北京LG大厦结构设计

第二十届全国高层建筑结构学术会议 2008年 北京LG大厦结构 侯光瑜陈彬磊赵毅强刘向阳苗启松陆承康叶彬刘笛黄嘉 北京市建筑设计研究院。北京lo0045 摘要：本文介绍了8度抗震设防的北京LG大厦塔楼钢一混凝土混合框架一核心筒结构的设计和相应的节点构造。核心 筒是整个结构的主要抗侧力构件，为改善核心筒剪力墙的延性，设计中在核心筒交点处设置钢骨柱。同时，为了提高承 托楼面桁架的剪力墙连梁的非弹性变形能力，沿核心筒y向连粱内设置型钢，与钢骨柱组成暗框架，加强了核心筒的整 体性。弹塑性动力时程分析结果明了这种结构体系具有较好的抗震性能，计算结果与振动台试验结果非常吻合。试验 结果表明，在8度罕遇地震作用下，核心筒边缘构件和底部框架柱均没有发现钢筋压屈，混凝土崩落现象；核心筒与外 围框架两者间能很好的协同工作；核心筒内的暗钢柱提高了搂面钢梁端部锚固能力，钢梁与混凝土墙之间的连接没有发 现破坏现象，但值得注意的是梁端测得的应变较大。这种现象反映了梁(桁架)的端部即便是接“铰接”处理，仍然存 在地震作用产生的约束弯矩，设计中应给予足够的重视。计算和试验结果表明了这种结构体系通过合理设计和构造可用 于高烈度地震区，核心筒内设置钢骨后，此类结构最大适应高度的限值还有相当的提升空间。可以突破150m的限值。 关键词：混合结构体系；高层建筑；暗埋钢框架；弹塑性时程动力分析；8度抗震 1工程概况 LG北京大厦位于北京市主干道长安街建国门外，总面积为151345m2，地下四层，埋深24．6m，地上 由两幢相距56m，高度为141m的31层塔楼和中间5层裙房组成，是集办公和商业为一体的综合性建筑 (图1)。塔楼标准层平面近似椭圆，长轴方向为44．2m，短轴方向为41．56m，塔楼高宽比为3．4。开问 最大尺寸为9m，核心筒至边缘框架柱最大距离为14．75m。由于规划日照要求，塔楼从24层起逐渐收进， 在北立面形成一个大斜坡屋面。塔楼首层平面见图2，六层及六层以上标准层见图3，剖面见图4。结 构地面以上东，西塔楼与中间裙房之间各设抗震缝一道。地下部分为全地下室，不设沉降缝。本工程抗震 设防烈度为8度，场地类别为II类。 设计时，通过对钢结构、钢筋混凝土结构和钢一混凝土混合结构三种的比较，最终选用了钢一 混凝土混合框架一核心筒结构。分析结果表明：与混凝土结构相比，结构自重较轻，基础可采用天然地 基，避免了昂贵的桩基方案，整个工程基础造价节省500万元；竖向承重构件截面较小，增加了楼层有 效使用面积，以标准层为例，每层(两栋塔楼)建筑有效面积增加了25m2，每年的租金可增收40万美 元，仅此～项，业主便可在10年内回收该工程全部钢结构材料费；钢结构在加工厂制作，核心筒采用 爬模施工方法先行施工，再吊装组合柱中的钢骨柱和水平钢结构构件，最后再浇注混凝土，竖向和水平 方向施工互不干扰，施工速度快，缩短了资金回收期；结构造价适中，介于钢结构和钢筋混凝土结构之 间。 本工程结构布置合理，塔楼周边框架柱与核心筒纵、横墙位于同一轴线上，有利于外框架与核心筒 协同工作。塔楼低区核心筒平面尺寸为12m×23．6m，占标准层面积的16％，剪力墙面积率为3．2％。核 心筒剪力墙的厚度：x方向为450咖，Y方向为600衄。剪力墙的厚度主要由弹性位移角限值(1／800) 侯光瑜，男，1934．4出牛，教授级高级工程师 北京市科委，北京市规委资助项且 ．10． 第二十届全国高层建筑结构学术会议论文 2008年 控制，而剪力墙的数量，则结合建筑平面的变化、电梯的低、中、高区的分布，向上逐渐减小，使得 141m高的塔楼其刚度分布相当均匀，变形合理，没有明显的薄弱层。剪力墙内分布筋采用双层双向① 22@200。核心筒外围框架由组合柱和宽翼缘钢梁组成。圆形组合柱的直径：1~14层为1500衄：15’25 层为1350衄；26层及其上为1200咖。组合柱内埋置H416×406×30×48型钢，含钢率为2．76’4．3％。 外围框架钢梁尺寸：1’24层为H903×304×15×20；25层及其上为H835×292×14×18。混凝土强度等 级：1’15层为C60；16’25层为C50：26层及其上为C40。 跨越外围框架与核心筒之间的楼面梁采用钢桁架，桁架水平间距为4500衄，标准层桁架高度950衄， 设备和电气管线可在其中穿越。本工程压型钢板的跨度为4500唧，标准层楼板采用无支撑65咖高闭口 形压型钢板，上部叠合60衄厚现浇钢筋混凝土，楼板总厚度125衄。组合楼板中的压型钢板的板厚通 常是由施工阶段控制的，考虑到施工荷载作为临时性荷载，一旦混凝土浇注完毕，施工荷载撤走后，压 型钢板将会出现回弹。因此，在施工荷载作用下施工阶段压型钢板的强度能满足要求，而在不考虑施工 荷载条件下，其变形≤20衄时，不要求设置临时支撑，此举为业主节省了60万元临时支撑的费用。 2结构整体抗震性能 在框架一核心筒结构体系中，核心筒是整个结构的主要抗侧力构件，承担了85％地震剪力，为改善 核心筒剪力墙的延性，设计中有目的地在核心筒的四大角及纵横墙交点处设置钢骨柱 (HM340×250×9×14)，并作为剪力墙抗震设防的第二道防线，防止剪力墙在罕遇地震作用下，因墙体 混凝土严重开裂后竖向承载力受损而产生连续破坏，也便于与楼面钢桁架(梁)连接，加强了桁架(梁) 端部的锚固能力。同时，为了提高承托楼面桁架的剪力墙连梁的非弹性变形能力，耗散更多地震能量， 2000年12月全国超限高层建筑工程抗震设防审查专家委员会建议在承托楼面桁架的纵向剪力墙洞口连 梁内设置型钢。最终设计时，将连梁内的型钢与核心筒内的钢骨柱组成了埋置在核心筒内的暗钢框架， 以改善剪力墙的延性、加强核心筒剪力墙的抗侧移刚度和承载力，确保结构的整体性。采用钢骨剪力墙 核心筒后，施工进程中核心筒领先外围框架最大时达20层，加快了施工进程，同时由于暗钢柱的存在， 大大减小竖向变形差异，有利于安装钢结构构件。 本工程结构整体分析按两阶段设计方法进行，第一阶段为多遇地震作用下的弹性分析，采用振型分 解反应谱法计算构件承载力和水平位移。第二阶段为罕遇地震作用下的弹塑性分析，验算结构层间位移。 2．1．第一阶段一多遇地震作用下的弹性分析 2-1．1分析结果 表l给出了几个分析程序的计算结果以及现场脉动实测结果。结构分析时，程序SATll『E，SAP84 对楼面桁架采用了等代梁(刚度相等)模型，而MIDAS／Gen程序则将楼层桁架模型完整的建立起来， 如图5。楼面桁架(钢梁)与墙的连接均假定为铰接。对两种不同模型的计算结果进行对比，可以发现， 将桁架梁简化为实腹梁的计算方法，对结构整体分析的影响不大，这样可以很大程度上节省了计算工作 量。从表1中可以看到程序分析结果与现场脉动实测结果基本吻合，脉动实测的周期值稍短，是由于脉 动方法的激励源能量较小，且因实测时尚有少量楼面做法没有完成，质量偏小所造成的。 表1 各程序整体分析结果2顶部钢架的地震反应 序 第一周期 第二周期 第三周期 层间位移角 号 程序名称 X方向 Y方向 模型说明 (s) (s) (s) 值 位置 值 位置 1 SATWE 2．5l 1．70 1．29 l／102626F l／2123 24F 实腹梁替 2 SAP84 2．45 2．05 1．87 代桁架粱 3 MIDAS／Gen2．615 2．166 1．738 1／909 21F l／142921F 真桁架 4 脉动实测 2．041 1．690 1．204 现场实测 2．1．2顶部钢架的地震反映 我们对顶部钢架设置和未设置斜撑的两个结构方案(图6)分别进行了x、Y两个方向的弹性时程 第二十届全国高层建筑结构学术会议论文 2008年 分析：计算时分别按小震强度(709a1)对两个结构沿x、Y方向输入了ELCen仃。地震波。得到结构屋 面层和钢架顶部的位移时程曲线图：图7表示顶部钢架未设置交叉斜撑的结构，X方向屋面的最大位 移(大致出现在4秒时)为97．5唧，而在相似时刻钢架顶点的最大位移为147．5姗，约相当于屋面最 大位移的15l％。图8表示项部钢架设置了交叉斜撑后，X方向屋面最大位移(同样大致出现在4秒时) 为100I】[1lIl，而在相似时刻钢架顶点的最大位移为125mm，相当于屋面最大位移的125％。沿Y方向进 行时程分析结果表明：项部钢架未设置交叉斜撑的结构，钢架顶点最大位移相当于屋面最大位移的123 ％；而顶部钢架设置了交叉斜撑的结构，钢架顶点位移与屋面最大位移相差很小。分析结果表明，顶部 钢架在不设柱间斜撑的情况下，由于顶部钢架过柔，鞭梢效应明显，扭转现象严重。设置柱间斜撑后， 顶部钢架的刚度得到加强，避免了屋面顶部结构刚度突变、明显减小了顶部鞭梢效应、扭转的影响以及 钢架局部剧烈振动。 2．2第二阶段一罕遇地震作用下的弹塑性动力时程分析 2．2．1地震波的选取 时程分析共选用3条地震波，其中实际地震波2条，人工波1条。实际地震波中的～条选用了Taft 南北方向地震波：考虑到该场地虽然为II类，但接近于II、Ⅲ类交界处，故将ELCentro南北方向地震 波作为另一条实际地震波。人工波采用北京市勘察设计研究院提供的一条该场地人工波GBll。经多遇 地震作用下的弹性时程分析，该3条波均满足要求。 2．2．2分析结果 本工程采用三维空间动力分析程序EPDA对结构进行弹塑性动力时程分析。分析时楼西的桁架梁采 用等代钢梁代替，桁架梁与剪力墙的连接采用铰接。表2，表3分别给出了弹塑性时程分析时x方向和 y方向的层间位移角。三条地震波作用下的层间位移角算术平均值的最大值，x向为l／135、Y向为1／149， 计算结果均小于规范要求的容许值1／100，说明本结构体系可以抵御8度设防区的罕遇地震作用。 表2X向弹塑性时程分析层同位移角汇总 表3Y向弹塑性时程分析层间位移角汇总 ELCentroTaft 人工波 皿 层 NS NS EQ2 均 备注 A舱x=0．49Amax=0．49Amax=O．49值 屋顶钢架 1／1108 1／1076 1／801 1／974 屋顶钢架 l／316 l／338 l／277 1／324软弱部位 31 1／397 1／4n9 1脂30 1／375 30 1／3R6 1／391 1／316 1／36l 29 1／3R4 1／374 l／303 1／350 28 1／R42 1／R43 1／27R 1／3lR 27 f／，S9 1／272 1／229 l／，55 26 1／182 1／197 1／151 1门75 25 1／166 l／lR2 1／139 1／16n 24 1／157 1／171 1／130 l／151 23 1／152 1／1R4 1／125 1门45 22 1／15n 1／15R 1／l’1 1／l4l 21 1／150 1／152 1／117 1／13R 20 1／151 1／14R 1／114 1／135 19 1／155 1／145 1／11’ 1／135软弱部位 18 1／161 1／144 1／111 l／135 17 1／17n 1门44 1／111 1门37 16 1门R’ 1／146 1／112 1／141 15 1／195 1／149 1／11R 1／145 14 1／212 1／15R 1／116 1／153 13 l／，10 l／，0， 1／¨B 1／】64 12 1／210 1／247 1门12 1／169 11 1／211 1／242 1／110 1／167 10 1／’14 1／241 1门09 1／167 9 1／220 1／，45 1／108 1／1R只 8 l／227 l／254 l／|07 f／f70 7 1／22R 1／267 l／107 1／172 6 1／'3’ 1／2R0 1／1nR 1／175 5 1／240 1／296 1／109 1门79 4 1／’52 1／323 1门11 1／1R7 3 1／279 1门74 1／113 l门99 2 1／477 1／595 1／114 1艘39 1 1／1543 1／139R 1／117 1／3n3 ELCentroTaft 人工波 皿 层 NS NS E02 均 备注 Amax=O．49Amax=O．49Amax=0．49值 屋顶钢架 l／306 1／300 1／243 l／280 屋顶铡架 l／200 1／195 1／159 l／183软弱部位 3l 1／R5R 1／R5R 1／614 1／75R 30 1／636 1／620 1／403 1／529 29 1／67只 1／665 1／436 1／56q 28 1／614 1／6n5 1／405 1／5，2 27 l／4n6 f门94 f脂76 f／R4R 26 1／269 1门11 1／220 1／261 25 1艘R9 1／，qR 1／，11 1／'44 24 l／，'4 1／'R7 1／2n3 l门33 23 1／213 1／2R1 1／19R 1门’6 22 1／lR7 1／’45 1／lR' l／’01 2l 1／164 1／216 1／160 1门77 20 1／149 1／197 1／14， 1／159 19 1／144 l／lq’ 1／133 1／153 18 l／144 l／19l 1／129 1／151 17 1／145 1／19l 1／125 1／14口 蓑囊毒枉 16 1／14R 1／193 1门24 1／150 15 1／155 1／19只 1／1’4 I／153 14 1／167 l／206 1／1，5 1／159 13 l／100 l／239 l／I，口 l／l74 12 1／213 l／'RR l／134 1／192 11 1／，17 1／30只 1／137 1／19R 10 1／217 1／3lq 1／14n 1／’n’ 9 1／219 1船25 1／143 1／’05 8 l／22i I／37R l／145 f／，n7 7 1／，，6 1／32R 1／14R 1／'11 6 1／'R’ 1门’R 1／l50 I／'14 5 1／238 1／33R 1／151 1门1R 4 1／，50 1／R61 1／153 1／，’6 3 1／2R1 1／412 1门54 1／，4n 2 1／4’4 1／539 1门娟 1／，R， 1 1／1327 1／1251 1／16n 1／3R4 ．12． 第二十届全国高层建筑结构学术会议论文 2008年 表4、5分别为几条地震波作用下结构X、Y方向的最大层间位移角以及首层层间剪力计算结果的比 较。表5说明罕遇地震波作用下，首层层间剪力至少为小震的计算层间剪力的3．16倍。这也从另一个 角度说明，本结构体系具有较好的抵御罕遇地震的能力。 表4弹塑性时程分析最大层间位移角比较 ElCentroTaft(NS) 人上波GBll 小震弹性计算结果 地震波 Amax=O．49Amax=0．49Amax=O．49 Amax=O．079 X方向 l／150 1／144 l／107 1／808 Y方向 l／144 1／191 l／124 l／1878 表5弹塑性时程分析首层层间剪力与小震弹性计算结果比较(单位酬) ElCentroTaft(NS)人工波GBll小震弹性计算 地震波 项目 Amax=O．49Amax=O．49AIⅡax=O．49AⅢax=0．079 层问剪力 67850 79390 56780 17980 x方向 比较 3．77 4．42 3．16 1．00 层间剪力 73730 82720 63230 20020 Y方向 比较 3．68 4．13 3．16 1．00 2．3．弹塑性动力时程分析结果与振动台试验结果比较 为了检验核心筒内设置暗框架后结构的整体抗震性能，2002年11月30日北京市建筑设计研究院 与上海同济大学土木工程防灾国家重点实验室合作，对比例为l：20的钢一混凝土混合框架一核心筒结构 进行模拟地震振动台试验。根据北京8度抗震设防烈度、II类场地要求，选用了ElCentro波、Taft波 以及北京人工地震波GB一1l，按加载步骤依次输入。试验结构表明：在8度罕遇地震作用下，钢骨混凝 土核心筒剪力墙没有出现明显的钢筋压屈、混凝土崩落现象，核心筒和外围框架之间具有很好的协同工 作关系，显示出良好的承载和变形能力，结构整体性保持良好，达到了“小震不坏，大震不倒”的抗震 设防标准。试验结果与弹塑性动力时程分析结果基本吻合。说明了这种结构体系通过合理设计和构造后 可以用于高烈度地震区。振动台模型试验结果还表明了模型结构层间位移虽已达到1／10l，但由于核心 筒剪力墙内增设了钢骨，剪力墙只出现了几道破坏程度不大的裂缝，结构仍具有很强的变形能力。因此， 此类结构的最大适用高度的限值还有相当的提升空间，可以突破现行规定的150m限值Ⅲ。 2．3．1罕遇地震位移 弹塑性时程分析各层层间位移角算术平均值的最大值为x方向1／135、Y方向l／149，振动台试验结 果层间位移角的最大值为：X方向1／120、Y方向1／101‘21。X方向结果十分接近，Y方向稍有差别。 2．3．2结构薄弱部位 弹塑性时程分析结果表明：塔楼X向薄弱部位在18—20层，Y向薄弱部位在16一18层，以及出屋面 钢架处。振动台试验结果认为，北京LG大厦塔楼没有明显薄弱楼层，但存在如下薄弱部位：1．塔楼31 层以上出屋面钢架处；2．塔楼17～23层之间部分；3．靠近框架梁柱节点处的柱截面。计算结果和试验 结果非常吻合。实际结构从17层开始剪力墙向内收，项部为纯钢架，计算结果和结构布置情况是吻合 的。 2．3．3地震作用下，楼面梁与核心筒连接处梁端应变反应 框架一核心筒结构在整体分析时，通常假定楼面钢梁(桁架)只承受竖向荷载，钢梁(桁架)与核心 筒之间连接为铰接。但由于连接处高强螺栓的作用，核心筒墙体连接的钢梁(桁架)端部仍然存在约束 弯矩。钢梁(桁架)端部的这种转动约束能力，必然会在地震作用下得到反应。表6给出了振动台试验 时，ELCentro地震波作用下，测点A和B处(图3)梁端实测的最大应变值。 1梁端横截面最大拉应变值出现在梁的下翼缘处，且应变值向上翼缘方向变小，表明梁端截面中和 轴位于梁上混凝土叠合层内，混凝土叠合层中的压力与钢梁中的拉力形成了由地震作用产生的梁端约束 弯矩，该约束弯矩将随着设防水准的提高而增大。设计中应给以足够重视。 ．13． 第二十届全国高层建筑结构学术会议论文 2008年 2在不同设防水准的地震作用下， 梁端最大应变值出现的位置，既不在底 层也不在顶层，而是发生在十五层，其 位置与结构最大层间位移角出现的位置 基本一致。这种现象反映了结构具有良 好的整体性、核心筒与外围框架两者间 能很好地协同工作，使核心筒剪力墙的 变形特征由弯曲变形转变为弯剪变形。 3框架一核心筒结构中楼面梁(桁 架)与核心筒之间的连接是个关键部位 之一，核心筒内设置的钢骨提高了楼面 表6X方向ELCentro地震波引起的梁端最大应变值(×1旷) 8度多遇 8度基本 8度罕遇 测点 层 梁下靠近上翼 梁下 靠近上翼 梁下 靠近上翼 翼缘缘梁腹板 翼缘 缘梁腹板 翼缘缘梁腹板 l 72 30 176 95 344 176 A 15 114 55 590 291 1108 366 30 54 7 185 16 443 29 1 3 13 4 17 4 41 B 15 79 30 175 97 335 432 30 37 18 101 69 227 95 梁(桁架)的端部锚固能力，试验结果表明在8度罕遇地震作用下没有出现任何裂缝，节点仍保持良好。 3节点设计 节点设计是结构设计中关键环节之一，除了满足承载力、延性、耗能要求外，在构造上需要解决好 钢骨与混凝土之间剪力连接，处理好钢骨、钢筋、混凝土浇筑三者之间的矛盾，便于施工，以确保主要 构件之间连接的可靠性。 3．1梁柱连接 本工程组合柱中的钢骨柱主要用于施工阶段楼层水平钢构件的安装和定位，施工阶段按纯钢结构核 算。在计算柱的轴压比以及组合柱的抗剪承载能力时考虑了钢骨柱的作用。在弹塑性动力时程分析时考 虑了钢骨柱的贡献。梁柱节点范围内钢骨柱和埋入组合柱内的钢梁截面上，栓钉的设置十分重要，栓钉 对钢骨和混凝土的紧密结合起到了关键的作用，节点试验也已表明了这一点，设计时应特别组合柱中的 钢骨柱与钢梁的连接方式采用柱贯通式。 节点设计时，将钢梁与钢骨柱的连接部位埋入混凝土中，利用混凝土约束住连接处薄弱部位。在梁 与钢骨混凝土柱交界处，沿柱混凝土表面设置了与梁腹板同高的柱面承压板FBP(FaeeBearingPlate)， 板厚为20咖，用以约束节点核心区内的混凝土，节点大样见图11。为了验证上述设计思路，北京市建 筑设计研究院与北京工业大学合作，进行了6个圆形截面钢骨混凝土柱一钢梁节点低周反复荷载试验， 试验结果表明在反复荷载作用下，FBP板起到了约束节点核心区混凝土的作用，延缓了混凝土的损伤， 限制了核心区内钢骨柱翼缘的剪切变形和局部屈曲，有利于抗震。试验结果还表明，钢梁出现塑性铰时， 由于核心区混凝土的约束作用，钢梁和钢骨柱的连接焊缝没有发生Northridge震害所表现的撕裂性破坏 、D1。有关圆形截面钢骨混凝土组合柱一钢梁框架节点核心区抗裂计算方法和受剪承载力计算方法详见文 献4。 3．2钢桁架与墙的连接 本工程钢桁架与混凝土核心筒墙体之间的连接是通过摩擦型高强螺栓将钢梁腹板或钢桁架的端板 与后焊在核心筒混凝土墙体内预埋件上的钢板相连接的，节点大样见图12，而钢梁上下翼缘或钢桁架 的上下弦杆则与混凝土墙体的预埋件完全脱开，以尽量减小连接处的约束弯矩。在结构整体计算中， 这种连接通常被简化为完全的铰接。然而，这种连接显然不是理想的铰接，由于高强螺栓群的约束作 用以及剪力作用点偏心的影响，使这种连接节点具有一定的转动约束能力。 本工程采用有限元分析方法进行了计算机模拟计算。分析模型的简图如图13。连接板采用单剪板， 上下弦杆用梁单元模拟，弦、腹杆用杆单元模拟。为了得到精确的计算结果，连接板、桁架端板以及 与桁架端板连接的弦、腹杆的端头均采用精细划分的板单元模拟，高强螺栓采用只具有剪切刚度的弹 性连接来模拟。桁架两端均为嵌固约束。通过不同直径的高强螺栓，不同厚度的连接板的各种组合进行 *十Ⅲ}目≈H建筑镕目{术☆H*t2008* 了大量有限元模拟分析．井结合试验，得到较为简便的由高强螺栓群嵌同作用产牛的折算偏心距公式， 作为对铰接模型的修止，f『戈计算方法许见文献5。 3 3铜粱与混凝土墙的连接 钒粱与剪力墒连接”点．设H时参考了《钢骨混凝上结构醴汁挑秤》(YB008297)考虑r粱端的约 寐弯矩的影响．井根据粱的受力人小以灶所处的卸忙提⋯r叫种小川的锚同措施：1栓钉锚固琐埋什2 铡筋栓钉混合型锚㈦预堋件3夹饭式桢埋件4钢板与项埋锅日托蚪接顸埋什．详表7。通过低周反复 荷载试验”1，结果表明：由顶埋板和栓钉组成的顶埋件，技乍了影响剪力墙承载能力的魁凝十开裂、 栓刮出现滑蒋的现孽．见刚14．小应川f盯抗震设防要求的土兰乐重构州的连接：制筋栓钉混台型锚 阿预埋件夹板式预埋¨，jt破坏蜕缬丧现在部分锚筋被拉断．设Hr}r应对上、F两行锚筋留有余地； 钢桁架(搬)和混凝L墙之删采用钢板与预埋钢骨村：焊接的连接形式，具仃较好的抗震性能，耗能和延 惟?；|I较好，适卅丁有抗震设防要求的芙键部位。 寰7墙与粱莲接形式 4基础设计 ∞km№Ⅻ *L：1r镕 m莆月^#，R ％E荷拽帅 转挫^m 】m口为m蚰自 ※#目／J#^ zⅢ目mⅨ4 mw目自¨Ⅲl l蚺扳吐接：LF! 目扳自Ⅻn 本fm健筑物的基础平血尺j东心方向为16130m，南北方向为6300m'埋深246m。主体建筑外 嘲为框架结构的纯地下室。整个建筑物基础采用^底盘变厚度平板式筏形基础，其中塔楼的核心筒处筏 板厚28m，塔楼其它部位及其周边的纯地下室授板厚25m，裙房及其南、北阿侧纯地下室部分筏板厚 l 2m。南于该建筑荷载分布很不均匀，塔楼核心筒部位荷载较大，为，减少高低层之间的差异沉降，在 了 第二十届全国高层建筑结构学术会议论文 2008年 两栋塔楼与中间裙房之间(轴F2与轴G1、轴Nl与轴P2之间)设置施工后浇缝，该缝原定待结构封顶 后再进行浇灌。实际施工时，观察到塔楼与裙房之间的差异沉降小于预期的结果，因此塔楼上升到22 层时，开始浇灌施工缝混凝土。 根据北京市勘察设计研究院提供的工程勘察报告，本工程基础持力层，除中部裙房及其南、北两侧 纯地下室局部为细砂，中砂⑤t层(厚约O．15m)和东、西塔楼的核心筒部位为砂卵石为主的⑦大层(基 底以下厚度为6．22～6．92m)外，其余部位基底以下直接持力层均为第四纪沉积的粉质粘土，粘质粉土 ⑥层，粘质粉土、砂质粉土⑥-层。该大层在中部裙房基底以下厚约1．52～2．89m，其他部位基底以下厚 约0．22～1．57m。在⑥大层以下，为第四纪沉积的砂卵石、圆砾与粘性土、粉土的交互沉积层。基底以 下直接持力层土质不一，且土层厚度分布亦不均匀，因此委托北京市勘察设计研究院进行建筑物地基与 基础的协同计算分析。计算程序采用该院编制的“高层建筑地基与基础协同分析软件SFIA”。分析时基 础刚度按下列原则确定：无墙部位按筏板基础截面考虑；有墙部位按±O．00以下实际墙体与筏板基础 的组合截面计算。计算时按以下3个阶段考虑： (1)卸荷阶段：模拟基坑开挖，计算大面积挖土卸荷情况下的应力变化，将原生土重中扣除这种应力 变化算得的剩余应力，作为下一阶段确定非线性模量的初始应力； (2)第一加荷阶段：施工后浇缝尚未浇灌，施工后浇缝两侧的结构相互脱离，建筑物各部位取各自总 荷载75％作为计算荷载。地基土层采用短期模量计算沉降和内力； (3)第二加荷阶段：浇灌施工后浇缝，施工后浇缝两侧的结构连在一起，建筑物各部位取各自总荷载 剩余的25％作为计算荷载。裙房和纯地下室部分地基土层均采用短期模量，两栋高层塔楼采用长期模量 计算沉降和内力。 最后将第一和第二加荷阶段计算所得的沉降累加。建筑物计算总沉降详见图15，其中东塔核心筒 下最大沉降量为79．6咖，塔楼核心筒周边框架柱下最大沉降量为61．3哪；西塔核心筒下最大沉降量为 78．5嗍，塔楼核心筒周边框架柱下最大沉降量为66．8咖；中间裙房部分最大沉降量为25．6衄。图15 中带括号的数字为2007年6月25日沉降观察的结果，东塔核心筒下最大沉降量为72．3衄，塔楼核心 筒周边框架柱下最大沉降量为62．2咖；西塔核心筒下最大沉降量为67．7姗，核心筒周边框架柱下最大 沉降量为62．3咖；中间裙房部分最大沉降量为48．3唧。本工程于2002年8月开始破土动工，2004年7 月结构封顶，2005年8月8日工程全部竣工投入使用，根据沉降观察结果，目前建筑物沉降已经稳定。 参考文献 1．侯光瑜，陈彬磊，苗启松，刘向阳，黄嘉钢一混凝土组合框架一核心筒结构设计研究建筑结构学报2006，27(2)： l一9 2．李检保，吕西林，卢文胜，赵斌，侯光瑜，陈彬磊北京LG大厦单塔结构整体模型模拟地震振动台试验研究，建筑结 构学报，2006，27(2)：10一14 3．赵均，田守瑞，邹景春，陈向东，侯光瑜，陈彬磊，刘向阳圆形截面组合柱一钢梁框架节点反复加载性能试验研究， 建筑结构学报，2006，27(2)：20—27 4．侯光瑜，陈彬磊，刘向阳，赵均，陈向东，田守瑞，圆形截面组合柱一钢梁框架节点受剪承载能力分析建筑结构学报， 2006，27(2)：28—32 5．黄嘉，苗启松，侯光瑜，钢桁架(钢架)与混凝土墙间单剪板连接的约束弯矩研究，建筑结构学报，2006，27(2)： 15—19 6．赵均，张宝泉，陈向东，赵红梅，侯光瑜，苗启松钢桁架与混凝土墙间单剪板连接预埋件构造形式的抗震性能试验研 究建筑结构学报，2006，27(2)：33—39 一16． 第十月全叫^■建筑镕构￥$☆Ⅸ葩女 加吣# 日l|匕京LG^厘外ii 第 二 十 届 全 国 高 层 建 筑 结 构 学 术 会 议 论 文 2 0 0 8 年 7 5 ( ，13000157 5 0 ， b 0 675 0 0 9 0 0 0 9 0 0 0 』 d 0 5 0弛。：面如 i j _ 限 、 l — — 字 纠 × )) ／ 一 ， r 。 莲 R K 匕 L ／ ， 老 ^ _ 一 、 、 。g r ／ 一 r ． p。 。7。 震 卜 如 !翁 a 委 叠 Ⅺ ． !舟 ， ： ， < 。 “ 琶 Ⅶ ×莨爹 — Lj 卅 ’：。_ 岛F i X黪 嚣 一 螽 强 弱 爱Ⅺ 》< }一 民 碧 唧 — — — — ＼ 蕃 星 ● ， ^ 、 、 一 k 芷 岛 ，彳 ● ， j 一 _ r ； _ 州 。f ＼ ＼ — 歹 ／ l _ 一 陌 ．∥、|r一 J． 一区 剀 ． 1 ．≥二二< 二二：>。 F／目 目’：—：Z7——膊 ‘·◆◆一＼一20F日P LELL二I—Y一，·’==二}r■ 1 1y 拱7＼} —20f日P、>：≯嚣．3}2 ．?舢堕步7躐翳j／—辜盯参 杀 —b1．◆ ·“-'’'f=1Ⅱ 上j、＼ HN‘‘6。199。8，12 7¨n∥釜： ■■--一‘、——一 r二Ii=并}=!． L一 ··◆· J*j划 l兰●一“ l田t●_．‘、 r．V l一，～l 4{●^ ．吖“：弋 ＼ f星} 一礅 ＼箍嚣8@no 弼羞 ： 6¨ ‘ 牝寸 葭 ＼H98湘№15竺20 i8@1i／ 睁 ＼一 1)·L 丛毡? 厅沁m 引6刚蜘 615 6”＼I WT T161x38 2—2 图11铜梁一组合柱框架节点 -21． 3—3 第二十届全国高层建筑结构学术会议论文 2008年 图12楼面桁架与剪力墙连接(墙内有钢骨柱) ．22． 第 二 十 届 全 国 高 层 建 筑 结 构 学 术 会 议 论 文 2 0 0 8 年 ^_l 厅 ¨ 0 曩 I ≈ 晶 一 ≮ 一 § 量 轴 - 、 喜 r 》 ， 毒 ／嚣{ 卢 ’ 、 - 导 嘲 — 7 一 ’ 、 ～ 、鼋彳 ：量 令 ， L 嚣 ， 莒 ／ 事 1 一 C ) ? 一 叠 一、，厶 人 邕 舅 C > ： ．_ _ _ _ - 一 o ， K 宴 萎 E 墨 ‰b 孑 i 厂 一 ．瓮 基 努 ＼ 曼毽{ 量弋 臼N 塑 型 一 ； § 暑“ z 、 ’ - o _ i i 一 、 一 ／ ’ ～ 、 ≥鼢一暑：- 合 一 q一 一 一 孽 Q 蓉 鼍 露 《 瘩 三 ＼ ≮ 逞 l 》 鑫 象 喜 磊 一 一 售 、 、 o { ^ Q ～ 由 青 ＼鼍 兰 暑 坳 冀 兽 冀 嚣 蠢 、 ‰ ‘ - C ≥ — ． _ 一 _ - 一 C ) J § 嚣 嚣 ∞ 量 { 嚣 蠢 曩 ” 。口 萎 ； 慈 妻 呈籍 毫 巍 乏 嚣 l 口 匿 嚣 竞 嚣 馨 立 磊 螽 簌 嚣 嚣 憨 § 蠢 毫 C 》 — ／ C 》 一” 盆 基 品 窘 — 景 7 《 委 兰 骞 簌 兰 囊 ．厂 C ) 一 o 嚣 角 擎 乱 炳 墨 巴 萎 ， ～ ～ ～ 孳 飞 、j f 髫沥 。 冀 ∥ ， 一 _ - ～ 烈 o 署 溪 髫 备 翟丙7 f 窜 伊呈孚 ／ ⋯ 、 肖 ：一一” ’ 、 ， 0 ， f 曼 匆 键 弼 ∑琴了嚣 纛 ● ^。j． 冀 鼍 _ f 一< o 曼 翁 — 一N 萋 冀 石 — — 。 ． _ _ d ‘ 置 。 一 ，| ( 孳 、 量 、 、 罟 。 ? 、 鼍 聪 鑫 套 ‘ —、∥ ， 、 J ～霉 ＼ 滞 ／ 、 k。攀 兰 募 曼 冀一 、 、 ． 嘉∑ < - ■ ■ - - 一 强 篓 § ≈ 垒 爨 图 1 5 建 筑 总 沉 降 图 注 ： 括 号 内 为 2 0 0 7 年 6 月 2 5 日 沉 降 观 察 结 果 - 2 3 ．