银泰

第七届中日建筑结构技术交流会重庆 “．1卜亩 一U川、银泰中心"主塔楼钢结构设计介绍 李培彬赵广鹏娄宇 吕佐超韩合军张相勇 任红梅 中国电子工程设计院 Abstract BeijingYim陷iCenterProjectincludeslargegroupedbuildings，whichiscomposedof sevice，office，amusementandluxuryappartment．Itislocatedinthecentralpartofcentralbusi— nessdistrictofBeijing．Thetotalareaofthebuildingsis349，998m2．Theareaofundergroud partis86，290m2，andtheareaofupperpartis263，708m2．Thegroupedbuildingsconsistof onehoteltower，twoofficetowers，southpodiumandnorthpodium．Thesetowersarefullyseperat- edby，expansionjointandseismicjointontheground，andareconnectedbyfour—floorbasemnt， whichis218．2mlengthand99．2mwidth． nehoteltowerissupperhigh—risesteelbuilding．with63floorshigh．Theelevationofthe structureis249．9m．Therearemarkets，commonappartments，luxuryappartments，PARKHYA— Trhotelandluxuryamusementplaces．Thispapermainlyintroducesthestructuresystem，the seismicdesignandseismicfortificationofthehoteltower．Liquiddampersaresetinthehotel tower，anditisanefficientmeasuretoimprovethecomfortofflexiblestructure．Thepush—over analysissuggeststhatthetowerisingoodworkstateundersevereearthquakes．Inadditions，itis showedthatthereisideafailurepatternandgoodanti—seismiccapacityinthetower． ● 1北京银泰中心工程的工程概况 北京银泰中心工程由银泰置业有限公司投资，集服务、办公、娱乐、高级公寓于一体的 型群体建筑，该群体建筑位于北京建国门外国贸桥的西南角，是北京中心商业区(CBD) 核心地带，东l临东三环路，北靠建国门大街，总占地3．1305万平方米，总建筑面积34． 98万平方米，地面以下建筑面积8．629万平方米，地面以上建筑面积26．3708万平方米。 大型群体建筑由A座酒店住宅楼、B座办公楼、C座办公楼、E座南裙房和D1、D2座(包 D1、D2．座)北裙房五部分组成，各相邻结构主体在地上部分以伸缩缝、抗震缝完全断开， 230m、宽130m的四层地下室在地下将它们连成一个整体。(图1)为整个工程的总体屋 大 的 99 该 括 长 顶平面图，(图2)为整个工程北立面的效果图。 A座酒店住宅楼为63层的全钢结构，结构总高度249．5m，该建筑功能包括商场、普通 公寓、豪华公寓、柏悦级酒店和高级娱乐场所。本文主要介绍A座酒店住宅楼钢结构的设 计特点3 261 图2 2酒店结构的抗侧力体系 (图3)为酒店住宅楼结构的一个标准层平面，外框筒平面尺寸为39．5(m)x39．5(m)， 高宽比6．32，标准层高3400mm、3300mm，普通柱距为5m。内筒平面尺寸15．6(m)x15．6 (m)，柱距不大于4．725mo外框筒、内筒的四个角采用箱型钢柱；高：1200ram的扁十字形 截面钢柱沿外框筒四周布置，高900mm的工字形截面钢柱沿内筒四周布置。在水平力作用 下，外框筒中除了腹板框架抵抗部分倾覆力矩外，翼缘框架柱受拉受压形成的力臂用以抵 抗水平荷载产生的部分倾覆力矩。从(图3)可知，内筒的平面尺寸比外筒的平面尺寸小许 多，外筒的高宽比6．32比内筒的高宽比16小许多，外筒的侧向刚度远大于内筒的侧向刚 度。因此，在酒店住宅楼建筑物的周边形成了外框筒全三维结构体系以抵抗水平荷载的作 2E边 用。由于5层(4．5m层高)及其以下楼层(一～四层5．5m层高)比标准层层高(分别为3． 4m、3．3m、3．8m)高许多，在该部位内筒四周设置了柱间支撑以防止结构的层间侧向刚度下 柔上刚。 图3 由(图3)可知，外框筒柱距最大为5m，外框筒裙梁剪力滞后的严重程度大小决定了框 筒的翼缘框架能否充分发挥整体作用，也决定了该结构体系能否成为框筒结构体系。为 此，在地震作用下，对大柱距的周边外框筒进行了空间。 r封与，F I 6F I I 2fff" I o §． 弋 25F 6F 1F 25F 6F 1F 图4 263 (图4)为在x方向地震作用下外框筒的翼缘框架和腹板框架在1层、6层、25层的轴力 分布图。在1层角柱与中柱的轴力比约为6．29；在6层角柱与中柱的轴力比约为3．15；在 25层角柱与中柱的轴力比约为2．74；底部楼层的剪力滞后相对严重一些，愈向上柱轴力值 逐渐变小，剪力滞后现象缓和，翼缘框架柱的轴力分布趋于平均。对6层而言，该层外框筒 承受的剪力占该层总剪力的83．5％，外框筒承受的倾覆力矩占该层总倾覆力矩的85％。由 以上分析可知，对于采用相对较大的柱距和深裙梁，沿周圈布置截面高度较大的柱也能形 成具有空间作用的框筒。 为改善外筒裙梁剪力滞后现象，使翼缘框架柱受力均匀，提高结构的抗侧力效果，在设 备层L17、L33、IA6设置了有限刚度的伸臂桁架并且贯穿内筒。设置该外伸桁架严格控制 该层与下层的侧移刚度比，并遵守《高层民用建筑钢结构技术规程}JGJ99—98中(以下简 称《高钢规程》)第3．3．1条中的规定，即该层的下层与该层的侧移刚度比不小于70％，防 止沿竖向刚度突变、应力集中和整个结构系统受力有大的变化。 · 3风荷载作用下的结构分析 3．1风荷载按规范取值和按风洞试验报告取值对结构的分析 北京地区重现期为100年的基本风压0．5KN／m2，地面粗糙度按C类考虑。本工程在 初步设计阶段由加拿大RWDI公司作了风洞试验报告。图5为按规范计算的风荷标准值 产生的x方向楼层剪力与风洞试验报告提供的x方向、y方向一种组合后风荷标准值产生 的最大楼层剪力的对比。 70 60 50 40 隧 帮30 20 10 0 0 20004∞O 6∞O 8000100∞12000140001∞OO180∞2∞∞ 蝴力(KN) 图5 由(图5)可知重现期为50年、100年风洞试验报告组合后计算的最大基底剪力比按规 范计算的x方向基底剪力分别相差15％、5％，由于平面布置规整，风洞试验报告提供的扭 转效应进组合后主体结构影响也较小，主体结构层间位移和钢构件的验算由《建筑结构荷 载规范))GB50009—2001(以下简称《荷载规范》)计算的风荷控制。 3．2风作用下建筑物顶点及中间部分楼层舒适度的分析 264 1为按规范的计算的重现期为10年建筑物顶层最大加速度，当阻尼比设定为f= 1．5％，2％时，满足《高钢规程》第5．1．1公共建筑的要求；当阻尼比设定为毒--1％时，虽满 足《高钢规程》第5．1．1。公共建筑的要求，但不满足ISO标准；表2为初步设计阶段重现期 为1年、5年、10年的情况下，豪华公寓L54’层、建筑物顶层最大加速度的风洞试验结果，预 计的顶层最大加速度均在《高钢规程》和ISO标准对公共建筑的要求之内。当阻尼比设定 为f=1．5％|，2％时，L54层最大振动加速度满足RWDI建议植范围；当阻尼比设定为f= 1．O％时，在重现期为10年的情况下，U4层最大振动加速度不满足RWDI建议植范围；施 工图阶段，部分楼层层高由3．3m加高到3．4m以及结构计算的基本周期比风洞试验采用的 结构基本周期稍大一些，考虑到豪华公寓的高标准，在内、外筒的L44．～L57层设置了73个 流体阻尼器，其中x方向为35个流体阻尼器，y方向为38个流体阻尼器。阻尼器参数详见 表三，表四为整个建筑设置流体阻尼器前后在模拟脉动风速(模拟脉动风速由东南大学土 木学院提供)的作用下L51～L54加速度的对比，从表四可以看出，设置流体阻尼器可以显 著降低L51～L54的最大加速度，从而提高了豪华公寓的舒适度。 表1 顺风向顶层 横风向顶层最大加速， 交 最大加速度 f=1．0％ 亭=1．5％ 手=2％ 按JGJ99-98规程计算0．062 0．265 0．216 0．187 表2 54层最大加速度(豪华公寓) 顶层最大加速度(公共区) RWDI 重现期 f=1％￡=1．5％手=2％ 手=1％ 孝=1．5％ 手=2％ ISO标准 建议值 ● l 8．9 7．3 6．3 10～11．4 10．4 8．5 7．3 14．2 5 15．9 13．0 11．3 13．8一15．818．6 15．2 13．1 19．8 10 20．1 16．4 14．2 ．16．6～19．023：5 19．．2 16．6 23．7 表3 阻尼器型号 设计吨位(f)阻尼系数C(KN．(s／m)仉4)速度指数Ot 最大行程(mm) Damperl 120 2000 0．4 100 Damper2 120 1500 0．4 100 表4 X方向51-54层楼层加速度(m／s2)l，方向51—54层楼层加速度(m／s2) 层数 未设置流体阻尼器 设置流体阻尼器 未设置流体阻尼器 设置流体阻尼器 54‘ 0．221 0．187 0．214 ‘ 0．190 53 0．218 O．184 0．210 O．188 52 0．214 0．182 ·0．202 0．186 51 O．211 O．180 0．200 0．183 4地震作用下的结构分析 4．1 酒店结构抗震计算分析时涉及的设计反应谱 本工程处于8度设防区，第一组，II类场地土类别，rg=0：38s，要求该建筑结构的抗震 能力不低于该地质条件下8度抗震设防能力。地震作用按反应谱振型组合法计算，采用的 设计反应谱为《建筑结构抗震规范}GB50011—2001(以下简称《抗规》)和《高钢规程}JGJ99 —98中规定的设计反应谱，以及《北京银泰中心场地评估报告》(以下简称《场地评估报 告》)提供的符合该场地情况的设计反应谱。图6为酒店钢结构采用的以上三个文件规定 的抗震设防烈度为8度50年超越概率63％的设计反应谱的对照图，其中阻尼比卵=2％， ％=o．38s。当结构自振周期为6s时，《高钢规程》设计反应谱的地震影响系数是《抗规》设 计反应谱的地震影响系数的1‘．061倍，《抗规》设计反应谱的地震影响系数是《场地评估报 告》设计反应谱的地震影响系数3．1l倍。 芍 曩 曦 量 釜 ■ 复 埘期(s'l 图6 由(图8)可知，当结构周期超过5．5s时，按地震反应最大的《高钢规程}jGj99—98中规 定的设计反应谱进行抗震结构分析。由于《抗规}}GB50011—2001和《高钢规程}}JGJ99-98中 规定的设计反应谱仅在6s范围内；为偏于安全，超过6s时的地震影响系数按6s时取值。 抗震计算分析结果：采用3维空间结构模型计算，假定楼板在自身平面内刚度无限大， 固定端取在一层板面。(图7)为结构的前6个振型图，它们前6个自振周期分别为T1=6． 0799s，T2=6．0208s，T3=3．285s，T4=1．9751s，T5=1．9593s，T6=1．2115s。其中，T3=3． 285s、T6=1．2115s为扭转周期，结构平面对称。为考虑高振型的影响，计算采取90个振 型，满足90％以上有效质量的要求。 (图8)为按《荷载规范》在风荷载作用下和按《抗规》、两条自然波、一条人工波在多遇 地震作用下X方向的楼层位移、位移角、楼层剪力、楼层弯距。三条地震波峰值取70cm／s2。 由于超过6s时的地震影响系数按6s时取值，《抗规》所给设计反应谱的地震作用偏大。结 构在风荷载作用下的反应比按《抗规》所给设计反应谱的地震作用小。设计时以《抗规》设 计反应谱的计算结果为基准，并考虑放大系数1．061。39层以上取时程分析结果修正设计 内力。 266 图7 T斤向盟人榜层似髂-线 1斤一址人层M付移册■墁， I矗一趾人棒层诃山■蠖 I，J内趾人格庄考知心缱 图8 5结构的静力弹塑性分析(Push—overAnalysis) 5．1分析和分析模型 静力弹塑性分析是一种基于结构性能的结构抗震能力评估方法，在结构上施加侧向静 力荷载，直到某些构件达到弹性极限或屈服点，已经屈服或达到塑性弯矩的构件出现塑性 铰，构件的内力不再增加。当继续增加侧向静力荷载时，荷载会重新分配到其余处于弹性 状态的构件上，直到其余的部分构件也达到其弹性极限。，这个逐步加载的过程重复进行， 每加载一步就检索是否有构件屈服’，若有构件屈服，便修改结构刚度矩阵重新加载，这样反 复迭代直到抗侧力体系不能再增加荷载使结构达到承载能力极限状态或者已达到了相应 于某个阶段目标的位移值。承载能力极限状态就是结构形成塑性机构，产生大的侧向位 移，从而引起结构不稳定，构件退化，或发生脆性破坏。目标位移值是结构质量中心屋顶位 置处达到的目标位移，用以估计结构在设计地震作用下经历的总位移。按照以上结构分析 就得到了结构基底剪力和屋顶侧向位移的相关曲线。将基底剪力和相关的屋顶侧向位移， 分别转换成谱加速度Sa和谱位移sd，并把它叠合到罕遇地震要求的需求谱上，二者在同一 个坐标系上。能力谱(CapacitySpectra)和需求谱(DemandSpectra)如图11所示。 本工程采用了美国伯克利大学编制的结构分析软件Etabs，侧推时侧向荷载加载模式 采用了沿结构高度均匀分布的加速度分布模式。进行Push—over分析时，将与钢柱刚性连 接的梁端设置了弯矩铰(M3铰)，在各柱端设置了轴力 一弯矩铰(PMM铰)，斜向支撑设置了轴力铰(P铰)．o 按照ATC-40所建议的方法定义了各铰的性能骨架曲 线，(图9)所示。 其中水平轴表示变形或位移，竖向轴表示力。骨架 曲线分为线性上升段(AB)、强化段(BC)一、下降段(CD)t 和水平段(DE)四个阶段，分别表示构件弹性工作、屈服 后强化、达极限强度后承载力下降并部分退出工作的状 态。 A 横向变形 图9 5．2分析结果 在结构的X、l，方向分别进行了Push—over分析，由于本结构平面为正方形，X、y两个 方向完全对称，结构沿x、l，两个方向的动力特性、刚度、强度大同小异，两个方向的分析结 果基本相似，因此，以下仅给出了沿y方向的Push—over分析结果。 (图10)为y方向结构基底剪力和屋顶侧向位移的关系曲线，侧推前，结构所承受的初 始竖向荷载为：恒载标准值+0．5x活载标准值；钢构件材料强度采用《高层建筑结构用钢 板}YB4104—2000中Q345GJ，质量等级为C级。 ／7 ／’ ／ } i蚕 ：兰 i曼 l重 l别 l葛 一；；r一二．石；—乙二i—o．矗 图10一 (图11)为结构沿y方向在8度罕遇地震作用下弹塑性分析结果能力谱和需求谱曲线； 能力谱穿越了结构在8度罕遇地震的需求谱并超过了一段距离，说明该结构能够抵抗8度 罕遇地震的作用并有一定的富裕度。能力谱和需求谱曲线相交于一点；该点为罕遇地震性 能控制点lo按照《抗规》要求的符合该场地情况的设计反应谱，该性能控制点所对应的结构 268 ．，^ ，、|．，。才}10f_。一 ／、l‘ ，／ 菇 ，才，，／ |{ 一、|， ：／，． o一 一 ，，，配l上" ■ ．／二＼： I．．一一，，、|麴一 一 i|，步 一．，卜}11．，J_卜l{。E。。。一；L抽4jj}一点一一 顶点位移为1．579m，此时结构基底剪力约为，109000KN。对应到结构基底剪力和屋顶侧向 位移的关系曲线(图12)中即为该图中的Bj点，此时结构各层最大层间位移角如图14所示， 最大层间位移角为1／92，出现在第’10·层，小于《抗规))GB5001—1’一2001和《高钢规程))JGJ99 —98规定的1／50的要求。图：13’为性能控制点所对应的．A1、A4轴线钢框架产生的塑性铰 及其分布情况(其中，空心圆表示塑性铰的发展B—IO段，实心圆表示塑性铰的发展IO— LS段)，塑性铰大部分都产生在钢梁端部，并且都分布在结构的中下部，大部分钢梁端部塑 性铰的屈服程度都很浅，小部分钢梁端部塑性铰的屈服程度络有加深，梁端都没有脱离屈 服工作状态，而且离梁端脱离屈服工作终点还有一段距离’，即塑性铰还没有发展到LS—CP 段。有少量的钢柱构件下端产生了屈服程度很浅的塑性铰，仅有一个钢柱构件下端产生的 塑性铰的屈服程度络有加深，但离极限承载力点仍有可观的距离，塑性铰还没有发展到LS —CP段。无粘结阻尼支撑虽然设在了46层也产生了受压塑性铰，说明该结构在8度罕遇 地震作用下无粘结阻尼支撑在起作用。总体而言，该结构在8度罕遇地震作用下仍处于稳 定状态。 8d 图1l。 ‘ 按照《抗规》要求的符合该场地情况的设计反应谱，8’度设防烈度性能控制点所对应的 结构顶点位移为0．943m，此时结构基底剪力约为68000KNo对应到结构基底剪力和屋顶侧 向位移的关系曲线(图：10)中即为该图中的A点，此时结构各层最大层间位移角如(图12) 所示，最大层间位移角为1／199，出现在第’28层，有29根梁的两端出现塑性铰，其中有的塑 性铰产生在钢梁一端，有的塑性铰产生在钢梁的两端，一根斜撑的一端产生了塑性铰，这些 塑性铰都是刚刚产生，塑性铰的屈服程度都很浅。其它钢柱构件未产生塑性铰。该结构在 8度设防烈度下基本处于完好状态。 按照《场地评估报告》提供的符合该场地情况的设计反应谱，8度罕遇地震性能控制点 与按照《抗规》要求的符合该场地情况的设计反应谱8度设防烈度性能控制点相距很近，在 罕遇地震作用下，绝大部分构件都处于弹性状态。 由以上分析结果可知：按照《抗规》要求，该结构可以承受8、度罕遇地震作用，并有一定 的安全富裕。该结构在8度中震作用下，仅有少量钢梁端部产生屈服程度很浅的塑性铰。 满足《抗规)GB50011—2001中震可修，大震不倒盼设计原则。按照《场地评估报告》要求， 269 该结构具有充足的抗震能力。 ． 此外，由(图1I)可以看出，罕遇地震性能控制点与结构破坏之间尚有一段距离。在结 构破坏前一阶段，L5～L40之间的大部分梁端均出现了塑性铰；大多数塑性铰的屈服程度都 在强化的初期阶段，部分塑性铰的屈服程度处在强化的中期阶段，仍处于强化上升的阶段。 极少数钢柱的端部也出现了塑性铰，整个结构仍处于稳定状态、，实现了整个结构在大部分 梁端出现塑性铰的破坏机理，表明该结构具有良好的抗震性能。 图12 6主要抗震 1．采用Q345GJ系列钢材，该钢材具有较低的屈强比，钢材 屈强比不大于0．8，伸长率不小于22％。具有良好的冷变形能 力和高的塑性变形。钢材的屈服强度波动范围110Mpa，能有效 控制钢结构理想的破坏机理，即在梁端形成塑性铰。 2．由于内筒的侧移刚度比外筒小很多，内筒分担的层剪力 较小j多数楼层内筒承担的层剪力小于层总剪力的20％。，为使 内筒作为第二道防线，对于内筒承担的层剪力低于层总剪力的 20％时，按内筒承担层总剪力的20％对构件进行抗震验算。 3．设备层的伸臂桁架斜杆用无粘结阻尼支撑替代(即,Un． bondedbrace)，该支撑由’于周围受到屈曲约柬，受压情况下具有 与受拉同样的性质，能够提供稳定而饱满的滞回曲线，有利于在 大震时吸收地震能量。， ’ 4．在钢梁的端部采用叠板的形式局部加后翼缘得以实现毛 与钢梁翼缘相比，增加了与柱连接的熔透焊缝的面积，降低了应 力，保证了塑性铰在钢柱面外形成，防止了钢柱面焊缝处的脆性 破坏。并要求焊缝的冲击韧性不低于27J。 5．外筒框柱设置牛腿与裙梁采用栓焊连接j这样裙梁与框 柱的焊接在工厂得以实现，既保证了裙梁与框柱根部的焊接质 量，也使裙梁栓焊连接处远离了内力较大的梁端。。 270 图13 6．在刚框架的强柱弱梁计算时，钢柱采用屈服强度，钢梁采用预期屈服强度(即钢材的 屈服强度加上钢材屈服强度的波动范围110Mpa)。避免发生梁端塑性铰转移到钢柱上，无 法控制钢结构理想的破坏机理。 7．虽然在内、外筒的L44～L57层设置流体阻尼器是为了提高豪华公寓的居住舒适度， 但也能够降低地震作用，达到消能减震的效果。 7．主体结构用钢量的主要影响因素 超高层钢结构的用钢量是人们感兴趣的指标，结构用钢量主要受到抗侧力构件的钢材 强度、结构体系的影响，但是，建筑功能要求、 所处的抗震环境等因素也将影响结构的用钢 量。本工程的A塔是集商场、普通公寓、酒店、 豪华公寓和公共服务等功能于一身的综合性 超高层建筑。A塔结构用钢量除和抗侧力构 件的钢材强度、结构体系有关外，还受到以下 几个因素的影响：①54层以上公共服务区建筑 部分，设置的游泳池、景观水池和流水槽、树 坑、凹下板面的花草池、流水槽，内外筒之间的 观光楼电梯以及公寓、酒店局部不规则降梁降 板都给结构的平面布置带来很大的复杂性。 屈曲车制阻尼器安装图片 ②许多缩进转换大梁、许多6～7m大悬挑钢构件，沿外筒四周的40m高的灯笼架(平面 40mx40m)，从外筒向里收进的32m高的钢框架(平面34mx34m)金字塔屋顶，赠加了结构的 复杂性。③另外，结构的高度249．9m、高宽比6．32、外框筒的大柱距5m以及抗震设防烈度 等因素都将影响结构用钢量。除装饰构件灯笼和钢框架金字塔外，o．oo以上结构用钢量为 0．195t／mz。 。 流体阻尼器安装图 271 参考文献 [1]GB50017-2003钢结构设计规范．中国出版社，2003． [2]GB5001l-2003建筑抗震设计规范．中国建筑工业出版社，2001． [3]JGJ99-98高层民用建筑钢结构技术规程．中国建筑工业出版社，1998． [4]高层建筑钢混凝土组合结构设计，中国建筑工业出版社，本格尼．s．塔拉纳特(美)，罗福午，方鄂 华，王娴明，张良铎，译． ‘ [5]RWDI风洞试验报告． [6]钢结构施工技术及实例，中国建筑工业出版社，鲍广键，主编． [7]超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点，2003．3，建设部网站． [8]NEHRPRECOMMENDEDPROVISIONSFORSEISMICREGULATIONSFORNEWBUILDINGS ANDOTHERSTRUCTURESProvisions(FEMA368)2000Edition。 [9]SeismicProvisionsforStructural，SteelBuildingsApril151997AMERICANINSTITUTEOFSTEEL CONSTRUCTION．INC． [10]STEELCONSTRUCTIONTODAY&’TOMORROWAQuarterlyPublicationofTheJapanIronand SteelFederation．JapaneseSocietyofSteelConstruction． "北京银泰中心"主塔楼钢结构设计介绍 作者： 李培彬， 赵广鹏， 娄宇， 吕佐超， 韩合军， 张相勇， 任红梅 作者单位： 中国电子工程设计院 本文链接：http://d.g.wanfangdata.com.cn/Conference_6202336.aspx 授权使用：东南大学图书馆(wfdndx)，授权号：db5eec60-ded5-4773-b3a0-9dd800e24355 下载时间：2010年8月20日