地震加速度0.15g，設(shè)計地震分組為第三組，特征周期0.65s。50年重現(xiàn)期的基本風(fēng)壓0.8kPa，臨近海邊，地面粗糙度取A類。

2  結(jié)構(gòu)體系

塔樓高度215m，超過《高層建筑砼結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》^[1]B級高度180m的限值，采用鋼管混凝土鋼框架-現(xiàn)澆鋼筋混凝土核心筒結(jié)構(gòu)，由于水平荷載較大，為提高抗側(cè)剛度、控制位移，結(jié)合避難層位置在28層、41層設(shè)置環(huán)帶桁架加強層^[2]。為建筑功能需求，塔樓角部取消了結(jié)構(gòu)柱，在加強層外周設(shè)置環(huán)帶桁架后，各外框架柱承受的軸力更加均勻化，大大改善了“剪力后滯”的效應(yīng)^[3]。主體結(jié)構(gòu)三維模型見圖1。

現(xiàn)澆鋼筋混凝土核心筒內(nèi)置型鋼，低區(qū)的平面尺寸為19.4m×20m，核心筒的高寬比為11.1；在第20層核心筒收進，平面尺寸變?yōu)?/span>16.0m×20m。從底到頂，核心筒外圍剪力墻厚度從1200mm變截面到800mm。外框結(jié)構(gòu)由鋼管混凝土柱、鋼框梁及環(huán)帶桁架構(gòu)成。外框柱距9.6m，由于角部抽柱，懸挑長度達7.9m。塔樓每側(cè)4根圓鋼管混凝土柱，截面從首層1700mm×40mm變截面至1000mm×30mm。

圖1 地上結(jié)構(gòu)三維模型圖

主樓核心筒內(nèi)采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土梁板結(jié)構(gòu)，核心筒外及裙房采用鋼筋桁架樓承板和鋼梁，采用鋼筋桁架樓承板和鋼梁。加強層上下樓板厚度取200㎜，樓板混凝土強度等級C40。核心筒變平面的20層樓板厚度取150㎜，其余標(biāo)準(zhǔn)層板厚樓板厚度取120㎜。圖2為標(biāo)準(zhǔn)樓層結(jié)構(gòu)平面布置示意圖。

圖2  標(biāo)準(zhǔn)層結(jié)構(gòu)平面示意圖

3  整體彈性分析

3.1小震彈性

結(jié)構(gòu)分析采用YJK及ETABS兩種軟件進行整體對比驗證，計算結(jié)果基本吻合。塔樓地上結(jié)構(gòu)恒載與活載的總質(zhì)量141542.2t，平均質(zhì)量約1.830t/㎡。除避難層、底部裙房及頂部出屋面層外，樓層質(zhì)量沿高度的分布比較均勻，無異常突變，如圖3。

圖3 層質(zhì)量分布圖

塔樓X向及Y向前48階有效質(zhì)量系數(shù)均大于90%。考慮扭轉(zhuǎn)耦聯(lián)時振動周期，第一周期T1=4.9407s為X向平動，第二周期T2=4.6091s為Y向平動，第三周期T3=2.6739s為扭轉(zhuǎn)。第一扭轉(zhuǎn)振型與第一平動振型的周期比為0.54，小于高規(guī)^[1]對B級高度高層建筑0.85的要求。

地震作用下的層間位移角見圖4，YJK與ETABS的計算結(jié)果樓層最大層間位移角均滿足規(guī)范1/592的限值要求。彈性時程分析所得的樓層剪力、層間位移角與反應(yīng)譜結(jié)果規(guī)律基本吻合，也證明反應(yīng)譜法計算結(jié)果合理。

圖4  地震作用下的位移角

值得注意的是，本項目的全部樓層框架承擔(dān)的地震剪力均大于分段總剪力的8%（見圖5），這在超高層項目的設(shè)計中較為少見，究竟其原因，在于塔樓核心筒的尺寸相對較小，特別到了19層核心筒平面還收進，平面尺寸減少到16.0m×19.8m，剛度較小，相應(yīng)的也減少了對外框的需求，雖然外框柱每側(cè)僅4根，也較容易達到《超限高層建筑工程抗震設(shè)防專項審查技術(shù)要點》^[4]不宜低于5%的限值。

圖5  樓層剪力分布圖

3.2風(fēng)荷載

本項目塔樓高度215m大于規(guī)范要求200m，周邊地形和環(huán)境較復(fù)雜^[1]，臨界地塊是超高層建筑群，且面臨大海，業(yè)主委托中國建研科技股份有限公司的實驗室做了風(fēng)洞試驗確定建筑物的風(fēng)荷載。圖6可以看出風(fēng)洞風(fēng)荷載作用下，基底剪力隨風(fēng)向角的變化，X向基底剪力最大發(fā)生在310度方向，Y向基底剪力最大發(fā)生在0度方向^[5]。

圖6 風(fēng)洞試驗各風(fēng)向角等效靜力風(fēng)荷載（0度為-Y向）

風(fēng)洞試驗給出的風(fēng)荷載明顯小于規(guī)范值，層間位移角和層剪力也均明顯小于規(guī)范風(fēng)荷載值，但無論風(fēng)洞風(fēng)荷載還是規(guī)范風(fēng)荷載的作用下，最大層間位移角均小于規(guī)范限值1/592，如圖7所示。其原因主要是本建筑周邊存在數(shù)量較多的高層及超高層建筑，對來流風(fēng)具有一定的遮擋效應(yīng)。

風(fēng)荷載下的底部剪力X向、Y向均為3.2萬kN，地震下的底部剪力X向、Y向均為3.1萬kN，較為接近。風(fēng)荷載下的傾覆彎矩X向、Y向均為3.9×10⁶kN.m，明顯大于地震下的傾覆彎矩X向、Y向均為3.2×10⁶kN.m。風(fēng)荷載還是為控制工況。

圖7 風(fēng)洞試驗風(fēng)荷載與規(guī)范風(fēng)荷載下位移角對比

結(jié)構(gòu)舒適性驗算取10年一遇的風(fēng)荷載標(biāo)準(zhǔn)值0.5kPa，阻尼比取0.02。風(fēng)致結(jié)構(gòu)頂點加速度最大值0.2m/s²，滿足《高規(guī)》^[1]對辦公0.25 m/s²的要求。

3.3整體穩(wěn)定分析

結(jié)構(gòu)的屈曲與荷載分布模式密切相關(guān)。本項目采用ETABS軟件對整體結(jié)構(gòu)進行彈性屈曲分析，所采用荷載工況為1.0恒+1.0活。見圖8所示，前3階的屈曲因子均大于10，結(jié)構(gòu)在彈性狀態(tài)下具有較好的穩(wěn)定性。

圖8 結(jié)構(gòu)整體穩(wěn)定分析前3階屈曲因子

3.4躍層空間加強分析

塔樓1層~3層作為挑空大堂，躍層柱高12.8m，主樓16根外框柱共有10根躍層，占總數(shù)的62.5%，屬豎向不規(guī)則。由于周邊沒有樓板約束，長度較大，躍層柱的剪切剛度較小，分配到的地震剪力也相對較小；其余的主樓柱和裙房柱的長度較小，剪切剛度較大，承擔(dān)了較大的地震剪力，普通柱首先出現(xiàn)塑性鉸剛度退化而引起躍層柱地震剪力重分布，不低估并準(zhǔn)確計算躍層柱受力影響到結(jié)構(gòu)的安全。

結(jié)構(gòu)整體屈曲計算中均未能找出塔樓底部躍層柱的局部屈曲模態(tài)。計算采用在躍層柱頂部施加單位力的方式求解躍層柱屈曲因子，見圖9，根據(jù)歐拉臨界力換算，可反推計算長度系數(shù)=0.64，介于兩端鉸接和兩端固結(jié)之間，接近一端固結(jié)一端鉸接。躍層柱最大長徑比為：12800*0.64/1800=4.55<20，滿足長細(xì)比限值要求，躍層柱的穩(wěn)定性還是有保障的。

圖9 躍層柱頂部施加單位力

除在整體計算時按柱中震彈性復(fù)核躍層柱的承載力外，還補充以下分析：刪除不相干的裙房部分，僅保留塔樓的模型，按正常柱調(diào)整其承擔(dān)的地震剪力，并相應(yīng)調(diào)整其彎矩。保證每根穿層柱所受的剪力應(yīng)至少取相應(yīng)樓層框架部分承受剪力的平均值的1.2倍。

4 動力彈塑性分析

采用了SAUSAGE選用2組天然波和1組人工波對塔樓結(jié)構(gòu)進行了罕遇地震下彈塑性分析，X向最大頂點位移為1014mm，最大層間位移角為1/137（14層）；Y向最大頂點為901mm，最大層間位移角為1/157（35層），滿足“大震不倒”1/100限值的要求。大部分連梁發(fā)生受壓損傷且縱筋屈服形成了鉸機制，說明形成了連梁塑性耗能機制；剪力墻墻肢混凝土受壓損傷較小，底部加強區(qū)部分暗柱縱筋或鋼骨屈服，墻體的塑性損傷較小。受壓損傷較大區(qū)域均為剪壓或彎壓關(guān)鍵部位，損傷分布符合其受力特點和傳力機理，最大應(yīng)變與屈服應(yīng)變比見圖10。外框柱混凝土受壓損傷微小，外框柱鋼管均未屈服，加強層腰桁架僅個別弦桿接近屈服，處于彈性工作狀態(tài)，本工程是能夠滿足既定的性能化目標(biāo)的要求。

X向地震X向墻體       Y向地震Y向墻體 

圖10 核心筒剪力墻墻肢最大應(yīng)變與屈服應(yīng)變比圖

5環(huán)帶桁架加強層設(shè)計 

本工程塔樓核心筒較小，且在20層X向核心筒收進，X向整體抗彎剛度不足，如不設(shè)置加強層，最大層間位移角出現(xiàn)在墻體收進的樓層區(qū)間，風(fēng)荷載控制下的層間位移角不能滿足規(guī)范要求。初設(shè)時做了2種加強層方案比選：帶環(huán)帶桁架加強層、帶伸臂桁架加強層；顯然帶伸臂桁架加強層的方案對減小側(cè)移的效果更為顯著，但造成幾個難題：①環(huán)帶桁架屬“有限剛度”加強^[6]，而伸臂桁架的結(jié)構(gòu)剛度和樓層應(yīng)力突變更大些，地震反應(yīng)也較大，上下樓層易產(chǎn)生薄弱層效應(yīng)；②伸臂桁架貫穿核心筒，與墻體連接構(gòu)造復(fù)雜，施工難度較大；③避難層也是設(shè)備轉(zhuǎn)換層，伸臂桁架的存在影響建筑空間的使用；

基于以上因素，選擇整層高（5.4m）的環(huán)帶桁架加強層方案，滿足了增加抗側(cè)剛度減小結(jié)構(gòu)位移的需求，且豎向剛度變化相對柔和，還給設(shè)備提供了開闊的使用空間。經(jīng)計算比較，結(jié)合避難層的位置，加強層設(shè)置在28層（0.6H）與37層（0.8H）對于增加整體剛度最為高效。

環(huán)帶桁架和加強層樓板形成“虛擬伸臂”^[6]的受力機理，樓板肩負(fù)聯(lián)系核心筒及環(huán)帶桁架，分配側(cè)向力和協(xié)調(diào)變形的重?fù)?dān)，設(shè)計中應(yīng)保證中震下不屈服的性能目標(biāo)。

圖11 中震下樓板面內(nèi)最大軸力分布圖

28層、29層、37層、38層作為加強層，板厚增加200㎜，混凝土強度等級C40，中震下復(fù)核樓板最小壓應(yīng)力σmin水平約為3～5MPa，基本滿足中震抗剪截面剪壓比要求。分析中震下樓板面內(nèi)軸力分布圖（見圖11）可知，各加強層樓板大多數(shù)部位軸向應(yīng)力分布較均勻，少數(shù)部位軸向應(yīng)力較大，需要特別加強。最大軸力出現(xiàn)在28層，絕大多數(shù)部位面內(nèi)設(shè)計軸力為825kN/m，板的上下表面計算配筋各為1031mm²/m（實配14@100，1539mm²）；加強層樓板還采用以下加強措施：雙層雙向通長配筋，板底設(shè)水平鋼支撐（H250x250x16x16）

環(huán)帶桁架在塔樓結(jié)構(gòu)受力中類似整層高的外框深梁，只因桁架空腹，剛度相對實腹梁較為有限。當(dāng)與大尺度的外框柱匹配時是可以視為加強層提高整體剛度。作為塔樓結(jié)構(gòu)關(guān)鍵構(gòu)件，環(huán)帶桁架的性能化目標(biāo)是中震彈性，考慮震后加強層樓板剛度退化環(huán)帶桁架的可靠度，取板厚“0”按中震彈性復(fù)核環(huán)帶桁架桿件應(yīng)力比不大于0.8。

6 施工模擬分析

高層建筑鋼-混凝土混合結(jié)構(gòu)在整個施工過程中是一個時變體系，整個結(jié)構(gòu)是逐層施工完成的，其豎向剛度和豎向荷載也是逐層形成和施加的，這種情況與結(jié)構(gòu)剛度一次形成、豎向荷載一次施加的計算方法（簡稱一次加載）存在較大差異。不考慮混凝土收縮徐變時，本項目考慮階段施工影響的墻柱豎向變形約20～30mm。墻柱豎向變形差在施工階段約為4mm，使用階段約為9mm?？紤]收縮徐變影響，不同的時間軸上墻柱的變形： ①施工結(jié)束時，墻柱變形差最大值為9.57mm（11層）；②使用1年后，墻柱變形差最大值為9.96mm（11層）；③使用10年后，墻柱變形差最大值為23.91mm（47層）。

收縮徐變產(chǎn)生的豎向變形差會使梁固端附加彎矩增大15%～50%（見圖12），這在構(gòu)件設(shè)計中予以考慮。

圖12 收縮徐變對桿端彎矩的影響

混凝土收縮徐變引起的混凝土累積豎向變形在豎向構(gòu)件變形中占的比例較大。至施工完畢時，核心筒筒體徐變變形占總變形的比例達到35% 以上。需要在施工階段對構(gòu)件的長度進行精確控制，補償收縮徐變帶來的額外變形，這對施工單位的施工經(jīng)驗和施工水平要求較高。

7塔冠結(jié)構(gòu)設(shè)計

塔冠會客廳從樓面標(biāo)高192.4m至屋面標(biāo)高213m，共20.6m的高度，是全樓景觀最好的空間，打造高品質(zhì)、開闊的視野是建筑師的需求，要求原本受力良好的外框柱截止到會客廳樓面，不再往上延伸，見圖13。但應(yīng)造型需求的“盆式屋頂”還有大型擦窗機、軌道、儲藏及各設(shè)備間等重型荷載，給結(jié)構(gòu)師提出了較大的挑戰(zhàn)，也是超限審查時專家關(guān)注的重點之一。

圖13 塔冠會客廳剖面圖    圖14 構(gòu)造柱銷軸做法

圖15  屋面懸挑桁架及平面桁架布置圖

結(jié)構(gòu)方案在塔樓屋頂布置4榀懸挑桁架，為保證桁架的整體穩(wěn)定，結(jié)合建筑功能和造型要求，懸挑桁架頂部設(shè)置平面桁架，外立面通高幕墻的構(gòu)造柱也是抗風(fēng)柱（H450×700×16×40）鉸接在外邊梁形成一個穩(wěn)定的結(jié)構(gòu)體（見圖14）。

在塔冠屋面的結(jié)構(gòu)體系中，懸挑桁架承擔(dān)核心筒外的所有荷載，包括會客廳20.6m高的通高幕墻。平面桁架類似一個“剛片”約束懸挑桁架平面外的位移。幕墻構(gòu)造柱布置只與建筑幕墻分割的位置有關(guān)，柱頂和柱底通過銷軸的做法（見圖15）鉸接在平面桁架外圍鋼梁和會客廳樓面結(jié)構(gòu)梁上，其不承擔(dān)上部結(jié)構(gòu)傳來的荷載豎向荷載。考慮到塔冠核心筒縮進較多，墻體消弱、外框柱截斷等因素引起的“鞭梢效應(yīng)”影響，還做了取消和保留會客廳外圍幕墻構(gòu)造柱2工況下的包絡(luò)計算^[7]。

8 結(jié)論

本項目除高度超限外，項目還存在扭轉(zhuǎn)不規(guī)則、樓板不連續(xù)、帶加強層引起的剛度突變、核心筒立面收進引起的豎向不連續(xù)、底層大堂12.8m高穿過3層空間的躍層柱，共計5項不規(guī)則。設(shè)計時針對結(jié)構(gòu)自身特點，制訂相應(yīng)的抗震性能化設(shè)計目標(biāo)，進行了彈性及彈塑性分析，結(jié)果表明，結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計能夠達到預(yù)期性能要求。

參  考  文  獻

[1] 高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程: JGJ 3—2010[S]. 北京: 中國建筑工業(yè)出版社, 2011.

[2] 超限高層建筑工程抗震設(shè)防專項審查技術(shù)要點:建質(zhì) [2015] 67號[S]．北京: 中華人民共和國住房和城鄉(xiāng) 建設(shè)部, 2015．

[3] 建筑抗震設(shè)計規(guī)范: GB 50011—2010[S]. 北京: 中國建筑工業(yè)出版社, 2010.

[4] 超限高層建筑工程抗震設(shè)防專項審查技術(shù)要點. 中華人民共和國住房和城鄉(xiāng)建設(shè)部.建質(zhì)[2015]67號.

[5] 廈門金圓大廈風(fēng)洞試驗報告.中國建研科技股份有限公司，2020.

[6] 寧波綠地中心超高層結(jié)構(gòu)設(shè)計，哈敏強，《建筑結(jié)構(gòu)》2015年第7期

[7] 廈門市金圓大廈（2018G03地塊）工程設(shè)計抗震專項審查專家組意見，2020.