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【高成结构原创项目】平安金融中心基础、塔楼设计难点解析（原创）

发布于：2016-11-04 11:11:04 来自：建筑结构/混凝土结构 [复制转发]

工程简介： 平安金融中心项目位于深圳市福田中心区，东邻主干道路益田路, 西侧是中心二路,南北分别是福华路与福华三路。

总用地面积为18931.74 m2，

总建筑面积460665.0 m2，

建筑基底面积为12305.63 m2。

项目包括一栋塔楼、商业裙楼及扩大地下室。其中塔楼地上118层,标准层层高4.5m，塔尖高度为660m，主体结构屋盖高度588m,主体顶层楼面高度554.5m,建筑面积约319416㎡；商业裙楼地下11层，高度约53m，建筑面积约49785㎡；扩大地下室5层，深28m,柱网9m×9m,建筑面积约81035㎡，总建筑面积约45万㎡。

建筑设计由美国KPF建筑师担纲，结构设计由TT（ThorntonTomasetti，Inc）与CCDI（悉地国际设计顾问有限公司）联合承担。整体结构三维模型如下所示。

1. 基础设计

塔楼部分采用混凝土强度等级为C45的人工挖孔桩及筏板作为基础。根据巨柱及核心筒荷载、桩承载力及岩土勘察报告，经多方案比较确定，外围巨柱采用一柱一桩大直径人工挖孔桩，柱身直径8.4m，扩底直径9.5m，桩长10～32m，单桩竖向承载力特征值Ra=708460kN,共计8根；核心筒墙体交点处布置大直径人工挖孔桩，柱身直径5.7m，扩底直径7.0m，桩长12～35m，单桩竖向承载力特征值Ra=384650kN，共计16根。桩端均置于微风化花岗岩层，筏板承台厚4.5m。

扩大地下室及上部11层裙房，其建筑自重及其上作用的永久荷载标准值的总和尚不足以平衡地下水浮力，采用抗拔桩，桩径1.4～2m，扩底直径1.8～3.5m，桩长平均值L=17m，桩端嵌固于中微风化花岗岩层，单桩竖向承载力特征值Ra=23700kN，单桩抗拔承载力特征值Ua=10000kN，同时为满足地下室各局部区域的抗浮要求，实际共布207根承压抗拔桩。底板厚1m，承台厚2m。基础平面示意如图所示。

2. 塔楼结构构成

整体结构采用巨型钢斜撑外框架+劲性钢筋混凝土核心筒+伸臂钢桁架结构+空间带状桁架+角部V形撑体系，如图所示:

标准层结构平面如图所示:

2.1 内筒

内筒为型钢-钢筋混凝土筒体，墙体洞边及角部埋设型钢柱。核心筒外墙由地下层5到顶层厚度为1500~500mm，其中-28.8～59.5m标高（地下层5~地上层12）采用内置钢板剪力墙，周边设置型钢柱、型钢梁约束,如下图所示。内墙墙厚800～400mm。连梁高1000mm，宽同墙厚，局部楼层受力较大连梁内设窄翼型钢梁。地下室部分内墙厚度为800mm，外墙厚度为1500mm，型钢柱及墙体内钢板延伸落入承台。墙体（地下层5~地上层12）含钢率1.5%-3.5%，地下及地上全部墙体混凝土强度等级为C60，钢板及型钢强度等级Q345B。

2.2 外框结构

外框结构主要由8根巨柱、7道空间带状桁架、7道平面角桁架、巨型钢斜撑和角部V形撑及各层由带状桁架分层支托的框架柱、梁组成。

（1）巨柱：巨柱采用型钢混凝土，其中混凝土强度等级从底部到顶部由C70渐变至C50,钢材等级为Q345GJ，平面基本为长方形，为了与建筑平面协调,一个外角调整，如下图所示。巨柱底部的尺寸约为6.5mx3.2m，顶部逐渐减小至2.0mx2.0m。巨柱型钢的钢板厚度50~75mm，含钢率由底部8%至顶部4%。

（2）空间带状桁架及平面角桁架：7道空间带状桁架及平面角桁架分别位于每个区的设备层，沿塔楼高度方向均匀布置。两层高外伸臂楼层设置两层高的空间带状桁架及角桁架，其他设备层则设置一层高的空间带状桁架及角桁架。空间带状桁架及平面角桁架与巨柱连接，形成巨型框架。

（3）巨型钢斜撑：两个相邻的空间带状桁架间布置巨型钢斜撑，构成“巨型钢支撑框架”结构,作为抗侧力体系的第二道防线。该斜撑连接相邻两根巨柱，每个区始于下部空间带状桁架的上弦支座节点，止于上部空间带状桁架的下弦支座节点。

（4）V形支撑：建筑的4个角部设置V形支撑。该支撑跨越多个楼层，两端分别连接巨柱和角桁架弦杆支座节点，承担角部竖向荷载并提高整体结构的抗侧刚度。

2.3 外伸臂

2.4 小结

外框结构各部分及外伸臂对整体结构抗侧刚度的贡献如下表所示：

模型	抗侧刚度
原始模型	100%
不设外伸臂	减小16%
不设空间带状架及平面角桁架	减小4%
不设巨型钢斜撑	减小7%
不设V形撑	减小5%

2.5 楼盖

采用组合楼盖体系，由型钢梁、混凝土楼板构成，连接内筒与巨柱的型钢梁两端刚接，其余型钢梁两端铰接，梁顶面设有剪力键。标准层楼板厚120mm，设备层楼板厚180mm。

2.6 首层嵌固措施

为满足首层的嵌固条件，地下室顶板设置2000mmx1800mm（宽x高）的型钢梁，如下图所示,连接巨柱、内筒及地下室墙体。

2.7 塔尖

塔尖坐落于115层并由1根天线及其支承结构组成。天线杆长52.6m，支座结构由天线钢支座、擦窗机支承结构和塔尖支承结构3个部份组成。塔尖结构立面如下图所示：

天线钢支座的底部平面尺寸11.7mx11.7m，顶部平面尺寸3.5573mx3.5573m。天线杆支承于天线钢支座顶部，伸入锚固于该支座底部,通过外部环形顶钳及内部环形底钳，把塔尖的水平荷载转换至塔尖支承结构，再传至巨柱及V形支撑。钢支座顶部十字形钢梁将天线杆的重力荷载传递到下面的塔尖支承结构。

擦窗机支承结构层设于塔尖中部，上部支承天线钢支座，角部设有承重空间构架，中部提供擦窗机出入通道。

塔尖支承结构位于顶层至擦窗机层，其主要结构为4榀钢架，南北方向及东西方向各设两榀,分别支承于8根巨柱上。钢架之间设置等间距斜柱作为次要构件，增加结构刚度和稳定性。

3. 荷载作用

3.1 重力荷载

结构自重包括楼板、梁、柱、墙重量，按各自容重由程序计算。办公区考虑吊顶、架空地板、管线等做法恒荷载取1.6kN/m2，活荷载考虑隔墙及高端办公需要取4.5kN/m2，外墙考虑幕墙，附加恒载取1.5 kN/m2。其他部分根据建筑做法和使用功能取相应荷载。

3.2 风荷载

地貌类型取C类。考虑建筑物超高及重要性，基本风压取0.9 KN/ m2，重现期为100年。风荷载体型系数按照《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3-2002）第3.2.5条取1.4，高度系数、风振系数按照规范取值。同时在加拿大RWDI风洞试验室进行了测压、测力风洞试验研究。风洞试验结果和中国规范计算值对比见下表。结果表明，单方向规范标准计算值略高于风洞试验结果。考虑顺风向、横风向及扭转三向组合后，风洞试验结果略高于规范值。设计采用风洞试验结果。

RWDI风洞试验结果表明，10年重现期塔楼顶部风振加速度为0.109m/s2，满足舒适度要求；考虑10年重现期台风顶部风振加速度为0.259m/s2，超出舒适度要求，设计拟加装TMD（调质阻尼器）来控制和减小塔楼的风振加速度。

3.3 地震作用

本工程所处地区场地类别Ⅲ类，小震反应谱曲线大于6s衰减段按规范规定延伸取值，中大震反应谱曲线大于6s衰减段偏安全取平。多遇地震水平峰值加速度为35gal，罕遇地震水平峰值加速度为220gal。X，Y，Z三向地震作用效应组合系数为1:0.85:0.65。反应谱参数及其曲线如下表和下图所示，其中各地震作用水准下考虑了填充墙刚度影响周期折减。

地震作用水准	阻尼比ξ	地震影响系数最大值 αmax	特征周期Tg/s	周期折减系数
多遇地震	0.035	0.09	0.45	0.85
设防烈度地震	0.04	0.248	0.45	0.9
罕遇地震	0.05	0.5	0.5	1.0

3.4 荷载效应组合

考虑恒荷载、活荷载、风荷载（包括横风向风振）、地震作用（包括三向地震及单向偶然偏心）等各种效应组合，共计129种。

其中：

1. 小震反应谱抗震组合时考虑承载力抗震调整系数YRE；

2. 核心筒底部加强区内力调整；

3. 载力计算中考虑外框架小震作用效应放大系数；

4. 横风向风振采用三向同时输入，均方根法效应组合；

5. 中震弹性：考虑荷载分项系数，材料取设计强度，考虑承载力抗震调整系数YRE；

6. 中震不屈服：荷载分项系数为1，材料取标准强度，承载力抗震调整系数为YRE=1；

7. 中震基本弹性：荷载分项系数为1，材料取标准强度，考虑承载力抗震调整系数YRE。

4. 整体结构性能[1,3,4]

结构计算主要采用ETABS9.2.0软件，其中梁、普通柱采用杆单元，楼板、墙体及巨柱采用壳单元。

4.1 模态分析

第1，2阶为结构45°方向平动主振型，第3阶为扭转主振型，第15阶为竖向主振型，第1扭转周期/第1平动周期=3.380/8.530=0.396<0.85，满足规范的要求。

4.2 刚重比

塔楼沿高度方向逐渐内缩，下部大上部小，更多的质量集中在塔楼的下半部分，考虑下重上轻的因素后，整体结构折算刚重比如下表。

楼层	方向	EJ/kN/m2	G/kN	EJ/GH2
STORY1	X	3.33E+12	6592E+06	1.75
STORY1	Y	3.31E+12	6592E+06	1.74

其中G=1.2恒载+1.4活载，为重力荷载设计值，如上表可见刚重大于1.4，小于2.7，因此结构整体稳定性满足要求，但需考虑重力二阶效应影响。

4.3 最大层间位移角及顶点位移

4.4 小震反应谱作用剪重比

剪重比=本层剪力/本层及本层以上总重力荷载代表值，如图所示。底部楼层剪重比1.02%，少数楼层的剪重比略小于1.2%，满足规范的要求。

4.5 小震反应谱作用内筒外框结构剪力分配

小震反应谱作用下内筒外框结构楼层剪力分配如下图所示。剪力分布突变处为带状桁架及伸臂楼层；层35以下，巨柱向内侧倾斜，外筒承担剪力约占同层总剪力的50%；层35~95巨柱竖直，外筒承担剪力约占同层总剪力的15%，占基底总剪力7%~10%；95层以上巨柱向内侧倾斜，外筒承担剪力约占同层总剪力21%。

4.6 小震反应谱作用内筒外框结构倾覆弯矩分配

小震反应谱作用下内筒外框结构楼层倾覆弯矩分配如下图所示。外框结构承担的倾覆弯矩占总倾覆弯矩的70%。

4.7 抗震性能指标

地震作用	多遇地震	设防烈度地震	罕遇地震
最大层间位移角	1/500	1/200	1/120
核心筒墙	弹性	基本处于弹性状态	允许进入塑性，底部加强区满足大震下抗剪截面控制条件
连梁	弹性	允许进入塑性	允许进入塑性，最大塑性角小于1/50
巨柱	弹性	基本处于弹性状态	允许进入塑性，钢筋应力可超过屈服强度，但不能超过极限强度
巨型支撑	弹性	中震弹性	不进入塑性，钢材应力不可超过屈服强度
周边桁架	弹性	中震弹性	不进入塑性，钢材应力不可超过屈服强度
伸臂桁架	弹性	中震不屈服	允许进入塑性，钢材应力可超过屈服强度，但不能超过极限强度
塔尖钢结构	弹性	中震弹性	允许进入塑性，钢材应力可超过屈服强度，但不能超过极限强度
其他构件	弹性	中震不屈服	允许部分进入塑性
节点	中震保持弹性，大震不屈服

内筒底部轴压比0.5；巨柱底部轴压比0.61，小震组合下无拉力出现。工程主要由风荷载组合和中震作用组合控制，伸臂弦杆最大应力水平0.85fy，腹杆最大应力水平0.72fy；空间带状桁架外桁架弦杆最大应力水平0.43fy，腹杆最大应力水平0.69fy，内桁架弦杆最大应力水平0.78fy，腹杆最大应力水平0.54fy。角桁架弦杆最大应力水平0.70fy，腹杆最大应力水平0.29fy；巨型钢斜撑最大应力水平0.82fy。

对工程进行动力弹塑性分析的结果表明[2],部分连梁出现损伤；核心筒剪力墙的受压损伤主要表现在：内腹墙出现纵向受压损伤带、层95与伸臂桁架相连的4个角部剪力墙局部损伤、层81核心筒收进位置局部损伤等几种典型情况，核心筒翼墙没有出现明显受压损伤；巨柱混凝土在转折位置及与伸臂桁架连接位置出现局部开裂，型钢未屈服；伸臂桁架、周边桁架及巨型支撑均不屈服。

5. 结构设计策略

5.1 内外筒剪力分配[5]

本工程外框结构为二道防线,确保其在水平荷载作用下承担一定比例的剪力是设计的关键点。

巨柱在层35以下及层95以上向内倾斜，水平荷载作用下其承受的轴向力有水平方向分力，外框结构分担的剪力可占同楼层总剪力的20%以上。巨柱层35~95竖直，考虑结构受力的有效性、施工的便利性、建筑外观及使用空间等因素，综合比较若干加强外框结构方案后，最终确定在外框结构中加设巨型钢斜撑以提高其抗剪刚度和承载力。外框结构在层35~95承担15%楼层总剪力。

5.2 空间带状桁架效用

结构设计由原平面带状桁架改变为空间带状桁架，内外2层带状桁架通过斜腹杆及水平弦杆构成了空间带状桁架，获得了更好的稳定性，增加了多余约束，改善了巨柱的工作性能和整体结构的抗震、抗连续倒塌性能。

5.3 巨柱计算长度

8根巨柱是该结构受力体系的主要组成部分，与普通高层或超高层结构之间的差异在于，楼层梁板刚度相对巨柱刚度小很多，不足以对巨柱形成有效侧向约束。该类巨柱的计算长度系数是本结构设计中面临的一个重要课题，对整体结构的安全性、经济性有很大的影响。本工程确定巨柱的计算长度包括三个步骤，首先进行线性屈曲分析得到巨柱的各阶屈曲模态以及屈曲临界荷载系数；然后检查各阶屈曲模态形状，确定该构件发生屈曲时的临界荷载系数，得到该构件的屈曲临界荷载；最后由欧拉临界荷载公式反算该构件的计算长度。

如下图所示，巨柱与核心筒相互依存，屈曲形态同时出现，巨柱以带状桁架为支点发生屈曲，很显然巨柱计算长度可取带状桁架之间的净距。

5.4 层高预留和竖向构件变形补偿

施工阶段到使用阶段全过程中，整体结构在重力荷载作用下，考虑混凝土的收缩和徐变的影响，可得到巨柱和核心筒竖向变形随时间变化规律。分析结果表明整体结构使用1年后绝大部分竖向变形基本完成。引入适当的变形补偿，有利于电梯设备正常运行，有利于控制和保证装饰工程质量。

（1）层高预留

楼层施工标高为楼层设计标高和该层设计标高预留高度之和。巨柱和核心筒各层标高预留高度如下图所示，巨柱最大楼层标高预留高度为152mm（层78），核心筒最大楼层标高预留高度为173mm（层78）。

（2）竖向构件变形补偿

层高预留要求各层竖向构件施工下料时需预留一定的长度，使得结构施工至使用一年后各层竖向构件长度达到设计层高，该预留长度即为该层竖向构件施工至建筑使用一年后压缩量。每层竖向构件施工长度为该层设计层高与该层竖向构件预留长度之和，下图给出了各层巨柱和核心筒预留长度，巨柱楼层最大预留长度为5.7mm（层3），核心筒楼层最大预留长度为7.4mm（层27）。

5.5 TMD研究

工程在台风作用下舒适度超过限值，设计拟加装TMD减振，如下图所示。层112内筒两个对角处分别设置TMD装置，单个TMD钢球重400t。

初步分析表明，加装TMD后，有效减小了结构第1阶模态平动加速度响应；同时，基本消除了结构第1，2阶扭转振动响应，舒适度满足要求。

减振前后结构554.5m标高楼面处最大加速度及角速度如下表所示。

	最大加速度/m/s2	最大角速度/rad/s
横风向(Y向)	Z向
峰值概率最大加速度方法	减振前	0.2506	0.00130
减振后	0.1564	0.000346

6. 结语

平安金融中心结构从方案到初步设计历时两年多，经过全国超限审查委员会多次论证，在风荷载取值、结构体系、设计标准和抗震性能目标等各方面不断改进与完善，最终完成，并于2010年3月通过了全国抗震设防专项审查。工程现已进入施工图设计阶段，现场基坑已开挖，设计正继续深化优化。工程设计研究主要成果如下：

1. 合理配置内筒外框结构及其连接构件，形成多重抗侧力空间结构体系十分重要。外框结构是本工程重要组成部分，设置空间带状桁架、巨型钢斜撑和V形撑等，提高外框结构刚度，增加多余约束，形成较为可靠的二道防线，有利于增强整体结构稳定性，提高整体结构抗震、抗连续倒塌能力。

2. 首创的V形撑主要承担建筑角部重力荷载，控制角部区域楼板竖向振动，同时巧妙结合了建筑立面造型，体现了建筑与结构和谐。

3. 合理确定巨柱计算长度，对保证巨柱安全性十分重要。

4. 首次提出超高层建筑楼层高度预留和竖向构件长度预留的设计概念和计算方法，为建筑施工及投入使用后的结构健康监测提供了科学依据，同时提高了建筑物使用性能水准。

5. 细致深化的计算分析极其重要。楼板局部有限元分析、楼板刚度退化影响分析、关键节点局部有限元分析、抗连续倒塌分析、屈曲稳定分析、人为激励下楼盖舒适度分析、风振舒适度分析、TMD减振分析、混凝土长期收缩徐变及温度效应影响分析和结构抗震动力弹塑性分析等计算分析，有力地保证了工程的安全性、合理性。

6. 拟进一步委托中国建筑科学研究院、同济大学等单位完成巨柱构件、关键节点工作性能试验研究，整体结构振动台试验研究，进一步研究改进结构性能。

参考文献

1. ThorntonTomasetti, Inc.，中建国际设计顾问有限公司.平安国际金融中心结构工程超限高层专项审查送审报告[R]. 2011.

2. 广州数力工程顾问有限公司.深圳平安国际金融中心第三方罕遇地震弹塑性时程分析报告[R].2011.

3. JGJ 3 – 2002高层建筑混凝土结构技术规程[S].北京：中国建筑工业出版社，2002.

4. GB 5001-2001建筑抗震设计规范[S]. 2008年版. 北京：中国建筑工业出版社，2001.

5. 徐培福，傅学怡，王翠坤，等.复杂高层建筑结构设计[M].北京：中国建筑工业出版社，2005.

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