许关飞, 武 京, 刘性硕, 刘长东, 閤东东, 卢清刚, 陈 晗, 卢 筱

(北京市建筑设计研究院有限公司，北京 100045)

1 工程概况

本项目位于北京市石景山区西黄村1606-646地块,地铁6号线西黄村地铁站旁,建设用地平面尺寸212.5m×117.9m,旧方案(图 1(a))地上由3栋塔楼+局部3层商业组成,地下4层,修改后的建筑方案(图 1(b))为一座综合体,地上由5层裙房及1栋塔楼(16层)组成,地下4层。对比新旧建筑方案,旧方案3个塔楼变为新方案中1个塔楼,东北角塔楼的平面也有较大变化,旧方案中仅有局部商业,新方案中变成5层裙房。新方案总建筑面积约13.7万m2,裙房建筑功能为商业,建筑高度为26.3m,裙房首层层高6m,2～5层层高均为5.1m;塔楼建筑功能为写字楼,建筑高度为75.7m,首层层高6m,2～5层层高5.1m,6～16层层高4m,出屋面机房层高5.3m。塔楼与裙房之间设结构缝。

本工程结构安全等级为一级,设计基准期为50年,抗震设防烈度为8度(0.2g),设计地震分组为第二组,场地类别为Ⅱ类,场地特征周期为0.4s,抗震设防类别为乙类。基本风压为0.45kN/m2,地面粗糙度为C类,基本雪压为0.4kN/m2。

如图2所示,本项目地下室分两期建设,南侧一期部分与相邻东西向地铁同期施工,已施工至地下1层顶板,北侧二期部分尚未施工。本项目与地铁6号线最近距离约10m,在地铁50m保护线范围之内;项目东南角塔楼距离地铁约20m,由于塔楼核心筒剪力墙布置变化较大,且地下室外墙支护问题关系到地铁安全,需对地下4层及基础筏板进行改造。

2 结构特点及技术难题

对比新旧建筑方案,旧方案在南侧地下室有较大一片区域没有地上结构,为下沉庭院,相关位置如图 3中阴影部分所示,该下沉庭院部分在±0.00标高处未预留钢筋,且地下柱截面尺寸为600×600,截面较小。预留钢筋区域地下柱截面尺寸为800×800、φ1 100。地下1层南侧既有柱柱顶绝大部分甩筋情况如图 4所示,图中可见既有柱单侧预留5根直径22mm钢筋,共预留有16根直径22mm钢筋,而上部则为裙房。一期已施工的地下室柱截面需配合建筑方案做相应的结构拆改和加固,且南侧地下室包含了自行车库和扶梯出口等功能,南侧地上首层钢柱与对应位置的地下1层钢筋混凝土柱之间的连接为本工程关键技术难题之一。

3 裙房结构体系选型

塔楼与商业裙房在地下部分连成一体,地上商业裙房偏置在塔楼一侧,塔楼与裙房通过设置防震缝分为2个独立的结构单体。塔楼采用钢框架-混凝土核心筒结构。由于南侧首层柱节点连接的约束,地上裙房结构应尽量选择质量轻、地震作用小的结构体系,加上装配式需求,裙房首选钢结构。地下及裙房结构透视图如图 5所示。

由于建筑方案修改导致南侧既有地下室±0.00标高处柱未甩筋或甩筋不足,南侧首层柱节点连接共分刚接、铰接和转换梁连接三种形式。由于部分柱脚为铰接节点和转换梁连接节点,无法做到全部刚接。柱脚连接影响上部结构体系,上部结构体系直接影响首层柱脚内力,因此上部结构体系与柱脚连接问题需统一考虑。

若南侧地上裙房采用纯钢框架结构,钢框架仅包含1道抗震防线,柱脚无法做到全部刚接。本工程位于8度区,地上钢结构抗震等级二级,钢框架依靠构件和节点的抗弯能力来抵抗侧向荷载,属于有侧移框架,稳定性差,导致柱截面尺寸较大,故钢框架体系不够经济。从结构抗震性能和经济性角度出发,南侧地上裙房采用钢框架-支撑结构体系或钢框架减震体系较为合理。为与南侧结构体系相协调,北侧也需要采用钢框架-支撑结构体系或钢框架减震体系。

钢框架-支撑结构若采用普通钢支撑,裙房结构第1、2阶自振周期分别为1.27、1.21s,X向和Y向层间位移角分别为1/720、1/530。由于稳定性、长细比和应力比的限制,首层支撑截面需要达到□500×500×25,导致与支撑相连的柱地震作用增加,从而导致结构刚度也增加。若采用设置了黏滞消能器的钢结构减震体系,结构第1、2阶自振周期分别为1.75s和1.68s,可以减小结构和柱脚地震作用,但由于此时框架仍然为有侧移框架,柱截面尺寸仍较大,说明采用普通钢支撑对减小地震作用效果并不显著。

若将普通钢支撑换成屈曲约束支撑(BRB)后,结构第1、2阶自振周期分别为1.38s和1.33s,结构自振周期增大,地震作用减小,同时支撑截面尺寸减小。因此,裙房最终采用钢框架-支撑(BRB+局部防屈曲钢板墙(BRW))结构。在小震下,BRB保证结构的刚度;在中震和大震下,BRB屈服耗能,提供附加阻尼比[1],大幅减小首层柱脚的内力,优化了裙房构件尺寸。BRB布置在交通核周围,沿整体结构对称布置,尽量减小与地铁相关位置的BRB刚度和屈服力,优化柱脚内力[2],保证了上部结构体系和柱脚连接问题统一协调,实现了整体结构的安全性和经济性。

4 裙房超限情况及设计

4.1 超限情况及性能目标

裙房共存在扭转不规则、偏心布置、凹凸不规则、楼板不连续和局部不规则共四项一般规则性超限[3]。考虑偶然偏心的裙房扭转位移比最大1.44,大于1.2,属于扭转不规则;楼层偏心率最大达到0.33,超出规范限值0.15,属于偏心布置;裙房东南角凹凸尺寸大于相应边长30%,属于凹凸不规则;各层中间部位存在大开洞,有效楼板宽度小于50%,属于楼板不连续;结构4层西南角局部错层,4层北侧存在结构转换,属于局部不规则。裙房结构的有限元模型如图 6所示。

根据本工程实际情况,整体结构的抗震设防性能目标定为D级:关键构件小震下完好、无损坏;中震下中度损坏;大震下不严重损坏。

4.2 减震设计

在整体结构满足8度(0.20g)区小震下的变形验算前提下,建立有限元模型进行弹塑性时程分析,验证结构是否满足弹塑性变形要求。

经多次优化,本项目BRB参数见表 1,局部设置的BRW参数见表 2。首层BRB及BRW布置如图 7所示,由图可得,南侧BRB及BRW布置数量较少,在改造困难区域的屈服承载力也较小。

表1 BRB参数

表2 BRW参数

4.3 大震弹塑性时程分析

选取4条天然波(T178XY、T178YX、T2351XY、T2351YX)、2条人工波(R0035XY、R0035YX),对裙房结构进行大震弹塑性时程分析,裙房结构在大震下的层间位移角如图 8所示。由图可得,X向和Y向最大层间位移角分别为1/84(第1层)、1/81(第3层)。结构最大层间位移角均未超出1/50[4],满足“大震不倒”抗震性能目标。

BRB及BRW为结构第1道抗震防线,在大震下首先屈服耗能[5]。部分楼层BRB的滞回曲线如图 9所示,部分楼层BRW等效支撑的滞回曲线如图 10所示。从图 9和图 10中可以看出,BRB和BRW滞回曲线饱满,在大震下起到充分的消能减震作用。BRB最大轴向位移约为35mm,未超过极限位移54mm;BRW最大位移20mm,未超过极限位移80mm。

在罕遇地震下,结构自身阻尼比取0.04。通过对BRB及BRW耗散能量以及结构总应变能的计算,得到结构在大震下的附加阻尼比,如表 3所示。BRB及BRW的设置可以有效减小地震作用[6],有利于首层钢柱柱脚的设计。

图 11为多工况包络下各构件性能水平,由图 11可知,罕遇地震下,结构中绝大部分框架柱的损伤程度为无损坏或轻微破坏,框架柱还具有较高的剩余承载力;关键构件损伤主要出现在与支撑相连的局部框架处,此处框架为轻度破坏,其余关键构件均为轻微破坏及以下破坏状态。整体结构满足并超过D级性能目标要求。

表3 罕遇地震下结构附加阻尼比

5 南侧首层柱脚连接设计

在首层钢柱和地下1层钢筋混凝土柱之间的连接上,针对不同位置,采用刚接、铰接和转换梁连接,并提出不同的改造加固方案,保证整体结构的抗震安全和经济性[7]。柱脚设计原则:1)与地铁相关区域,特别是正在运营的地铁扶梯相关区域,由于施工困难,地上首层钢柱与地下1层钢筋混凝土柱之间的连接为铰接;2)与地铁相关区域之外且能够上下对位的柱,首层钢柱与地下1层钢筋混凝土柱之间的连接大部分为刚接,约占改造区域柱总数的41%;3)其他带BRB的钢柱和斜柱,由于水平剪力较大,首层钢柱与地下1层钢筋混凝土柱之间的连接大部分为铰接。

各类型柱脚连接平面布置示意图见图12,各类型柱脚连接占比示意图如图13所示。

图1 新旧建筑方案对比

图3 地下1层南侧既有柱柱顶未甩筋区域

图4 地下1层柱大部分柱甩筋情况

图5 地下及裙房结构透视图

图6 裙房结构有限元模型

图7 首层BRB及BRW布置平面图

图8 大震下的结构层间位移角

图9 BRB滞回曲线

图10 BRW等效支撑滞回曲线

图11 多工况包络下各构件性能水平

图12 各类型柱脚平面布置示意图

图13 各类型柱脚连接占比示意图

5.1 刚接柱脚设计

本项目刚接柱脚包括插入式柱脚和外包式柱脚。插入式柱脚设置在地下新建混凝土柱位置,钢柱下插至地下2层顶;其余刚接柱脚均为外包式柱脚,由于刚接柱脚需要传递上部钢柱全部内力,对应地下1层钢筋混凝土柱需采取加大截面、配筋及配置角钢等方式进行加固,以确保结构的安全。

参照外包式柱脚设计,除了验算地震内力组合工况下结构承载能力外,还需进行“强节点弱构件”下的极限承载力验算[8],即:

Mu=min(Mu1,Mu2)≥1.2Mpc

(1)

式中:Mu为外包式柱脚极限受弯承载力;Mu1为钢柱达到钢柱的全塑性受弯承载力Mpc时按照比例放大的刚接柱脚底部弯矩;Mu2为外包钢筋混凝土和钢柱脚极限受弯承载力之和。

本项目外包式柱脚构造示意如图14所示,采用地下1层钢筋混凝土柱截面增大至外包柱脚尺寸、在首层钢柱柱脚外包混凝土、地下1层柱截面处配置钢筋和角钢等措施,增强角钢和原结构柱的整体性;首层钢柱剪力和弯矩主要由增大截面后配置的钢筋和角钢传递[9],在地下1层范围内的角钢之间设置截面100×10、间距300mm的缀板,角钢上焊接栓钉,增大了其与混凝土的粘结[10],确保了节点的牢固。

图14 外包式柱脚构造示意

图15 铰接柱脚构造示意

图16 与斜柱相连的柱脚构造示意

地震内力组合工况下,首层钢柱柱脚剪力最大为360kN,外包钢筋混凝土抗剪承载力1 371 kN≥360kN。钢柱的全塑性受弯承载力Mpc=2 747 kN·m,钢柱脚极限受弯承载力Mu=3 916 kN·m≥1.2Mpc,满足“强节点弱构件”极限承载验算。

5.2 铰接柱脚设计

柱脚铰接设计时,仅传递轴力和剪力,剪力主要由抗剪键承担。本项目铰接柱脚构造示意如图 15所示。

铰接柱脚验算采用中震下柱脚内力,中震内力组合下柱脚剪力最大值为1 180kN,Q355角钢抗剪键抗剪承载力为2 040 kN,安全系数:2 040/1 180=1.7。验算结果表明柱脚设计满足规范要求且具有较高的安全冗余度。

5.3 与斜柱相连的柱脚设计

钢柱与斜柱相连时,斜柱的部分轴力会以剪力的形式作用于柱脚上,在柱脚设计时要着重考虑抗剪承载能力,本项目此类柱脚构造示意如图 16所示。由于钢柱柱脚剪力较大,在外包混凝土及地下钢筋混凝土柱加固部位配置了两个弧长950mm、厚30mm的钢板(Q390),钢板与混凝土通过焊接锚栓牢固连接。

钢斜柱轴力最大值为8 778kN,首层钢柱柱脚剪力最大值为6 145kN,外包钢筋混凝土抗剪承载力2 250kN,弧形钢板抗剪承载力为5 700kN,首层钢柱柱脚抗剪承载力为7 950kN≥6 145kN,满足承载能力要求。

6 结论

本工程由于建筑功能的改变,在既有部分地下室结构基础上完成全部地下室结构和新建上部结构的设计,将地下室新旧建筑连接处理和上部结构体系一体化考虑,保证了整体结构的抗震安全和经济性。分析结论如下:

(1)针对新旧建筑的连接,依据±0.00标高处柱脚上部和下部构件实际情况分别采用刚接、铰接,并提出了相应的构造做法,针对相关构件提出了合理的性能目标。

(2)上部结构采用钢框架-支撑(BRB+局部BRW)结构体系,BRB保障了无侧移框架的实现和关键区域柱脚内力的削减。

(3)对裙房结构超限情况进行了对应的性能化设计措施和计算分析,结果表明BRB及BRW的设置可以有效减小地震作用,结构层间位移角及构件性能水平均能满足相关规范要求,整体结构满足“大震不倒”的性能目标。