第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 沈阳宝能金融中心T1塔楼结构设计 傅学怡，吴兵，孟美莉，邸博，郑竹，孙璨冯叶文，周坚荣，游力黄船宁！
(1.深圳大学建筑设计研究院.
深圳.
518060：2.深圳宝能投资集团，深圳，518000) 摘要：沈阳宝能金融中心T1塔楼高565n，采用巨型空间斜撑框架一劲性钢筋混凝土核心筒一外伸臂结构体系，有效满足 了该超高层结构的设计要求.
通过合理地配置内筒、外框结构的刚度及其连接构件，形成多重抗侧力结构体系，充分发挥了 结构构件的效用，保证了结构的安全性.
对结构进行了深入细致的计算分析，并展开各项试验研究，以保证工程的安全性和 合理性.
工程所采用的结构体系对于其它巨型超高层建筑具有很好的借鉴作用.
关键词：巨型结构：双腔体巨型钢管混凝土柱：伸臂：空间带状桁架：巨型斜撑： 1工程概况 沈阳宝能金融中心项目位于沈阳市沈河区，本项目东边的青年大街是沈阳市的最主要的主干道路，俗 称金廊：西边为彩塔街，北边为沈阳第九中学，南边为文艺路.
该地区为沈阳市金廊的主要商业中心区.
总用地面积58424.1m，总建筑面积107万m，建筑基底面积58424.1m.
项目包括1栋办公塔楼T1、1栋酒店公 寓塔楼T2、5栋超高层住宅及5商业裙楼及扩大地下室.
其中T1塔楼地上113层，标准层层高4.5m，建筑高 度为565m，主体结构屋盖高度为548m，建筑面积约34.6万m².
结构专业从方案、初步设计至施工图均由深 圳大学建筑设计研究院完成，建筑方案设计由ATKINS承担.
建筑效果图见图1，整体结构三维模型见图2.
图1建筑效果图 图2整体结构三维模型 2基础设计 本工程5层地下室，地下室底板标高为-25.6m，根据地勘报告，底板持力层为@砾砂层，承载力特征 值为500~550Kpa，结合沈阳当地的工程实测数据，土体的基床系数取为20000KN/m.
同时，地勘报告揭 露工程所在场地岩层埋置较深，接近200m，故不可能采用嵌岩桩，只能采用摩擦型桩.
基于底板下土体 实际存在的刚度贡献，并结合沈阳地区成熟的设计经验，桩基设计时考虑桩土共同工作.
作者简介：博学怡（1945-），男，学士，研究员
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 采用直径为1.0m的泥浆护壁钻孔灌注桩，并采用后压浆工艺，桩端持力层为⑧含黏土圆砾和碎石层， 桩身混凝土强度等级为C50水下砼：为了减少基础的盆式沉降，中部核心筒下桩桩长适当增加，约为50-60m， 核心筒外桩长适当减小，约45~50m.
分别对应的桩身最大配筋率为2%、1.5%，单桩承载力特征值1500KN、 13000KN.
桩平面布置图见图3， 筏板厚6m，筏板基底面积为塔楼基底边缘外扩约6m：筏板与裙房底板之间设有6.0m~0.8m的变厚度板 带过渡：在主楼与裙房间设有沉降后浇带.
建立包括桩、土体弹簧的整体有限元模型，其中根据试桩报告所提供的荷载-沉降曲线（Q-S）计算 程专家意见对其适当予以折减.
土体弹簧取其基床系数.
计算结果表明，考虑桩土共同工作后，土体约分 担了建筑物总重的9.7%.
重力荷载标准值下桩筏基础结构变形见图4，可以看到，未考虑水浮力有利作用下， 中部核心筒区域最大沉降值10mm，边缘区域最小沉降值6mm.
图3 桩平面布置图 图4基础沉降等值线图 3结构构成 塔楼结构采用巨型钢斜撑外框架劲性钢筋混凝土核心筒外伸臂钢桁架结构体系，如图5所示，标准 层结构平面如图6所示.
结构高宽比548m/54.7m-10.大于规范所建议的最大适用高宽比7.
54. 70m 图5抗侧力体系构成图 心 上: 图6 结构平面布置图 3.1内筒 钢柱以增加核心筒的延性及刚度.
核心简外墙由地下室-5层--3层厚度为2000mm，-2层--1层墙厚为 1800mm，地面以上楼层厚度为1500~500mm，内墙墙厚900~800~400mm.
其中地下室-2层~地上层14（标 高-13.0m~66.25m）采用内置钢板钢筋混凝土剪力墙，既增加了剪力墙的承载力及降低轴压比，又能提高墙 体抗弯及抗剪承载力.
钢板墙延伸至地下室-3层作为过渡层.
钢板墙周边设置型钢柱、型钢梁约束，并设
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 有纵向加劲肋板，如图6.7所示.地下-5层~3层墙内不设钢板，地下-2层~地上层14墙体含钢率为1.5%～ 3.0%.
墙体混凝土强度等级均为C60，钢板及型钢强度等级均为Q345C.
核心筒全高设置700mm高的连梁，宽同墙厚，局部楼层受力较大的连梁内设窄翼型钢以满足连梁抗 剪性能要求.
1 图7筒体构成示意图 图8钢板剪力境布置图 3.2外部巨型框架体系 外框结构主要由8根巨柱、4道空间双带状桁架3道空间单带状桁架、7道空间双角桁架、巨型钢斜撑和 各层边框梁组成.
（1)巨柱：为了提高外框所承担的地震力，把初步设计时的巨柱平面旋转90，柱长边基本平行建筑外轮 廊，巨柱底部的尺寸约为5.2x3.5m，在顶部逐渐减小至2.0x2.0m.
巨柱采用双腔体的钢管混凝凝土柱，沿柱长边中部加设一块钢板，形成两个混凝土的腔体：钢管壁厚 65mm~24mm，含钢率由底部的6%至顶部的4%.
管内不另配竖向钢筋：采用傅学怡教授的钢管内置分配梁的设 计理念和参照同济大学完成的巨柱模型试验结果，每2层设置单向工字钢梁（分配梁）及上下翼缘相连的水 平环肋基本可实现钢管和混凝土的共同工作（混凝土分担系数约为理想状态的95%以上），可有效的把周边 钢管承受的荷载传递给管内混凝土.
同时为了进一步加强钢板和砼之间的粘结，钢板内侧设有栓钉：190300. 为了提高钢管的屈曲稳定性能，管壁内侧T型纵向加劲肋，肋板厚24~16mm：混凝土强度等级从底部到顶部 由C70渐变至C60，钢材等级为Q345GJ， 工点 000 300 水平研助 加到助 图9钢管混凝土柱内水平环肋及分配梁示意 图10钢管混凝土柱内纵向加劲肋示意 (2）空间带状桁架及平面角桁架 结合每个区的避难/机电层或机电层，共设有7道均为2层高的周边带状桁架（在塔楼高度方向布置均匀）.
带状桁架连接巨柱，将塔楼的外围形成巨型框架，承担大部分由侧向力引起的倾覆力矩.
其中1~4区带状桁 架为空间双桁架，5~7区为单桁架：各区角桁架均为空间双桁架.
双桁架中心线、单桁架与巨柱中心线相交， 利于减小巨柱由于桁架传力不对称而受到的扭矩.
（3）巨型钢斜撑 道防线进一步提高了结构抗侧力的安全余度，并有效提高外框所承担的框剪比.
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.
底部结合入 口大堂需要，设人字形斜撑，人字形撑居带状双桁架中心布置：上部采用单向斜撑：斜撑均居柱中布置.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 部人字型控 角析架 图11空间带状桁架示意 图12巨型斜撑布置示意 （4）边框梁 两巨柱之间间距约为27m，以往超高层巨型结构中（如平安金融中心、广州东塔等）均设有重力小柱， 重力柱截面一般为900~600mm的钢管柱，间距约9m，重力小柱上下支撑带状桁架之间，如图13.
本项目楼 层平面中部外鼓，如果设重力柱，该柱难以沿着建筑外立面设置，而只能置于室内办公空间，故为了给建 筑物营造更好的使用空间及视野景观，同时避免重力柱与上下带状桁架的复杂连接、方便施工，弃重力 小柱，直接采用工字钢组合钢梁实现大跨越，梁高1.0~1.1m，钢梁两端与巨柱刚接.
考虑到以下原因，在85层以下，设双边框梁（如图14）：①可进一步提高和改善外框的刚度及其受力 性能：②双梁以柱中心对称布置，改善柱受力：③减小次梁跨度12.8m减小至10.5m，同时提高楼盖结构整 体阻抗，改善楼盖舒适度.
重力小柱 及边基理 图13方案设计阶段重力小柱示意 图14双边框梁示意 3.3伸臂 沿塔楼全高设置四道钢桁架外伸臂，分别位于2、4、6、7区设备层，均为2层高.
外伸臂将核心筒 与巨柱连接，提高结构的抗侧刚度.
外伸臂与内埋于核心筒角部的钢柱相连.
为了保证外伸臂传力的连续 性，外伸臂弦杆贯穿核心筒，同时墙体两侧设置x形斜撑腹杆.
外伸臂构成三维示意见图15.
图15外伸臂构成示意 图16顶部结构构成示意 3.4顶部结构构成 建筑108层以上为企业顶级会所，结构上保持8根巨柱一直伸直屋顶，核心筒结合建筑使用功能切块收 进，只能保留九宫格中部小筒体可以直接延伸至屋顶，结构动力弹塑性计算分析表明，如采用的混凝土小
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 筒体在大震作用下时损伤严重，故在108层以上把钢筋混凝土核心简改为带斜撑的钢框架结构，108层为过 渡层，过渡层增设有斜撑连接钢框架小筒体与外框架柱，同时，钢框架小筒体在过渡层外包150mm厚混凝 土，在结构计算时不考虑，作为构造措施和安全储备.
建筑呈现北方明珠寓意，顶部楼层四周设有球面造型的玻璃幕墙，为实现该造型，结构在4个立面上分 别沿球面边缘设加劲圆环（方钢管1000x500x40），加劲环左右两侧与巨柱相连接、上侧与顶部桁架相连， 下侧与108层楼盖结构相连，有效的提高了周边框架的抗侧刚度：主体结构计算时考虑环内的玻璃幕墙自重、 风荷载.
3.5楼盖体系 采用组合楼盖体系，由工字钢梁、混凝土楼板构成，连接内筒与巨柱的筒框梁两端刚接，其余楼盖钢 梁两端铰接，梁顶面设有剪力键.
标准层楼板厚100mm，角部楼板等受力较大的楼板根据需要适当加厚： 在外伸臂弦杆所在楼层以及机电和避难层的楼板厚度增加为180mm.
4荷载与作用 4.1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，标准层附加恒荷载取2.5kN/m²，整体结构计算时，活荷载取2.0kN/m²，楼盖梁、板构件承载力 设计时活荷载取3.5kN/m：外墙考虑幕墙，附加恒载取1.5kN/m².其他部分根据建筑做法和使用功能 取相应荷载.
4.2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0.55kN/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》（JGJ3-2010)（简称高规）第4.2.3条取1.4，高度系数、风振系 数按照规范取值.
同时在中国建筑科学研究院风洞实验室进行了测压、测力风洞试验研究.
风洞试验结果 和规范计算值对比见表1.
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.
设计采用规范风及风洞试验结果双控.
表1风洞试验结果与高规计算值的比较 规范计算值风洞试验结果风洞结果/规范取值 基底剪力（KN） 76192 79372 94% 项点位移（mm） 508 541 94% 0.25- 290300 图17风洞试验模型 图1810年重现期各风向下顶点加速度响应 风洞试验结果（图18）表明，10年重现期、基本风压0.4kN/m²，阻尼比0.015，塔楼顶部单方向最大 加速度响应为0.222m/s²，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》对超高层建筑的舒适度要求.
4.3地震作用 工程所处地区场地类别为ⅡI类，根据场地剪切波速和覆盖层厚度插值得到特征周期0.4s.
本工程筑， 第一、二周期接近8.7s，大于6.0s，属于长周期结构，规范尚未给出6.0s之后的反应谱曲线，偏安全，本 工程反应谱6.0s后曲线取平.
根据安评报告，多遇地震水平峰值加速度为40gal，计算得到安评谱对应的
