某鋼框架-混凝土核心筒超高層結構設計中的關鍵技術

唐 珉，劉永添，陳 晨，石文智，陳偉軍

(廣州市城市規(guī)劃勘測設計研究院，廣州 510060)

0 引言

鋼和混凝土混合結構體系是近年來在我國迅速發(fā)展的一種新型結構體系，《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》(JGJ 3—2010)[1](簡稱高規(guī))11.1.1條及條文說明中指出，由外圍鋼框架或型鋼混凝土、鋼管混凝土框架與鋼筋混凝土核心筒所組成的框架-核心筒結構是混合結構中的一種典型類型。當前，該類型混合結構體系已被廣泛用于100m以上的超高層建筑中，通常其主體結構的核心筒采用鋼筋混凝土結構，外圍框架柱多為型鋼混凝土柱或是鋼管混凝土柱，但鮮有采用純鋼框架柱，其核心難點在于對混凝土筒體與外框鋼柱這兩種不同材料之間協(xié)同工作性能的深入研究和有效解決[2-3]。

基于此，本文以某鋼框架-混凝土核心筒超高層實際工程為例，從關鍵技術點著手進行闡述，以期為同類型工程結構設計與應用提供借鑒。

1 工程概況

工程位于廣州市白云區(qū)三元里地段,處于機場路立交西南角，總建筑面積77 982m2，其中地上建筑面積64 347m2，地下建筑面積13 635m2。結構高度為149.95m，地下部分設3層地下室，地下3層～地下1層層高分別為3.5，3.9，6.6m；地面以上共35層，首層大堂層高6m，2～6層商業(yè)層層高5m，7～25層辦公層(標準層)層高3.9m，30～35層公寓層層高5m，是集商業(yè)、商務辦公、公寓式辦公于一體的超高層商務辦公樓。建筑實景照片見圖1，建筑剖面見圖2。

圖1 建筑實景照片

圖2 建筑剖面圖

東西塔樓結構平面呈長方形，南北長約40.80m，東西寬約47.70m，采用鋼框架-核心筒混合結構體系，其中核心筒為鋼筋混凝土結構(局部埋設型鋼構件)，墻體厚度600～200mm，混凝土強度等級為C60～C35；主樓外框架柱在地下室為鋼筋混凝土柱，地面以上為箱形純鋼框架柱，主要截面為□950×60，□800×50，□700×40，鋼柱與鋼筋混凝土柱之間在地下1層設計為鋼骨混凝土柱過渡層。樓面除核心筒外，均采用鋼筋桁架組合樓板，鋼框架梁主要截面為HM594×302×14×23，HM482×300×11×15等。標準層平面布置如圖3所示。

圖3 標準層平面布置

工程設計使用年限為50年，安全等級為二級，結構重要性系數(shù)取1.0；建筑抗震設防類別為標準設防類，抗震設防烈度為7度，設計地震基本加速度為0.10g，設計地震分組為第一組，場地類別為Ⅱ類，場地特征周期為0.35s。風荷載計算時，整體位移驗算采用的基本風壓為0.50kN/m2，承載力計算采用的基本風壓為0.60kN/m2?；A設計等級為甲級，采用巖石筏板與鉆孔灌注樁相結合的基礎形式。

2 結構方案中的關鍵因素

縱觀國內(nèi)結構高度100～200m的超高層辦公樓建筑，框架-核心筒混合結構體系因其筒體自身抗側(cè)剛度大、建筑空間大而便于功能靈活布置等特點被廣泛采用。本項目結構高度149.95m，核心筒平面尺寸為19.8m×16.0m，高寬比為9.37，核心筒面積與標準層平面面積比值約為16.28%，同樣采用的是剛度較大的鋼筋混凝土結構，但方案的重點則在于框架體系中柱子類型的選擇。

筆者對高規(guī)中定義的四種框架-核心筒形式(鋼筋混凝土框架-核心筒、型鋼或鋼管混凝土框架-核心筒、鋼框架-核心筒)的主要參數(shù)進行計算分析，分析結果均達到高規(guī)的限值要求。對以上四種類型的框架柱，從框架柱的截面參數(shù)、整體含鋼量兩方面進行統(tǒng)計對比；同時，從業(yè)主的角度出發(fā)，按當前市場情況(廣州市白云區(qū)三元里地段寫字樓銷售價格約35 000元/m2、出租價格4元/m2/d)，比較其長遠的隱含經(jīng)濟效益，并以鋼筋混凝土框架-核心筒方案作為基準，衡量后期運營期間每層增加的收益，詳細對比結果見表1。

框架-核心筒結構方案對比匯總 表1

由表1可以看出，框架柱面積占單層面積的比例均控制在比較合理的范圍內(nèi)[3]，鋼筋混凝土框架-核心筒方案含鋼量最小，鋼框架-核心筒含鋼量最大，總體來說，鋼框架-核心筒建造期間的土建造價偏高[4-5]。但因為外框鋼柱非常纖細，對超高層而言其提高的使用面積是相當可觀的，業(yè)主方表明，本項目建成后將考慮大部分用來出租，因此每日出租面積的增加將帶來長期的隱含增值經(jīng)濟效益。

因此，采用外框鋼柱方案的鋼框架-核心筒結構雖然建設期投入增加，但隨著時間的推移，運營期的經(jīng)濟價值會日益顯現(xiàn)。同時，考慮到純鋼框架柱的工業(yè)化程度高，可以省去大量的現(xiàn)場澆筑與復雜的節(jié)點處理，實現(xiàn)框架部分的全裝配施工，從而節(jié)省工期，減少施工揚塵[6]。與業(yè)主方討論后，本工程最終選用鋼框架-核心筒的混合結構體系。

3 主要分析結果

3.1 多遇地震彈性計算

選用SATWE程序?qū)こ踢M行多遇地震作用下的彈性分析，建立上部結構與地下室整體模型，按單塔剛性樓板假定進行分析，考慮扭轉(zhuǎn)和模擬施工加載，考慮+5%偶然偏心和雙向地震扭轉(zhuǎn)效應，主要計算結果匯總于表2。由表2可知，結構主要計算指標均可滿足高規(guī)的要求。

3.2 抗震性能目標的驗算結果

綜合考慮抗震設防類別、設防烈度、場地條件、建造費用等，結合高規(guī)第3.11節(jié)相關要求，結構的抗震性能目標定為C級。主要結構構件的抗震性能目標的驗算結果見表3。

多遇地震彈性計算結果 表2

抗震性能目標的驗算結果 表3

3.3 靜力彈塑性Pushover分析

為解結構在罕遇地震作用下由彈性到彈塑性分析的全過程行為，并評價工程在罕遇地震作用下的抗震性能，從而進一步判斷結構在罕遇地震作用下是否滿足不倒塌的抗震性能要求。計算采用罕遇地震靜力彈塑性Pushover分析方法，評價結構在罕遇地震作用下是否滿足預先設定的目標性能，主要分析結果見表4。

靜力彈塑性Pushover分析結果 表4

根據(jù)結構X向和Y向能力曲線、需求曲線及抗倒塌驗算結果，本工程X，Y向的需求層間位移角分別為1/269和1/272，均小于1/100，滿足罕遇地震作用下高規(guī)規(guī)定的變形要求。在性能點處，結構剛度并未出現(xiàn)明顯突變。限于篇幅，塑性發(fā)展過程不作過多描述。

4 結構設計中關鍵問題的處理

4.1 層間位移角的控制

根據(jù)本工程多遇地震彈性計算的最大層間位移角可知，X向的最大層間位移角偏大，位于19層，達到了1/908，分析其原因主要有兩方面：一是現(xiàn)有結構平面的特點，核心筒剪力墻X向剪力墻剛度偏弱，高寬比達到了9.375；二是外圍框架柱采用的是純鋼框架柱，因為鋼柱本身的側(cè)向剛度與混凝土柱相比較弱，故鋼柱對結構整體剛度的貢獻也較小。通常提高結構抗側(cè)剛度的方法有以下三種：外圍設置網(wǎng)格斜撐；在結構的高區(qū)設置伸臂桁架；提高核心筒剪力墻、外框架柱截面尺寸[7-8]。鑒于建筑使用功能及幕墻立面的因素首先不選擇網(wǎng)格斜撐方式；伸臂桁架的引入則會帶來結構層間剛度不均勻，應力集中等一系列問題，這種方式在結構高度150m左右的框架-核心筒結構中很少采用；而單純加大筒體剪力墻厚度與框架柱截面的做法，將會犧牲一部分使用空間，與業(yè)主的訴求偏離。因此，項目組考慮加強核心筒剪力墻與外圍框架的空間聯(lián)合抗側(cè)能力來達到控制層間位移角的目的。

為此先作了以下試算，在同樣尺寸的核心筒剪力墻以及基本一致的結構布置前提下，僅改變外圍框架構件組成方式和連接方式，建立鋼筋混凝土框架-核心筒(剛接)、型鋼混凝土框架-核心筒(剛接)、鋼管混凝土框架-核心筒(剛接)、鋼框架-核心筒(剛接)、鋼框架-核心筒(鉸接)共五種框架-核心筒結構模型，從中考量整體結構的空間受力性能，層間位移角計算結果如表5所示。

層間位移角計算結果 表5

前四種框架-核心筒結構模型方案均為剛接，僅改變外框柱的類型，顯然鋼框架-核心筒(剛接)方案的層間位移角最大。僅改變鋼框架梁與核心筒的連接方式，同等條件下，鋼框架-核心筒(鉸接)方案中X向的最大層間位移角較難滿足高規(guī)的要求，可見，采用的連接方式對結構最大層間位移角的影響較大。剛接方式可以加強外框架與核心筒共同協(xié)調(diào)工作的能力，使整個框架與核心筒的空間協(xié)同作用更強，從而有效減小結構的層間位移角，因此本工程鋼框架梁與核心筒最終采用剛接方案。

4.2 豎向變形差的控制

超高層建筑豎向構件的變形差異有可能導致梁板構件產(chǎn)生明顯的附加應力和過大的變形，進而造成一系列不良影響，外框鋼柱與混凝土筒體因為材料性質(zhì)上的差異，對豎向變形差更為敏感。常規(guī)的結構分析方法未考慮施工階段荷載工況和加載順序?qū)Y構的影響，且忽略了混凝土在長期荷載下的收縮和徐變效應。因此，應對框架-核心筒結構中外框鋼柱與核心筒墻體之間的豎向變形差進行專項分析，進而在施工過程中采取相應的控制措施。

應用MIDAS Gen軟件對結構進行施工加載建模，混凝土的收縮徐變采用CEB-FIP模型，取混凝土受荷與收縮開始齡期為3d，環(huán)境相對濕度為60%，施工階段恒荷載考慮結構自重、建筑隔墻、幕墻等附加恒荷載，活荷載按照1kN/m2輸入模型。根據(jù)施工組織計劃，采用標準施工模擬的方法，核心筒爬模施工，超前外框架6層，每1層作為一個施工步驟，每一個施工步驟為6d來進行施工模擬分析，分別得到外框鋼柱與核心筒剪力墻的徐變量、彈性壓縮量、收縮量及總變形量，見圖4。

圖4 施工模擬加載下各樓層構件豎向變形

由圖4可見，筒體部分的豎向變形量呈以下規(guī)律：收縮量<徐變量<彈性壓縮量，外框鋼柱的收縮量及徐變量非常小，但彈性壓縮量卻最大，甚至超出了核心筒剪力墻的總變形量。因此，外框鋼柱總的豎向變形量大于核心筒剪力墻，相連接的鋼框架梁將承擔由豎向變形差帶來的附加內(nèi)力，根據(jù)施工模擬分析后的豎向變形差計算結果，附加內(nèi)力占比在5%～15%之間，工程設計中鋼框架梁在梁端應保證等量的應力比富裕度，同時，考慮對節(jié)點采取必要的加強措施。

4.3 梁墻剛接加強節(jié)點的設計

一般情況下，混合高層結構中梁柱節(jié)點的連接方式為環(huán)向鋼框架梁與外框柱采用剛性連接，而樓面梁與鋼筋混凝土筒體及外框柱的連接可選擇剛接或者鉸接。

基于層間位移角控制、豎向變形差控制等因素，本工程選擇的梁墻節(jié)點均采用剛接的連接方式，每層樓面梁與鋼筋混凝土筒體之間的剛性連接，類似在各層形成一個剛度較弱的“伸臂桁架”，不但空間上加強了外框鋼柱與筒體之間的空間協(xié)同工作性能，發(fā)揮框架結構在二道抗震防線中的作用，也提高了結構的整體剛度及抵抗水平荷載的能力。圖5即為本工程實施的梁墻節(jié)點大樣示意圖。

圖5 梁墻節(jié)點大樣示意圖

該梁墻節(jié)點通過在梁端設置加腋構造，實現(xiàn)了混凝土筒體的塑性鉸外延，使非彈性作用的塑性鉸能夠離開混凝土筒體轉(zhuǎn)移至鋼框架梁上，從而消耗地震能量，避免脆性破壞，且塑性鉸有足夠的轉(zhuǎn)動能力，具有較好的延性性能，節(jié)點設計能夠達到“強節(jié)點弱構件”的目標[9]。加腋構造解決了鋼框架梁梁端剛接引起的支座負彎矩較大的問題，相比鉸接節(jié)點而言，鋼框架梁的跨中正彎矩較小，因此除梁端以外的范圍，鋼框架梁的截面高度可以相對較小，以達到保證使用凈空的需求[10]。

構造上，樓面鋼梁與核心筒鉸接的位置以及筒體四角均設置十字形型鋼暗柱，有效地實現(xiàn)了梁墻節(jié)點的剛接傳力性能，型鋼柱之間通過工字形型鋼梁拉接，在核心筒內(nèi)形成了鋼骨框架，增加了核心筒筒體延性和受力性能，使核心筒剪力墻在彎曲時能夠避免發(fā)生平面外的錯斷及筒體角部混凝土的壓潰。同時，在核心筒內(nèi)設置型鋼鋼骨后，可以適當減小墻體厚度，增加建筑有效使用面積，同樣符合業(yè)主的需求。

4.4 外框鋼柱的屈曲分析

外框鋼柱作為重要的豎向支撐與抗側(cè)力二道防線，屈曲穩(wěn)定性分析是十分必要的。本文基于歐拉公式的彈性屈曲法，首先在YJK計算軟件中建立整體屈曲分析模型，分別選取需要進行屈曲分析的外框角柱和外框中柱施加10 000kN單位力，對底部1～6層的整體模型進行該單位力對應工況下的屈曲分析，查詢外框鋼柱的屈曲模態(tài)及其模態(tài)因子，見圖6和圖7，從而確定外框鋼柱發(fā)生屈曲失穩(wěn)的臨界荷載，由歐拉臨界荷載公式反推鋼框架柱的計算長度系數(shù)，表6即為典型外框角柱、外框中柱的計算結果。

圖6 外框角柱屈曲模態(tài)

圖7 外框中柱屈曲模態(tài)

外框鋼柱彈性屈曲分析結果 表6

對外框鋼柱進行整體屈曲分析的方法，充分考慮了結構整體剛度，特別是混凝土核心筒、樓面梁對框架柱的抗側(cè)貢獻，其分析結果更接近實際情況。由于鋼框架梁與核心筒之間、鋼框架梁與外框柱之間均采用剛接的連接方式，通過具有較強側(cè)向支撐的核心筒約束，外框架在整體模型分析中屬于有支撐框架結構，因而復核得到的最不利計算長度系數(shù)均小于規(guī)范值1.0，說明外框鋼柱具備足夠的安全系數(shù)。

4.5 彈塑性時程補充分析

根據(jù)高規(guī)3.11.4條內(nèi)容，“不超過150m的高層建筑可采用靜力彈塑性分析方法”，雖然本工程結構高度149.95m<150m，已進行靜力彈塑性Pushover分析，但仍然建議補充動力彈塑性時程分析，主要原因有兩點：1)外圍框架采用純鋼框架柱的框架-核心筒超高層結構，應通過時程分析方法進一步考查混凝土與鋼這兩種不同的材質(zhì)在罕遇地震作用下的協(xié)同抗震性能；2)結構基本自振周期大于4s，略超出靜力彈塑性方法的適用范圍。

采用MIDAS Gen軟件對整體結構進行彈塑性時程分析，計算中外框鋼柱與鋼框架梁采用彎矩-曲率單元，滯回曲線為克拉夫模型，剪力墻采用彎矩-旋轉(zhuǎn)角單元，滯回曲線為修正武田三折線模型，通過屈服狀態(tài)和塑性變形來判定塑性鉸的損傷情況。圖8為本工程底部加強部位1～3層的非彈性鉸狀態(tài)，從圖8可以看出，罕遇地震下，大部分外框鋼柱腳以及剪力墻的底部處于彈性階段(Linear)與第一塑性鉸屈服狀態(tài)(1st Yield)，僅有5.5%進入第二塑性鉸屈服狀態(tài)(2nd Yield，即屈服加強階段)，梁鉸進入第二屈服狀態(tài)的相對較多，約占30%，說明鋼框架梁開始起到耗能作用，但梁、柱、墻鉸均未達到極限狀態(tài)(3nd Yield)，仍具有一定的變形和承載能力。

圖8 底部加強部位1～3層的非彈性鉸狀態(tài)

隨著地震波的輸入逐漸增大，剪力墻剛度降低，經(jīng)過內(nèi)力重分布，部分內(nèi)力轉(zhuǎn)移使得外框鋼柱應力增加，圖9所示為地震波輸入時間歷程中外框鋼柱最大應力云圖。由圖9可見，外框鋼柱最大應力為145MPa，小于鋼材的屈服應力，鋼材在罕遇地震下未出現(xiàn)塑性，仍保持彈性狀態(tài)，滿足抗震性能水準4中關鍵構件輕度損壞、部分普通構件中度損壞的要求。

圖9 外框鋼柱最大應力云圖/kPa

5 結語

為了探索鋼框架-混凝土核心筒結構在超高層建筑中的應用，本文通過對比高規(guī)中定義的四種框架-核心筒結構方案，簡要介紹了該類型超高層結構的常規(guī)分析結果，初步驗證了結構的安全性和合理性。并對結構進行了深入分析，闡述了鋼框架-混凝土核心筒超高層結構設計所采取的一系列關鍵技術點，可供同類型工程結構設計借鑒。