金圓大廈超高層結構設計

賴艷芳

（中元(廈門)工程設計研究院有限公司，福建 廈門 361004 ）

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，大屋面結構標高208.5m，塔冠頂標高215m，地上建筑面積9.1 萬m2，地下4 層，地下建筑面積2.7 萬m2。首層層高6.8m，2～3 層層高6m，標準層層高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。

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

2 結構體系

塔樓高度215m，超過《高層建筑砼結構技術規(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構，由于水平荷載較大，為提高抗側剛度、控制位移，結合避難層位置在28 層、41 層設置環(huán)帶桁架加強層[2]。為建筑功能需求，塔樓角部取消了結構柱，在加強層外周設置環(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[3]。主體結構三維模型見圖1。

現(xiàn)澆鋼筋混凝土核心筒內置型鋼，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)?6.0m×20m。從底到頂，核心筒外圍剪力墻厚度從1200mm 變截面到800mm。外框結構由鋼管混凝土柱、鋼框梁及環(huán)帶桁架構成。外框柱距9.6m，由于角部抽柱，懸挑長度達7.9m。塔樓每側4 根圓鋼管混凝土柱，截面從首層1700mm×40mm變截面至1000mm×30mm。

圖1 地上結構三維模型圖

主樓核心筒內采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土梁板結構，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 ，其余標準層板厚樓板厚度取120。圖2 為標準樓層結構平面布置示意圖。

圖2 標準層結構平面示意圖

3 整體彈性分析

3.1 小震彈性

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

圖3 層質量分布圖

塔樓X 向及Y 向前48 階有效質量系數(shù)均大于90%?？紤]扭轉耦聯(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。第一扭轉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、層間位移角與反應譜結果規(guī)律基本吻合，也證明反應譜法計算結果合理。

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，相應的也減少了對外框的需求，雖然外框柱每側僅4 根，也較容易達到《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》[4]不宜低于5%的限值。

圖5 樓層剪力分布圖

3.2 風荷載

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洞試驗確定建筑物的風荷載。圖6 可以看出風洞風荷載作用下，基底剪力隨風向角的變化，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 風洞試驗各風向角等效靜力風荷載（0 度為-Y 向）

風洞試驗給出的風荷載明顯小于規(guī)范值，層間位移角和層剪力也均明顯小于規(guī)范風荷載值，但無論風洞風荷載還是規(guī)范風荷載的作用下，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，對來流風具有一定的遮擋效應。

風荷載下的底部剪力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。風荷載還是為控制工況。

圖7 風洞試驗風荷載與規(guī)范風荷載下位移角對比

結構舒適性驗算取10年一遇的風荷載標準值0.5kPa，阻尼比取0.02。風致結構頂點加速度最大值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

結構的屈曲與荷載分布模式密切相關。本項目采用ETABS 軟件對整體結構進行彈性屈曲分析，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，結構在彈性狀態(tài)下具有較好的穩(wěn)定性。

圖8 結構整體穩(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，不低估并準確計算躍層柱受力影響到結構的安全。

結構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)介于兩端鉸接和兩端固結之間，接近一端固結一端鉸接。躍層柱最大長徑比為：12800*0.64/1800=4.55＜20，滿足長細比限值要求，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，按正常柱調整其承擔的地震剪力，并相應調整其彎矩。保證每根穿層柱所受的剪力應至少取相應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 組人工波對塔樓結構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鍵部位，損傷分布符合其受力特點和傳力機理，最大應變與屈服應變比見圖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的要求。

5 環(huán)帶桁架加強層設計

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，風荷載控制下的層間位移角不能滿足規(guī)范要求。初設時做了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]，而伸臂桁架的結構剛度和樓層應力突變更大些，地震反應也較大，上下樓層易產(chǎn)生薄弱層效應；②伸臂桁架貫穿核心筒，與墻體連接構造復雜，施工難度較大；③避難層也是設備轉換層，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，滿足了增加抗側剛度減小結構位移的需求，且豎向剛度變化相對柔和，還給設備提供了開闊的使用空間。經(jīng)計算比較，結合避難層的位置，加強層設置在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，樓板肩負聯(lián)系核心筒及環(huán)帶桁架，分配側向力和協(xié)調變形的重擔，設計中應保證中震下不屈服的性能目標。

圖11 中震下樓板面內最大軸力分布圖

28 層、29 層、37 層、38 層作為加強層，板厚增加200 mm，混凝土強度等級C40，中震下復核樓板最小壓應力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)部位軸向應力分布較均勻，少數(shù)部位軸向應力較大，需要特別加強。最大軸力出現(xiàn)在28 層，絕大多數(shù)部位面內設計軸力為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，板底設水平鋼支撐（H250x250x16x16）

環(huán)帶桁架在塔樓結構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。作為塔樓結構關鍵構件，環(huán)帶桁架的性能化目標是中震彈性，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”按中震彈性復核環(huán)帶桁架桿件應力比不大于0.8。

6 施工模擬分析

高層建筑鋼-混凝土混合結構在整個施工過程中是一個時變體系，整個結構是逐層施工完成的，其豎向剛度和豎向荷載也是逐層形成和施加的，這種情況與結構剛度一次形成、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），這在構件設計中予以考慮。

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 塔冠結構設計

塔冠會客廳從樓面標高192.4m 至屋面標高213m，共20.6m 的高度，是全樓景觀最好的空間，打造高品質、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。但應造型需求的“盆式屋頂”還有大型擦窗機、軌道、儲藏及各設備間等重型荷載，給結構師提出了較大的挑戰(zhàn)，也是超限審查時專家關注的重點之一。

圖13 塔冠會客廳剖面圖

圖14 構造柱銷軸做法

圖15 屋面懸挑桁架及平面桁架布置圖

結構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，結合建筑功能和造型要求，懸挑桁架頂部設置平面桁架，外立面通高幕墻的構造柱也是抗風柱（H450×700×16×40）鉸接在外邊梁形成一個穩(wěn)定的結構體（見圖14）。

在塔冠屋面的結構體系中，懸挑桁架承擔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。幕墻構造柱布置只與建筑幕墻分割的位置有關，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構梁上，其不承擔上部結構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”影響，還做了取消和保留會客廳外圍幕墻構造柱2 工況下的包絡計算[7]。

8 結論

本項目除高度超限外，項目還存在扭轉不規(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。設計時針對結構自身特點，制訂相應的抗震性能化設計目標，進行了彈性及彈塑性分析，結果表明，結構抗震設計能夠達到預期性能要求。