哈尔滨富力中心结构设计中的若干问题处理

闫 锋

（华东建筑设计研究院有限公司，上海200070）

0 概 述

哈尔滨富力中心是超高层综合体，主要功能为办公、酒店、商业，位于哈尔滨市道里区友谊西路，包括T1、T2、T3三幢塔楼、七层高的裙房、四层地下室。T1 塔楼地上部分设置结构缝与裙房分开，T2、T3 与裙房连为一体。整个项目的地下建筑面积约 12 万 m2，地上建筑面积约 36 万 m2，图 1表示了富力中心的建筑效果图。

本项目中最高的T1 塔楼建筑高度270 m，大屋面高度247.55 m，地上56 层。塔楼平面尺寸45.3 m×45.3 m，核心筒尺寸21.7m×23.1m，第10层、25 层、36 层、48 层为避难层，9～35 层为办公区，37～53层为五星级酒店区，54层以上分别为健身、空中大堂和餐饮。T1 塔楼地上建筑面积约13.2万m2，地下建筑面积约为1.2万m2。

在结构超限审查时哈尔滨的抗震设防烈度为6度，50年一遇基本风压为0.55 kN/m2。T1塔楼基础底板厚度为3.0 m，采用桩端桩侧后注浆钻孔灌注桩，有效桩长42 m，桩端持力层为泥岩，单桩承载力特征值15 000 kN。裙房区域的典型基础底板厚度为0.7 m，柱下设置尺寸较大的承台，类似于无梁楼盖的柱帽，和底板一起发挥抗弯和抗冲切作用。裙房区域主要采用抗拔桩，桩身直径0.8 m，桩侧后注浆，有效桩长29 m，单桩抗拔承载力特征值3 500 kN。

1 T1塔楼的结构选型

综合考虑建筑布置、结构高度、抗震设防烈度、基本风压等方面的因素，T1 塔楼采用了钢管混凝土柱、钢梁、钢筋混凝土核心筒、钢环带桁架组成的框架-核心筒-环带桁架结构体系［1］。结合建筑避难层位置，在36层和48层设置了两道环带桁架。环带桁架上下弦所在楼板加厚到180 mm，配筋也进行了加强。在结构选型的过程中，对比了是否设置伸臂桁架对于低区框架梁截面、环带桁架截面、风荷载下结构最大层间位移角、工期的影响，见表1。对比后放弃设置伸臂桁架，通过适当加大低区楼层框架梁截面、适当加大环带桁架杆件截面，来满足结构的性能要求，从而达到了方便施工、减少工期的效果［2］。T1 塔楼典型结构平面布置见图2，结构计算模型示意见图3。

图1 哈尔滨富力中心建筑效果图Fig.1 Renderings of Harbin R&F center

表1 是否设置伸臂桁架的对比Table 1 Case comparison with/without the outrigger trusses

图2 T1塔楼典型结构平面图Fig.2 Typical structural plan of T1 tower

核心筒外周剪力墙底部最大厚度900 mm，顶部最小厚度350 mm，内部剪力墙底部最大厚度350 mm，顶部最小厚度250 mm。周边框架柱底部最大直径1 500 mm，顶部最小直径800 mm。低区框架梁典型截面H900×350×16×25，高区框架梁典型截面H700×350×14×25。核心筒外楼面梁典型截面H550×200×10×12，核心筒外一端与柱连接的楼面梁典型截面H550×300×12×22。

如果采用刚性楼板假定，环带桁架弦杆的轴力计算不出来，计算出的弦杆应力比将小于实际应力比。构件承载力设计时环带桁架上下弦所在加强层楼板设置为弹性楼板，并且楼板刚度折减为弹性状态时的0.01 倍，以考虑地震作用下楼板开裂造成抗拉能力的降低［3］。

图3 T1塔楼计算模型Fig.3 Calculating model of T1 tower

整体结构前三阶自振周期分别为6.71 s、6.43 s、3.22 s。X和Y向风荷载作用下的最大层间位移角分别为 1/652、1/551，X和Y向地震作用下的最大层间位移角分别为 1/1 502、1/1 381。X和Y向一层剪重比分别为0.56%、、0.55%，本工程周期位于反应谱的位移控制段，各楼层均需按照底部剪力系数的差值增加该层的地震剪力。除加强层及相邻上下层外的框架剪力分担比最大值达到10%以上，约60%以上的楼层框架剪力分担比达到8%以上，达到了超限审查专家的要求［4］。

2 错层区域钢折梁的设计

由于裙房层高6 m，T1 塔楼4-7 层层高4 m，所以存在错层2 m 高的错层；而建筑布置需要将错层位置放置到核心筒旁的走道侧边，图4 表示了折梁的平面位置。为了做到对建筑的影响最小，结构最好的处理方式就是采用折梁，折梁的梁面标高由23.920 m 变为21.850 m，折梁跨度为11.850 m，图5 表示了折梁的节点详图。图6 表示了折梁在竖向荷载组合下的轴力图和弯矩图。在钢折梁计算中，没有考虑其上的楼板参与受力，但是考虑了楼板传递荷载与防止钢折梁侧向失稳的作用。楼板厚度和典型楼层相同取为125 mm，楼板配筋适当加强。

图4 错层的平面位置Fig.4 Position of staggered floors

图5 折梁的节点详图（单位：mm）Fig.5 Details of polyline steel beams（Unit：mm）

普通楼面梁主要承受弯矩和剪力，并且可以按照组合梁考虑，普通办公层楼面梁截面为H550×200×10×12。弯折较大的折梁除弯矩和剪力外，还要承受较大的轴向力，并且不能按照组合梁考虑，所以其截面为H550×300×14×22。在钢折梁端部节点设计中，同样需要考虑剪力和轴力的共同作用，相比普通楼面钢梁，设置更多的高强螺栓来抵抗轴力、剪力和附加偏心矩的作用。

3 裙房转换桁架的设计

图6 折梁的轴力图和弯矩图Fig.6 Axial forces and moments of polyline beams

在裙房的三层布置了跨层大宴会厅，宴会厅内部没有柱子，宴会厅顶部所在的5 层存在跨度达36 m 的转换桁架，托住5-7 层的结构。图7 表达了转换桁架的平面布置图，图8 表达了转换桁架的立面图。

图7 转换桁架平面布置图Fig.7 Structural plan of transferred trusses

图8 转换桁架立面图Fig.8 Elevation of transferred truss

转换桁架腹杆的布置方式经过了优化比选，最终选择了端部两跨采用交叉斜腹杆、中间跨采用受拉斜腹杆和受压斜腹杆交替布置的方案，在限定桁架高度、考虑施工便利性的前提下，满足结构受力性能要求。由于转换桁架跨度很大、其上还承托三层楼面的荷载，所以端部下弦杆的轴力和弯矩很大，造成桁架端部相连柱承受很大的弯矩和剪力以及轴力。为减小转换桁架端部柱承受的弯矩和剪力，提高其延性，采取了端部下弦杆后连接的方案。

由于桁架跨度较大，为增强其稳定性，采用了箱型截面的杆件，弦杆的最大截面□700×500 ×80×80，最小截面□700×500×25×25，斜腹杆的最大截面□500×500×55×55，最小截面□500×500×20×20。在计算分析时对于楼板按照刚度不折减和刚度折减系数为0.01 进行包络设计。桁架上弦及沿桁架方向的相邻跨楼面板厚特别加厚到180 mm，配筋加强到板面双向C14@100，压型钢板肋顶垂直方向C12@100，顺压型钢板方向肋槽底配置C12@220。为了保证桁架下弦的稳定性，在下弦平面的每榀桁架之间布置了拉结杆件，并且在周边布置成平面内桁架的形式，见图9。转换桁架和相连框架柱，是关键结构构件，分别进行了小震、中震、大震下的计算分析，达到了大震弹性的性能水准，保证了结构安全［5］。

图9 下弦拉结结构示意图Fig.9 Schematic of bottom chord connection structures

4 地下室外墙设计

本项目地下室四层，地下室外墙设计时需要考虑支承条件、地下水位等因素。一般的外墙在每层地下室楼面处有楼板支承，这种情况下的外墙厚度取为500 mm。

但是在临外墙的锅炉房等机电设备区域会要求两层地下室层高，就会出现地下室外墙跨层才有支承的情况，如图10 所示，此时需要加大外墙厚度到800 mm。

外墙边存在车道时，其支承条件要考虑临近顶板的一段悬臂，下部各层的坡道板支承标高不断变化的情况，如图11 所示。这种情况下需要取外墙厚度为700 mm。

图10 地下室外墙跨层Fig.10 Cross levels of wall

图11 地下室外墙边存在坡道Fig.11 Ramp besides wall

还有些楼梯位于地下室外墙边，不能对外墙形成有效支承，需要在楼梯两侧设置剪力墙对外墙形成面外支承，如图12 所示。此时地下室外墙将地下室外的水土压力传递到楼梯两侧的剪力墙上，此段外墙主要靠水平方向配筋受力，剪力墙厚度取为800 mm。

在地下室顶板开较大洞口部位，也需要考虑地下室外墙在楼板处支承作用的削弱，如图13 所示。对于开数个连续较小洞口的情况，采取了在外墙设置暗梁的加强方式。此时地下室外墙的厚度取700 mm。

此外，由于本项目地下四层，有些地下室外墙需要考虑改变墙厚以适应不同的受力需要。对于临近地下室外墙的基础底板，需要考虑外墙传递过来的弯矩需要底板来平衡，可能需要适当加厚临近外墙的基础底板，或者适当加大临近外墙的底板配筋。有些地下室外墙连接无梁楼盖，还需要考虑增加外墙配筋抵抗无梁楼盖传递到外墙上的弯矩。

图12 外墙边存在楼梯Fig.12 Stair besides wall

图13 外墙边地下室顶板开洞Fig.13 Floor holes besides wall

5 地下室无梁楼盖设计

地下室的B3、B2 层大部分区域为车库，楼板开洞较少，为降低层高、减少基坑开挖，在车库区域采用了无梁楼盖结构，同时设置了柱帽。在确定柱帽的尺寸时，考虑其抗冲切和抗弯作用，柱帽平面尺寸相对较大，对于9 m×9 m 的柱网区域，柱帽的平面尺寸为4 m×4 m，柱帽厚度为600 mm，无梁楼盖板厚220 mm。本项目地下室平面尺寸大约为280 m×135 m，是超长结构。在确定无梁楼盖的配筋方式时，考虑到计算配筋数值和施工的便利性，还考虑到抵抗超长结构的收缩应力。对柱帽区域附加配筋进行了加强，未区分柱上板带和跨中板带配筋。典型无梁楼盖区域的施工图示意见图14。

在靠近地下室外墙的区域，由于无梁楼盖跨度较大，板厚加大到300 mm，同时对于墙边进行了附加配筋。无梁楼盖在墙边的配筋示意图见图15。对于无梁楼盖板厚220 mm 和300 mm 的区域交界处，设置了暗梁。

6 钢管混凝土柱和钢筋砼梁节点设计

图14 无梁楼盖区域结构施工图示意（单位：mm）Fig.14 Construction drawing of the flat slab areas（Unit：mm）

图15 无梁楼盖在墙边的配筋示意图（单位：mm）Fig.15 Reinforcement of the flat slabs beside the wall（Unit：mm）

T1 塔楼采用了钢管混凝土柱，地下室的框架梁为钢筋混凝土梁，两者采用何种方式连接，关系到受力性能的可靠和施工的便利性。参考相关工程经验，对于一般部位的这类节点，采用了钢管上焊接环形牛腿、围绕柱做环梁的节点形式，如图16所示［6］。这种节点做法钢结构焊接相对方便且可以在工厂进行，无须在钢管上打孔穿筋，施工便利性较好。在福州世茂国际中心、武汉中心、天津富力等项目中都采用了这类节点。

对于柱边存在电梯洞口的情况，环梁加环形牛腿的节点形式不再适用，采用了钢管上焊接钢牛腿，梁钢筋焊接到钢牛腿翼缘的节点形式，如图17 所示。这种节点形式下钢管混凝土柱边可以开洞，方便了建筑的布置，现场钢筋和钢牛腿之间的焊接工作量也基本可控。

图16 钢筋混凝土梁和钢管混凝土柱连接典型节点一Fig.16 Typical joint of RC beams and CFT columns

图17 钢筋混凝土梁和钢管混凝土柱连接典型节点二Fig.17 Typical joint of RC beams and CFT columns

7 跨层内隔墙的设计

在三层宴会厅区域，由于净高要求大，四层挑空，隔墙直接由三层楼板延伸到五层楼板，隔墙高度达到约11.8 m。为了满足隔墙稳定性要求，采用了钢龙骨轻质隔墙。钢龙骨采用了钢框架结构，钢柱间距不大于5 m，钢梁间距不大于5 m，钢柱底端焊接到楼板上的预埋件或者后置锚板上。钢柱顶端采用连接角钢焊接到后置锚板。钢龙骨框架主要承受隔墙传递过来的重力荷载，同时考虑人或者物体碰撞可能造成的水平荷载0.5 kN/m施加到水平横梁上，并且按照下述方法考虑地震作用。专门建立钢龙骨计算模型，把隔墙的重力荷载作用到钢龙骨横梁上，钢龙骨自重和隔墙的重力荷载一起组成重力荷载代表值，在计算时和主体结构一样输入地震作用参数，计算地震作用。钢柱的长细比按照不超过200 控制［7］。钢龙骨框架的典型布置和节点如图18所示。

图18 跨层内隔墙钢龙骨示意图Fig.18 Steel keels of cross-floor inter walls

8 结 论

通过对哈尔滨富力中心超高层综合体结构设计中若干重要问题的思考和精心设计，得到以下结论：

（1）对于6 度区总高度270 m 的超高层建筑，采用钢管混凝土柱-钢梁-钢筋混凝土核心筒-环带桁架结构体系是合适的。

（2）弯折前后梁面标高相差较大的折梁，会有较大的轴力产生，需要进行专门的计算分析，并采用与内力相匹配的节点设计。

（3）跨度达36 m、其上承托3 层楼面的转换钢桁架，由于楼板可能受拉开裂，在计算分析时要按照楼板刚度折减和不折减进行包络设计；为保证桁架端部柱子的延性可采用下弦杆后连接设计。

（4）地下室外墙需要根据支承条件分类进行设计，并采用不同的墙厚。

（5）在地下室的车库区域，采用较大柱帽的无梁楼盖结构体系，在保证净高、减少地下室挖深、方便施工方面是合适的，具有较好的综合经济效益。

（6）钢管混凝土柱和钢筋混凝土梁的连接节点，需要考虑施工便利性并根据建筑需要采用不同的节点形式。

（7）对于高度很大的跨层内隔墙，采用钢龙骨轻质隔墙，是一种合理的选择。