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本文转载自“施工技术《武汉某超限高层塔楼结构设计》，作者：周熙波， 李 治等”，仅用于学习分享，如涉及侵权，请联系删除！ ［摘要］ 武汉精武路项目五期 T5 塔楼，建筑高度 330m，为超 B 级高度超限高层。该建筑采用带加强层的矩形钢管混凝土柱框架-钢筋混凝土核心筒混合结构体系。介绍了该工程结构体系的特点、抗震性能化设计的原则及方法、基础设计、整体弹性计算结果、罕遇地震作用下的动力弹塑性分析结果。对设计中的一些关键问题: 包括伸臂桁架和环带桁架的设置、转换层关键节点的分析设计、结构屈曲分析及稳定计算进行了深入阐述。最后提出设计建议: 在超高层建筑中部偏上部位利用避难层同时设置伸臂桁架和环带桁架加强层，对提高结构整体抗侧刚度非常有效; 对于竖向尺寸突变的建筑，将使用有限元法得到的屈曲因子作为结构整体稳定性的判别指标，其结果更加合理。 ［关键词］ 超高层建筑; 混合结构; 抗震性能化设计; 伸臂桁架; 环带桁架; 转换结构; 屈曲因子 1工程概况武汉精武路项目五期 T5 塔楼位于武汉市江汉区解放大道与新华路交汇处，建筑方案设计由英国Foster+Partners 完成。该塔楼由商业( 1 ～ 5 层) 、酒店( 6 ～ 47 层) 及办公( 48 ～ 68 层) 构成，其中商业建筑面积为 2 523m2 ，酒店建筑面积为 30 892 m2 ，办公建筑面积为 107 602. 8 m2 ，地上为 68 层，地下室为 3层。屋顶设直升机平台，屋面建筑标高为 330. 00m。塔楼和底部大型商业裙楼采用防震缝分开，形成各自独立的结构体系［1］。T5 塔楼建筑效果图及剖面分区情况见图 1。 建筑结构安全等级: 重要构件( 包括矩形钢管混凝土柱、筒体外墙、斜柱、伸臂桁架、环带桁架、转换梁、转换桁架) 为一级，其他为二级。结构地基基础设计等级为甲级，抗震设防类别为重点设防类。抗震设防烈度为 6 度( 按 7 度设计) ，设计地震分组为第一组，设计基本地震加速度为 0. 10g，Ⅲ类场  地，场地特征周期为 0. 45s。基 本 风 压 w0 为0. 35kN /m2 ( 50 年一遇) ，地面粗糙度为 C 类，考虑建筑物相互干扰系数后，风荷载体型系数取 1. 47，考虑顺风向、横风向及扭转风振的影响。本项目进行了风洞试验，图 2 为安装在风洞试验段内 4m 直径转盘上的模型照片。经分析比较，50 年一遇风荷载风洞试验结果小于规范结果，其结果比较见表 1。设计取风洞试验和规范风荷载计算结果的包络值。   2 结构体系2. 1 结构方案的比选 结合国内外类似建筑的设计经验，进行了三种结构方案的试算比选。方案一: 钢筋混凝土结构体系( 型钢混凝土柱+混凝土梁+钢筋混凝土筒体) ; 方案二: 型钢柱混合结构体系( 型 钢 混 凝 土柱+钢梁+钢筋混凝土筒体) ; 方案三: 钢管混凝土柱混合结构体系( 钢管混凝土柱+钢梁+钢筋混凝土筒体) 。从抗震性能、材料用量、施工周期、结构造价、综合效益等方面对三种方案进行比较，分析结果见表 2。 虽然方案一结构造价最低，但由于混凝土结构缺少延性，抗震性能一般，其自重大，竖向构件截面大，面积占用率过高，不能满足建筑方案要求。考虑到施工工期、竖向构件减小带来使用面积增加的经济效益等因素，本工程选用方案三: 钢管混凝土柱混合结构体系。 2. 2 结构体系及加强层方案比较 T5 塔楼抗侧力体系由三部分组成: 外围矩形钢管混凝土柱及钢框梁+内部钢筋混凝土核心筒+加  强层伸臂桁架及环带桁架。1 ～ 28 层核心筒截面尺寸为 31. 6m×23. 4m; 29 ～ 47 层核心筒截面尺寸减小为 27. 9m×23. 4m; 48 层及以上核心筒截面尺寸减小为 22. 7m×10. 6m。核心筒主要采用钢筋混凝土剪力墙。为控制墙体厚度，局部采用钢板混凝土墙。核心筒外墙厚度由下到上由 1 200mm 逐 渐 减 至400mm，相应混凝土强度等级由 C60 逐渐减至 C50。外围矩形钢管混凝土柱由下至上截面由1 700mm×1 300mm变化为 900mm×900mm，相应混凝土强度等级由 C70 逐渐减至 C50。钢管混凝土柱及楼面钢梁钢材主要选用 Q345GJC 和 Q345B。典型办公楼层平面为 52. 5m×45m 的矩形( 图 3) ，高宽比为 7. 3;48 层及以上为酒店，结构在 Y 向竖向收进约 25%( 图 4) ; 62 ～ 68 层为了形成图 1 中建筑剖面所示的“漏斗”形跃层空间，在核心筒与外框柱之间布置贯穿 6 层的转换斜柱( 图 5) 。 为增加主体结构侧向刚度，结合建筑避难层和设备层的位置设置加强层。加强层可能设置的位置有 26，36，46 ～ 47，61 等楼层，加强层可设置伸臂桁架或环带桁架等形式。因此，在结构方案阶段进行   了表 3 中所列的 6 种加强层布置方案比较，其刚度指标比较结果见表 4。  根据各方案结构基本周期及刚重比的对比计算结果显示，在建筑物中下部设置加强层对整体刚度贡献很小; 而在加强层同时设置伸臂桁架和环带桁架对提高整体刚度非常有效; 在顶部设置环带桁架对控制建筑物顶点侧向位移也比较有效。本工程推荐采用方案四，但为满足建筑使用功能及立面效果，最终采用将加强层设置在 46 层( 避难层) 和 47 层( 机电层) 的方案三。加强层由两层环带桁架及两榀 Y 向伸臂桁架构成。该加强层同时也兼做建筑体型收进后上部结构一侧外框柱的转换层，其模型示意见图 6，上部结构一侧外框柱通过转换桁架及  下部剪力墙牛腿进行转换。62 层采用箱形主梁托柱转换的形式，转换梁为截面 700×1 200×70 的箱形钢梁，斜柱为截面 600 × 600 × 30 的箱形钢管混凝土柱。 整个项目的地下室连为整体，不设变形缝。塔楼核心筒以外区域地下室顶板、地下 1 层采用混凝土梁板结构，地下 2 层采用钢筋混凝土无梁楼盖结构。上部结构的嵌固部位为地下室顶板，利用电梯井道增加数片剪力墙，以提高塔楼相关范围地下部分抗侧刚度，满足地下 1 层与首层刚度比大于 2 的要求。钢管混凝土柱与混凝土梁连接节点处通过沿柱周设环梁实现梁柱连接。柱脚采用外包式铰接柱脚。 3 结构超限情况及抗震性能化设计目标3. 1 结构超限情况 本工程结构高度为 330m，属超 B 级高度的超限高层。不规则项共 6 项，分别为: 1) 扭转不规则: Y向考虑偶然偏心的最大位移与层平均位移的比值最大值为1. 38; 2) 楼板不连续: 2，3层有效楼板宽度小于 50%，同时楼板开洞面积大于30%; 3) 尺寸突变:48 层有外框柱收进大于 25%; 4) 构件间断: 46 ～ 47层为加强层，47，62 层托柱转换; 5) 受剪承载力突变: 3，28 层受剪承载力与相邻上一层之比＜0. 8; 6)其他不规则: 1 ～ 2 层及 62 ～ 68 层存在穿层柱。 3. 2 抗震性能化设计目标 考虑到本工程超限较严重，采用性能化抗震设计，抗震性能目标定为 C 级，见表 5。 核心筒墙体在底部加强区抗震等级为特一级;加强层及上下相邻各一层范围内框架、剪力墙、环带桁架、伸臂桁架等抗侧力构件抗震等级为特一级; 转换梁、转换柱抗震等级为特一级。主楼地上其他部分框架及核心筒抗震等级为一级。地下 1 层核心筒抗震等级为特一级，框架抗震等级为一级; 地下 2，3层核心筒及框架抗震等级逐层降低一级。 由于 46 ～ 47 层不仅是结构竖向收进部位也同时是加强层、转换层，因此不仅将其与上下相邻各一层范围内的框架柱、核心筒剪力墙的抗震等级提高到特一级外，还采取了以下措施以保证其性能目标的实现: 1) 柱轴压比限值减小 0. 05; 2) 所有转换构件抗震等级提高到特一级，并进行中、大震下的性能分析; 3) 与转换梁连接的墙肢设型钢暗柱; 4) 对体型收进层、加强层、转换层各层及其上下层楼板，进行中、大震下楼板的应力分析，在应力比较集中及承受较大水平力的区域楼板加厚且配筋加强。  注: 参考美国规范 ASCE-41 及相关资料，结构构件破坏程度分为四 级，分 别 是: Operational Performance ( 可 运 行，简 称 OP ) ，Immediate Occupancy Structural Performance( 立即入住，简称 IO) ，Life Safety Performance ( 生 命 安 全，简 称 LS ) ，Collapse Prevention Performance( 临近倒塌，简称 CP) 。 4结构分析与计算4. 1 小震下弹性分析 采用 YJK ( 1. 7. 1 版) ( 简 称 YJK) 和 MIDAS Building( 2014 版) ( 简称 MIDAS) 计算分析。分析时采用考虑扭转耦联影响的振型分解法( CQC) 并考虑偶然偏心的影响，结构阻尼比取 0. 04。综合比较武汉地震小区划、规范抗震设防烈度 7 度、《中国地震动参数区划图》( GB 18306—2015) 以及安全性评价报告提供的反应谱曲线后，取地震影响系数 αmax =0. 08，周期折减系数取 0. 85。YJK 分析的结构周期为: T1 = 7. 56s( Y 向平动) ，T2 = 6. 38s( X 向平动) ，T3 =4. 54s( 扭转) ，T3 /T1≈0. 60，满足《建筑抗震设计规范》( GB 50011—2010) ［2］( 简称《抗规》) 要求。 两种程序计算的主要指标的对比见表 6。两种软件的计算结果基本规律一致，地震作用下的楼层剪力和倾覆力矩均大于风荷载作用下数值，所以该工程主要由地震作用控制。X，Y 向地震作用下，楼层竖向构件最大层间位移与平均层间位移之比均满足《高层建筑混凝土结构技术规程》( JGJ 3—2010) ［3］( 简称《高规》) 关于最大层间位移与平均层间位移之比不大于 1. 4 的要求。两个方向地震作用下最大层间位移角小于《高规》规定的 1 /500 的限值。且该工程除结构加强层外，无刚度突变现象。  本塔楼自振周期大于 5. 0s，最小地震剪力系数应为 0. 15αmax = 0. 012，因场地为Ⅲ类场地，所以适当增加其最小剪重比，故取最小剪重比为 1. 05 ×0. 012 = 0. 012 6。本工程为 6 度设防且基本周期大于5s，按基底剪力系数的0. 8%换算的层间位移小于1 /500，采用剪力放大系数的方法进行调整。计算结果表明: X 向第 1 ～ 20 层、Y 向第 1 ～ 23 层的剪重比不满足要求。分别将各楼层的 X 向及 Y 向的地震作用相应放大( X 向和 Y 向最大剪力放大系数分别为 1. 25 和 1. 33) ，使所有楼层的剪重比都满足规范要求。调整前后的剪重比曲线如图 7 所示。  大部分楼层框架在两个方向承担的楼层地震剪力不低于基底剪力的 8%，且最大值大于 10%。说明外框架能起到二道防线的作用。底部 3 层由于楼板开洞形成通高，外框架分担的剪力略小于 5%。 通过增加外框梁刚度、考虑雨棚作为结构构件参与整体计算等措施，使外框架分担的剪力达到 5%。风荷 载 下 结 构 顶 点 加 速 度 反 应 最 大 值 为0. 052m / s2 ，满足舒适度要求。 4. 2 中震等效弹性验算 中震等效弹性计算采用水平地震影响系数αmax = 0. 23，计算参数取值见表 7。中震作用下结构最大层间位移角为 1 /259，关键构件和普通竖向构件( 表 5) 满足正截面承载力不屈服、抗剪承载力弹性要求; 耗能构件满足抗剪承载力不屈服要求。 核心筒墙体在中震作用下，局部墙体在 1 ～ 3 层出现 拉 应 力。通过在墙身内设置型钢 ( 含 钢 率1. 85%) ，并提高墙身竖向配筋率( 配筋率 0. 8%) 控制其全截面拉应力不超过两倍混凝土抗拉强度标准值。 4. 3 弹性时程分析 采用了 5 组天然地震波和安评报告中提供的 2组人工波进行弹性时程分析。地震波为三向输入，有效持续时间均大于 5 倍结构基本周期。 根据表 8 的比较结果，每条时程曲线计算所得结构基底剪力均大于 CQC 法计算结果的 65%，7 条时程曲线计算所得结构基底剪力的平均值均大于CQC 法计算结果的 80%，满足《抗规》规定。时程计算的结构反应特征、变化规律与振型分解反应谱法分析结果基本一致。7 条波的层间位移角平均值与CQC 法计算的最大层间位移角比较曲线见图 8。由图 8 可知，CQC 法计算的各层层间位移角均大于时程分析结果的平均值。 4. 4 罕遇地震动力弹塑性时程分析 为保证实现性能目标，评价结构在大震下总体地震响应以及结构总体的塑性开展程度，判断是否存在严重的薄弱层或柔弱层，了解构件受力情况、塑性开展程度以及最终破坏情况，并有针对性地优化结构布置，本项目进行了动力弹塑性分析。分析采用 MIDAS Building 软件，并采用 PEＲFOＲM-3D 软件进行复核。 采用 5 组天然地震波和安评报告中提供的 2 组人工波，均采用三向输入。计算结果表明: 大震作用下，结构 Y 向最大层间位移角为 1 /158( 天然波 1) 。图 9 为结构基底剪力相对较大的 3 组波( 天然波 1、天然波 3、人工波 1) 计算的最大层间位移角曲线。 通过对各组波作用下结构变形和塑性损伤的对比发现，天然波 1 沿 Y 向为主向输入的结构破坏程度相对最大。其破坏形态可描述为: 结构中下部连梁最先出现塑性铰，随后中上部连梁也进入塑性状态，损伤迅速发展且随时程输入，连梁损伤逐步累积; 部分混凝土框架梁参与塑性并出现屈服，个别楼层剪力墙出现屈服，其余剪力墙基本处于弹性状态;钢管混凝土框架柱、框架钢梁和伸臂桁架基本处于弹性状态。其整体塑性损伤状态、剪力墙混凝土受压及受剪强度的 OP 性能水准利用率情况见图 10。 大震弹塑性分析表明: 1) 结构竖立不倒，结构最大层间位移角可以满足第 3 节中性能目标要求( ＜1 /125) ; 2) 主要抗侧力构件没有发生严重破坏，大部分连梁屈服耗能，部分混凝土框架梁和少量剪力墙参与塑性耗能; 3) 部分剪力墙的转角利用率超过 OP 性能水准，但没有超过 IO 性能水准，加强层的个别剪力墙剪切强度的 OP 性能水准利用率超过1. 0，设计中调整该部分墙身配筋率或设置钢板; 4)钢管混凝土框架柱、框架钢梁和伸臂桁架基于处于弹性状态。 综上所述，结构在罕遇地震下的弹塑性反应及破坏机制，符合结构抗震工程的概念设计要求，抗震性能达到设定的性能目标。 5 基础设计本工程采用钻孔灌注桩+筏板的基础形式，通过对直径1 000 及 直径1 200 两种桩型的经济性比较，桩基采用 直径1 000 钻孔灌注桩。桩端及桩侧复式后压浆，桩身混凝土强度等级为 C50，有效桩长为 50. 0m左右。桩端持力层为中－微风化泥岩，桩端进入持力层 深 度 ≥ 6. 0m，单桩抗压承载力特征值为12 000kN。整体筏板厚度为 3. 7m，混凝土强度等级为 C40。基础布置形式见图 11。 6结构设计中的关键问题6. 1 伸臂桁架及环带桁架 设置伸臂桁架+环带桁架能有效提高结构整体 刚度，并提供较大的结构冗余度。贯穿 46 ～ 47 避难层的伸臂桁架采用单向斜撑的形式布置，有利于建筑环通走道的布置，减小对建筑功能的影响。桁架钢结构弦杆通过剪力墙内预埋方式贯穿核心筒墙体。环带桁架采用双层“人”字形布置，通过楼板传力与核心筒共同工作。因此对加强层及其上下层楼板进行了罕遇地震作用下的应力分析，根据楼板应力分析结果进行设计，加强层楼板厚度≥180mm，上下相邻楼层楼板厚度≥150mm，并对楼板配筋进行了加强。伸臂桁架及环带桁架布置图见图 12，13。经施工模拟分析，伸臂桁架腹杆在全楼主体结构完成后再施工，能有效减小外框与核心筒竖向变形差引起的杆件内力。 6. 2 上部外框柱转换部位的设计 48 层结构体型收进后，上部楼层一侧有 1 根外框柱通过斜钢柱、墙内型钢柱及楼面钢梁形成的转换桁架进行转换。由于节点构造需求，斜钢柱设计为变截面箱形，截面尺寸为 1 000×1 200 /950×50×50。在设防烈度地震作用下，杆件计算的应力比为0. 42，罕遇地震下弹塑性分析结果显示其处于弹性阶段。柱转换部位详图见图 14。 有 3 根外框柱通过核心筒剪力墙托柱转换。由于下部托柱墙厚只有 600mm，而钢管混凝土框架柱截面尺寸为 1 000×1 200，因此利用 46 层设置墙牛腿，47 层墙体变厚。钢管混凝土框架柱柱脚采用埋入式刚接柱脚，钢管埋入下部变厚的剪力墙中。采用 ABAQUS 软件对托柱墙、墙牛腿及柱脚进行了罕遇地震作用下的有限元分析，分析结果显示上述重要部位的混凝土受压及钢筋受拉、受压应力未超过其强度标准值。墙牛腿及柱脚见图 15，取图 15 中A-A 剖面柱及其下部牛腿、剪力墙局部模型的分析结果见图 16。 6. 3 屈曲分析及稳定计算 《高规》将 作为弹性阶段控制高层建筑混凝土结构重力二阶效 应 的 设 计 指 标，定义为等效刚重比。 当EIeq /H2 ∑Gi＜1. 4时，结构不满足整体稳定性。本工程基于《高规》计算的等效刚重比已接近临界值1. 4，但大、中、小震各阶段计算的顶点位移、最大层间位移角及构件受力状态的结果表明，结构整体刚度和构件强度均具有一定的安全储备，能够满足性能目标。 等效刚重比的基本力学模型及假定为: 1) 等截面均值悬臂杆; 2) 倒三角形分布水平荷载作用下悬臂杆与结构顶部位移相等。而本塔楼应视作变截面悬臂杆，故基于上述假定的屈曲分析并不能反映本结构真实的屈曲性能。根据广东省标准《高层建筑混凝土结构技术规程》( DBJ 15-92—2013) ［4］的相关规定及文献［5-7］的分析认为: 对于刚度和质量分布沿竖向不均匀的结构可采用有限元特征值法进行计算，由特征值法算得的屈曲因子 λcr 反映了结构的真实刚重比。当 λcr ≥ 20( 相当于等效刚重比≥2. 7) 时，可不考虑 P-Δ 效应的不利影响; 当 λcr ＜ 10( 相当于等效刚重比＜1. 4) 时，结构不满足整体稳定性; 当 10 ≤ λcr ＜ 20 时，结构满足整体稳定性并应考虑 P-Δ 效应的不利影响。 为更准确判断结构整体稳定性，采用 SAP2000件计算本塔楼的屈曲因子，其结果见表 9，前 6 阶的屈曲模态均为伴随结构整体屈曲的变形模态，未发生局部的构件屈曲失稳，最小弹性临界荷载系数( 屈曲因子) 为 12. 58，满足整体稳定性的要求，但结构计算需要考虑二阶效应。 6. 4 超限审查专家意见及应对措施 本工程通过超限高层建筑工程抗震设防专项审查，专家提出的主要意见及设计计算中采取的应对措施如下: ( 1) 重要构件安全等级为一级，设计中对重要构件的界定和范围要予以明确。措施: 重要构件确定为所有竖向构件、伸臂桁架、环带桁架、转换斜柱、转换梁，设计中其构件安全等级取为一级。 ( 2) 塔楼基础埋深应满足不小于建筑物总高度的 1 /18 的要求。措施: 加大塔楼部分地下室埋深至－18. 4m，满足其基础埋深要求。 ( 3) 由于主楼周边顶板局部有开洞情况，应加强地下室顶板刚度和承载力，增加主楼周边楼板厚度。措施: 主楼周边楼板厚度修改为 250mm，配筋率≥0. 25%; 复核设防烈度地震下的顶板应力。 ( 4) 转换层结构平面布置中，上部结构的转换斜柱平面外方向较弱，应加强结构布置。措施: 转换层楼面在转换斜柱平面外方向增设框架梁，对其平面外方向进行约束。 ( 5) 根据本工程特点，应适当加强核心筒底部加强部位、竖向体型收进部位及其相邻层的抗震措施。措施: 核心筒底部加强部位、竖向体型收进部位及其上下各两层竖向构件抗震等级均已提高为特一级。 7结论( 1) 本工程为超 B 级高度的复杂超限高层建筑，应采用抗震性能化设计，进行弹塑性分析，研究评价大震下结构的薄弱区并采取有效措施予以加强。 ( 2) 经过结构方案的经济比较，对于结构高度为 300m 左右的超高层建筑，采用由钢管混凝土柱、钢梁、钢筋混凝土核心筒、伸臂桁架+环带桁架加强层组成的框架-核心筒混合结构体系具有可靠的刚度及良好的抗震性能。其综合造价具有经济性。 ( 3) 在超高层建筑中部偏上部位设置加强层，且加强层同时设置伸臂桁架和环带桁架对提高结构整体刚度非常有效。 ( 4) 对加强层及转换层的重要构件应提高其抗震等级，对转换部位的关键节点应进行应力分析，研究其受力状态，以指导施工图设计中予以加强，满足大震下节点不先于构件破坏的性能目标。 ( 5) 本塔楼结构竖向收进，基于《高规》中等截面均值悬臂杆假定计算的等效刚重比并不能反映本结构真实的屈曲性能。采用有限元特征值法计算得到结构的屈曲因子 λcr ＞ 10，相当于等效刚重比＞1. 4，满足整体稳定性的要求。 参考 文 献 ［1］ 精武路项目五期 T5 塔楼超限高层建筑工程抗震设计可行性论证报告［Ｒ］．武汉: 中信建筑设计研究总院有限公司，2016．［ 2］ 建筑抗震设计规范: GB 50011—2010［S］．北京: 中国建筑工业出版社，2010． ［3］ 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． ［4］ 高层建筑混凝土结构技术规程: DBJ 15-92—2013［S］．广州: 广东省住房和城乡建设厅，2013． ［5］ 精武路项目五期结构风荷载及风振响应分析报告［Ｒ］．广州: 华南理工大学，2016． ［6］ 扶长生，周立浪，张小勇．长周期超高层钢筋混凝土建筑 P-Δ 效应分析与稳定设计［J］．建筑结构，2014，44( 2) : 1-7． ［7］ 徐培福，傅学怡，王翠坤，等．复杂高层建筑结构设计［M］．北京: 中国建筑工业出版社，2005 |
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