北京g1大廈塔結(jié)構(gòu)體系核心筒設(shè)計

北京g1大廈塔結(jié)構(gòu)體系核心筒設(shè)計

1結(jié)構(gòu)體系試驗研究鋼-混凝土聯(lián)合結(jié)構(gòu)是近年來迅速發(fā)展的結(jié)構(gòu)體系。與鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)相比，結(jié)構(gòu)重量輕、建筑使用面積大、施工周期長、成本低等優(yōu)點。但由于缺乏充分的試驗依據(jù)以及高烈度地震區(qū)成熟的工程實踐,國內(nèi)外工程界對這種結(jié)構(gòu)的抗震性能沒有形成統(tǒng)一認(rèn)識,因此這種結(jié)構(gòu)體系多用于非抗震設(shè)計和低烈度地震區(qū)。為在高烈度地震區(qū)推廣使用該體系,北京市建筑設(shè)計研究院與同濟(jì)大學(xué)、北京工業(yè)大學(xué)合作,以北京LG大廈塔樓為對象進(jìn)行研究,其中同濟(jì)大學(xué)完成結(jié)構(gòu)模型模擬地震振動臺試驗和現(xiàn)場脈動測試,北京工業(yè)大學(xué)完成圓形截面組合柱-鋼梁框架節(jié)點和鋼桁架-混凝土墻節(jié)點的試驗。本文介紹了鋼-混凝土組合框架-核心筒結(jié)構(gòu)在8度抗震設(shè)防區(qū)的設(shè)計和應(yīng)用研究成果。2樓-中-墻組合結(jié)構(gòu)北京LG大廈位于北京主干道長安街建國門外,總面積為151345m2,地下4層,埋深24.6m,地上由兩幢相距56m,高度為141m的31層塔樓和中間5層裙房組成,是集辦公和商業(yè)為一體的綜合性建筑。塔樓標(biāo)準(zhǔn)層平面近似橢圓,長軸方向為44.2m,短軸方向長41.56m,塔樓高寬比為3.4。開間最大尺寸為9m,核心筒至邊緣框架柱最大距離為14.75m。由于規(guī)劃日照要求,塔樓從24層起逐漸收進(jìn),在北立面形成一個大斜坡屋面。塔樓首層平面見圖1,6層及6層以上標(biāo)準(zhǔn)層見圖2,剖面見圖3。本工程抗震設(shè)防烈度為8度,場地類別為Ⅱ類,抗震等級:框架為一級,核心筒剪力墻為特一級。3結(jié)構(gòu)體系設(shè)計1997年北京LG大廈設(shè)計時,通過對鋼結(jié)構(gòu)、鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)和鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)三種方案的經(jīng)濟(jì)性和技術(shù)性比較,最終選用了鋼-混凝土組合框架-核心筒結(jié)構(gòu)。分析結(jié)果表明:(1)與混凝土結(jié)構(gòu)相比,結(jié)構(gòu)自重較輕,基礎(chǔ)可采用天然地基,避免了昂貴的樁基方案,整個工程基礎(chǔ)造價節(jié)省500萬元。(2)豎向承重構(gòu)件截面較小,增加了樓層有效使用面積,以標(biāo)準(zhǔn)層為例,每層(兩棟塔樓)建筑有效面積增加了25m2,按該工程所在地區(qū)的房租計算,每年的租金可增收40萬美元,僅此一項,業(yè)主便可在10年內(nèi)收回該工程全部鋼結(jié)構(gòu)材料費。(3)鋼結(jié)構(gòu)在工廠制作、工地安裝,核心筒采用爬模施工方法先行施工,再吊裝組合柱中鋼骨柱和水平鋼結(jié)構(gòu)構(gòu)件,最后再澆注混凝土,這樣豎向和水平方向施工互不干擾,施工速度快,質(zhì)量易于控制。(4)結(jié)構(gòu)造價適中,位于鋼結(jié)構(gòu)和鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)之間。塔樓低區(qū)核心筒平面尺寸為12m×23.6m,占標(biāo)準(zhǔn)層面積的16%,剪力墻面積率為3.2%。核心筒剪力墻的厚度:x方向為450mm,y方向為600mm。剪力墻的厚度主要由彈性位移角限值(1/800)控制,而剪力墻的數(shù)量,則結(jié)合建筑平面的變化、電梯的低、中、高區(qū)的分布,向上逐漸減少,使得141m高的塔樓其剛度分布相當(dāng)均勻,變形合理,沒有明顯的薄弱層。由于核心筒是整個結(jié)構(gòu)的主要抗側(cè)力構(gòu)件,承擔(dān)了85%地震剪力,為改善核心筒剪力墻的延性,設(shè)計中有目的地在核心筒的四大角及縱橫墻交點處設(shè)置鋼骨(HM340×250×9×14),并作為剪力墻抗震設(shè)防的第二道防線,防止剪力墻在罕遇地震作用下,因墻體混凝土嚴(yán)重開裂后豎向承載力受損而產(chǎn)生的連續(xù)破壞。同時,為了提高承托樓面桁架的剪力墻連系梁的非彈性變形能力,沿核心筒y向連梁內(nèi)設(shè)置了型鋼,與鋼骨柱組成暗框架,加強(qiáng)了核心筒的整體性。采用鋼骨剪力墻核心筒后,施工過程中核心筒領(lǐng)先外圍框架最大時達(dá)20層,加快了施工進(jìn)程,同時由于暗鋼柱的存在大大減小豎向變形差異,有利于安裝鋼結(jié)構(gòu)構(gòu)件。核心筒外圍框架由組合柱和寬翼緣鋼梁組成。圓形組合柱的直徑:1～14層為1500mm;15～25層為1350mm;26層及其上為1200mm。組合柱內(nèi)埋置H416×406×30×48型鋼,含鋼率為2.76%～4.3%。外圍框架鋼梁尺寸:1～24層為H903×304×15×20;25層及其上為H835×292×14×18?；炷翉?qiáng)度等級:1～15層為C60;16～25層為C50;26層及其上為C40?？缭酵鈬蚣芘c核心筒之間的樓面梁采用鋼桁架,桁架間距為4500mm,標(biāo)準(zhǔn)層桁架高度為950mm,設(shè)備和電氣管線可在其中穿越。樓面采用組合樓板,標(biāo)準(zhǔn)層為65mm高的閉口壓型鋼板,上部疊合60mm厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土,樓板總厚度125mm。4振型分解反應(yīng)譜法結(jié)構(gòu)整體分析按兩階段設(shè)計方法進(jìn)行,第一階段為多遇地震作用下的彈性分析,采用振型分解反應(yīng)譜法計算構(gòu)件的承載力和水平位移。第二階段為罕遇地震作用下的彈塑性分析,驗算結(jié)構(gòu)層間位移。4.1第一階段多遇地震的彈性分析(1)模型的完整應(yīng)用表1給出了幾個結(jié)構(gòu)分析程序的計算結(jié)果以及現(xiàn)場脈動實測結(jié)果。結(jié)構(gòu)分析時,程序SATWE,SAP84對樓面桁架采用了等代梁(剛度相等)模型,而MIDAS/Gen程序則將樓層桁架模型完整地建立起來,如圖4。樓面桁架(鋼梁)與墻的連接均假定為鉸接。對兩種不同模型的計算結(jié)果進(jìn)行對比,可以發(fā)現(xiàn),將桁架梁簡化為實腹梁的計算方法,對結(jié)構(gòu)整體分析的影響不大,這樣可以很大程度上節(jié)省計算工作量。此外,程序分析結(jié)果與現(xiàn)場脈動實測結(jié)果基本上是吻合的,脈動實測的周期值稍短,是由于脈動方法的激勵源能量較選,且因?qū)崪y時尚有一部分樓面做法沒有完成,質(zhì)量偏小所造成的。在整體分析時,雖然假定了桁架(等代梁)與墻的連接為鉸接,但在局部計算時,桁架與核心筒墻體連接部位以及相關(guān)的桿件,仍需考慮連接部位處約束彎矩的影響。(2)鋼架頂架位移對頂部鋼架設(shè)置和未設(shè)置斜撐的兩個結(jié)構(gòu)方案(圖5)分別進(jìn)行了x、y兩個方向的彈性時程分析:計算時分別按小震的強(qiáng)度(70gal)對兩個結(jié)構(gòu)沿x、y方向輸入了ElCentro地震波。得到圖6、圖7位移時程曲線圖。圖6表示頂部鋼架未設(shè)置交叉斜撐的結(jié)構(gòu)沿x方向30層屋面和鋼架頂點位移時程曲線,x方向屋面的最大位移(大致出現(xiàn)在4.0s的時刻)為97.5mm,而在相似時刻鋼架頂點的最大位移為147.5mm,鋼架頂點最大位移約相當(dāng)于屋面最大位移的151%。圖7表示頂部鋼架設(shè)置了交叉斜撐后的結(jié)構(gòu)沿x方向30層屋面和鋼架頂點位移時程曲線,x方向屋面最大位移(同樣大致出現(xiàn)在4.0s的時刻)為100mm,而在相似時刻鋼架頂點的最大位移為125mm,鋼架頂點最大位移相當(dāng)于屋面最大位移的125%。沿y方向進(jìn)行時程分析結(jié)果表明:頂部鋼架未設(shè)置交叉斜撐的結(jié)構(gòu),鋼架頂點最大位移相當(dāng)于屋面最大位移的123%;而頂部鋼架設(shè)置了交叉斜撐的結(jié)構(gòu),鋼架頂點位移與屋面最大位移相差很小。分析結(jié)果表明,頂部鋼架在不設(shè)柱間斜撐的情況下,由于頂部鋼架過柔,鞭梢效應(yīng)明顯,扭轉(zhuǎn)現(xiàn)象嚴(yán)重。設(shè)置柱間斜撐后,頂部鋼架的剛度得到加強(qiáng),避免了屋面頂部結(jié)構(gòu)剛度突變,明顯減小了頂部鞭梢效應(yīng)、扭轉(zhuǎn)的影響以及鋼架局部劇烈振動。4.2在第二階段罕見地震的影響下，彈塑性動力時程的分析(1)鋼筋混凝土有限元模型由于結(jié)構(gòu)平面比較復(fù)雜,若采用平面分析模型難以反映結(jié)構(gòu)的空間特性,因此采用三維空間動力分析程序EPDA對結(jié)構(gòu)進(jìn)行彈塑性動力時程分析。分析時梁、柱采用一般梁單元來模擬,鋼筋混凝土梁、柱由混凝土實心元和鋼筋面積兩部分疊加組成,兩部分采用相同的位移模式分別積分;對于鋼梁和鋼柱則根據(jù)不同截面形狀分成不同的板帶進(jìn)行積分。剪力墻單元由混凝土板殼單元和鋼筋薄膜單元疊加組成。鋼筋和鋼材應(yīng)力與應(yīng)變關(guān)系采用理想彈塑性強(qiáng)化模型,見圖8。混凝土應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線見圖9。分析時結(jié)構(gòu)中的桁架梁采用等效的工字型鋼梁代替。桁架梁與剪力墻連接節(jié)點為半剛性連接,由于模擬半剛性連接比較困難,計算模型中采用完全鉸接形式,因此實際結(jié)構(gòu)的變形將小于此分析結(jié)果。(2)地震波的確定時程分析共選用3條地震波,其中實際地震波2條,人工波1條。實際地震波中的一條選用了Taft南北方向地震波;考慮到該場地雖然為Ⅱ類,但接近于Ⅱ、Ⅲ類交界處故將ElCentro南北方向地震波作為另一條實際地震波。人工波采用北京市勘察設(shè)計研究院提供的一條該場地人工波GB11。經(jīng)多遇地震作用下的彈性時程分析,該3條波均能滿足規(guī)范要求。彈塑性時程分析時罕遇地震波的加速度峰值A(chǔ)max取0.4g。(3)結(jié)構(gòu)體系的地震響應(yīng)特性表2、表3分別給出了彈塑性時程分析時x方向和y方向的層間位移角。計算結(jié)果表明本結(jié)構(gòu)在實際罕遇地震波Taft、ElCentro波(x、y方向)作用下,x、y方向?qū)娱g位移角最大值為1/144。對于人工波GB11,層間位移角最大值為1/107。由于計算模型中未考慮以下有利因素:桁架梁與剪力墻節(jié)點的約束彎矩、框架柱螺旋箍筋沿全高加密、鋼骨混凝土-鋼組合結(jié)構(gòu)的延性優(yōu)于鋼筋混凝土結(jié)構(gòu),因此塔樓在罕遇地震條件下結(jié)構(gòu)的實際層間位移角將小于上述計算值。從最大層間位移角看,軟弱部位:x向在18層附近;y向在17層附近;以及頂部的鋼架處。實際結(jié)構(gòu)從17層開始剪力墻向內(nèi)收,頂部為純鋼架,計算結(jié)果和實際結(jié)構(gòu)情況基本吻合。按《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB50011—2001),彈塑性時程分析取各層層間位移角算術(shù)平均值的最大值的規(guī)定,x方向為1/135、y方向為1/149,計算結(jié)果小于規(guī)范要求的容許值1/100。說明本結(jié)構(gòu)體系可以抵御8度設(shè)防地區(qū)的罕遇地震作用。表4、表5分別為幾條地震波作用下結(jié)構(gòu)x、y方向最大層間位移角及首層層間剪力計算結(jié)果的比較。表5說明罕遇地震波作用下,首層層間剪力至少為小震的計算層間剪力的3.16倍。這也從另一個角度說明,本結(jié)構(gòu)體系具有較好的抵御罕遇地震的能力。4.3彈塑性動態(tài)分析結(jié)果與振動臺試驗結(jié)果進(jìn)行了比較(1)層間位移角分析彈塑性時程分析各層層間位移角算術(shù)平均值的最大值為x方向1/135、y方向1/149,振動臺試驗結(jié)果層間位移角的最大值為x方向1/120、y方向1/101。x方向結(jié)果十分接近,y方向稍有差別。(2)北京lg造林彈塑性時程分析結(jié)果表明:塔樓x方向薄弱部位在18～20層,y方向薄弱部位在16～18層,以及出屋面鋼架處。振動臺試驗結(jié)果分析認(rèn)為,北京LG大廈塔樓沒有明顯薄弱樓層,但存在如下薄弱部位:①塔樓3l層以上出屋面鋼架處;②塔樓17～23層之間部分;③靠近框架梁柱節(jié)點處的柱截面。計算結(jié)果和試驗結(jié)果非常吻合。有關(guān)結(jié)構(gòu)模型模擬地震振動臺試驗結(jié)果見文獻(xiàn)。(3)核心筒剪力墻的變形規(guī)律框架-核心筒結(jié)構(gòu)在整體分析時,通常假定樓面鋼梁(桁架)只承受豎向荷載,鋼梁(桁架)與核心筒之間連接為鉸接。但是,由于連接處高強(qiáng)螺栓的作用,與混凝土核心筒墻體連接的梁(桁架)端部仍然存在約束彎矩。梁(桁架)端部的這種轉(zhuǎn)動約束能力,必然會在地震作用下得到反應(yīng)。表6給出了振動臺試驗時,不同設(shè)防水準(zhǔn)ElCentro地震波作用下,測點Ⅰ和Ⅱ處(見圖2)梁端實測的最大應(yīng)變值。從表中可以看到如下規(guī)律:①梁端橫截面最大拉應(yīng)變值出現(xiàn)在梁的下翼緣處,且應(yīng)變值向上翼緣方向變小,表明梁端截面中和軸位于梁上混凝土疊合層內(nèi),混凝土疊合層中的壓力與鋼梁中的拉力形成了由地震作用產(chǎn)生的梁端約束彎矩,該約束彎矩將隨著設(shè)防水準(zhǔn)的提高而增大。設(shè)計中應(yīng)給以足夠重視。②在不同設(shè)防水準(zhǔn)的地震作用下,梁端最大應(yīng)變值出現(xiàn)的位置,既不在底層也不在頂層,而是發(fā)生在15層附近,且最大拉應(yīng)變出現(xiàn)的位置與結(jié)構(gòu)最大層間位移角出現(xiàn)的位置相一致。這種現(xiàn)象反映了結(jié)構(gòu)具有良好的整體性、核心筒與外圍框架兩者間能很好地協(xié)同工作,使核心筒剪力墻的變形特征由彎曲變形轉(zhuǎn)變?yōu)閺澕糇冃?。③框?核心筒結(jié)構(gòu)中樓面梁(桁架)與核心筒之間的連接是關(guān)鍵部位之一,核心筒內(nèi)設(shè)置的鋼骨提高了樓面梁(桁架)的端部錨固能力,試驗結(jié)果表明在8度罕遇地震作用下沒有出現(xiàn)任何裂縫,節(jié)點仍保持良好。5澆筑鋼筋、混凝土的矛盾節(jié)點設(shè)計是結(jié)構(gòu)設(shè)計中關(guān)鍵的環(huán)節(jié)之一,除了滿足承載力、延性、耗能要求外,在構(gòu)造上需要解決好鋼骨、鋼筋、混凝土澆筑三者之間的矛盾,便于施工。5.1鋼梁節(jié)點連接方式的選擇組合柱中的鋼骨柱主要用于施工階段樓層水平鋼構(gòu)件的安裝、定位,施工階段按純鋼結(jié)構(gòu)核算。計算柱的軸壓比以及組合柱的抗剪承載能力時考慮了鋼骨柱的作用。在彈塑性動力時程分析時考慮了鋼骨柱的貢獻(xiàn)。對于鋼骨柱及埋入組合柱內(nèi)的鋼梁,栓釘?shù)脑O(shè)置十分重要,栓釘對鋼骨和混凝土的緊密結(jié)合起到了關(guān)鍵的作用,節(jié)點試驗也已表明了這一點。設(shè)計時應(yīng)注意在節(jié)點范圍內(nèi)鋼骨柱橫截面上設(shè)置栓釘。鋼骨柱與鋼梁的連接方式有兩種形式:柱貫通式,梁貫通式。文獻(xiàn)報告了柱貫通式的抗震性能優(yōu)于梁貫通式,因此設(shè)計中最終選擇了柱貫通式,其優(yōu)點如下:(1)便于鋼構(gòu)件工廠加工,實際工程中鋼柱通常為2～3層一個加工段,如采用梁貫通式,則豎向接頭過多,容易造成施工誤差,不利于豎向荷載的傳遞。(2)受建筑平面不規(guī)則的影響,梁柱相交處柱兩端的鋼梁并不在一條直線上,鋼梁在柱位處實際上已被打斷。(3)便于與施工程序結(jié)合,使工期更快。(4)梁柱節(jié)點連接位置的確定:無論鋼梁來自哪一個方向,均調(diào)整為距柱中心450mm,這種方式的優(yōu)點是:加工簡便,規(guī)律性強(qiáng),不易造成混亂;鋼梁伸出的長度較短,便于運輸、吊裝。(5)將鋼梁與鋼骨柱的連接部位埋入混凝土中,利用混凝土約束住連接處薄弱部位。試驗結(jié)果表明,鋼梁出現(xiàn)塑性鉸時,連接部位的焊縫仍保持完好。梁柱節(jié)點設(shè)計時,在梁與鋼骨混凝土柱交界處,沿柱混凝土表面設(shè)置了與梁腹板同高的弧形鋼板,鋼板厚度為20mm,簡稱FBP(FaceBearingPlate),見圖10。試驗結(jié)果表明在反復(fù)荷載作用下,FBP板起到了約束節(jié)點核心區(qū)混凝土的作用,延緩了混凝土的損傷,限制了核心區(qū)內(nèi)鋼骨柱翼緣的剪切變形和局部屈曲,有利于抗震。有關(guān)圓形截面組合柱-鋼梁框架節(jié)點試驗和受剪承載力計算方法見文獻(xiàn)和文獻(xiàn)。5.2錨固措施的應(yīng)用剪力墻與梁的連接節(jié)點設(shè)計時,參考了《鋼骨混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)程》(YB9082—97),考慮了梁端的約束彎矩的影響,并根據(jù)梁的受力大小以及所處的部位采取不同的錨固措施,錨固示意圖詳見表7。鋼桁架與混凝土墻的連接,