寶能環球金融中心D 座塔樓結構設計

錢昆

(華東建筑設計研究院有限公司 上海200002）

1 工程概況

本項目位于合肥濱湖新區核心地塊， 地塊緊鄰巢湖， 西臨廬州大道， 北至云谷路， 南接南寧路、 東臨華山路， 整個地塊東西長約850m， 南北長約800m。 整個 CBD 項目為集辦公、 酒店、商業、 博物館和觀光為一體的綜合性建筑群體，包括7 棟超高層塔樓(A 座 ～ F 座）及裙房， 塔樓建筑高度從588m 到150m 到不等。 D 座塔樓地下5 層， 地上主要建筑功能為辦公， 層數70層， 建筑高度330m， 塔冠約高19m， 結構大屋面高度311.4m， 平面尺寸約為 50m ×50m， 結構高寬比約為6.3。 塔樓與裙房±0.000 以上設抗震縫分開， 基礎埋深約為28.5m， 地上部分建筑面積約為15.75 萬m2。 建筑效果及剖面如圖1所示。

圖1 D 座塔樓剖面示意Fig.1 Section of tower D

D 座塔樓采用型鋼混凝土框架-核心筒-環帶桁架結構體系， 塔樓的設計使用年限為50 年，主要構件耐久性設計使用年限為100 年； 重要構件(底部加強區剪力墻及框架柱）安全等級為一級， 其余構件為二級； 抗震設防類別為重點設防類。 本工程抗震設防烈度為7 度， 設計地震分組為第一組， 場地類別II 類， 按規范的設計基本地震加速度為0.10g。

本文以D 座塔樓為研究對象， 通過多遇地震、 設防地震及罕遇地震作用下整體結構計算分析， 全面考察了結構在不同荷載工況作用下的受力性能， 重點闡述以下幾個問題:

(1）D 座塔樓的動力特性及整體性能， 指出本項目剛度由剪重比控制；

(2）概述罕遇地震彈塑性分析總體評價， 重點論述其對長墻、 加強層樓板等結構設計的改進建議；

(3）由于斜墻的存在， 論述塔樓在重力荷載作用下出現水平位移， 分析其影響并提出解決辦法；

(4）從經濟、 安全和建筑功能等幾方面考慮，對加強層的數量和位置進行討論， 指出最合理的加強層設置方案；

(5）對斜墻相關樓層樓板、 斜墻腹墻、 對應連梁進行分析驗算， 確保結構安全。

2 地基基礎設計

擬建場地在深度約41.1m ～51.6m 以上范圍為第四系覆蓋層， 表層為新近填土， 下部為沖洪積的粘土、 粉質粘土及粉砂等沉積物， 約41.1m ～51.6m 以下為古近紀定遠組砂質泥巖，局部為泥巖、 泥質砂巖(夾薄層花崗巖）， 土層力學性質見表1。 本項目±0.000 的絕對標高為15.00m， 地下室底板頂相對標高 -25.30m， 絕對標高-10.30m， 基礎埋深約為 -28.80m。 塔樓地下室底板主要位于第③層粘土或第④層粉質粘土， 經計算此兩層土無法滿足塔樓基礎對地基承載力和變形限值的要求， 需采用樁筏基礎。

表1 土層力學性質Tab.1 Mechanical properties of soil layer

塔樓鉆孔灌注樁樁徑為1200mm， 有效樁長35m， 以第⑥2層中風化泥質砂巖為樁端持力層，樁端進持力層10m 左右， 采用樁端后注漿工藝提高單樁抗壓承載力， 單樁抗壓承載力特征值為15000kN。 由于樁端深入非壓縮土層第⑥2層中風化泥質砂巖， 基礎最大沉降(包括樁基壓縮變形）為22mm 左右， 大部分變形為樁身壓縮變形， 基礎整體變形趨勢為漸變。

3 結構體系

塔樓采用型鋼混凝土框架-核心筒-環帶桁架結構體系， 抗側力構件為型鋼混凝土外框柱、鋼框梁、 鋼環帶桁架、 鋼筋混凝土核心筒， 核心筒外采用鋼梁和壓型鋼板混凝土組合樓板， 核心筒內采用鋼筋混凝土梁板。 上部結構典型樓層平面如圖2 所示。 為提高結構剛度， 在27 層、 38層、 49 層、 60 層布置了四道環帶桁架。

鋼筋混凝土核心筒底部尺寸為27.6m ×25.2m， 高寬比約12.4。 核心筒尺寸沿結構高度有兩次收進: 50 層～55 層核心筒南側立面收進2.3m， 斜率為 1∶9.13； 61 層 ～ 66 層核心筒北側立面收進2.3m， 斜率為1∶9.13。

塔樓結構大屋面高度311.4m， 核心筒頂部高度為323.5m， 塔冠頂最高約為330.15m。 結構設計時， 將延伸至塔冠頂部外框柱通過橫向支撐支撐于內部的核心筒， 以減小塔冠頂部懸臂高度(圖3）。 結構設計中塔冠重量及其引起的風荷載及地震力均在計算模型中予以考慮。

圖2 典型結構平面Fig.2 Typical structure plan

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

4 結構超限情況及性能化設計原則

4.1 超限情況

根據《高層建筑混凝土結構技術規程》(JGJ3-2010）， 型鋼混凝土框架-鋼筋混凝土筒體結構在7 度區的最大適用高度為190m， D 座塔樓地上建筑總高度330m(主體結構高度311.4m），超過限值190m， 屬于高度超限結構； 2 層樓板缺失， 開洞面積為本層面積的42%， 大于30%；26 層、 37 層設置了環帶桁架， 按照抗規[1]不存在剛度突變， 按照高規[2]比值為0.88， 存在剛度突變； 26 層、 37 層、 48 層、 59 層布置了環帶桁架， 形成加強層； 本工程X、Y向最小受剪承載力比為0.68， 小于0.8， 是環帶桁架層下一層59層與環帶桁架層60 層的受剪承載力比值。

綜上所述， D 座塔樓存在高度超限、 樓板不連續、 剛度突變、 含加強層、 抗剪承載力突變共5 項超限， 其中后面三項均為加強層引起的不規則。

4.2 抗震性能目標

鑒于本工程的超限水平和結構特點， 將對抗側構件實施全面的性能化設計， 結構的抗震性能目標定為C 級: (1）多遇地震作用下結構滿足彈性設計要求； (2）設防地震作用下底部加強區的核心筒剪力墻、 外框柱滿足正截面抗彎、 抗剪彈性， 其他區域樓層核心筒剪力墻、 外框柱滿足正截面抗彎不屈服、 抗剪彈性， 環帶桁架滿足正截面抗彎不屈服， 抗剪彈性； (3）罕遇地震作用下核心筒剪力墻及外框柱滿足抗剪截面控制條件，最大彈塑性層間位移角滿足1/100。

5 結構分析與計算

5.1 整體結構分析

塔樓彈性分析使用Etabs 和 YJK(1.8.2）進行， 建立模型來對比檢驗分析結果。 兩種軟件計算的模態周期見表2。 分析結果表明， 結構的第1 階和第2 階振型為平動振型， 第3 階振型為扭轉振型， 周期比均小于0.85。

表2 結構前3 階振型Tab.2 First three modes of structure

結構整體彈性指標見表3。 塔樓X向、Y向的層間位移角均小于1/500， 兩個方向的剛重比均大于1.4， 但是小于2.7， 結構內力和變形分析中需要考慮P-Δ效應的影響。 剪重比分析時，特征周期取 0.35s， D 座塔樓基本周期約為7.19s， 按照《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》計算， 樓層的最小地震剪力系數值為 0.8 ×0.012 =0.0096。 經計算， 整個結構X方向的剪重比為 0.996%，Y方向的剪重比為0.964%， 符合《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》的要求， 故只需按規范要求對各樓層剪力進行放大調整。

表3 整體結構性能指標Tab.3 Performance index of overall structure

由以上分析可知， 300m 左右超高層在7 度設防地區的結構特點為: (1）兩個方向地震作用下、 風荷載下位移角最大為1/842， 遠遠小于1/500， 不起控制作用； (2）剛重比均大于 1.4，但是小于2.7， 結構設計中需要考慮二階效應；(3）合肥地區50 年一遇基本風壓為0.35kN/m2，本項目地震作用下基底剪力略大于風荷載作用下基底剪力， 地震作用起控制作用； (4）剪重比最小為 0.964%， 略大于《審查要點》 最低標準0.960%， 說明D 座塔樓剛度由剪重比控制， 結構設計中通過減輕上部剪力墻自重、 適當加大加強層剛度來調整剪重比。

5.2 罕遇地震彈塑性時程分析

對D 座塔樓進行罕遇地震作用下動力彈塑性時程分析， 共計算7 組地震波， 并對結構性能進行評價， 總體結論如下: (1）結構的最大層間位移角平均值X向為 1/182，Y向為 1/176， 均滿足規范1/100 的要求； (2）彈塑性罕遇地震的剪重比平均值X向為4.14%，Y向為3.94%， 約為彈性罕遇地震的0.70 ～0.73 倍。 彈塑性剪重比相當于多遇地震剪重比(0.96% ～0.98%）的4.1倍， 表明結構有一定的耗能能力； (3）從損傷情況來看， 結構出現塑性鉸的位置符合設計預期，主要出現在核心筒連梁及核心筒內混凝土框架梁。 外框和核心筒之間鋼梁由于設計為兩端鉸接次梁， 不參與抗側和耗能。

核心筒內墻NQ2、 NQ4 長度11m， 在底部出現較嚴重受壓損傷， 損傷因子0.75， 損傷寬度20%。 根據罕遇地震分析結果， 結構設計中考慮在墻中部開設構造洞: 層高≤4m 時， 洞口大小為1.5m ×2m； 層高 ＞4m 時， 洞口大小為 1.5m×3m。 圖4 為NQ4 底部剪力墻開洞和不開洞兩種情況下在罕遇地震作用時受壓損傷情況對比，開洞后連梁發揮耗能作用， 保護了墻肢。 分析表明， 兩片內墻(NQ2、 NQ4）開洞后墻肢均未出現明顯的受壓損傷。

圖4 NQ4 底部墻體受壓損傷對比Fig.4 Comparison of pressure damage of NQ4 bottom wall

考察環帶桁架樓層樓板在罕遇地震下的性能水平， 如圖5 所示。 由圖可知， 環桁架位置出現中度受壓損傷， 在后續施工圖設計中， 在環桁架寬度1m 內的板帶， 加強與環桁架同方向的板筋。

綜上所述， 根據罕遇地震彈塑性分析結果對結構采取相應加強措施后， 結構變形、 混凝土損傷、 鋼筋和鋼材塑性應變等各項指標均滿足所設定的性能目標。

圖5 38 層樓板受壓損傷Fig.5 Pressure damage of 38th floor slab

6 結構設計關鍵問題

6.1 施工模擬及非荷載效應作用下水平變形分析

根據變形的性質不同， 豎向構件在豎向荷載作用下的變形主要由兩部分構成: 一部分是由重力荷載、 溫度和基礎沉降產生的彈性變形， 另一部分是由混凝土收縮和徐變產生的非彈性變形。 非荷載作用就是指混凝土收縮和徐變產生的效應。

D 座塔樓南面核心筒在50 ～55 層為斜墻，北面核心筒在61 ～66 層為斜墻， 斜墻的斜率為1∶9.13。斜墻單面收進使整體結構在自重作用下存在偏心， 引起附加彎矩， 從而在自重作用下產生水平位移。 考慮非荷載效應后， 結構在施工封頂后、 施工完成10 年后的水平位移最大值分別為 38mm 和 48mm， 如圖 6 所示。

圖6 核心筒水平變形分析Fig.6 Horizontal deformation analysis of core tube

重力荷載下產生的水平位移將會影響超高層高速電梯的正常使用， 同時會影響樓屋面的水平度， 對幕墻、 隔墻、 機電管道和電梯等非結構構件也會產生影響。 在后續施工圖設計及施工過程中均需采取相應的措施: (1）采用高強混凝土， 兼顧混凝土強度、 耐久性、 體積穩定性、 工作性、環保性和經濟性的綜合要求， 減小收縮和徐變變形； (2）采用具有好的彈性和韌性的填充材料與結構構件進行連接； (3）在核心筒重心偏向的一方，適當多布置一些樁基， 通過調整基礎沉降來平衡重力偏心引起的豎向位移差異； (4）建筑施工期間， 根據計算結果， 在不同樓層預留相應的變形量， 保證后期電梯等設備的正常使用； (5）在施工和使用期間， 建立一套完善的變形監測系統， 并在施工期間根據監測數據隨時調整后期的預留量。

6.2 環帶桁架敏感性分析

建筑沿塔樓高度設置了6 個避難層， 其中上面5 個避難層高度比例分別為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）。 考慮在位置 1 -3 -5、 位置 2 -3-4、 位置 2 -3 -5、 位置 2 -4 -5、 位置 3 -4 -5 處分別布置三道環帶桁架。 對其環帶桁架位置敏感性進行對比分析， 可知設置三道環帶桁架模型， 底層剪重比很難滿足0.960%的審查要求，如果采取三道環帶的方案， 需加大環帶桁架剛度、 增加墻厚以及框架截面， 經濟性不好。 三道環帶總體指標見表4。 考慮在位置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 處分別布置四道環帶桁架。 可知除環帶桁架設置在2 -3 -4 -5 位置之外， 其余模型底層剪重比不滿足要求， 且差距較大。 四道環帶總體指標見表5。

表4 三道環帶總體指標Tab.4 Overall indicators of three ring roads

表5 四道環帶總體指標Tab.5 Overall indicators of four ring roads

6.3 斜墻受力分析

核心筒尺寸沿結構高度有兩次收進: 50 ～55層， 南面核心筒開始內收， 形成斜墻； 61 ～66層， 北面核心筒開始內收， 形成斜墻。 經初步分析50 ～55 層的斜墻位于建筑的下部， 其墻肢軸力較61 ～66 層大， 綜合考慮斜墻斜率相同的因素， 50 ～55 層斜墻造成的水平分力大于61 ～66層斜墻造成的水平分力， 本節選取50 層～55 層的斜墻墻體進行分析， 斜墻編號如圖7 所示。

圖7 50 ～55 層斜墻編號Fig.7 Inclined wall number of floors 50 ～55

地震組合分項系數按抗震規范取值如下， 其中水平地震作用考慮雙向地震:

設防地震彈性組合1:

設防地震彈性組合2:

式中:SGE為重力荷載代表值的效應；SEhk水平地震作用標準值的效應；SEvk為豎向地震作用標準值的效應。

各工況及組合在斜墻內產生的軸力見表6。

表6 51 層斜墻軸力(單位： kN)Tab.6 Axial force of 51 story inclined wall (unit: kN）

表6 分析表明對于斜墻墻肢軸力以重力荷載為主， 水平地震引起墻肢軸力次之， 豎向地震引起的墻肢軸力較小， 墻肢軸力控制工況為以水平地震為主的組合工況。

斜墻轉折處(50 層樓面及55 層樓面）將會對樓板形成較大的推力， 需對轉折處的樓板進行面內應力分析， 圖8 顯示了50 層及55 層重力荷載代表值(D+0.5L，D為恒載作用下的效應，L為活載作用下的效應）下的樓板平面內內力圖。 為了略去重力荷載下樓板的平面外應力， 僅保留樓板平面內應力， 圖8 中F11、F22表示單位長度的樓板面內軸力， 其值除以樓板厚度就為樓板面內應力。 結構設計中將斜墻轉折處50 層和55 層的樓板加厚至 200mm， 51、 52、 53 層樓板厚度增厚至150mm。 由圖8 可知， 重力作用下由于斜墻軸力分力引起的樓板拉應力50 層為300(kN/m）/200(mm） =1.5MPa、 55 層為240(kN/m）/200(mm） =1.2MPa， 由表6 可知， 設防地震水平地震引起的墻肢軸力約為重力作用下墻肢軸力的0.80 倍，可知1.2SGE+1.3SEhk組合下墻肢軸力水平分力引起的樓板拉應力約為3.36MPa(50 層）、 2.70MPa(55 層）。 結構設計中根據計算結果對該樓層的樓板配筋進行加強， 并雙向雙層通長配筋。

圖8 樓板軸力(單位： kN/m)Fig.8 Axial diagram of floor (unit: kN/m）

核心筒內墻肢WQ5、 WQ6 對斜墻平面外起較大的約束作用， 應對WQ5、 WQ6 進行水平向拉力驗算。 由圖9 可知， WQ6 在設防地震彈性組合下墻肢最大水平拉應力約為1440(kN/m）/350(mm） =4.11N/mm2， 結構設計中應對該區域附近的墻肢水平分布鋼筋進行加強(水平分布鋼筋配筋率約為1.0%）。

圖9 內墻肢WQ6 軸力F11方向(單位： kN/m)Fig.9 Axial diagram of internal wall limb WQ6(F11direction， unit: kN/m）

斜墻轉折處(50 層及55 層樓面）， 將會對斜墻鄰近的連梁形成較大的軸力， 如連梁L -1 及L-2。 因此結構設計中將這些連梁的抗震性能提高為設防地震彈性， 結構設計中在相應連梁內埋置型鋼， 并按拉彎或壓彎桿件對這些連梁進行設計。

7 結論

1.D 座塔樓結構采用型鋼混凝土框架-核心筒體系， 對其進行多遇地震彈性、 設防地震彈性及罕遇地震彈塑性時程分析， 結果表明該結構體系可以滿足抗震(風）多道設防的要求。 分析表明， D 座塔樓的剛度由剪重比控制， 設計中應重視減輕減薄上部墻體自重； 對于長度11m 的剪力墻中部開設構造洞口， 減輕其在罕遇地震下的損傷。

2.由于有斜墻的存在， 塔樓在重力荷載作用下會產生附加彎矩， 從而產生水平位移， 對其進行考慮非荷載效應的施工模擬分析， 得出塔樓在施工完成十年后的水平位移值為48mm， 考慮其對高速電梯、 機電管道等的影響， 提出合理化建議。

3.對環帶桁架進行敏感性分析， 考慮經濟性和對建筑功能的影響， 得出環帶桁架的合理設置位置。

4.斜墻、 對應樓層的樓板、 支撐斜墻的腹墻以及對應的連梁組成一個受力平衡體系， 對這個體系進行分析， 結果表明斜墻墻肢軸力以重力荷載為主， 水平地震引起墻肢軸力次之， 豎向地震引起的墻肢軸力較小。 墻肢配筋中對斜墻外側豎向分布鋼筋配筋率適當加強， 以抵抗斜墻平面外彎矩； 結構設計中對斜墻對應樓層的樓板配筋進行加強； 對支撐斜墻的腹墻水平鋼筋進行加強，用以抵抗產生的拉力； 在斜墻對應的連梁內埋置型鋼。