三亚财经国际论坛中心塔楼超高层结构设计分析

张龙生， 王松帆

(广州市设计院， 广州 510620)

1 工程概况

三亚财经国际论坛中心项目位于海南省三亚市海棠湾靠近海南路路口，正对蜈支洲岛，东临南海，北靠凯宾斯基度假酒店，西面是海棠路，南侧是广场和游客中心，位于海棠湾的核心地带。酒店塔楼结构主屋面高度为194.3m，地下室1层、裙房12层、塔楼共46层，平面接近矩形，平面尺寸为(42～48)m×(28～34)m，四角倒圆角形，塔楼平面形状较为规整，长宽比为1.45，高宽比X向为4.4,Y向为6.3；塔楼核心筒为梯形，Y向最窄处7m，核心筒高宽比X向低区为6.5、高区为9.4，Y向为18.4～28，平均高宽比为23，塔楼裙楼1～12层与酒店裙楼同高，通过两侧防震缝与裙楼分开，如图1所示；塔楼东侧平面外形总体为弧形，顶部和底部向外侧倾斜，斜柱斜度为1∶9。结构计算模型见图2，建筑效果图见图3，主要平面布置见图4，建筑剖面图见图5。采用混凝土框架-核心筒结构体系，23，36层设置为结构加强层。B1，B1夹层层高分别为4.5,5.5m，1层层高为11.5m，2～11层标准层层高主要为3.7m，12～14M层层高为5.0m，15～22，24～35层层高为3.6m，23,36层层高为3.6m，37～45层层高主要为4.2m，46层层高为5.0m。

图1 塔楼与裙楼示意图

图2 结构计算模型

图3 建筑效果图

图4 结构平面布置图

图5 建筑剖面图

2 结构设计

2.1 结构设计条件

2.1.1 建筑分类等级

设计使用年限50年，抗震设防分类为标准设防类，建筑结构安全等级为二级；结构抗震等级为：普通楼层核心筒及框架为二级，加强层及上下楼层核心筒及框架为一级，负二层核心筒及框架为三级；地基基础的设计等级为乙级，结构耐火等级为二级，混凝土结构的环境类别，底板临水面和露天混凝土结构为二a类，其余均为一类。

2.1.2 荷载条件

(1)恒、活荷载。活荷载按《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2012)[1](简称荷载规范)取值，楼层附加恒荷载根据实际计算。

(2)风荷载。根据荷载规范，50年重现期的基本风压W0为0.85kPa，用于位移控制；根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)[2](简称高规)第4.2.2条，对风荷载比较敏感的高层建筑，承载力设计时应按基本风压的1.1倍采用。10年重现期的基本风压W0为0.50kPa，用于舒适度控制，建筑物地面粗糙度类别为A类。项目进行了风洞试验[3-4]，模型为刚性测压模型，考虑周边建筑和环境。试验目的是确定主体结构设计风荷载，给出塔楼最高使用楼层的风致加速度，根据建筑功能进行舒适度评估。《建筑工程风洞试验方法标准》(JGJ/T 338—2014)[5](简称风洞试验标准)第3.4.8条规定：风洞试验报告提出的高层建筑的风荷载，当其所得的结构主轴方向的基底弯矩值不低于按风洞试验标准规定计算值的80%，风荷载可按风洞试验取值。风洞试验的底部倾覆力矩均大于按风洞试验标准规定计算值的80%。风洞试验表明塔楼X向体型系数为1.11～1.26，小于1.3；塔楼Y向体型系数，中低区为1.48，大于1.4，中高区为1.2，小于1.3。项目采用风洞试验的风荷载作为结构的风荷载标准值，加在结构的楼层上进行分析和设计。

风洞试验除确定风荷载取值外，还进行了风振响应敏感度分析，在设计过程中结构的刚度和质量都可能发生一定幅度的变化，结构自振周期一定幅度的变化对底部倾覆力矩和总剪力的影响不大；阻尼比的变化对底部倾覆力矩和总剪力的影响大。结构自振周期与阻尼对塔楼顶部加速度的影响大。因此在设计过程中，阻尼一定，对周期需要严格控制。按荷载规范规定的10年重现期的风荷载取值计算的顺风向与横风向结构顶点最大加速度αmax不应超过高规表3.7.6的限值，阻尼比取0.02，根据风洞试验结果，各个风向角的结构顶点处风振加速度为0.105m/s2，满足规范要求。

(3)地震作用。抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度为0.05g,地震设计分组为第一组，场地类别为Ⅲ类，特征周期为0.45s，属于抗震一般地段，小震、中大震均按规范取值。

2.1.3 工程地质情况

根据勘察报告[6]，场地地形总体较平坦，局部略起伏，总体地势西高东南低，地面标高为9.17～13.18m，相对高差4.01m。场地地貌单元为海成砂堤。在勘探100m深度范围内，场地地层属人工填土、第四系全新统海相沉积土、第四系下更新统海相沉积土、第三系上新统海相沉积土。根据地层岩性特征和沉积新老关系，主要工程地质土层从上到下划分为：素填土、细砂、砾砂、粉砂、中砂、黏土。中砂极限侧阻力标准值为65kPa；粉砂极限侧阻力标准值为45kPa；黏土极限侧阻力标准值为70kPa；黏土极限端阻力标准值为1 300kPa。

2.2 结构体系

2.2.1 基础形式

根据勘察报告[6]，采用水下冲孔灌注桩，桩径为800mm，有效桩长为65m，在端部和侧边采用后注浆提高承载力，注浆段为中砂、粉砂、黏土，持力层为黏土层，单桩竖向承载力特征值为6 500kN。按《建筑桩基技术规范》(JGJ 94—2008)[7](简称桩基规范)第6.7节的技术要求进行注浆，经过试桩，单桩竖向承载力能达到要求。试桩的数据见表1，表中灌注桩承载力是按勘察报告提供数据计算，后注浆灌注桩承载力是按桩基规范的提高系数进行计算。由表可知承载力提高可以达到约30%，单桩竖向承载力提高比较可观。塔楼范围底板厚度为3.3m，核心筒底板厚度为4.25m，局部柱下加厚到3.5m以满足抗冲切要求，基础布置图见图6。塔楼下桩的数量为319根，塔楼筏板沉降量为20～35mm。

试桩主要数据 表1

图6 塔楼基础布置图

2.2.2 塔楼结构设计

塔楼东侧斜柱1、斜柱2，倾斜角度约为1∶9，倾斜的方向为：从底部到中部78.85m向外倾斜，78.85～93.25m为竖直段，93.25～166.15m向内倾斜，斜柱出轴最大尺寸为7.3m，见图7。斜柱1截面尺寸控制在850×850内含十字型钢500×250×30×30 ，通过暗梁L1与柱Z1，Z2拉结，暗梁L1中心线与轴线夹角控制在35°～70°，斜柱2通过暗梁L2与柱Z2拉结于塔楼的西侧。通过计算得到计算结果如图8所示，斜柱1在底层轴力设计值为：N1=3 1991kN(1.2恒荷载+0.98活荷载+1.4Y向风荷载),则Nx1=3 533kN,型钢混凝土楼面梁的拉力T1=3 040kN，T1′=2 609kN，采用在楼板里埋钢骨的做法,即暗梁L1配钢骨H150×150×30×30;斜柱2在底层轴力设计值为：N2=37 699kN(1.35恒荷载+0.98 活荷载) 和43 660kN(1.2恒荷载+0.6活荷载+0.28X向风荷载-1.3X向地震作用)。则型钢混凝土楼面梁的拉力：T2=4 158kN，这个拉力由梁L2的钢骨承担，L2配钢骨H400×200×20×20即可满足要求。斜柱1截面受建筑造型及功能控制，截面最大只能做850×850，首层斜柱1截面含钢率达11%时，抗弯纵筋配筋率为4.6%，轴压比为0.66(限值0.8)，且节点区存在多条梁交汇，需要精心设计，控制钢筋数量和直径及不进入节点的钢筋数量，型钢节点构造尽量简洁，混凝土采用自密性混凝土，可满足设计、施工的要求，具体见图9。

图7 斜柱平面和剖面示意图(单位：mm，标高单位：m)

图8 斜柱1、斜柱2轴力图

图9 斜柱1节点区型钢与钢筋做法示意

南北向框架梁跨度较大(14.3m),为保证梁的刚度，采用了型钢混凝土梁。因风荷载较大，核心筒高宽比较大，在南北向抗侧效率较低，为了增加塔楼南北向抗侧刚度，在塔楼的23层和36层机电/避难层处设置加强层。在南北向设置伸臂桁架，桁架杆件采用工字形钢构件，桁架的上下弦杆为楼面梁，采用型钢混凝土梁。沿四周框架梁设置腰桁架，以增加整体性和控制扭转。为了提高桁架的效率，施工时采用后安装，以尽量避免竖向荷载对桁架的影响。

塔楼主要构件截面如下。剪力墙厚度：X向为1 200/1 000/800/600mm；Y向为600/550/400/300mm。柱截面为：1 200×2 400/1 100×2 200/1 000×2 000/900×1 800/850×850(斜柱1)，均为型钢混凝土柱；φ1 450,φ1 250，1 000×1 300/800×1 300/600×1 300。框架梁截面为400×750,450×1 000，650×750(型钢混凝土梁)，450×1 150,600×1 200,450×1 200。次梁截面为300×700，300×600，250×600，200×500。混凝土主要材料见表2，型钢和钢材采用Q345B，钢筋采用HRB400。楼面结构采用现浇钢筋混凝土楼板，标准层楼板厚度为130mm，核心筒范围内楼板厚度为120mm，加强层楼板厚度为200mm。

混凝土主要材料 表2

2.2.3 地下室结构布置

项目地下室共两层，地下室典型柱距为8.5m，塔楼范围内最大柱距为10.5m。地下室的结构布置如下。

(1)地下室顶板：塔楼范围内采用主次梁楼盖体系，楼板厚度为180mm，室内梁的主要截面为500×900。室外部分有覆土约1m，采用主梁+加腋大板体系，主梁主要截面为500×900，主梁端部高度加腋至1 200mm，典型开间加腋大板基本楼板厚度为250mm，周边加腋总厚度为400mm。地下室与首层的刚度比大于2，具体见表3，且地下室四面都有土的约束，满足高规规定的嵌固端的要求，因此后续分析(第2节总体指标计算)都采用不组装地下室的仅上部结构的计算模型。施工图设计时采用带地下室和不带地下室模型的包络设计。为满足嵌固要求，在室内外高差处，室外梁做向上加腋，腋高1m；室内梁做向下加腋，以确保水平力能充分传递。

(2)地下1夹层:主要为车库，设备用房，因净高有空间，采用单向板楼盖体系，楼板厚度为120mm，典型梁高为800mm。

地下1夹层与首层等效剪切刚度比值 表3

2.3 结构超限类型和程度

根据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)、高规和《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》(建质〔2015〕67号)有关规定，本工程主屋面结构高度为194.3m，按照高规第3.3.1条规定6度区现浇钢筋框架-核心筒结构最大使用高度为150m。项目高度超限，属B级高度的高层建筑[8]。根据计算结果、体型、体系等判断，仅存在高度超限、扭转不规则、个别转换柱的情况。需要指出的是，针对承载力不规则项，因存在加强层，加强层相邻下一层很容易存在楼层刚度软弱层和承载力薄弱层，通过有限刚度的加强层设置并且增加加强层相邻下一层竖向构件截面尺寸控制过渡层的结构刚度。施工图设计通过仅提高薄弱层核心筒剪力墙水平分布筋的配筋率,使其满足《建筑抗震鉴定标准》(GB 50023—2009)附录C的抗剪承载力要求,从而消除薄弱层影响。本项目20, 21, 22层核心筒剪力墙水平配筋率分别提高至0.3%，0.9%，1.5%，满足上述规范要求。

2.4 性能化目标

根据本工程的特点，设定结构抗震性能目标为C级，具体见表4。

3 结构计算分析

3.1 小震作用下弹性计算

(1)振型分解反应谱法。分别采用YJK和ETABS两种软件，结构的振动模态都是Y向平动、X向平动、扭转，YJK计算得到的前3阶周期分别为4.95，4.27，4.21s；地震下基底剪力为12 021～13 690kN；最大层间位移角为1/588。限于篇幅，以下仅给出整体结构计算结果，见表5。地震及风荷载作用下最大层间位移角曲线见图10，由图10可以看出，结构由Y向位移控制。加强层的设置是为了满足规范对位移的控制要求，图11、图12可以看出，加强层的设置导致结构承载力突变，变为薄弱层，这将是结构设计的重点。

图11 楼层侧向刚度比曲线

图12 楼层受剪承载力比曲线

结构性能化目标 表4

结构主要整体指标 表5

图10 地震及风荷载作用下最大层间位移角曲线

(2)弹性时程分析法。选用五组实际记录波以及二组人工模拟波对结构进行了弹性时程分析，主方向地震波加速度峰值取22cm/s2。计算结果满足高规4.3.5-1条要求。

3.2 中震作用下计算分析

项目位于低烈度强台风地区，按照设定的性能目标要求，中震作用下关键构件(底部剪力墙和框架柱、加强层桁架、加强层桁架楼板及其相邻层楼板)的承载力进行复核，均能达到设定的C级性能目标的要求。

3.3 大震作用下计算分析

3.3.1 前处理参数

采用ABAQUS软件对结构进行动力弹塑性时程分析。材料模型，钢材采用双线性动力硬化模型，混凝土采用弹塑性损伤模型，可考虑材料拉压强度的差异、刚度强度的退化和拉压循环的刚度恢复，其轴心抗压和轴心抗拉强度标准值按《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)[9]表4.1.3取值。构件模型中梁采用一维杆件纤维束模型Timoshenko梁，可以考虑剪切变形刚度；剪力墙及楼板采用ABAQUS内置的弹塑性壳单元。构件需要较为准确地考虑配筋对其承载力和刚度的贡献，柱采用型钢混凝土柱，加强层上弦梁采用型钢混凝土梁，楼面梁主要为钢筋混凝土梁。弹塑性分析中的配筋数据主要按小震弹性计算结果。结构阻尼采用等效阻尼，取值为0.05。选用人工波1(RENGONG)、天然波1(Tianran1)、天然波2(Tianran2)，地震波主方向加速度峰值125cm/s2，次方向加速度峰值106.25cm/s2，持续时间截取30s。

3.3.2 抗震性能评价标准[10]

将结构的抗震性能分为 1～5 共五个水准，对应的构件损坏程度分为“无损坏、轻微损坏、轻度损坏、中度损坏、比较严重损坏”五个级别，具体见表6。

3.3.3 主要结果

结构主要计算结果。弹塑性计算整体指标的综合评价如下：1)在考虑重力二阶效应及大变形的条件下，结构在地震作用下的最大顶点位移为0.567m，并最终仍能保持直立，满足“大震不倒”的设防要求；2)在各组地震波作用下，结构X向最大弹塑性层间位移角为1/234，Y向最大弹塑性层间位移角为1/198，均小于规范限值1/100，表明大震作用下结构刚度有较大富余。3)在各组地震波作用下，结构的层间位移角曲线在加强层有内凹突变，表明加强层使结构侧向刚度出现突变，是一个主要的薄弱部位；4)与小震结果相似，大震作用下框筒结构的剪力主要由核心筒承担，加强层外框分担的剪力将大幅增加，尤以设置伸臂桁架的Y向最明显；各组地震波的主要结果见表7。ABAQUS软件计算的前3阶自振周期为4.9s(Y向平动), 4.37s(X向平动), 3.81s(扭转)，结构总质量为156 752t。

计算结果与高规中构件损坏程度的对应关系 表6

构件的损伤情况。大震作用下外框柱混凝土仅出现不同程度的受拉开裂，未见明显的混凝土受压损伤及钢筋、型钢的塑性应变，属轻微损坏水平。大震作用下剪力墙损伤特征如下：1)结构X向有较多耗能连梁，主体墙肢基本完好，在Y向设置耗能连梁后，主体墙肢也未出现比较严重的损坏；2)剪力墙Q1在13层完全收掉，导致墙肢上部出现比较严重的受压损伤；剪力墙Q4在收进部位也出现中度的集中受压损伤，虽然墙肢破坏不致引起结构的突然垮塌，但仍建议加强其顶部墙肢的配筋,见图13;

图13 Q1,Q4剪力墙受压损伤云图

双向地震作用下结构整体计算结果汇总 表7

3)剪力墙Q2，Q3洞口边缘墙肢混凝土出现中度的受压损伤，但剪力墙边缘构件的钢筋没有出现塑性应变。大震作用下外框梁混凝土未出现明显的受压损伤。裙房屋面层梁与核心筒连接等位置出现轻微的钢筋塑性应变；大部分梁钢筋未出现明显的塑性应变。

加强层的剪力墙损伤情况。23层Y向剪力墙混凝土在与伸臂桁架相连的部位出现中度受压损伤，对应的钢筋也出现了轻微损坏水平的塑性应变；36层剪力墙混凝土及钢筋均只有轻度损坏。加强层及其相邻层型钢基本处于弹性受力阶段，仅个别构件出现轻微的塑性应变。23层的两道Y向墙肢出现中度的混凝土受压损伤，将其配筋率提高到2.0%，提高墙肢配筋后，墙肢混凝土的受压损伤范围大幅减小，且损伤程度可减轻到轻度损伤水平，且在大震作用下，提高22层剪力墙水平分布筋配筋率至1.5%，该层核心筒损伤较小，如图14所示,可满足设定的性能目标。第一、第二道加强层楼板在大震作用下，仅局部出现轻微～中度损坏水平的受压损伤，对应位置的钢筋亦出现轻微～轻度损坏水平的塑性应变。加强层楼面梁的混凝土都没有出现明显的受压损伤，对应的梁钢筋也仅出现轻微损坏水平的塑性应变。

图14 22～23层加强层剪力墙受压损伤云图

3.3.4 计算结论

(1)在考虑重力二阶效应及大变形的条件下，地震作用下结构的最大顶点位移为0.567m，并最终仍能保持直立。

(2)主体结构在各组地震波作用下X向最大弹塑性层间位移角为1/234，Y向最大弹塑性层间位移角为1/198，均小于1/100的规范限值要求。

(3)在各组地震波作用下，结构的层间位移角曲线在加强层有明显的内凹突变，表明加强层相邻上一层和下一层结构侧向刚度突变，是一个主要的薄弱位置。

(4)第一道加强层(23层)的两道Y向墙肢出现中度的混凝土受压损伤，提高墙肢配筋率为2.0%，可满足设定的性能目标。

(5)大震作用下，结构主受力墙肢基本完好，但剪力墙Q2，Q4在收进部位出现中度～比较严重损坏的受压损伤，加强其顶部墙肢的配筋。

4 结论

(1)通过竖向及平面结构的合理化布局及全面的、细致的计算对比分析，确保对重力荷载、地震作用、风荷载的合理评估，对关键构件采取更为严格的抗震构造措施，关键抗侧构件及节点部位采用钢/型钢混凝土等高延性构件。同时在整体结构及构件设计中全面融入抗震性能化设计的思想，对外框架、核心筒具有中震轻微损坏(弹性)及大震轻度损坏(不屈服)的抗震性能设计。

(2)考虑项目位于低烈度强台风地区，小震弹性设计阶段，项目属于风荷载控制，为了满足规范对位移的控制要求，设置两道加强层，加强层的刚度满足位移要求即可。

(3)基础采用后注浆灌注桩，在端部和侧边采用后注浆提高承载力，注浆段为中砂、粉砂、黏土，可以显著提高桩的承载力。