国家会议中心二期配套酒店结构设计

张沫洵, 徐福江, 盛 平, 冯 岩, 汤林墨, 赵博尧, 卢 帅, 侯舒乐

(北京市建筑设计研究院有限公司，北京 100045)

1 工程概况

国家会议中心二期配套酒店项目(图1)位于北京市朝阳区奥林匹克公园中心区B24地块。总建筑面积约14.9万m2,其中地上建筑面积9.9万m2,地下建筑面积5万m2。地下3层,自下而上层高分别为3.8、5.6、6.5m;地上14层,建筑高度60m。地上包含两座塔楼,北侧为X形平面的奢华超五星级酒店(简称RC塔楼);南侧为约L形平面的五星级酒店(简称MM塔楼)。两座塔楼通过底部2层裙房连接在一起(图2),3层以上独立,为大底盘多塔结构;首层层高7.5m,2层层高6.6m,标准层层高为3.75m。塔楼地上结构高度为59.25m,裙房地上结构高度为22.75m。裙房主要功能为大堂、宴会厅、酒店配套餐饮等。

图1 西北角人视效果图

图2 建筑鸟瞰示意图

结构设计基准期为50年,建筑结构安全等级为二级[1]。抗震设防烈度为8度,基本地震加速度为0.20g,设计地震分组为第一组,建筑场地类别为Ⅲ类,特征周期为0.55s(多遇地震)、0.60s(罕遇地震),抗震设防类别为标准设防类。

2 主要结构体系和布置

该工程地上部分采用钢框架-支撑结构体系,框架柱为钢管混凝土柱[2],框架梁为钢梁[3]。在部分楼梯、电梯筒周边设置了斜撑,提高结构的抗侧刚度,以减小在风荷载和地震作用下的侧向位移。为满足建筑控制截面尺寸的要求,标准层的支撑为屈曲约束支撑,首层、2层由于层高较大,选用了普通钢支撑。地上结构三维模型见图3。地下部分采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构。

图3 地上结构三维模型

2.1 RC塔楼

RC塔楼平面呈X形,每3层为1个标准区段,空间形体见图4,标准层结构平面图见图5(a)。东西向长度为78.8m,南北向端部宽度为37.2m,中部收窄为25.1m。在X形平面中部每3层设有1个通高的中庭花园。为保证楼板的传力,对中庭花园楼板及其外扩一跨范围的楼板加厚为180mm。平面东西侧各设有1个核心筒,核心筒平面为梯形,在核心筒合适位置设置了支撑。框架柱为矩形钢管混凝土柱,首层、2层柱截面为□800×500×30,标准层及以上柱截面逐步减小至□500×500×16;主要框架梁截面H600×300×12×26,钢牌号均为Q355。

图4 RC塔楼标准层区段三维模型

图5 标准层结构平面图

2.2 MM塔楼

MM塔楼平面呈L形,东侧客房长98m、宽20.6m;南侧客房长67m、宽20.6m,标准层结构平面图见图5(b)。在L形平面的转角位置和两个端部各布置了1个核心筒,核心筒内以及个别房间隔墙位置设置了支撑。框架柱为矩形钢管混凝土柱,首层、2层柱截面□700×700×40,标准层及以上柱截面逐步减小至□500×500×16;主要框架梁截面HM550×300×11×18,钢牌号均为Q355。南侧客房为MM塔楼的大堂入口,为保证建筑效果,平面中间部位有3根标准层框架柱无法直接落地,利用2层顶板18m跨度框架梁进行转换。同时受用地红线限制,南侧客房西端部3根框架柱也需在2层顶板利用3.25m长度的悬挑梁进行转换,见图6。

图6 MM塔楼转换结构局部三维模型

2.3 裙房

裙房主要功能为大堂、宴会厅、酒店配套餐饮等。为保证大空间和后期改造的灵活性,裙房区域未设置支撑,采用纯框架结构。裙房内局部宴会厅为大跨空间,均采用密肋钢梁形式。小宴会厅跨度为18m,梁间距3m,梁截面为H900×500×16×40;中宴会厅跨度为27m,梁间距3～3.6m不等,梁截面为H1 000×600×16×40;大宴会厅跨度为36m,梁间距3m,梁截面为H1 600×600×35×50,钢材牌号均为Q355。

3 抗震超限设计要点

该项目同时存在扭转不规则、偏心布置、凹凸不规则、楼板不连续、竖向抗侧力构件不连续、多塔、斜柱、穿层柱等多项不规则,属于抗震超限高层建筑,结构设计中应采取针对性措施提高结构抗震性能。

3.1 抗震性能化设计

综合考虑设防烈度、场地条件、结构的特殊性及震后损失和修复难易程度等因素,本项目的性能目标定为略高于D级[4]。各构件性能水准要求详见表1。

表1 各构件性能水准要求

3.2 大底盘多塔

针对该项目大底盘多塔的特点,采取多塔模型和单塔模型分别计算,承载力采用包络结果进行设计;裙房1、2层顶板厚度均加厚至150mm并双层双向配筋,配筋率不小于0.25%;RC塔楼和MM塔楼1～4层(塔楼收进位置上下各2层)以及与MM、RC塔楼相邻3跨范围内裙房的框架柱控制其大震作用时的损伤程度。

3.3 转换结构

针对MM塔楼底部框架柱不连续的情况,转换柱、转换梁和斜柱及与斜柱上下端相连框架梁按照中震弹性、大震不屈服的性能目标进行设计。反应谱分析和时程分析时均考虑以竖向地震为主的工况。转换部位分析时不考虑楼板的刚度作用,楼板重量作为荷载输入。

3.4 其他不规则

针对凹凸不规则,如RC塔楼中庭楼板细腰处、MM塔楼L形连接部位楼板进行加强处理,确保地震力传递的可靠性。加大楼板厚度到180mm,按照中震楼板应力分析的结果进行配筋,配筋双层双向拉通,配筋率不小于0.25%。

3.5 罕遇地震动力弹塑性分析

弹塑性分析软件采用由北京市建筑设计研究院自主研发的非线性结构分析软件Paco-SAP,采用精细有限元模型对结构进行非线性分析。

混凝土材料采用《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)(2015年版)[6]附录C指定的单轴本构模型。钢材和钢筋采用双折线随动强化模型。钢管混凝土截面考虑钢管对混凝土的约束效应,混凝土的本构模型采用韩林海教授提出的本构模型[7]。

时程分析所选用的地震波影响系数应与振型分解反应谱法所采用的地震影响系数在统计意义上相符,时程分析时地震波与规范谱在主要周期点的地震影响系数对比见表2,基底剪力对比见表3,由表中数据可以看出所选择的地震波均满足规范要求。

表2 地震波与规范谱在主要周期点的地震影响系数对比

表3 罕遇地震下地震波与反应谱基底剪力对比

罕遇地震下,RC塔楼X向最大层间位移角1/62,Y向最大层间位移角1/62;MM塔楼X向最大层间位移角1/56,Y向最大层间位移角1/51,均未超过规范限值1/50,满足“大震不倒”的设防目标。

在罕遇地震各工况下,关键构件混凝土受压损伤小于0.125,钢材应力比小于1.00,性能水平均无损坏,见图7。普通竖向构件及耗能构件均满足性能水平要求,且绝大多数的首层普通竖向构件为无损坏状态,其中框架柱包络性能水平见图8。

图7 关键构件包络性能水平

图8 全楼框架柱包络性能水平

根据上述计算结果,结构在罕遇地震作用下的弹塑性反应和破坏机制符合抗震概念设计要求,抗震性能可达到预定的抗震性能目标。

4 屈曲约束支撑减震设计

经计算,常规钢支撑截面不能满足建筑要求;同时,首层、2层层高较大,标准层层高较小,故首层、2层采用普通钢支撑,2层以上采用屈曲约束支撑,使得结构侧向刚度更趋均匀,同时也规避了竖向刚度不规则;上部楼层变形较大,布置屈曲约束支撑有助于增加设防地震与罕遇地震下耗散地震能量的效率,提高结构的抗震性能。

屈曲约束支撑布置在两个塔楼的核心筒内,其位置见图5,立面布置及节点连接做法[8]见图9、10,全楼共布置396个BRB支撑,位于3～14层范围内。屈曲约束支撑(BRB)部分参数见表4。

图9 BRB支撑立面布置示意图

图10 BRB连接节点做法示意

由于附加阻尼比是减震设计的关键参数,对其进行了能量法与能量曲线对比法的分析比较[9]。由能量法计算得到的结构附加阻尼见表5。

表5 能量法附加阻尼比计算结果

采用能量曲线对比法计算结构附加阻尼比时,首先采用时程分析法得到结构固有阻尼比耗能与阻尼器耗能,然后将各时刻的阻尼器耗能与结构固有阻尼比耗能的比值乘以结构的固有阻尼比得到阻尼比时程,取地震波输入后期较为稳定的结果即为阻尼器附加阻尼比,结果见表6。

表6 能量曲线对比法附加阻尼比计算结果

对比以上两种方法的分析结果(表5和表6),可以看出,能量法计算结果稍微偏小,实际工程中为保留适当的安全冗余,按能量法附加阻尼比计入。

5 新型钢管混凝土柱转换节点

5.1 转换节点研究背景、意义

该项目地上为钢管混凝土框架-支撑结构体系,地下室采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构,嵌固部位为地下室顶板。故而需要将上部钢结构构件转换为下部钢筋混凝土构件。目前对于上述情况,常规的做法如下:地下混凝土柱截面相对于上部钢管柱每边扩大不小于150mm,且钢管柱需下插至少一层;将作为嵌固层的地下室顶板做成梁板结构,楼板厚度不小于180mm。上述常规做法的上部钢骨柱柱脚和下部混凝土柱的连接构造复杂,且增大下柱截面和下插一层钢骨只为了达到钢柱和混凝土柱连接过渡和嵌固上部钢骨柱的目的,造成空间浪费、用钢量增加,技术和经济指标均很低。

针对上述情况及本项目的实际情况,在概念设计的基础上,先进行有限元仿真分析,后通过实体模型试验进行验证,创新性设计了一种新型钢管混凝土柱转换节点,并将此节点应用于本项目的上部钢骨柱和下部混凝土柱连接部位,一方面可以满足结构嵌固的要求,达到下部混凝土柱不加大截面,另一方面可同时达到减少建筑整体用钢量,降低施工难度的目的。

5.2 新型钢管混凝土柱转换节点构造方式

设计了一种新型钢管混凝土柱转换改良嵌固节点[10],此节点具体结构做法如下:上部钢管混凝土柱的钢管部分保证截面不变下插,穿过梁柱节点核心区并延伸300mm,然后开始按1∶6变坡缩小型钢混凝土柱内的钢管截面,钢管壁厚保持不变,截面缩小至钢管外表面与混凝土外表面距离150mm,并保持此截面不变一直延伸至下柱柱底位置,按常规柱脚节点固定;下柱混凝土截面为上柱钢管混凝土柱钢管外壁延四周外扩50mm而成;下部钢筋混凝土柱的纵筋自内部钢管缩截面起始位置开始与钢管壁板外表面焊接连接,并将与框架梁不干涉的柱纵筋向上延伸并焊接至梁柱节点核心区顶部;钢筋混凝土框架梁的纵向受力钢筋与节点核心区的H型钢牛腿焊接[11],见图11。

图11 节点构造示意图

5.3 新型转换节点抗震性能

依据含钢率等效的原则,试验采用1∶2缩尺模型。试件分为4个:试件①,截面□500×800×40矩形钢管混凝土柱节点(RC塔楼);试件②,截面□400×800×30矩形钢管混凝土柱节点(RC塔楼);试件③,截面□700×700×40矩形钢管混凝土柱节点(MM塔楼);试件④,与试件③上柱同截面的矩形钢管混凝土柱节点(传统做法),作为对照试件。试验加载模式见图12,加载装置见图13。在施加水平荷载之前,首先通过竖向千斤顶施加在试验过程中保持不变的竖向荷载,然后施加水平往复荷载,其通过200t以上的MTS液压伺服系统施加。水平拉压千斤顶连接在竖向反力墙上,竖向千斤顶悬挂在门式刚架上的反力梁处;试件用地锚螺栓固定在水平试验台座上。

图12 加载制度示意图

图13 试件加载装置

受限于篇幅,因试件③具有代表性,试件④为常规做法且与试件③对照,故本文着重介绍试件③与试件④的试验结果。试验结果显示,试件③与试件④破坏过程相似:在屈服阶段,均为上柱先屈服,下柱与梁均未屈服;持续加载到达极限状态,上柱根部超过极限承载力,梁和下柱均未达到限值(图14)。两个试件滞回曲线、骨架曲线十分贴合(图15),证明其力学性能相近,说明试件③可以替代试件④作为嵌固端转换节点。最终4个试件的试验结果与试验前有限元模拟计算结果基本吻合,且4个试件破坏过程、屈服位移、极限位移、极限承载力等参数也基本一致,从而验证了新型钢管混凝土柱转换节点的可靠性。

图14 试件③极限状态破坏情况及试验数据

图15 试件③和试件④的试验结果对比

6 结论

(1)本项目为复杂高层综合体建筑,针对本项目的各超限不规则性,进行了有针对性的分析、加强与校核,采用抗震性能化、动力弹塑性时程分析等方法,验证了结构的可靠性。合理地采用屈曲约束支撑,增加了结构耗能能力,提高了结构的抗震性能。创新性提出一种基于嵌固端的钢管混凝土柱转换节点,优化成本的同时降低了施工难度。

(2)介绍了屈曲约束支撑的布置方案和主要设计参数,采用屈曲约束支撑使地上结构整体侧向刚度更趋均匀,同时规避了竖向刚度不规则,控制构件截面尺寸。通过能量法、能量曲线对比法两种计算方法对比验证了屈曲约束支撑的附加阻尼作用,能量法计算结果稍微偏小,实际工程中为保留适当的安全冗余,按能量法附加阻尼比计入。

(3)通过有限元分析和拟静力缩尺试验验证了新型钢管混凝土转换节点的可靠性。新型转换节点具备上柱先屈服时而下部未破坏的破坏模式,并且节点核心区满足“强节点、弱构件”的性能要求,能够实现嵌固作用。