宝能环球金融中心D 座塔楼结构设计

钱昆

(华东建筑设计研究院有限公司 上海200002）

1 工程概况

本项目位于合肥滨湖新区核心地块， 地块紧邻巢湖， 西临庐州大道， 北至云谷路， 南接南宁路、 东临华山路， 整个地块东西长约850m， 南北长约800m。 整个 CBD 项目为集办公、 酒店、商业、 博物馆和观光为一体的综合性建筑群体，包括7 栋超高层塔楼(A 座 ～ F 座）及裙房， 塔楼建筑高度从588m 到150m 到不等。 D 座塔楼地下5 层， 地上主要建筑功能为办公， 层数70层， 建筑高度330m， 塔冠约高19m， 结构大屋面高度311.4m， 平面尺寸约为 50m ×50m， 结构高宽比约为6.3。 塔楼与裙房±0.000 以上设抗震缝分开， 基础埋深约为28.5m， 地上部分建筑面积约为15.75 万m2。 建筑效果及剖面如图1所示。

图1 D 座塔楼剖面示意Fig.1 Section of tower D

D 座塔楼采用型钢混凝土框架-核心筒-环带桁架结构体系， 塔楼的设计使用年限为50 年，主要构件耐久性设计使用年限为100 年； 重要构件(底部加强区剪力墙及框架柱）安全等级为一级， 其余构件为二级； 抗震设防类别为重点设防类。 本工程抗震设防烈度为7 度， 设计地震分组为第一组， 场地类别II 类， 按规范的设计基本地震加速度为0.10g。

本文以D 座塔楼为研究对象， 通过多遇地震、 设防地震及罕遇地震作用下整体结构计算分析， 全面考察了结构在不同荷载工况作用下的受力性能， 重点阐述以下几个问题:

(1）D 座塔楼的动力特性及整体性能， 指出本项目刚度由剪重比控制；

(2）概述罕遇地震弹塑性分析总体评价， 重点论述其对长墙、 加强层楼板等结构设计的改进建议；

(3）由于斜墙的存在， 论述塔楼在重力荷载作用下出现水平位移， 分析其影响并提出解决办法；

(4）从经济、 安全和建筑功能等几方面考虑，对加强层的数量和位置进行讨论， 指出最合理的加强层设置方案；

(5）对斜墙相关楼层楼板、 斜墙腹墙、 对应连梁进行分析验算， 确保结构安全。

2 地基基础设计

拟建场地在深度约41.1m ～51.6m 以上范围为第四系覆盖层， 表层为新近填土， 下部为冲洪积的粘土、 粉质粘土及粉砂等沉积物， 约41.1m ～51.6m 以下为古近纪定远组砂质泥岩，局部为泥岩、 泥质砂岩(夹薄层花岗岩）， 土层力学性质见表1。 本项目±0.000 的绝对标高为15.00m， 地下室底板顶相对标高 -25.30m， 绝对标高-10.30m， 基础埋深约为 -28.80m。 塔楼地下室底板主要位于第③层粘土或第④层粉质粘土， 经计算此两层土无法满足塔楼基础对地基承载力和变形限值的要求， 需采用桩筏基础。

表1 土层力学性质Tab.1 Mechanical properties of soil layer

塔楼钻孔灌注桩桩径为1200mm， 有效桩长35m， 以第⑥2层中风化泥质砂岩为桩端持力层，桩端进持力层10m 左右， 采用桩端后注浆工艺提高单桩抗压承载力， 单桩抗压承载力特征值为15000kN。 由于桩端深入非压缩土层第⑥2层中风化泥质砂岩， 基础最大沉降(包括桩基压缩变形）为22mm 左右， 大部分变形为桩身压缩变形， 基础整体变形趋势为渐变。

3 结构体系

塔楼采用型钢混凝土框架-核心筒-环带桁架结构体系， 抗侧力构件为型钢混凝土外框柱、钢框梁、 钢环带桁架、 钢筋混凝土核心筒， 核心筒外采用钢梁和压型钢板混凝土组合楼板， 核心筒内采用钢筋混凝土梁板。 上部结构典型楼层平面如图2 所示。 为提高结构刚度， 在27 层、 38层、 49 层、 60 层布置了四道环带桁架。

钢筋混凝土核心筒底部尺寸为27.6m ×25.2m， 高宽比约12.4。 核心筒尺寸沿结构高度有两次收进: 50 层～55 层核心筒南侧立面收进2.3m， 斜率为 1∶9.13； 61 层 ～ 66 层核心筒北侧立面收进2.3m， 斜率为1∶9.13。

塔楼结构大屋面高度311.4m， 核心筒顶部高度为323.5m， 塔冠顶最高约为330.15m。 结构设计时， 将延伸至塔冠顶部外框柱通过横向支撑支撑于内部的核心筒， 以减小塔冠顶部悬臂高度(图3）。 结构设计中塔冠重量及其引起的风荷载及地震力均在计算模型中予以考虑。

图2 典型结构平面Fig.2 Typical structure plan

图3 塔冠剖面示意Fig.3 Schematic diagram of tower crown section

4 结构超限情况及性能化设计原则

4.1 超限情况

根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ3-2010）， 型钢混凝土框架-钢筋混凝土筒体结构在7 度区的最大适用高度为190m， D 座塔楼地上建筑总高度330m(主体结构高度311.4m），超过限值190m， 属于高度超限结构； 2 层楼板缺失， 开洞面积为本层面积的42%， 大于30%；26 层、 37 层设置了环带桁架， 按照抗规[1]不存在刚度突变， 按照高规[2]比值为0.88， 存在刚度突变； 26 层、 37 层、 48 层、 59 层布置了环带桁架， 形成加强层； 本工程X、Y向最小受剪承载力比为0.68， 小于0.8， 是环带桁架层下一层59层与环带桁架层60 层的受剪承载力比值。

综上所述， D 座塔楼存在高度超限、 楼板不连续、 刚度突变、 含加强层、 抗剪承载力突变共5 项超限， 其中后面三项均为加强层引起的不规则。

4.2 抗震性能目标

鉴于本工程的超限水平和结构特点， 将对抗侧构件实施全面的性能化设计， 结构的抗震性能目标定为C 级: (1）多遇地震作用下结构满足弹性设计要求； (2）设防地震作用下底部加强区的核心筒剪力墙、 外框柱满足正截面抗弯、 抗剪弹性， 其他区域楼层核心筒剪力墙、 外框柱满足正截面抗弯不屈服、 抗剪弹性， 环带桁架满足正截面抗弯不屈服， 抗剪弹性； (3）罕遇地震作用下核心筒剪力墙及外框柱满足抗剪截面控制条件，最大弹塑性层间位移角满足1/100。

5 结构分析与计算

5.1 整体结构分析

塔楼弹性分析使用Etabs 和 YJK(1.8.2）进行， 建立模型来对比检验分析结果。 两种软件计算的模态周期见表2。 分析结果表明， 结构的第1 阶和第2 阶振型为平动振型， 第3 阶振型为扭转振型， 周期比均小于0.85。

表2 结构前3 阶振型Tab.2 First three modes of structure

结构整体弹性指标见表3。 塔楼X向、Y向的层间位移角均小于1/500， 两个方向的刚重比均大于1.4， 但是小于2.7， 结构内力和变形分析中需要考虑P-Δ效应的影响。 剪重比分析时，特征周期取 0.35s， D 座塔楼基本周期约为7.19s， 按照《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》计算， 楼层的最小地震剪力系数值为 0.8 ×0.012 =0.0096。 经计算， 整个结构X方向的剪重比为 0.996%，Y方向的剪重比为0.964%， 符合《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》的要求， 故只需按规范要求对各楼层剪力进行放大调整。

表3 整体结构性能指标Tab.3 Performance index of overall structure

由以上分析可知， 300m 左右超高层在7 度设防地区的结构特点为: (1）两个方向地震作用下、 风荷载下位移角最大为1/842， 远远小于1/500， 不起控制作用； (2）刚重比均大于 1.4，但是小于2.7， 结构设计中需要考虑二阶效应；(3）合肥地区50 年一遇基本风压为0.35kN/m2，本项目地震作用下基底剪力略大于风荷载作用下基底剪力， 地震作用起控制作用； (4）剪重比最小为 0.964%， 略大于《审查要点》 最低标准0.960%， 说明D 座塔楼刚度由剪重比控制， 结构设计中通过减轻上部剪力墙自重、 适当加大加强层刚度来调整剪重比。

5.2 罕遇地震弹塑性时程分析

对D 座塔楼进行罕遇地震作用下动力弹塑性时程分析， 共计算7 组地震波， 并对结构性能进行评价， 总体结论如下: (1）结构的最大层间位移角平均值X向为 1/182，Y向为 1/176， 均满足规范1/100 的要求； (2）弹塑性罕遇地震的剪重比平均值X向为4.14%，Y向为3.94%， 约为弹性罕遇地震的0.70 ～0.73 倍。 弹塑性剪重比相当于多遇地震剪重比(0.96% ～0.98%）的4.1倍， 表明结构有一定的耗能能力； (3）从损伤情况来看， 结构出现塑性铰的位置符合设计预期，主要出现在核心筒连梁及核心筒内混凝土框架梁。 外框和核心筒之间钢梁由于设计为两端铰接次梁， 不参与抗侧和耗能。

核心筒内墙NQ2、 NQ4 长度11m， 在底部出现较严重受压损伤， 损伤因子0.75， 损伤宽度20%。 根据罕遇地震分析结果， 结构设计中考虑在墙中部开设构造洞: 层高≤4m 时， 洞口大小为1.5m ×2m； 层高 ＞4m 时， 洞口大小为 1.5m×3m。 图4 为NQ4 底部剪力墙开洞和不开洞两种情况下在罕遇地震作用时受压损伤情况对比，开洞后连梁发挥耗能作用， 保护了墙肢。 分析表明， 两片内墙(NQ2、 NQ4）开洞后墙肢均未出现明显的受压损伤。

图4 NQ4 底部墙体受压损伤对比Fig.4 Comparison of pressure damage of NQ4 bottom wall

考察环带桁架楼层楼板在罕遇地震下的性能水平， 如图5 所示。 由图可知， 环桁架位置出现中度受压损伤， 在后续施工图设计中， 在环桁架宽度1m 内的板带， 加强与环桁架同方向的板筋。

综上所述， 根据罕遇地震弹塑性分析结果对结构采取相应加强措施后， 结构变形、 混凝土损伤、 钢筋和钢材塑性应变等各项指标均满足所设定的性能目标。

图5 38 层楼板受压损伤Fig.5 Pressure damage of 38th floor slab

6 结构设计关键问题

6.1 施工模拟及非荷载效应作用下水平变形分析

根据变形的性质不同， 竖向构件在竖向荷载作用下的变形主要由两部分构成: 一部分是由重力荷载、 温度和基础沉降产生的弹性变形， 另一部分是由混凝土收缩和徐变产生的非弹性变形。 非荷载作用就是指混凝土收缩和徐变产生的效应。

D 座塔楼南面核心筒在50 ～55 层为斜墙，北面核心筒在61 ～66 层为斜墙， 斜墙的斜率为1∶9.13。斜墙单面收进使整体结构在自重作用下存在偏心， 引起附加弯矩， 从而在自重作用下产生水平位移。 考虑非荷载效应后， 结构在施工封顶后、 施工完成10 年后的水平位移最大值分别为 38mm 和 48mm， 如图 6 所示。

图6 核心筒水平变形分析Fig.6 Horizontal deformation analysis of core tube

重力荷载下产生的水平位移将会影响超高层高速电梯的正常使用， 同时会影响楼屋面的水平度， 对幕墙、 隔墙、 机电管道和电梯等非结构构件也会产生影响。 在后续施工图设计及施工过程中均需采取相应的措施: (1）采用高强混凝土， 兼顾混凝土强度、 耐久性、 体积稳定性、 工作性、环保性和经济性的综合要求， 减小收缩和徐变变形； (2）采用具有好的弹性和韧性的填充材料与结构构件进行连接； (3）在核心筒重心偏向的一方，适当多布置一些桩基， 通过调整基础沉降来平衡重力偏心引起的竖向位移差异； (4）建筑施工期间， 根据计算结果， 在不同楼层预留相应的变形量， 保证后期电梯等设备的正常使用； (5）在施工和使用期间， 建立一套完善的变形监测系统， 并在施工期间根据监测数据随时调整后期的预留量。

6.2 环带桁架敏感性分析

建筑沿塔楼高度设置了6 个避难层， 其中上面5 个避难层高度比例分别为0.23(位置1）、0.38(位置2）、 0.54(位置 3）、 0.70(位置 4）和0.85(位置5）。 考虑在位置 1 -3 -5、 位置 2 -3-4、 位置 2 -3 -5、 位置 2 -4 -5、 位置 3 -4 -5 处分别布置三道环带桁架。 对其环带桁架位置敏感性进行对比分析， 可知设置三道环带桁架模型， 底层剪重比很难满足0.960%的审查要求，如果采取三道环带的方案， 需加大环带桁架刚度、 增加墙厚以及框架截面， 经济性不好。 三道环带总体指标见表4。 考虑在位置1 -2 -3 -4、位置1 -2 -3 -5、 位置 1 -2 -4 -5、 位置 1 -3-4 -5、 位置2 -3 -4 -5 处分别布置四道环带桁架。 可知除环带桁架设置在2 -3 -4 -5 位置之外， 其余模型底层剪重比不满足要求， 且差距较大。 四道环带总体指标见表5。

表4 三道环带总体指标Tab.4 Overall indicators of three ring roads

表5 四道环带总体指标Tab.5 Overall indicators of four ring roads

6.3 斜墙受力分析

核心筒尺寸沿结构高度有两次收进: 50 ～55层， 南面核心筒开始内收， 形成斜墙； 61 ～66层， 北面核心筒开始内收， 形成斜墙。 经初步分析50 ～55 层的斜墙位于建筑的下部， 其墙肢轴力较61 ～66 层大， 综合考虑斜墙斜率相同的因素， 50 ～55 层斜墙造成的水平分力大于61 ～66层斜墙造成的水平分力， 本节选取50 层～55 层的斜墙墙体进行分析， 斜墙编号如图7 所示。

图7 50 ～55 层斜墙编号Fig.7 Inclined wall number of floors 50 ～55

地震组合分项系数按抗震规范取值如下， 其中水平地震作用考虑双向地震:

设防地震弹性组合1:

设防地震弹性组合2:

式中:SGE为重力荷载代表值的效应；SEhk水平地震作用标准值的效应；SEvk为竖向地震作用标准值的效应。

各工况及组合在斜墙内产生的轴力见表6。

表6 51 层斜墙轴力(单位： kN)Tab.6 Axial force of 51 story inclined wall (unit: kN）

表6 分析表明对于斜墙墙肢轴力以重力荷载为主， 水平地震引起墙肢轴力次之， 竖向地震引起的墙肢轴力较小， 墙肢轴力控制工况为以水平地震为主的组合工况。

斜墙转折处(50 层楼面及55 层楼面）将会对楼板形成较大的推力， 需对转折处的楼板进行面内应力分析， 图8 显示了50 层及55 层重力荷载代表值(D+0.5L，D为恒载作用下的效应，L为活载作用下的效应）下的楼板平面内内力图。 为了略去重力荷载下楼板的平面外应力， 仅保留楼板平面内应力， 图8 中F11、F22表示单位长度的楼板面内轴力， 其值除以楼板厚度就为楼板面内应力。 结构设计中将斜墙转折处50 层和55 层的楼板加厚至 200mm， 51、 52、 53 层楼板厚度增厚至150mm。 由图8 可知， 重力作用下由于斜墙轴力分力引起的楼板拉应力50 层为300(kN/m）/200(mm） =1.5MPa、 55 层为240(kN/m）/200(mm） =1.2MPa， 由表6 可知， 设防地震水平地震引起的墙肢轴力约为重力作用下墙肢轴力的0.80 倍，可知1.2SGE+1.3SEhk组合下墙肢轴力水平分力引起的楼板拉应力约为3.36MPa(50 层）、 2.70MPa(55 层）。 结构设计中根据计算结果对该楼层的楼板配筋进行加强， 并双向双层通长配筋。

图8 楼板轴力(单位： kN/m)Fig.8 Axial diagram of floor (unit: kN/m）

核心筒内墙肢WQ5、 WQ6 对斜墙平面外起较大的约束作用， 应对WQ5、 WQ6 进行水平向拉力验算。 由图9 可知， WQ6 在设防地震弹性组合下墙肢最大水平拉应力约为1440(kN/m）/350(mm） =4.11N/mm2， 结构设计中应对该区域附近的墙肢水平分布钢筋进行加强(水平分布钢筋配筋率约为1.0%）。

图9 内墙肢WQ6 轴力F11方向(单位： kN/m)Fig.9 Axial diagram of internal wall limb WQ6(F11direction， unit: kN/m）

斜墙转折处(50 层及55 层楼面）， 将会对斜墙邻近的连梁形成较大的轴力， 如连梁L -1 及L-2。 因此结构设计中将这些连梁的抗震性能提高为设防地震弹性， 结构设计中在相应连梁内埋置型钢， 并按拉弯或压弯杆件对这些连梁进行设计。

7 结论

1.D 座塔楼结构采用型钢混凝土框架-核心筒体系， 对其进行多遇地震弹性、 设防地震弹性及罕遇地震弹塑性时程分析， 结果表明该结构体系可以满足抗震(风）多道设防的要求。 分析表明， D 座塔楼的刚度由剪重比控制， 设计中应重视减轻减薄上部墙体自重； 对于长度11m 的剪力墙中部开设构造洞口， 减轻其在罕遇地震下的损伤。

2.由于有斜墙的存在， 塔楼在重力荷载作用下会产生附加弯矩， 从而产生水平位移， 对其进行考虑非荷载效应的施工模拟分析， 得出塔楼在施工完成十年后的水平位移值为48mm， 考虑其对高速电梯、 机电管道等的影响， 提出合理化建议。

3.对环带桁架进行敏感性分析， 考虑经济性和对建筑功能的影响， 得出环带桁架的合理设置位置。

4.斜墙、 对应楼层的楼板、 支撑斜墙的腹墙以及对应的连梁组成一个受力平衡体系， 对这个体系进行分析， 结果表明斜墙墙肢轴力以重力荷载为主， 水平地震引起墙肢轴力次之， 竖向地震引起的墙肢轴力较小。 墙肢配筋中对斜墙外侧竖向分布钢筋配筋率适当加强， 以抵抗斜墙平面外弯矩； 结构设计中对斜墙对应楼层的楼板配筋进行加强； 对支撑斜墙的腹墙水平钢筋进行加强，用以抵抗产生的拉力； 在斜墙对应的连梁内埋置型钢。