北京新保利大厦混凝土简体抗震分析研究.pdf

北京新保利大厦混凝土简体抗震分析研究 盛焕明尹华钢侯军祥 ( 总装备部工程设计研究总院北京 1 0 0 0 2 8 ) 摘要：本文通过对北京新保利大厦模型的振动台试验结果的研究、分析，全面论述T a t ：京 新保利大厦的三个劲性钢筋混凝土简体在地震作用下的受力特性和力学性能，对整个结构的 安全性作出了可靠的评估，同时给出了设计上的合理建议，对于今后类似的复杂结构的设计 具有一定的指导意义。 关键词：钢筋混凝土简体振动台试验抗侧体系结构整体性L 形平面 工程概况及结构体系设计 北京新保利大厦是座钢框架型钢混凝土筒混合结构。地下四层，地上主体结构 2 4 层，局部2 5 层，地上结构总高度1 0 5 2 米。建筑平面为三角形并有一大中庭，中庭从地面 直至2 2 层( 见图1 ) 。结构抗侧体系由位于西北角、东南角与西南角的3 个型钢混凝土筒体( 分 别称为筒l 、筒3 与筒2 ，见图2 ) 与南北方向( 连接筒l 与筒2 ) 和东西方向( 连接筒2 与筒3 ) 的钢框架( 见图3 ) 组成的双重体系，其中南北方向连接筒I 与简2 的钢框架落地，东西方向 连接筒2 与筒3 的钢框架仅从1 2 层起升至项层，不落地，形成连接东西端核心筒和柱之间的桥， 此桥部分按“v i e r e n d e e l “转换桁架进行设计，作为结构抗侧体系的一部分。在结构的2 2 层设置3 层、高1 6 米、跨度为6 0 米的巨型钢桁架将筒l 与筒3 连在一起，同时通过该桁架在2 2 层将南北方向与东西方向的主框架连通，形成中庭的顶盖。也就是说，在2 2 层以下的标准 层，扣除建筑物的大中厅后，结构平面呈L 形( 见图4 ) ；2 2 层结构平面呈三角形。 在建筑物东南角有钢结构“特式吊楼”，共七层，高约5 0 米。“特式吊楼”由东南角 的筒3 悬挑及4 根斜拉主钢索悬挂；4 根斜拉主钢索的上端点有两个固定在2 2 层筒3 上， 另外两个分别固定在2 2 层的筒1 上和2 4 层的筒2 上。筒3 为“特式吊楼”的横向支承体系， 抵抗“吊楼”传来的水平力和扭矩，并承担“吊楼”传来的部分重力。 由于该结构严重不规则，为多项不规则的复杂体型的超限高层建筑，为了提高其延性变 形能力，在三个筒体内均设置了型钢，在构造上均按抗震等级为特一级进行设计。同时考虑 到筒3 是“特式吊楼”、“v i e r e n d e e l “转换桁架、6 0 米跨度巨型桁架三个主要构件的支撑 点，是整个结构中举足轻重的受力构件，因此对筒3 在承载力设计上给予特别的加强，按在 中震( 水平地震影响系数。_ O 4 8 ) 作用下结构保持弹性( 中震地震作用标准组合的效应S 满足按材料强度标准值计算的承载力R ) 进行设计，并对大震( 罕遇地震) 作用下进行强度 校核，具体做法如下： 中震计算： S S = 1 O S o s 1 0S E 酞- - + 0 4 S 队 S ：中震地震作用标准组合( 分项系数r G 、r E h 取1 0 ，组合系数伊E ，取O 4 ) S o E ：重力荷载代表值的效应 S 耻：水平地震作用标准值的效应，按双向地震计算：S e l k - - m a x 【S Q R T ( S x 2 + ( 0 8 5 S y ) 2 ) ；S Q R T ( s y 2 + ( o 8 5 S x ) 2 】 R ：构件承载力标准值。即材料按标准值设计( 材料分项系数取1 0 ) r I L E ：承载力抗震调整系数取1 0 大震计算： 要求在大震作用下剪力墙平均剪应力不超过0 1 5 缸 2 4 4 即：V w & w h w o o15 缸V w ：截面上剪力标准值 B w 、h w o ：截面宽、高 如。倔凝抗压强度标准 囝2L 钢筋混凝土简平面布置雪) 固m X L ， 囝3 图4 结构楼扳采用压型钢扳上浇棍凝土的组台楼板，为了减轻结掏自重及其地麓作用，大 部分楼层采用轻骨科混凝土楼扳，由于该结构严重不规则，为了增强核心简体及整个结构的 整体性，结构的地下室部分、首层、第1 2 层、第2 2 屡楼板及筒体内所有楼板均采用采用加强 的现浇普通钢筋混凝土楼板。 2 振动台试验 由于奉结构极为不规则，平面和竖向布置复杂，局部有错层，并设有用悬索悬挂的“4 寺 式吊楼”，属于平面和竖向不规则、体型复杂的高层建筑，各种振型的综合效应比较复杂， 应进行整体模型的振动台试验。应设计方的要求，北京新保利大腰房地产开茇有限公司委托 2 4 5 清华大学土木工程系和工程力学系进行了新保利大厦结构模型振动台试验，通过该试验，实 测了模型结构的动力特性，了解模型结构在指定地震波的各级加速度作用下的动力反应、模 型结构的受力特性、裂缝情况等，检验该建筑结构的抗震能力。 本工程的设防烈度为8 度，建于类场地，试验共进行了三个阶段的振动台试验，分别 相应于结构设计中的小震、中震和大震。 3 振动台试验结果与分析 3 1 裂缝情况及结果分析 1 ) 裂缝情况 振动台试验结果表明，在小震作用下，模型简体底部出现水平裂缝。其中筒1 分布在8 层以下、筒2 分布在6 层以下、筒3 分布在4 层以下；三个简体相比，筒l 底部裂缝较多，筒3 底部最少。裂缝为墙体与楼板交界处的水平裂缝。在与吊楼连接的两面墙上没有发现裂缝。 白噪声扫描结果显示模型结构的基本频率变化很小，结构处于弹性。根据振动台试验报告， 三个筒体在此阶段出现了较多的水平裂缝主要是由于试验模型上施加的附加质量不够所引 起的。 中震作用下，裂缝主要在筒l 底部、筒2 中连梁两端的弯曲裂缝贯通。筒2 J 轴立面也发 现水平裂缝：筒3 个别连梁端部发现裂缝。吊楼结构没有发现裂缝。 大震作用下，模型上的裂缝主要分布在筒I 底部与顶部，筒2 中连梁端的竖向弯曲裂缝 贯通，筒3 靠近5 轴立面在1 2 层以上也发现水平裂缝。2 2 层主桁架与简体连接部位( 特别与筒 l 连接处) 简体混凝土出现受拉裂缝，2 5 层钢梁与混凝土连接节点处发现个别节点混凝土拉 裂，在2 4 层以下楼层没有发现钢梁与混凝土连接出现裂缝。吊楼与筒3 连接处没有发现裂缝。 经过三个阶段的地震作用，三个简体仅局部有严重的开裂，并没有重要构件的严重破坏， 结构在整体上是安全的。 2 ) 结果分析 在前两个阶段中，筒l 、筒3 主要以出现底部水平裂缝为主，筒2 连梁上出现了很多的 竖向裂缝，这说明筒1 、筒3 有着较大的整体弯曲，筒2 有着较大的局部弯曲。从整个结构 来看，建筑物主要由这三个筒体来支撑。在平面布置中，筒I 、筒3 距整个结构的质心、刚 心都比较远，有较大的偏心距离，必然有较大的整体弯曲：筒2 距整个结构的质心、刚心比 较近，偏心距离较小，必然有较大的局部弯曲。 第三阶段试验后，2 2 层主桁架与简体连接部位筒体混凝土出现受拉裂缝及2 5 层钢梁与 混凝土连接节点处发现个别节点混凝土拉裂，说明筒l 与简3 之间出现了较大的相对运动， 2 2 层的楼板应该予以特别的加强。 3 2 模型的动力特性 试验实测了模型的前六阶自振频率和吊楼的第一阶竖向自振频率。按照频率的相似关系 推算了原型结构的自振周期。结果如3 - I 表所示。 表3 一l 按照频率的相似关系推算的原型结构的自振周期 X 方向Y 方向扭转Z 方向吊楼竖向 工况 第一阶第二阶第一阶第二阶第一阶第一阶第一阶 震前 1 4 7 0 3 62 0 30 5 lO 9 90 2 9 O 2 3 第一阶段后 1 4 9O 3 82 0 7O 5 21 0 60 2 9O 2 4 第二阶段后 1 6 20 4 32 4 0O 6 21 1 8O 3 lO 2 5 2 4 6 I 第三阶段后l 1 7 5 IO 4 6I 2 7 4 1 0 6 7 l 1 4 6 1 0 3 2 l 0 2 7 I i l ii 由表中可以看出，随着地震强度的增大，模型的三向基频均逐渐降低，说明结构有损伤。 3 3 简体的反应 3 3 1 筒体加速度反应， 1 ) 实验结果 、 振动台试验结果表明，对同一条地震波输入，模型Y 方向的地震响应较X 方向的响应大。 三个简体之间，Y 方向输入地震波，简l 的响应较筒3 大。在同一时刻三个筒同楼层的加 速度反应不同，在有的时刻三个筒的反应接近。总起来看，筒1 的反应比筒2 、筒3 大，尤 其在Y 方向、2 2 层以上筒1 的反应明显大于筒2 、筒3 ；筒2 与筒3 的反应相对较接近 2 ) 结果分析 由于该结构的标准层平面为一L 形平面( 见图4 ) ，三个筒体分别位子L 形的三个角点， 且L 形的每一肢都比较长，其楼板不能很好地将三个筒体约束在一起。同时该结构的框架 部分的柱子比较稀少，连接筒2 、筒3 的v i c r e n d c e l 桁架部分的柱子不落地，在1 2 层以下形 成一个中空大厅，三个筒体之间( 尤其是筒l 和筒3 之间) 联系相对薄弱，各简体的刚度又 不一样，因此三个简体的加速度反应不会相同。 3 3 2 筒体位移反应 1 ) 实验结果 振动台试验结果表明，X 方向地震作用下，三个简体在X 方向的反应比较接近，说明 结构在X 方向的整体性较好；Y 方向地震作用下，筒I 、筒3 在Y 方向的反应相差较大， 筒l 的反应明显大于筒3 的反应，尤其在2 2 层以上筒l 的反应有鞭梢效应，说明Y 方向筒 l 筒3 的振动不一致，筒1 相对较弱；结构有较大的扭转响应。 图3 1 。图3 _ 4 为试验第三阶段Y 方向人工波激励下筒l 顶点Y 方向达峰值位移时结构 第8 层、第1 2 层、第1 8 层与第2 2 层的位移反应，图中右侧括号内的数字为测点相对台面 在X 、Y 方向的位移，单位为毫米。可以看出，1 2 层以下，筒3 的振动与筒I 、筒2 的振动 不同步；1 2 层以上，以筒l 与筒2 为一肢，筒2 与筒3 为一肢，两肢之间有相对运动。三 个筒体在同一时刻的运动不同步，筒体之间有相对运动。 L Y ( 一O 2 0 4 2 2 4 7 ) 图3 1第三阶段Y 向波作用下筒1 顶点Y 向达峰值位移时第8 层平面变形图 2 4 7 图3 - 2 第三阶段Y 向波作用下筒1 顶点Y 向达峰值位移时第1 2 层平面变形图 图3 3第三阶段Y 向波作用下筒1 顶点Y 向达峰值位移时第1 8 层平面变形图 3 9 0 ) 图3 - 4 第三阶段Y 向波作用下筒1 顶点Y 向达峰值位移时第2 2 层平面变形图 2 ) 结果分析 该结构的标准层平面呈L 形，筒1 、简3 分别位于乙形的两个肢的肢端。1 3 层以下，筒 3 要比筒1 大的多，其刚度相应也要比筒1 强。1 2 层以上，连接筒l 、筒3 的v i e r e n d e e l 桁架所承托的约一半的重量压在筒3 上，相当于给筒3 施加了一个巨大的预应力，其刚度自 然也比筒l 强。因此，在地震作应下，较弱的肢端( 筒1 ) 的变形必然要比较强的肢端( 筒 3 ) 的变形大。对于L 形平面，也必然会产生较大的扭转响应。 由于该结构的标准层平面为一L 形平面，其楼板不能很好地将三个筒体相互约束住( 筒 l 、筒3 间仅靠顶部的钢桁架和2 2 层楼板联系在一起) ，在地震作用下，L 形平面的两肢间 必然会产生相对运动 4 结构计算 本工程采用了S A T W E 软件进行了整体结构的配筋计算，并用大型有限元程序A N S Y S 进行 了校核，同时用A N S Y S 程序对结构进行了静力弹塑性分析；对于局部比较重要的结构，我们 用专业有限元分析程序S T A A D 进行了计算分析。计算时采用了多种工况，包括恒载、活载、 2 4 8 风荷载、水平地震作用、竖向地震作用以及它们之间的组合。其计算结果如下： 1 ) 结构的前六阶周期如表4 一l 所示： 表4 - 1 结构的前六阶周期( 单位：S ) 阶数 l23 456 计算结果 2 3 0 91 6 6 7 1 1 7 80 6 l l0 5 0 70 3 9 7 振动台试 2 0 31 4 7 0 9 9O 5 lO 3 60 2 9 验结果Y 向第一阶X 向第一阶扭转第一阶Y 向第二阶X 向第二阶Z 向第一阶 通过上表的比较，可以看出，结构的前几阶低频振型的自振周期的计算结果和振动台试 验结果比较一致，后面的高阶振型的自振周期的计算结果和振动台试验结果差别比较大产 生差别的原因分析如下： a )计算模型和实际结构有差别； b )振动台模型通过缩尺比例及构件材料的选用导致的试验模型和实际结构的不 一致。 C )振动台模型附加质量不够，导致模型变刚，从而使得试验模型和计算模型不一 致。 2 ) 多遇地震作用下结构顶层最大位移、最大平均位移、最大层间位移及最大层间位移 角如表4 - 2 所示： o 表4 - 2 项层最大位移最大平均位移最大层间位移最大层间位移角 X 向地震作用5 0 7 5 r a m3 8 7 2 r a m 3 6 3 r a m 1 1 4 5 0 Y 向地震作用7 9 2 8 m m5 7 0 4 m m 5 2 2 m m 1 1 0 2 9 上表的位移及位移角的指标均满足规范要求。 3 ) 静力推覆分析表明，大震作用下，Y 向( 第一振型) 的最大层间位移角发生于标高 6 1 1 m 与6 5 1 m 之间，值为1 2 1 l ：X 向( 第二振型) 的最大层间位移角发生于标高6 9 1 m 与7 3 1 m 之间，值为1 3 0 8 ，其值均满足规范要求。 4 ) 特式吊楼结构悬挑端最大竖向位移l O m m ，最大水平位移2 0 1 ，u L 分别为1 2 1 0 0 、 1 1 0 5 0 ，满足规范要求。 f 、 5 ：结论 通过上述对新保利大厦模型结构三个阶段的振动台试验研究及计算分析我们得出了如 下结论： 1 )楼板对于三个筒体的约束不够强，在地震作用下，筒1 、筒3 之间有明显的相对运动， 并伴有较大的扭转响应。 ， 2 ) X 方向地震作用下，三个简体在x 方向的反应比较接近，结构在X 方向的整体性 较好；Y 方向地震作用下，筒l 的反应明显大于筒3 的反应，尤其在2 2 层以上筒 1 的反应有鞭梢效应，Y 方向筒l 与筒3 的振动不一致，筒l 相对较薄弱。 根据该振动台试验的结果，考虑到筒1 在宽度上也比较小，故在其承载力设计 上给予了特别的加强，按筒l 在中震( 水平地震影响系数产0 4 8 ) 作用下结构 保持弹性进行设计，并对大震( 罕遇地震) 进行强度校核。具体做法同第1 节中的 简3 做法。 2 4 9 3 ) 筒3 与吊楼结构的整体性良好，在地震作用下，其强度、刚度足够强，均能满足设 计上的要求。 。4 )在整个实验中，除了有个别节点混凝土局部拉裂外，没有发现重要构件的严重破坏， 计算结果也表明在大震作用下整个结构的塑性变形未超过规范规定，结构总体上是 安全的。 6 对结构设计的指导意义 1 )对于平面特别不规则( L 形、十字形等) 或在中间布置有很大的通高的大厅等楼板 联系比较弱的高层建筑，应尽可能在建筑物的周边布置钢筋混凝土简体，使其成为 主要的抗侧力构件。同时，在温度变形允许的情况下，尽可能地将混凝土简体往周 边靠，增大结构的整体抗侧刚度和抗扭刚度。 2 )对于平面特别不规则( L 形、十字形等) 的高层建筑，每隔一定楼层数设一道加强 层和顶层设置加强层是十分必要的。它能够使各竖向抗侧构件协同作用，大大提高 结构的整体性和抗变形能力( 本结构中，由于建筑上的限制，我们仅在项部2 2 层 设置了一层加强楼板) 。 参考文献： 1 徐培福，傅学怡，王翠坤，肖从真复杂高层建筑结构设计中国建筑工业出版社， 2 0 0 5 2 2 钱稼茹，赵作周，董慧军，陆明万等北京新保利大厦结构模型振动台试验报告清华 大学土木工程系，2 0 0 4 9 3 建筑结构荷载规范( G B 5 0 0 0 9 - 2 0 0 1 ) 4 。建筑抗震设计规范( G B 5 0 0 11 - 2 0 0 1 ) 5 高层建筑混凝土结构技术规程( J G J 3 - 2 0 0 2 ) 2 5 0