某钢框架-混凝土核心筒超高层结构设计中的关键技术

唐 珉，刘永添，陈 晨，石文智，陈伟军

(广州市城市规划勘测设计研究院，广州 510060)

0 引言

钢和混凝土混合结构体系是近年来在我国迅速发展的一种新型结构体系，《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)[1](简称高规)11.1.1条及条文说明中指出，由外围钢框架或型钢混凝土、钢管混凝土框架与钢筋混凝土核心筒所组成的框架-核心筒结构是混合结构中的一种典型类型。当前，该类型混合结构体系已被广泛用于100m以上的超高层建筑中，通常其主体结构的核心筒采用钢筋混凝土结构，外围框架柱多为型钢混凝土柱或是钢管混凝土柱，但鲜有采用纯钢框架柱，其核心难点在于对混凝土筒体与外框钢柱这两种不同材料之间协同工作性能的深入研究和有效解决[2-3]。

基于此，本文以某钢框架-混凝土核心筒超高层实际工程为例，从关键技术点着手进行阐述，以期为同类型工程结构设计与应用提供借鉴。

1 工程概况

工程位于广州市白云区三元里地段,处于机场路立交西南角，总建筑面积77 982m2，其中地上建筑面积64 347m2，地下建筑面积13 635m2。结构高度为149.95m，地下部分设3层地下室，地下3层～地下1层层高分别为3.5，3.9，6.6m；地面以上共35层，首层大堂层高6m，2～6层商业层层高5m，7～25层办公层(标准层)层高3.9m，30～35层公寓层层高5m，是集商业、商务办公、公寓式办公于一体的超高层商务办公楼。建筑实景照片见图1，建筑剖面见图2。

图1 建筑实景照片

图2 建筑剖面图

东西塔楼结构平面呈长方形，南北长约40.80m，东西宽约47.70m，采用钢框架-核心筒混合结构体系，其中核心筒为钢筋混凝土结构(局部埋设型钢构件)，墙体厚度600～200mm，混凝土强度等级为C60～C35；主楼外框架柱在地下室为钢筋混凝土柱，地面以上为箱形纯钢框架柱，主要截面为□950×60，□800×50，□700×40，钢柱与钢筋混凝土柱之间在地下1层设计为钢骨混凝土柱过渡层。楼面除核心筒外，均采用钢筋桁架组合楼板，钢框架梁主要截面为HM594×302×14×23，HM482×300×11×15等。标准层平面布置如图3所示。

图3 标准层平面布置

工程设计使用年限为50年，安全等级为二级，结构重要性系数取1.0；建筑抗震设防类别为标准设防类，抗震设防烈度为7度，设计地震基本加速度为0.10g，设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类，场地特征周期为0.35s。风荷载计算时，整体位移验算采用的基本风压为0.50kN/m2，承载力计算采用的基本风压为0.60kN/m2。基础设计等级为甲级，采用岩石筏板与钻孔灌注桩相结合的基础形式。

2 结构方案中的关键因素

纵观国内结构高度100～200m的超高层办公楼建筑，框架-核心筒混合结构体系因其筒体自身抗侧刚度大、建筑空间大而便于功能灵活布置等特点被广泛采用。本项目结构高度149.95m，核心筒平面尺寸为19.8m×16.0m，高宽比为9.37，核心筒面积与标准层平面面积比值约为16.28%，同样采用的是刚度较大的钢筋混凝土结构，但方案的重点则在于框架体系中柱子类型的选择。

笔者对高规中定义的四种框架-核心筒形式(钢筋混凝土框架-核心筒、型钢或钢管混凝土框架-核心筒、钢框架-核心筒)的主要参数进行计算分析，分析结果均达到高规的限值要求。对以上四种类型的框架柱，从框架柱的截面参数、整体含钢量两方面进行统计对比；同时，从业主的角度出发，按当前市场情况(广州市白云区三元里地段写字楼销售价格约35 000元/m2、出租价格4元/m2/d)，比较其长远的隐含经济效益，并以钢筋混凝土框架-核心筒方案作为基准，衡量后期运营期间每层增加的收益，详细对比结果见表1。

框架-核心筒结构方案对比汇总 表1

由表1可以看出，框架柱面积占单层面积的比例均控制在比较合理的范围内[3]，钢筋混凝土框架-核心筒方案含钢量最小，钢框架-核心筒含钢量最大，总体来说，钢框架-核心筒建造期间的土建造价偏高[4-5]。但因为外框钢柱非常纤细，对超高层而言其提高的使用面积是相当可观的，业主方表明，本项目建成后将考虑大部分用来出租，因此每日出租面积的增加将带来长期的隐含增值经济效益。

因此，采用外框钢柱方案的钢框架-核心筒结构虽然建设期投入增加，但随着时间的推移，运营期的经济价值会日益显现。同时，考虑到纯钢框架柱的工业化程度高，可以省去大量的现场浇筑与复杂的节点处理，实现框架部分的全装配施工，从而节省工期，减少施工扬尘[6]。与业主方讨论后，本工程最终选用钢框架-核心筒的混合结构体系。

3 主要分析结果

3.1 多遇地震弹性计算

选用SATWE程序对工程进行多遇地震作用下的弹性分析，建立上部结构与地下室整体模型，按单塔刚性楼板假定进行分析，考虑扭转和模拟施工加载，考虑+5%偶然偏心和双向地震扭转效应，主要计算结果汇总于表2。由表2可知，结构主要计算指标均可满足高规的要求。

3.2 抗震性能目标的验算结果

综合考虑抗震设防类别、设防烈度、场地条件、建造费用等，结合高规第3.11节相关要求，结构的抗震性能目标定为C级。主要结构构件的抗震性能目标的验算结果见表3。

多遇地震弹性计算结果 表2

抗震性能目标的验算结果 表3

3.3 静力弹塑性Pushover分析

为解结构在罕遇地震作用下由弹性到弹塑性分析的全过程行为，并评价工程在罕遇地震作用下的抗震性能，从而进一步判断结构在罕遇地震作用下是否满足不倒塌的抗震性能要求。计算采用罕遇地震静力弹塑性Pushover分析方法，评价结构在罕遇地震作用下是否满足预先设定的目标性能，主要分析结果见表4。

静力弹塑性Pushover分析结果 表4

根据结构X向和Y向能力曲线、需求曲线及抗倒塌验算结果，本工程X，Y向的需求层间位移角分别为1/269和1/272，均小于1/100，满足罕遇地震作用下高规规定的变形要求。在性能点处，结构刚度并未出现明显突变。限于篇幅，塑性发展过程不作过多描述。

4 结构设计中关键问题的处理

4.1 层间位移角的控制

根据本工程多遇地震弹性计算的最大层间位移角可知，X向的最大层间位移角偏大，位于19层，达到了1/908，分析其原因主要有两方面：一是现有结构平面的特点，核心筒剪力墙X向剪力墙刚度偏弱，高宽比达到了9.375；二是外围框架柱采用的是纯钢框架柱，因为钢柱本身的侧向刚度与混凝土柱相比较弱，故钢柱对结构整体刚度的贡献也较小。通常提高结构抗侧刚度的方法有以下三种：外围设置网格斜撑；在结构的高区设置伸臂桁架；提高核心筒剪力墙、外框架柱截面尺寸[7-8]。鉴于建筑使用功能及幕墙立面的因素首先不选择网格斜撑方式；伸臂桁架的引入则会带来结构层间刚度不均匀，应力集中等一系列问题，这种方式在结构高度150m左右的框架-核心筒结构中很少采用；而单纯加大筒体剪力墙厚度与框架柱截面的做法，将会牺牲一部分使用空间，与业主的诉求偏离。因此，项目组考虑加强核心筒剪力墙与外围框架的空间联合抗侧能力来达到控制层间位移角的目的。

为此先作了以下试算，在同样尺寸的核心筒剪力墙以及基本一致的结构布置前提下，仅改变外围框架构件组成方式和连接方式，建立钢筋混凝土框架-核心筒(刚接)、型钢混凝土框架-核心筒(刚接)、钢管混凝土框架-核心筒(刚接)、钢框架-核心筒(刚接)、钢框架-核心筒(铰接)共五种框架-核心筒结构模型，从中考量整体结构的空间受力性能，层间位移角计算结果如表5所示。

层间位移角计算结果 表5

前四种框架-核心筒结构模型方案均为刚接，仅改变外框柱的类型，显然钢框架-核心筒(刚接)方案的层间位移角最大。仅改变钢框架梁与核心筒的连接方式，同等条件下，钢框架-核心筒(铰接)方案中X向的最大层间位移角较难满足高规的要求，可见，采用的连接方式对结构最大层间位移角的影响较大。刚接方式可以加强外框架与核心筒共同协调工作的能力，使整个框架与核心筒的空间协同作用更强，从而有效减小结构的层间位移角，因此本工程钢框架梁与核心筒最终采用刚接方案。

4.2 竖向变形差的控制

超高层建筑竖向构件的变形差异有可能导致梁板构件产生明显的附加应力和过大的变形，进而造成一系列不良影响，外框钢柱与混凝土筒体因为材料性质上的差异，对竖向变形差更为敏感。常规的结构分析方法未考虑施工阶段荷载工况和加载顺序对结构的影响，且忽略了混凝土在长期荷载下的收缩和徐变效应。因此，应对框架-核心筒结构中外框钢柱与核心筒墙体之间的竖向变形差进行专项分析，进而在施工过程中采取相应的控制措施。

应用MIDAS Gen软件对结构进行施工加载建模，混凝土的收缩徐变采用CEB-FIP模型，取混凝土受荷与收缩开始龄期为3d，环境相对湿度为60%，施工阶段恒荷载考虑结构自重、建筑隔墙、幕墙等附加恒荷载，活荷载按照1kN/m2输入模型。根据施工组织计划，采用标准施工模拟的方法，核心筒爬模施工，超前外框架6层，每1层作为一个施工步骤，每一个施工步骤为6d来进行施工模拟分析，分别得到外框钢柱与核心筒剪力墙的徐变量、弹性压缩量、收缩量及总变形量，见图4。

图4 施工模拟加载下各楼层构件竖向变形

由图4可见，筒体部分的竖向变形量呈以下规律：收缩量<徐变量<弹性压缩量，外框钢柱的收缩量及徐变量非常小，但弹性压缩量却最大，甚至超出了核心筒剪力墙的总变形量。因此，外框钢柱总的竖向变形量大于核心筒剪力墙，相连接的钢框架梁将承担由竖向变形差带来的附加内力，根据施工模拟分析后的竖向变形差计算结果，附加内力占比在5%～15%之间，工程设计中钢框架梁在梁端应保证等量的应力比富裕度，同时，考虑对节点采取必要的加强措施。

4.3 梁墙刚接加强节点的设计

一般情况下，混合高层结构中梁柱节点的连接方式为环向钢框架梁与外框柱采用刚性连接，而楼面梁与钢筋混凝土筒体及外框柱的连接可选择刚接或者铰接。

基于层间位移角控制、竖向变形差控制等因素，本工程选择的梁墙节点均采用刚接的连接方式，每层楼面梁与钢筋混凝土筒体之间的刚性连接，类似在各层形成一个刚度较弱的“伸臂桁架”，不但空间上加强了外框钢柱与筒体之间的空间协同工作性能，发挥框架结构在二道抗震防线中的作用，也提高了结构的整体刚度及抵抗水平荷载的能力。图5即为本工程实施的梁墙节点大样示意图。

图5 梁墙节点大样示意图

该梁墙节点通过在梁端设置加腋构造，实现了混凝土筒体的塑性铰外延，使非弹性作用的塑性铰能够离开混凝土筒体转移至钢框架梁上，从而消耗地震能量，避免脆性破坏，且塑性铰有足够的转动能力，具有较好的延性性能，节点设计能够达到“强节点弱构件”的目标[9]。加腋构造解决了钢框架梁梁端刚接引起的支座负弯矩较大的问题，相比铰接节点而言，钢框架梁的跨中正弯矩较小，因此除梁端以外的范围，钢框架梁的截面高度可以相对较小，以达到保证使用净空的需求[10]。

构造上，楼面钢梁与核心筒铰接的位置以及筒体四角均设置十字形型钢暗柱，有效地实现了梁墙节点的刚接传力性能，型钢柱之间通过工字形型钢梁拉接，在核心筒内形成了钢骨框架，增加了核心筒筒体延性和受力性能，使核心筒剪力墙在弯曲时能够避免发生平面外的错断及筒体角部混凝土的压溃。同时，在核心筒内设置型钢钢骨后，可以适当减小墙体厚度，增加建筑有效使用面积，同样符合业主的需求。

4.4 外框钢柱的屈曲分析

外框钢柱作为重要的竖向支撑与抗侧力二道防线，屈曲稳定性分析是十分必要的。本文基于欧拉公式的弹性屈曲法，首先在YJK计算软件中建立整体屈曲分析模型，分别选取需要进行屈曲分析的外框角柱和外框中柱施加10 000kN单位力，对底部1～6层的整体模型进行该单位力对应工况下的屈曲分析，查询外框钢柱的屈曲模态及其模态因子，见图6和图7，从而确定外框钢柱发生屈曲失稳的临界荷载，由欧拉临界荷载公式反推钢框架柱的计算长度系数，表6即为典型外框角柱、外框中柱的计算结果。

图6 外框角柱屈曲模态

图7 外框中柱屈曲模态

外框钢柱弹性屈曲分析结果 表6

对外框钢柱进行整体屈曲分析的方法，充分考虑了结构整体刚度，特别是混凝土核心筒、楼面梁对框架柱的抗侧贡献，其分析结果更接近实际情况。由于钢框架梁与核心筒之间、钢框架梁与外框柱之间均采用刚接的连接方式，通过具有较强侧向支撑的核心筒约束，外框架在整体模型分析中属于有支撑框架结构，因而复核得到的最不利计算长度系数均小于规范值1.0，说明外框钢柱具备足够的安全系数。

4.5 弹塑性时程补充分析

根据高规3.11.4条内容，“不超过150m的高层建筑可采用静力弹塑性分析方法”，虽然本工程结构高度149.95m<150m，已进行静力弹塑性Pushover分析，但仍然建议补充动力弹塑性时程分析，主要原因有两点：1)外围框架采用纯钢框架柱的框架-核心筒超高层结构，应通过时程分析方法进一步考查混凝土与钢这两种不同的材质在罕遇地震作用下的协同抗震性能；2)结构基本自振周期大于4s，略超出静力弹塑性方法的适用范围。

采用MIDAS Gen软件对整体结构进行弹塑性时程分析，计算中外框钢柱与钢框架梁采用弯矩-曲率单元，滞回曲线为克拉夫模型，剪力墙采用弯矩-旋转角单元，滞回曲线为修正武田三折线模型，通过屈服状态和塑性变形来判定塑性铰的损伤情况。图8为本工程底部加强部位1～3层的非弹性铰状态，从图8可以看出，罕遇地震下，大部分外框钢柱脚以及剪力墙的底部处于弹性阶段(Linear)与第一塑性铰屈服状态(1st Yield)，仅有5.5%进入第二塑性铰屈服状态(2nd Yield，即屈服加强阶段)，梁铰进入第二屈服状态的相对较多，约占30%，说明钢框架梁开始起到耗能作用，但梁、柱、墙铰均未达到极限状态(3nd Yield)，仍具有一定的变形和承载能力。

图8 底部加强部位1～3层的非弹性铰状态

随着地震波的输入逐渐增大，剪力墙刚度降低，经过内力重分布，部分内力转移使得外框钢柱应力增加，图9所示为地震波输入时间历程中外框钢柱最大应力云图。由图9可见，外框钢柱最大应力为145MPa，小于钢材的屈服应力，钢材在罕遇地震下未出现塑性，仍保持弹性状态，满足抗震性能水准4中关键构件轻度损坏、部分普通构件中度损坏的要求。

图9 外框钢柱最大应力云图/kPa

5 结语

为了探索钢框架-混凝土核心筒结构在超高层建筑中的应用，本文通过对比高规中定义的四种框架-核心筒结构方案，简要介绍了该类型超高层结构的常规分析结果，初步验证了结构的安全性和合理性。并对结构进行了深入分析，阐述了钢框架-混凝土核心筒超高层结构设计所采取的一系列关键技术点，可供同类型工程结构设计借鉴。