超限高層建筑框架—核心筒結構設計分析

王 秀 文

(呂梁市建筑勘察設計院，山西 呂梁 033000)

1 框架—核心筒的結構特點

房屋建筑的框架—核心筒一般為鋼混結構，主要由樓梯、電纜井、通風井、電梯井道、公共衛生間以及部分設備間圍護而組成，在與外圍框架的組合下，整體形成“外框內筒”的結構。對于超限高層建筑而言，框架—核心筒的運用可以顯著提升樓體結構的抗震性能，優化整體結構的受力狀態，同時還可提升樓體內部的使用空間以及空間利用率，為當前國內外建筑結構設計的主流形式。基于框架—核心筒結構原理的分析，其對樓體抗震性的提升主要是利用了核心筒的抗側向剛度，而水平荷載(少量)與豎向荷載則由框架結構承擔。此外，在增加樓層的情況下，框架—核心筒的運用可使框架水平荷載的承擔比重有效減小，從而增加建筑使用面積，提升空間利用率與總體效益。

2 超限高層中框架—核心筒結構的設計

2.1 基于抗震性能的結構設計

在超限高層框架—核心筒結構中，由于水平側力主要由核心筒結構承擔而少量水平荷載與豎向荷載由框架結構承擔，因此在具體設計時，對于框架與核心筒各自的功能應綜合考慮。對于框架與核心筒抗側力剛度比的分配，可通過鉸接點的科學布置而實現合理控制，以防樓體結構因受力不均而對整體抗側向剛度造成影響，從而使樓體抗震性降低。需要注意的是，在抗側力剛度分配過程中，為防止強震情況下混凝土墻體出現開裂，從而使結構整體抗側向剛度迅速下降而鋼框架結構部分承擔水平荷載的比重迅速增加，最終導致建筑結構因鋼框架荷載過重(超過承載極限)而出現破壞甚至倒塌現象，核心筒剛度不宜增強過多(避免形成弱鋼框架結構體系)，對此應通過計算做到合理分配。

在我國建筑結構的設計方面，由于大多地區對結構的抗震等級強制提升，因此一定程度上提升了建筑物的總體造價。而框架—核心筒結構的運用，由于其外圍鋼架柱一般采用密柱形式而內部核心筒采用鋼混結構，在此結構形式下，可使核心筒承擔的地震傾覆力矩大幅減少而鋼框架抗側向剛度有效增加，使混凝土墻體所受壓應力以及受壓區高度明顯降低，從而在地震作用下，可有效避免因混凝土剪壓脆性破壞而使建筑結構整體剛度退化，實現抗震性能的顯著提升。

2.2 基于風荷載的結構設計

超限高程建筑設計過程中，除地震作用外，還需綜合分析、計算以及論證風荷載對建筑結構的水平作用。基于框架—核心筒結構的運用，在風荷載的作用下，可以有效改善建筑結構的受力狀態，從而降低層間位移。在超限高層建筑框架—核心筒設計時，為保證建筑結構的穩定性與安全性，應對結構在風荷載作用下的應力進行科學計算，具體需針對建筑結構在風載作用下的振動與側向變形，對風壓、風振系數、風載體形系數以及風壓高度變化系數進行分析和確定，以此合理設計框架—核心筒結構，從而提升建筑結構的抗側向變形能力。

3 超限高層建筑框架—核心筒結構設計實例

對于超限高層建筑框架—核心筒結構的設計，本文依據工程實例以對比分析的方式予以論述和優化。

3.1 工程概況

某高層建筑由A，B兩棟塔樓組成，其中A塔樓建筑面積約為11.8萬m2，地上55層，建筑高度為232 m；B塔樓建筑面積約為7.1萬m2，地上29層(含4層裙房)，建筑高度128 m。在結構設計方面，A，B樓均按一級抗震設計(A樓底部為特一級)，其中A樓框架—核心筒結構采用型鋼，B樓則采用鋼管混凝土，現就A，B樓結構性能進行具體分析。

3.2 方案對比

3.2.1型鋼框架—核心筒

在初步設計階段，A樓型鋼框架—核心筒的框架柱與橫梁橫截面尺寸分別為1.8 m×1.4 m和0.5 m×1.0 m，層高為3.9 m。在該布置方式下，由于框架擁有較大的剪力，因此使用鋼量因柱網密集而增加較多。

3.2.2鋼(管)混框架—核心筒

在原方案的基礎上將框架—核心筒調整為鋼管混凝土形式，并且框架柱橫截面尺寸為1.4 m×1.4 m，而橫梁與層高保持不變。由于鋼管柱承載力表現極強，因此為方便布局，可將跨度適當增大。與此同時，基于設備走線(如風管)的考慮，橫梁為變截面設計，以此將層高在靠近核心筒的部位調整為4.0 m，同時為便于鋼結構施工，將橫梁與核心筒的連接方式設計為鉸接。

3.3 計算結果

在兩種結構形式下，為分析地震作用下的具體響應，以此判斷是否符合規范要求，現分別對A、B樓框架—核心筒中的型鋼柱與鋼管柱采用專業軟件建立模型a與b，然后對各項指標通過模擬計算進行對比，最終確定出最佳設計方案。

3.3.1結構動力特性

基于a，b模型振型周期的分析，由于建筑擁有規整的平面，因此兩個方案的前兩個周期接近且均為平動周期，同時橫向與豎向剛度也極為接近，有利于抗震。對于超限高層建筑而言，根據現行規范的要求，其周期比應不大于0.85，而經試算后兩方案的實際周期比均小于0.65(滿足要求)，扭轉效應較小，建筑結構在罕遇地震條件下以平動為主，并且扭轉周期極短，有利于結構抗震。此外，由于鋼管柱既可縮小截面，又可減少柱子，振型周期因結構剛度的降低而增大，因此在相比之下，鋼管柱的周期大于型鋼柱(周期差占到型鋼柱周期的10%～20%)，結構優化后柔性表現更好。在大剛度結構下，由于其對地震作用承受較大，并且使配筋率與位移增大，因此結構設計過程中，為防止建筑結構對地震響應過大，應將剛度適當降低。

3.3.2結構位移與位移角

1)頂點位移。對a，b模型的結構頂點位移分別計算和統計后，分析可知：由于鋼管柱數量與截面尺寸均有所減小，因此其頂部位移相對較大，但是極限位移符合規范要求，只是剛度相對較小。

2)層間位移。采用不同樓層豎向構件各節點產生位移差為層間位移，其最大值就是該層層間位移最大值，而平均值需在相加最大值與最小值后除以2求得。按現行規范的要求，針對本工程實際情況，其層間位移角應控制在1/800以內。由層間位移統計結果可知，鋼管柱層間位移角的最大值和規范要求限值十分接近，說明其剛度合適。此外，如果結構層數達到30層以上，則為風載控制，受風荷載作用后，最大位移角等于1/1 199，比地震作用條件下的位移角小，所以地震作用為主要控制作用。

3)層間位移比。對于超限高層建筑，根據現行規范的要求，其最大層間位移比應在平均值的1.2倍～1.4倍之間。分析a，b模型的最大層間位移比可知，兩方案均在1.2倍平均值左右，說明均無明顯的扭轉效應，在地震作用下建筑結構以平動為主。

4 結語

經模擬試算和對比，A，B樓框架—核心筒結構均可滿足規范要求。A樓型鋼柱為大剛度體系，周期較短且位移及位移比較小，容易產生浪費；而B樓鋼管柱在經局部剛度調整后，可通過剛度的增加來將周期減小，并對建筑經濟性與安全性綜合權衡后，可從中確定出理想點以及最佳結構方案。