張沫洵, 徐福江, 盛 平, 馮 巖, 湯林墨, 趙博堯, 盧 帥, 侯舒樂

(北京市建筑設(shè)計研究院有限公司，北京 100045)

1 工程概況

國家會議中心二期配套酒店項目(圖1)位于北京市朝陽區(qū)奧林匹克公園中心區(qū)B24地塊?？偨ㄖ娣e約14.9萬m2,其中地上建筑面積9.9萬m2,地下建筑面積5萬m2。地下3層,自下而上層高分別為3.8、5.6、6.5m;地上14層,建筑高度60m。地上包含兩座塔樓,北側(cè)為X形平面的奢華超五星級酒店(簡稱RC塔樓);南側(cè)為約L形平面的五星級酒店(簡稱MM塔樓)。兩座塔樓通過底部2層裙房連接在一起(圖2),3層以上獨立,為大底盤多塔結(jié)構(gòu);首層層高7.5m,2層層高6.6m,標準層層高為3.75m。塔樓地上結(jié)構(gòu)高度為59.25m,裙房地上結(jié)構(gòu)高度為22.75m。裙房主要功能為大堂、宴會廳、酒店配套餐飲等。

圖1 西北角人視效果圖

圖2 建筑鳥瞰示意圖

結(jié)構(gòu)設(shè)計基準期為50年,建筑結(jié)構(gòu)安全等級為二級[1]。抗震設(shè)防烈度為8度,基本地震加速度為0.20g,設(shè)計地震分組為第一組,建筑場地類別為Ⅲ類,特征周期為0.55s(多遇地震)、0.60s(罕遇地震),抗震設(shè)防類別為標準設(shè)防類。

2 主要結(jié)構(gòu)體系和布置

該工程地上部分采用鋼框架-支撐結(jié)構(gòu)體系,框架柱為鋼管混凝土柱[2],框架梁為鋼梁[3]。在部分樓梯、電梯筒周邊設(shè)置了斜撐,提高結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度,以減小在風荷載和地震作用下的側(cè)向位移。為滿足建筑控制截面尺寸的要求,標準層的支撐為屈曲約束支撐,首層、2層由于層高較大,選用了普通鋼支撐。地上結(jié)構(gòu)三維模型見圖3。地下部分采用鋼筋混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu)。

圖3 地上結(jié)構(gòu)三維模型

2.1 RC塔樓

RC塔樓平面呈X形,每3層為1個標準區(qū)段,空間形體見圖4,標準層結(jié)構(gòu)平面圖見圖5(a)。東西向長度為78.8m,南北向端部寬度為37.2m,中部收窄為25.1m。在X形平面中部每3層設(shè)有1個通高的中庭花園。為保證樓板的傳力,對中庭花園樓板及其外擴一跨范圍的樓板加厚為180mm。平面東西側(cè)各設(shè)有1個核心筒,核心筒平面為梯形,在核心筒合適位置設(shè)置了支撐。框架柱為矩形鋼管混凝土柱,首層、2層柱截面為□800×500×30,標準層及以上柱截面逐步減小至□500×500×16;主要框架梁截面H600×300×12×26,鋼牌號均為Q355。

圖4 RC塔樓標準層區(qū)段三維模型

圖5 標準層結(jié)構(gòu)平面圖

2.2 MM塔樓

MM塔樓平面呈L形,東側(cè)客房長98m、寬20.6m;南側(cè)客房長67m、寬20.6m,標準層結(jié)構(gòu)平面圖見圖5(b)。在L形平面的轉(zhuǎn)角位置和兩個端部各布置了1個核心筒,核心筒內(nèi)以及個別房間隔墻位置設(shè)置了支撐?？蚣苤鶠榫匦武摴芑炷林?首層、2層柱截面□700×700×40,標準層及以上柱截面逐步減小至□500×500×16;主要框架梁截面HM550×300×11×18,鋼牌號均為Q355。南側(cè)客房為MM塔樓的大堂入口,為保證建筑效果,平面中間部位有3根標準層框架柱無法直接落地,利用2層頂板18m跨度框架梁進行轉(zhuǎn)換。同時受用地紅線限制,南側(cè)客房西端部3根框架柱也需在2層頂板利用3.25m長度的懸挑梁進行轉(zhuǎn)換,見圖6。

圖6 MM塔樓轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)局部三維模型

2.3 裙房

裙房主要功能為大堂、宴會廳、酒店配套餐飲等。為保證大空間和后期改造的靈活性,裙房區(qū)域未設(shè)置支撐,采用純框架結(jié)構(gòu)。裙房內(nèi)局部宴會廳為大跨空間,均采用密肋鋼梁形式。小宴會廳跨度為18m,梁間距3m,梁截面為H900×500×16×40;中宴會廳跨度為27m,梁間距3～3.6m不等,梁截面為H1 000×600×16×40;大宴會廳跨度為36m,梁間距3m,梁截面為H1 600×600×35×50,鋼材牌號均為Q355。

3 抗震超限設(shè)計要點

該項目同時存在扭轉(zhuǎn)不規(guī)則、偏心布置、凹凸不規(guī)則、樓板不連續(xù)、豎向抗側(cè)力構(gòu)件不連續(xù)、多塔、斜柱、穿層柱等多項不規(guī)則,屬于抗震超限高層建筑,結(jié)構(gòu)設(shè)計中應(yīng)采取針對性措施提高結(jié)構(gòu)抗震性能。

3.1 抗震性能化設(shè)計

綜合考慮設(shè)防烈度、場地條件、結(jié)構(gòu)的特殊性及震后損失和修復難易程度等因素,本項目的性能目標定為略高于D級[4]。各構(gòu)件性能水準要求詳見表1。

表1 各構(gòu)件性能水準要求

3.2 大底盤多塔

針對該項目大底盤多塔的特點,采取多塔模型和單塔模型分別計算,承載力采用包絡(luò)結(jié)果進行設(shè)計;裙房1、2層頂板厚度均加厚至150mm并雙層雙向配筋,配筋率不小于0.25%;RC塔樓和MM塔樓1～4層(塔樓收進位置上下各2層)以及與MM、RC塔樓相鄰3跨范圍內(nèi)裙房的框架柱控制其大震作用時的損傷程度。

3.3 轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)

針對MM塔樓底部框架柱不連續(xù)的情況,轉(zhuǎn)換柱、轉(zhuǎn)換梁和斜柱及與斜柱上下端相連框架梁按照中震彈性、大震不屈服的性能目標進行設(shè)計。反應(yīng)譜分析和時程分析時均考慮以豎向地震為主的工況。轉(zhuǎn)換部位分析時不考慮樓板的剛度作用,樓板重量作為荷載輸入。

3.4 其他不規(guī)則

針對凹凸不規(guī)則,如RC塔樓中庭樓板細腰處、MM塔樓L形連接部位樓板進行加強處理,確保地震力傳遞的可靠性。加大樓板厚度到180mm,按照中震樓板應(yīng)力分析的結(jié)果進行配筋,配筋雙層雙向拉通,配筋率不小于0.25%。

3.5 罕遇地震動力彈塑性分析

彈塑性分析軟件采用由北京市建筑設(shè)計研究院自主研發(fā)的非線性結(jié)構(gòu)分析軟件Paco-SAP,采用精細有限元模型對結(jié)構(gòu)進行非線性分析。

混凝土材料采用《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)(2015年版)[6]附錄C指定的單軸本構(gòu)模型。鋼材和鋼筋采用雙折線隨動強化模型。鋼管混凝土截面考慮鋼管對混凝土的約束效應(yīng),混凝土的本構(gòu)模型采用韓林海教授提出的本構(gòu)模型[7]。

時程分析所選用的地震波影響系數(shù)應(yīng)與振型分解反應(yīng)譜法所采用的地震影響系數(shù)在統(tǒng)計意義上相符,時程分析時地震波與規(guī)范譜在主要周期點的地震影響系數(shù)對比見表2,基底剪力對比見表3,由表中數(shù)據(jù)可以看出所選擇的地震波均滿足規(guī)范要求。

表2 地震波與規(guī)范譜在主要周期點的地震影響系數(shù)對比

表3 罕遇地震下地震波與反應(yīng)譜基底剪力對比

罕遇地震下,RC塔樓X向最大層間位移角1/62,Y向最大層間位移角1/62;MM塔樓X向最大層間位移角1/56,Y向最大層間位移角1/51,均未超過規(guī)范限值1/50,滿足“大震不倒”的設(shè)防目標。

在罕遇地震各工況下,關(guān)鍵構(gòu)件混凝土受壓損傷小于0.125,鋼材應(yīng)力比小于1.00,性能水平均無損壞,見圖7。普通豎向構(gòu)件及耗能構(gòu)件均滿足性能水平要求,且絕大多數(shù)的首層普通豎向構(gòu)件為無損壞狀態(tài),其中框架柱包絡(luò)性能水平見圖8。

圖7 關(guān)鍵構(gòu)件包絡(luò)性能水平

圖8 全樓框架柱包絡(luò)性能水平

根據(jù)上述計算結(jié)果,結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下的彈塑性反應(yīng)和破壞機制符合抗震概念設(shè)計要求,抗震性能可達到預定的抗震性能目標。

4 屈曲約束支撐減震設(shè)計

經(jīng)計算,常規(guī)鋼支撐截面不能滿足建筑要求;同時,首層、2層層高較大,標準層層高較小,故首層、2層采用普通鋼支撐,2層以上采用屈曲約束支撐,使得結(jié)構(gòu)側(cè)向剛度更趨均勻,同時也規(guī)避了豎向剛度不規(guī)則;上部樓層變形較大,布置屈曲約束支撐有助于增加設(shè)防地震與罕遇地震下耗散地震能量的效率,提高結(jié)構(gòu)的抗震性能。

屈曲約束支撐布置在兩個塔樓的核心筒內(nèi),其位置見圖5,立面布置及節(jié)點連接做法[8]見圖9、10,全樓共布置396個BRB支撐,位于3～14層范圍內(nèi)。屈曲約束支撐(BRB)部分參數(shù)見表4。

圖9 BRB支撐立面布置示意圖

圖10 BRB連接節(jié)點做法示意

由于附加阻尼比是減震設(shè)計的關(guān)鍵參數(shù),對其進行了能量法與能量曲線對比法的分析比較[9]。由能量法計算得到的結(jié)構(gòu)附加阻尼見表5。

表5 能量法附加阻尼比計算結(jié)果

采用能量曲線對比法計算結(jié)構(gòu)附加阻尼比時,首先采用時程分析法得到結(jié)構(gòu)固有阻尼比耗能與阻尼器耗能,然后將各時刻的阻尼器耗能與結(jié)構(gòu)固有阻尼比耗能的比值乘以結(jié)構(gòu)的固有阻尼比得到阻尼比時程,取地震波輸入后期較為穩(wěn)定的結(jié)果即為阻尼器附加阻尼比,結(jié)果見表6。

表6 能量曲線對比法附加阻尼比計算結(jié)果

對比以上兩種方法的分析結(jié)果(表5和表6),可以看出,能量法計算結(jié)果稍微偏小,實際工程中為保留適當?shù)陌踩哂?按能量法附加阻尼比計入。

5 新型鋼管混凝土柱轉(zhuǎn)換節(jié)點

5.1 轉(zhuǎn)換節(jié)點研究背景、意義

該項目地上為鋼管混凝土框架-支撐結(jié)構(gòu)體系,地下室采用鋼筋混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu),嵌固部位為地下室頂板。故而需要將上部鋼結(jié)構(gòu)構(gòu)件轉(zhuǎn)換為下部鋼筋混凝土構(gòu)件。目前對于上述情況,常規(guī)的做法如下:地下混凝土柱截面相對于上部鋼管柱每邊擴大不小于150mm,且鋼管柱需下插至少一層;將作為嵌固層的地下室頂板做成梁板結(jié)構(gòu),樓板厚度不小于180mm。上述常規(guī)做法的上部鋼骨柱柱腳和下部混凝土柱的連接構(gòu)造復雜,且增大下柱截面和下插一層鋼骨只為了達到鋼柱和混凝土柱連接過渡和嵌固上部鋼骨柱的目的,造成空間浪費、用鋼量增加,技術(shù)和經(jīng)濟指標均很低。

針對上述情況及本項目的實際情況,在概念設(shè)計的基礎(chǔ)上,先進行有限元仿真分析,后通過實體模型試驗進行驗證,創(chuàng)新性設(shè)計了一種新型鋼管混凝土柱轉(zhuǎn)換節(jié)點,并將此節(jié)點應(yīng)用于本項目的上部鋼骨柱和下部混凝土柱連接部位,一方面可以滿足結(jié)構(gòu)嵌固的要求,達到下部混凝土柱不加大截面,另一方面可同時達到減少建筑整體用鋼量,降低施工難度的目的。

5.2 新型鋼管混凝土柱轉(zhuǎn)換節(jié)點構(gòu)造方式

設(shè)計了一種新型鋼管混凝土柱轉(zhuǎn)換改良嵌固節(jié)點[10],此節(jié)點具體結(jié)構(gòu)做法如下:上部鋼管混凝土柱的鋼管部分保證截面不變下插,穿過梁柱節(jié)點核心區(qū)并延伸300mm,然后開始按1∶6變坡縮小型鋼混凝土柱內(nèi)的鋼管截面,鋼管壁厚保持不變,截面縮小至鋼管外表面與混凝土外表面距離150mm,并保持此截面不變一直延伸至下柱柱底位置,按常規(guī)柱腳節(jié)點固定;下柱混凝土截面為上柱鋼管混凝土柱鋼管外壁延四周外擴50mm而成;下部鋼筋混凝土柱的縱筋自內(nèi)部鋼管縮截面起始位置開始與鋼管壁板外表面焊接連接,并將與框架梁不干涉的柱縱筋向上延伸并焊接至梁柱節(jié)點核心區(qū)頂部;鋼筋混凝土框架梁的縱向受力鋼筋與節(jié)點核心區(qū)的H型鋼牛腿焊接[11],見圖11。

圖11 節(jié)點構(gòu)造示意圖

5.3 新型轉(zhuǎn)換節(jié)點抗震性能

依據(jù)含鋼率等效的原則,試驗采用1∶2縮尺模型。試件分為4個:試件①,截面□500×800×40矩形鋼管混凝土柱節(jié)點(RC塔樓);試件②,截面□400×800×30矩形鋼管混凝土柱節(jié)點(RC塔樓);試件③,截面□700×700×40矩形鋼管混凝土柱節(jié)點(MM塔樓);試件④,與試件③上柱同截面的矩形鋼管混凝土柱節(jié)點(傳統(tǒng)做法),作為對照試件。試驗加載模式見圖12,加載裝置見圖13。在施加水平荷載之前,首先通過豎向千斤頂施加在試驗過程中保持不變的豎向荷載,然后施加水平往復荷載,其通過200t以上的MTS液壓伺服系統(tǒng)施加。水平拉壓千斤頂連接在豎向反力墻上,豎向千斤頂懸掛在門式剛架上的反力梁處;試件用地錨螺栓固定在水平試驗臺座上。

圖12 加載制度示意圖

圖13 試件加載裝置

受限于篇幅,因試件③具有代表性,試件④為常規(guī)做法且與試件③對照,故本文著重介紹試件③與試件④的試驗結(jié)果。試驗結(jié)果顯示,試件③與試件④破壞過程相似:在屈服階段,均為上柱先屈服,下柱與梁均未屈服;持續(xù)加載到達極限狀態(tài),上柱根部超過極限承載力,梁和下柱均未達到限值(圖14)。兩個試件滯回曲線、骨架曲線十分貼合(圖15),證明其力學性能相近,說明試件③可以替代試件④作為嵌固端轉(zhuǎn)換節(jié)點。最終4個試件的試驗結(jié)果與試驗前有限元模擬計算結(jié)果基本吻合,且4個試件破壞過程、屈服位移、極限位移、極限承載力等參數(shù)也基本一致,從而驗證了新型鋼管混凝土柱轉(zhuǎn)換節(jié)點的可靠性。

圖14 試件③極限狀態(tài)破壞情況及試驗數(shù)據(jù)

圖15 試件③和試件④的試驗結(jié)果對比

6 結(jié)論

(1)本項目為復雜高層綜合體建筑,針對本項目的各超限不規(guī)則性,進行了有針對性的分析、加強與校核,采用抗震性能化、動力彈塑性時程分析等方法,驗證了結(jié)構(gòu)的可靠性。合理地采用屈曲約束支撐,增加了結(jié)構(gòu)耗能能力,提高了結(jié)構(gòu)的抗震性能。創(chuàng)新性提出一種基于嵌固端的鋼管混凝土柱轉(zhuǎn)換節(jié)點,優(yōu)化成本的同時降低了施工難度。

(2)介紹了屈曲約束支撐的布置方案和主要設(shè)計參數(shù),采用屈曲約束支撐使地上結(jié)構(gòu)整體側(cè)向剛度更趨均勻,同時規(guī)避了豎向剛度不規(guī)則,控制構(gòu)件截面尺寸。通過能量法、能量曲線對比法兩種計算方法對比驗證了屈曲約束支撐的附加阻尼作用,能量法計算結(jié)果稍微偏小,實際工程中為保留適當?shù)陌踩哂?按能量法附加阻尼比計入。

(3)通過有限元分析和擬靜力縮尺試驗驗證了新型鋼管混凝土轉(zhuǎn)換節(jié)點的可靠性。新型轉(zhuǎn)換節(jié)點具備上柱先屈服時而下部未破壞的破壞模式,并且節(jié)點核心區(qū)滿足“強節(jié)點、弱構(gòu)件”的性能要求,能夠?qū)崿F(xiàn)嵌固作用。