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金圆大厦超高层结构设计 赖艳芳 中元( 厦门) 工程设计研究院有限公司，福建厦门361004 [摘要] 厦门金圆大厦项目采用钢管混凝土钢框架—钢筋混凝土核心筒结构体系，主塔楼高度为215m，存在扭转不规则、楼板不连续、带加强层刚度突变、核心筒立面收进竖向不连续、底层大堂跃层柱等5项不规则，属于超限高层。介绍了结构设计措施、抗震性能设计要求，进行了多遇地震下的反应谱计算和罕遇地震下的弹塑性分析，开展了环带桁架加强层设计、施工模拟分析、塔冠结构设计等多项分析工作。计算结果表明项目结构方案合理可行，可实现预定的性能目标，具有良好的抗震性能。 [关键词] 超限高层建筑；框架—核心筒结构；结构设计 1 工程概况 金圆大厦位于厦门市湖里区两岸金融中心片区，由1栋45层超高层办公楼及3～6层附属配套建筑组成，大屋面结构标高208.5m，塔冠顶标高215m，地上建筑面积9.1万㎡，地下4层，地下建筑面积2.7万㎡。首层层高6.8m，2~3层层高6m，标准层层高4.2m，避难层层高5.5m。首层和2层主楼区域为跃层大堂，跃层高度为12.8m。 设计使用年限50年，建筑抗震设防类别为乙类，安全等级为一级，结构重要性系数为1.1，场地类别Ⅲ类，抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度0.15g，设计地震分组为第三组，特征周期0.65s。50年重现期的基本风压0.8kPa，临近海边，地面粗糙度取A类。 2 结构体系 塔楼高度215m，超过《高层建筑砼结构技术规程》[1]B级高度180m的限值，采用钢管混凝土钢框架-现浇钢筋混凝土核心筒结构，由于水平荷载较大，为提高抗侧刚度、控制位移，结合避难层位置在28层、41层设置环带桁架加强层[2]。为建筑功能需求，塔楼角部取消了结构柱，在加强层外周设置环带桁架后，各外框架柱承受的轴力更加均匀化，大大改善了“剪力后滞”的效应[3]。主体结构三维模型见图1。 现浇钢筋混凝土核心筒内置型钢，低区的平面尺寸为19.4m×20m，核心筒的高宽比为11.1；在第20层核心筒收进，平面尺寸变为16.0m×20m。从底到顶，核心筒外围剪力墙厚度从1200mm变截面到800mm。外框结构由钢管混凝土柱、钢框梁及环带桁架构成。外框柱距9.6m，由于角部抽柱，悬挑长度达7.9m。塔楼每侧4根圆钢管混凝土柱，截面从首层1700mm×40mm变截面至1000mm×30mm。
图1 地上结构三维模型图 主楼核心筒内采用现浇钢筋混凝土梁板结构，核心筒外及裙房采用钢筋桁架楼承板和钢梁，采用钢筋桁架楼承板和钢梁。加强层上下楼板厚度取200㎜，楼板混凝土强度等级C40。核心筒变平面的20层楼板厚度取150㎜，其余标准层板厚楼板厚度取120㎜。图2为标准楼层结构平面布置示意图。
图2 标准层结构平面示意图 3 整体弹性分析 3.1小震弹性 结构分析采用YJK及ETABS两种软件进行整体对比验证，计算结果基本吻合。塔楼地上结构恒载与活载的总质量141542.2t，平均质量约1.830t/㎡。除避难层、底部裙房及顶部出屋面层外，楼层质量沿高度的分布比较均匀，无异常突变，如图3。
图3 层质量分布图 塔楼X向及Y向前48阶有效质量系数均大于90%。考虑扭转耦联时振动周期，第一周期T1=4.9407s为X向平动，第二周期T2=4.6091s为Y向平动，第三周期T3=2.6739s为扭转。第一扭转振型与第一平动振型的周期比为0.54，小于高规[1]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见图4，YJK与ETABS的计算结果楼层最大层间位移角均满足规范1/592的限值要求。弹性时程分析所得的楼层剪力、层间位移角与反应谱结果规律基本吻合，也证明反应谱法计算结果合理。
图4 地震作用下的位移角 值得注意的是，本项目的全部楼层框架承担的地震剪力均大于分段总剪力的8%（见图5），这在超高层项目的设计中较为少见，究竟其原因，在于塔楼核心筒的尺寸相对较小，特别到了19层核心筒平面还收进，平面尺寸减少到16.0m×19.8m，刚度较小，相应的也减少了对外框的需求，虽然外框柱每侧仅4根，也较容易达到《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》[4]不宜低于5%的限值。
图5 楼层剪力分布图 3.2风荷载 本项目塔楼高度215m大于规范要求200m，周边地形和环境较复杂[1]，临界地块是超高层建筑群，且面临大海，业主委托中国建研科技股份有限公司的实验室做了风洞试验确定建筑物的风荷载。图6可以看出风洞风荷载作用下，基底剪力随风向角的变化，X向基底剪力最大发生在310度方向，Y向基底剪力最大发生在0度方向[5]。
图6 风洞试验各风向角等效静力风荷载（0度为-Y向） 风洞试验给出的风荷载明显小于规范值，层间位移角和层剪力也均明显小于规范风荷载值，但无论风洞风荷载还是规范风荷载的作用下，最大层间位移角均小于规范限值1/592，如图7所示。其原因主要是本建筑周边存在数量较多的高层及超高层建筑，对来流风具有一定的遮挡效应。 风荷载下的底部剪力X向、Y向均为3.2万kN，地震下的底部剪力X向、Y向均为3.1万kN，较为接近。风荷载下的倾覆弯矩X向、Y向均为3.9×106kN.m，明显大于地震下的倾覆弯矩X向、Y向均为3.2×106kN.m。风荷载还是为控制工况。
图7 风洞试验风荷载与规范风荷载下位移角对比 结构舒适性验算取10年一遇的风荷载标准值0.5kPa，阻尼比取0.02。风致结构顶点加速度最大值0.2m/s2，满足《高规》[1]对办公0.25 m/s2的要求。 3.3整体稳定分析 结构的屈曲与荷载分布模式密切相关。本项目采用ETABS软件对整体结构进行弹性屈曲分析，所采用荷载工况为1.0恒+1.0活。见图8所示，前3阶的屈曲因子均大于10，结构在弹性状态下具有较好的稳定性。
图8 结构整体稳定分析前3阶屈曲因子 3.4跃层空间加强分析 塔楼1层~3层作为挑空大堂，跃层柱高12.8m，主楼16根外框柱共有10根跃层，占总数的62.5%，属竖向不规则。由于周边没有楼板约束，长度较大，跃层柱的剪切刚度较小，分配到的地震剪力也相对较小；其余的主楼柱和裙房柱的长度较小，剪切刚度较大，承担了较大的地震剪力，普通柱首先出现塑性铰刚度退化而引起跃层柱地震剪力重分布，不低估并准确计算跃层柱受力影响到结构的安全。 结构整体屈曲计算中均未能找出塔楼底部跃层柱的局部屈曲模态。计算采用在跃层柱顶部施加单位力的方式求解跃层柱屈曲因子，见图9，根据欧拉临界力换算，可反推计算长度系数
图9 跃层柱顶部施加单位力 除在整体计算时按柱中震弹性复核跃层柱的承载力外，还补充以下分析：删除不相干的裙房部分，仅保留塔楼的模型，按正常柱调整其承担的地震剪力，并相应调整其弯矩。保证每根穿层柱所受的剪力应至少取相应楼层框架部分承受剪力的平均值的1.2倍。 4 动力弹塑性分析 采用了SAUSAGE选用2组天然波和1组人工波对塔楼结构进行了罕遇地震下弹塑性分析，X向最大顶点位移为1014mm，最大层间位移角为1/137（14层）；Y向最大顶点为901mm，最大层间位移角为1/157（35层），满足“大震不倒”1/100限值的要求。大部分连梁发生受压损伤且纵筋屈服形成了铰机制，说明形成了连梁塑性耗能机制；剪力墙墙肢混凝土受压损伤较小，底部加强区部分暗柱纵筋或钢骨屈服，墙体的塑性损伤较小。受压损伤较大区域均为剪压或弯压关键部位，损伤分布符合其受力特点和传力机理，最大应变与屈服应变比见图10。外框柱混凝土受压损伤微小，外框柱钢管均未屈服，加强层腰桁架仅个别弦杆接近屈服，处于弹性工作状态，本工程是能够满足既定的性能化目标的要求。
X向地震X向墙体 Y向地震Y向墙体 图10 核心筒剪力墙墙肢最大应变与屈服应变比图 5环带桁架加强层设计 本工程塔楼核心筒较小，且在20层X向核心筒收进，X向整体抗弯刚度不足，如不设置加强层，最大层间位移角出现在墙体收进的楼层区间，风荷载控制下的层间位移角不能满足规范要求。初设时做了2种加强层方案比选：带环带桁架加强层、带伸臂桁架加强层；显然带伸臂桁架加强层的方案对减小侧移的效果更为显著，但造成几个难题：①环带桁架属“有限刚度”加强[6]，而伸臂桁架的结构刚度和楼层应力突变更大些，地震反应也较大，上下楼层易产生薄弱层效应；②伸臂桁架贯穿核心筒，与墙体连接构造复杂，施工难度较大；③避难层也是设备转换层，伸臂桁架的存在影响建筑空间的使用； 基于以上因素，选择整层高（5.4m）的环带桁架加强层方案，满足了增加抗侧刚度减小结构位移的需求，且竖向刚度变化相对柔和，还给设备提供了开阔的使用空间。经计算比较，结合避难层的位置，加强层设置在28层（0.6H）与37层（0.8H）对于增加整体刚度最为高效。 环带桁架和加强层楼板形成“虚拟伸臂”[6]的受力机理，楼板肩负联系核心筒及环带桁架，分配侧向力和协调变形的重担，设计中应保证中震下不屈服的性能目标。
图11 中震下楼板面内最大轴力分布图 28层、29层、37层、38层作为加强层，板厚增加200㎜，混凝土强度等级C40，中震下复核楼板最小压应力σmin水平约为3～5MPa，基本满足中震抗剪截面剪压比要求。分析中震下楼板面内轴力分布图（见图11）可知，各加强层楼板大多数部位轴向应力分布较均匀，少数部位轴向应力较大，需要特别加强。最大轴力出现在28层，绝大多数部位面内设计轴力为825kN/m，板的上下表面计算配筋各为1031mm2/m（实配14@100，1539mm2）；加强层楼板还采用以下加强措施：双层双向通长配筋，板底设水平钢支撑（H250x250x16x16） 环带桁架在塔楼结构受力中类似整层高的外框深梁，只因桁架空腹，刚度相对实腹梁较为有限。当与大尺度的外框柱匹配时是可以视为加强层提高整体刚度。作为塔楼结构关键构件，环带桁架的性能化目标是中震弹性，考虑震后加强层楼板刚度退化环带桁架的可靠度，取板厚“0”按中震弹性复核环带桁架杆件应力比不大于0.8。 6 施工模拟分析 高层建筑钢-混凝土混合结构在整个施工过程中是一个时变体系，整个结构是逐层施工完成的，其竖向刚度和竖向荷载也是逐层形成和施加的，这种情况与结构刚度一次形成、竖向荷载一次施加的计算方法（简称一次加载）存在较大差异。不考虑混凝土收缩徐变时，本项目考虑阶段施工影响的墙柱竖向变形约20～30mm。墙柱竖向变形差在施工阶段约为4mm，使用阶段约为9mm。考虑收缩徐变影响，不同的时间轴上墙柱的变形： ①施工结束时，墙柱变形差最大值为9.57mm（11层）；②使用1年后，墙柱变形差最大值为9.96mm（11层）；③使用10年后，墙柱变形差最大值为23.91mm（47层）。 收缩徐变产生的竖向变形差会使梁固端附加弯矩增大15%～50%（见图12），这在构件设计中予以考虑。
图12 收缩徐变对杆端弯矩的影响 混凝土收缩徐变引起的混凝土累积竖向变形在竖向构件变形中占的比例较大。至施工完毕时，核心筒筒体徐变变形占总变形的比例达到35% 以上。需要在施工阶段对构件的长度进行精确控制，补偿收缩徐变带来的额外变形，这对施工单位的施工经验和施工水平要求较高。 7塔冠结构设计 塔冠会客厅从楼面标高192.4m至屋面标高213m，共20.6m的高度，是全楼景观最好的空间，打造高品质、开阔的视野是建筑师的需求，要求原本受力良好的外框柱截止到会客厅楼面，不再往上延伸，见图13。但应造型需求的“盆式屋顶”还有大型擦窗机、轨道、储藏及各设备间等重型荷载，给结构师提出了较大的挑战，也是超限审查时专家关注的重点之一。
图13 塔冠会客厅剖面图 图14 构造柱销轴做法
图15 屋面悬挑桁架及平面桁架布置图 结构方案在塔楼屋顶布置4榀悬挑桁架，为保证桁架的整体稳定，结合建筑功能和造型要求，悬挑桁架顶部设置平面桁架，外立面通高幕墙的构造柱也是抗风柱（H450×700×16×40）铰接在外边梁形成一个稳定的结构体（见图14）。 在塔冠屋面的结构体系中，悬挑桁架承担核心筒外的所有荷载，包括会客厅20.6m高的通高幕墙。平面桁架类似一个“刚片”约束悬挑桁架平面外的位移。幕墙构造柱布置只与建筑幕墙分割的位置有关，柱顶和柱底通过销轴的做法（见图15）铰接在平面桁架外围钢梁和会客厅楼面结构梁上，其不承担上部结构传来的荷载竖向荷载。考虑到塔冠核心筒缩进较多，墙体消弱、外框柱截断等因素引起的“鞭梢效应”影响，还做了取消和保留会客厅外围幕墙构造柱2工况下的包络计算[7]。 8 结论 本项目除高度超限外，项目还存在扭转不规则、楼板不连续、带加强层引起的刚度突变、核心筒立面收进引起的竖向不连续、底层大堂12.8m高穿过3层空间的跃层柱，共计5项不规则。设计时针对结构自身特点，制订相应的抗震性能化设计目标，进行了弹性及弹塑性分析，结果表明，结构抗震设计能够达到预期性能要求。 参 考 文 献 [1] 高层建筑混凝土结构技术规程: JGJ 3—2010[S]. 北京: 中国建筑工业出版社, 2011. [2] 超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点:建质 [2015] 67号[S]．北京: 中华人民共和国住房和城乡 建设部, 2015． [3] 建筑抗震设计规范: GB 50011—2010[S]. 北京: 中国建筑工业出版社, 2010. [4] 超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点. 中华人民共和国住房和城乡建设部.建质[2015]67号. [5] 厦门金圆大厦风洞试验报告.中国建研科技股份有限公司，2020. [6] 宁波绿地中心超高层结构设计，哈敏强，《建筑结构》2015年第7期 [7] 厦门市金圆大厦（2018G03地块）工程设计抗震专项审查专家组意见，2020. |
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