钢_混凝土组合框架_核心筒结构设计研究

文章编号 :1000 - 6869 (2006) 02 - 0001 - 09 钢2混凝土组合框架2核心筒结构设计研究 侯光瑜 , 陈彬磊 , 苗启松 , 刘向阳 , 黄　嘉 (北京市建筑设计研究院 ,北京 100045) 摘要 :本文介绍了 8 度抗震设防区的北京 LG大厦塔楼钢2混凝土组合框架2核心筒结构的设计研究和相应的节点构造。 核心筒是整个结构的主要抗侧力构件 ,为了改善核心筒剪力墙的延性 ,设计中在核心筒四大角及纵横墙交点处设置钢骨 柱。同时 ,为了提高承托楼面桁架的剪力墙联系梁的非弹性变形能力 ,沿核心筒 y 向联系梁内设置了型钢 ,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 定性数据统计分析pdf销售业绩分析模板建筑结构震害分析销售进度分析表京东商城竞争战略分析 结果表明了这种结构体系具有较好的抗震性能 ,计算结果与模 型的振动台试验结果非常吻合。振动台试验结果表明 ,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地协同工作 ;核心筒内的暗钢柱提高了楼面钢梁端部锚 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。计算分析和试验结果 表明了这种结构体系通过合理设计和构造可以用于高烈度地震区 ,核心筒内设置钢骨后 ,此类结构最大适用高度的限值 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 中图分类号 :TU973114 　　文献标识码 :A Design and research on composite steel and concrete frame2core wall structure HOU Guangyu , CHEN Binlei , MIAO Qisong , LIU Xiangyang , HUANGJia (Beijing Institute of Architectural Design , Beijing 100045 , China) Abstract : This paper presents the design , research and related joints’details of a 312story composite frame2core wall structure with the height of 141m , which is located in Beijing , a region of seismic fortification of 8 degree. In order to improve the ductility of the core walls and to ensure inelastic deformation capacity of the longitudinal coupling beams carried steel trusses , proper steel sections were embedded at the intersections of longitudinal and transversal core walls , and inside the coupling beams respectively. The results of elasto2plastic time2history analysis under the action of rarely occuring earthquakes are very close to the data of shaking table test . Experimental results show that there is no obvious demage in the core walls , the interaction between core walls and its surrounding composite frame is efficient . The whole structure has better seismic performance. The test also shows that spalling of concrete and local buckling of reinforcement at the boundary elements of core wall and the bottom of surrounding composite columns have not been observed , even the elasto2plastic story drift angle has reached 1/ 101. The performance of the connection between steel beam/ truss and concrete wall is good , since the steel column embedded in the wall enhances the anchorage strength of steel beam/ truss. However , the higher strain measurement of the beam end during the rarely occuring earthquake shows that partial restraint moment should be considered at the connection. Both the results of analysis and test show that hybrid wall system is adequate for regions of high seismicity , and the building height of such a structure can exceed the required limitation of 150m height for seismic fortification intensity of 8 degree after rational design and properly embedded steel sections within the core wall . Keywords : hybrid wall system ; high2rise building ; embedded steel frame ; elasto2plastic time2history analysis ; antiseismic for intensity 8 基金项目 :北京市科委科技项目 (953300801) ;北京市规委科研项目 (199802001) 。 作者简介 :侯光瑜 (1934 - 　) ,男 ,广东梅县人 ,教授级高级工程师 ,顾问总工程师。 收稿日期 :2005 年 12 月 1 第 27 卷第 2 期 建 　筑 　结 　构 　学 　报 Vol. 27 ,No. 2 2006 年 4 月 Journal of Building Structures April 2006 1 　前言 钢2混凝土组合框架2核心筒结构是近年来迅速发 展的一种结构体系 ,与钢筋混凝土结构相比 ,具有结构 自重轻、建筑使用面积大、施工周期短、基础造价低等 优点。但由于缺乏充分的试验依据以及高烈度地震区 成熟的工程实践 ,国内外工程界对这种结构的抗震性 能没有形成统一认识 ,因此这种结构体系多用于非抗 震设计和低烈度地震区。为在高烈度地震区推广使用 该体系 ,北京市建筑设计研究院与同济大学、北京工业 大学合作 ,以北京LG大厦塔楼为对象进行研究 ,其中 同济大学完成结构模型模拟地震振动台试验和现场脉 动测试 ,北京工业大学完成圆形截面组合柱2钢梁框架 节点和钢桁架2混凝土墙节点的试验。本文介绍了钢2 混凝土组合框架2核心筒结构在 8 度抗震设防区的设 计和应用研究成果。 图 1 　首层顶板钢梁结构平面 (西塔) Fig11 　1F reflection2framing plan(West tower) 图 2 　6～12 层顶板结构平面 Fig12 　6～12F reflection2framing plan 2 　工程概况 北京 LG大厦位于北京主干道长安街建国门外 , 总面积为 151345m2 ,地下 4 层 ,埋深 2416m ,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。塔楼 标准 excel标准偏差excel标准偏差函数exl标准差函数国标检验抽样标准表免费下载红头文件格式标准下载 层平面近似椭圆 ,长轴方向为 4412m ,短轴方向长 41156m ,塔楼高宽比为 314。开间最大尺寸为 9m ,核心 图 3 　结构剖面图 Fig13 　Structural cross section 筒至边缘框架柱最大距离为 14175m。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 1 ,6 层及 6 层以上标准 层见图 2 ,剖面见图 3。 本工程抗震设防烈度为 8 度 ,场地类别为 Ⅱ类 ,抗 震等级 :框架为一级 ,核心筒剪力墙为特一级。 2 3 　结构体系 表 1 　各程序整体分析结果 Table 1 　Re sults of different structural analysis program 序号 程序及实测 第 1 周期 s 第 2 周期 s 第 3 周期 s 层间位移角 x 方向 y 方向 值 位置 值 位置 模型说明 1 SATWE 21510 11700 11290 1/ 1026 26F 1/ 2123 24F 等刚度实腹梁替代 2 SAP84 21450 21050 11870 楼层桁架梁 3 MIDAS/ Gen 21615 21166 11738 1/ 909 21F 1/ 1429 21F 真桁架 4 脉动实测 21041 11690 11204 现场实际测量 　　1997 年北京LG大厦设计时 ,通过对钢结构、钢筋 混凝土结构和钢2混凝土组合结构三种 方案 气瓶 现场处置方案 .pdf气瓶 现场处置方案 .doc见习基地管理方案.doc关于群访事件的化解方案建筑工地扬尘治理专项方案下载 的经济性 和技术性比较 ,最终选用了钢2混凝土组合框架2核心 筒结构。分析结果表明[1 ] : (1)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。 (2)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 ,按该工程所在地区的房租计算 ,每年的租 金可增收 40 万美元 ,仅此一项 ,业主便可在 10 年内收 回该工程全部钢结构材料费。 (3)钢结构在工厂制作、工地安装 ,核心筒采用爬 模施工 方法 快递客服问题件处理详细方法山木方法pdf计算方法pdf华与华方法下载八字理论方法下载 先行施工 ,再吊装组合柱中钢骨柱和水平 钢结构构件 ,最后再浇注混凝土 ,这样竖向和水平方向 施工互不干扰 ,施工速度快 ,质量易于控制。 (4)结构造价适中 ,位于钢结构和钢筋混凝土结构 之间。 塔楼低区核心筒平面尺寸为 12m ×2316m ,占标准 层面积的 16 % ,剪力墙面积率为 312 %。核心筒剪力 墙的厚度 : x 方向为 450mm , y 方向为 600mm。剪力墙 的厚度主要由弹性位移角限值 (1/ 800) 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 ,向上逐渐减少 ,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。由于核心筒 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 ( 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的连续破坏。同时 ,为了提高 承托楼面桁架的剪力墙连系梁的非弹性变形能力 ,沿 核心筒 y 向连梁内设置了型钢 ,与钢骨柱组成暗框架 , 加强了核心筒的整体性。 采用钢骨剪力墙核心筒后 ,施工过程中核心筒领 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。 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 1500mm ; 15～25 层为 1350mm ;26 层及其上为 1200mm。组合柱内埋置 H416 ×406 ×30 ×48 型钢 ,含钢率为 2176 %～413 %。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 ,桁架间距为 4500mm ,标准层桁架高度为 950mm ,设 备和电气管线可在其中穿越。 楼面采用组合楼板 ,标准层为 65mm 高的闭口压 型钢板 ,上部叠合 60mm 厚现浇钢筋混凝土 ,楼板总厚 度 125mm。 4 　结构整体分析 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 法计算构件的承载力和水平位移。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。 411 　第一阶段多遇地震作用下的弹性分析 (1)分析结果 表 1 给出了几个结构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 SATWE ,SAP84 对 楼面桁架采用了等代梁 (刚度相等) 模型 ,而 MIDAS/ 3 Gen 程序则将楼层桁架模型完整地建立起来 ,如图 4。 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计算工作量。此外 ,程序分析 结果与现场脉动实测结果[15 ]基本上是吻合的 ,脉动实 测的周期值稍短 ,是由于脉动方法的激励源能量较选 , 且因实测时尚有一部分楼面做法没有完成 ,质量偏小 所造成的。 在整体分析时 ,虽然假定了桁架 (等代梁) 与墙的 连接为铰接 ,但在局部计算时 ,桁架与核心筒墙体连接 部位以及相关的杆件 ,仍需考虑连接部位处约束弯矩 的影响[2～4 ] 。 图 4 　基于桁架梁的结构模型平面 (楼板已被隐藏) Fig14 　Typical floor plan with steel truss (2)顶部钢架的地震反应 对顶部钢架设置和未设置斜撑的两个结构方案 (图 5)分别进行了 x、y 两个方向的弹性时程分析 :计 算时分别按小震的强度 (70gal) 对两个结构沿 x、y 方 向输入了 El Centro 地震波。得到图 6、图 7 位移时程 曲线图。 图 5 　设置斜撑的屋顶钢架模型 Fig15 　Model of steel frame with diagonal braces on the top of structure 图 6 　未设置斜撑的结构沿 x 方向屋面和 钢架顶点位移时程曲线 Fig16 　 x direction displacement time history curves of the roof and the top point of steel frame without diagonal braces 图 6 表示顶部钢架未设置交叉斜撑的结构沿 x 方 向 30 层屋面和钢架顶点位移时程曲线 , x 方向屋面的 最大位移 (大致出现在 410s 的时刻) 为 9715mm ,而在 相似时刻钢架顶点的最大位移为 14715mm ,钢架顶点 最大位移约相当于屋面最大位移的 151 %。 图 7 表示顶部钢架设置了交叉斜撑后的结构沿 x 方向 30 层屋面和钢架顶点位移时程曲线 , x 方向屋面 最大位移 (同样大致出现在 410s 的时刻) 为 100mm ,而 在相似时刻钢架顶点的最大位移为 125mm ,钢架顶点 最大位移相当于屋面最大位移的 125 %。 图 7 　设置了支撑的结构沿 x 方向屋面和 钢架顶点位移时程曲线 Fig17 　 x direction displacement time history curves of the roof and the top point of steel frame with diagonal braces 沿 y 方向进行时程分析结果表明 :顶部钢架未设 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 4 的影响以及钢架局部剧烈振动。 412 　第二阶段罕遇地震作用下的弹塑性动力时程 分析 (1)分析模型 由于结构平面比较复杂 ,若采用平面分析模型难 以反映结构的空间特性 ,因此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 梁、柱采用一般梁单元来模拟 ,钢筋混凝土梁、柱由混 凝土实心元和钢筋面积两部分叠加组成 ,两部分采用 相同的位移模式分别积分 ;对于钢梁和钢柱则根据不 同截面形状分成不同的板带进行积分。剪力墙单元由 混凝土板壳单元和钢筋薄膜单元叠加组成。钢筋和钢 材应力与应变关系采用理想弹塑性强化模型 ,见图 8。 混凝土应力2应变关系曲线见图 9。 图 8 　钢材应力2应变关系 Fig18 　Stress2strain relationship of steel 图 9 　混凝土应力2应变关系 Fig19 　Stress2strain relationship of concrete 分析时结构中的桁架梁采用等效的工字型钢梁代 替。桁架梁与剪力墙连接节点为半刚性连接 ,由于模 拟半刚性连接比较困难 ,计算模型中采用完全铰接形 式 ,因此实际结构的变形将小于此分析结果。 (2)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。实际地震波中的一条选用了 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 El Centro 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 GB11[5 ] 。经多遇地震作用 下的弹性时程分析 ,该 3 条波均能满足 规范 编程规范下载gsp规范下载钢格栅规范下载警徽规范下载建设厅规范下载 要求。弹 塑性时程分析时罕遇地震波的加速度峰值 Amax 取 014 g。 (3)分析结果 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。计算结果表明本结构在实际罕 遇地震波 Taft、El Centro 波 ( x、y 方向) 作用下 , x、y 方 向层间位移角最大值为 1/ 144。对于人工波 GB11 ,层 间位移角最大值为 1/ 107。由于计算模型中未考虑以 下有利因素 :桁架梁与剪力墙节点的约束弯矩、框架柱 表 2 　弹塑性时程分析 x 方向层间位移角汇总 Table 2 　 x direction story drift angle of ela sto2pla stic time history analysis 层 El Centro (NS) Taft (NS) 人工波 ( GB11) Amax = 014 g Amax = 014 g Amax = 014 g 平均值 备注 屋顶 钢架 1/ 1108 1/ 1076 1/ 801 1/ 974 屋顶 钢架 1/ 316 1/ 338 1/ 277 1/ 285 软弱 部位 31 1/ 397 1/ 409 1/ 330 1/ 352 30 1/ 386 1/ 391 1/ 316 1/ 361 29 1/ 384 1/ 374 1/ 303 1/ 350 28 1/ 342 1/ 343 1/ 278 1/ 318 27 1/ 269 1/ 272 1/ 229 1/ 255 26 1/ 182 1/ 197 1/ 151 1/ 175 25 1/ 166 1/ 182 1/ 139 1/ 160 24 1/ 157 1/ 171 1/ 130 1/ 151 23 1/ 152 1/ 164 1/ 125 1/ 145 22 1/ 150 1/ 158 1/ 121 1/ 141 21 1/ 150 1/ 152 1/ 117 1/ 138 20 1/ 151 1/ 148 1/ 114 1/ 135 19 1/ 155 1/ 145 1/ 112 1/ 135 18 1/ 161 1/ 144 1/ 111 1/ 135 软弱 部位 17 1/ 170 1/ 144 1/ 111 1/ 137 16 1/ 182 1/ 146 1/ 112 1/ 141 15 1/ 195 1/ 149 1/ 113 1/ 145 14 1/ 212 1/ 158 1/ 116 1/ 153 13 1/ 210 1/ 202 1/ 116 1/ 164 12 1/ 210 1/ 247 1/ 112 1/ 169 11 1/ 211 1/ 242 1/ 110 1/ 167 10 1/ 214 1/ 241 1/ 109 1/ 167 9 1/ 220 1/ 245 1/ 108 1/ 168 8 1/ 227 1/ 254 1/ 107 1/ 170 7 1/ 228 1/ 267 1/ 107 1/ 172 6 1/ 232 1/ 280 1/ 108 1/ 175 5 1/ 240 1/ 296 1/ 109 1/ 179 4 1/ 252 1/ 323 1/ 111 1/ 187 3 1/ 279 1/ 374 1/ 113 1/ 199 2 1/ 477 1/ 595 1/ 114 1/ 239 1 1/ 1543 1/ 1398 1/ 117 1/ 303 5 表 3 　弹塑性时程分析 y 方向层间位移角汇总 Table 3 　 y direction story drift angle of ela sto2pla stic time history analysis 层 El Centro (NS) Taft (NS) 人工波 ( GB11) Amax = 014 g Amax = 014 g Amax = 014 g 平均值 备注 屋顶 钢架 1/ 1108 1/ 1076 1/ 801 1/ 974 屋顶 钢架 1/ 200 1/ 195 1/ 159 1/ 183 软弱 部位 31 1/ 858 1/ 858 1/ 614 1/ 758 30 1/ 636 1/ 620 1/ 403 1/ 529 29 1/ 678 1/ 665 1/ 436 1/ 569 28 1/ 614 1/ 605 1/ 405 1/ 522 27 1/ 406 1/ 394 1/ 276 1/ 348 26 1/ 269 1/ 311 1/ 220 1/ 261 25 1/ 239 1/ 298 1/ 211 1/ 244 24 1/ 224 1/ 287 1/ 203 1/ 233 23 1/ 213 1/ 281 1/ 198 1/ 226 22 1/ 187 1/ 245 1/ 182 1/ 201 21 1/ 164 1/ 216 1/ 160 1/ 177 20 1/ 149 1/ 197 1/ 142 1/ 159 19 1/ 144 1/ 192 1/ 133 1/ 153 18 1/ 144 1/ 191 1/ 129 1/ 151 17 1/ 145 1/ 191 1/ 125 1/ 149 软弱 部位 16 1/ 148 1/ 193 1/ 124 1/ 150 15 1/ 155 1/ 198 1/ 124 1/ 153 14 1/ 167 1/ 206 1/ 125 1/ 159 13 1/ 190 1/ 239 1/ 129 1/ 174 12 1/ 213 1/ 288 1/ 134 1/ 192 11 1/ 217 1/ 308 1/ 137 1/ 198 10 1/ 217 1/ 319 1/ 140 1/ 202 9 1/ 219 1/ 325 1/ 143 1/ 205 8 1/ 221 1/ 326 1/ 145 1/ 207 7 1/ 226 1/ 326 1/ 148 1/ 211 6 1/ 232 1/ 328 1/ 150 1/ 214 5 1/ 238 1/ 338 1/ 151 1/ 218 4 1/ 250 1/ 361 1/ 153 1/ 226 3 1/ 281 1/ 412 1/ 154 1/ 240 2 1/ 424 1/ 539 1/ 156 1/ 282 1 1/ 1327 1/ 1251 1/ 160 1/ 384 螺旋箍筋沿全高加密、钢骨混凝土2钢组合结构的延性 优于钢筋混凝土结构 ,因此塔楼在罕遇地震条件下结 构的实际层间位移角将小于上述计算值。从最大层间 位移角看 ,软弱部位 : x 向在 18层附近 ; y 向在 17 层附 近 ;以及顶部的钢架处。实际结构从 17 层开始剪力墙 向内收 ,顶部为纯钢架 ,计算结果和实际结构情况基本 吻合。 按《建筑抗震设计规范》( GB 50011 —2001) [6 ] ,弹 塑性时程分析取各层层间位移角算术平均值的最大值 的规定 , x 方向为 1/ 135、y 方向为 1/ 149 , 计算结果小 于规范要求的容许值 1/ 100。说明本结构体系可以抵 御 8 度设防地区的罕遇地震作用。 表 4、表 5 分别为几条地震波作用下结构 x、y 方 向最大层间位移角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 3116 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结果比较 Table 4 　Maximum story drift angle of ela sto2pla stic time history analysis El Centro (NS) Taft (NS) 人工波 ( GB11) 小震弹性计算 Amax = 014 g Amax = 014 g Amax = 014 g Amax = 0107 g x 方向 1/ 150 1/ 144 1/ 107 1/ 808 y 方向 1/ 144 1/ 191 1/ 124 1/ 1878 表 5 　弹塑性时程分析首层层间剪力结果比较 (单位 kN) Table 5 　Seismic shear force of first story El Centro (NS) Taft (NS) 人工波 ( GB11) 小震弹性计算 Amax = 014 g Amax = 014 g Amax = 014 g Amax = 0107 g x 方向 首层 67850 79390 56780 17980 比较 3177 4142 3116 1100 y 方向 首层 73730 82720 63230 20020 比较 3168 4113 3116 1100 413 　弹塑性动力时程分析结果与振动台试验结果 比较 (1)罕遇地震下层间位移角 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 1/ 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。x 方 向结果十分接近 , y 方向稍有差别。 (2)结构薄弱部位 弹塑性时程分析结果表明 :塔楼 x 方向薄弱部位 在 18 ～ 20 层 , y 方向薄弱部位在 16～18 层 ,以及出屋 面钢架处。振动台试验结果分析认为 ,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 3l 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。有关结构模型模 拟地震振动台试验结果见文献[7 ]。 (3)地震作用下 ,楼面梁与核心筒连接处梁端应变反应 6 框架2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。但是 ,由于连接处高强螺栓的作用 ,与混 凝土核心筒墙体连接的梁 (桁架)端部仍然存在约束弯 矩[2～4 ,8 ,9 ] 。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 ,不同设防水准 El Centro 地震波作用下 ,测点 Ⅰ和 Ⅱ处 (见图 2)梁端实测的最大应变值。从表中可以看 到如下规律 : 表 6 　 x 向 El Centro 地震波引起的梁端最大应变值 ( ×10 - 6) Table 6 　Maximum strain of beam end under the action of x direction El Centro ( ×10 - 6) 测点 层 8 度多遇 8 度基本 8 度罕遇 梁下 翼缘 靠近上翼 缘梁腹板 梁下 翼缘 靠近上翼 缘梁腹板 梁下 翼缘 靠近上翼 缘梁腹板 Ⅰ 1 72 30 176 95 344 176 15 114 55 590 291 1108 366 30 54 7 185 16 443 29 Ⅱ 1 3 13 4 17 4 41 15 79 30 175 97 335 432 30 37 18 101 69 227 95 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。 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 15 层附近 ,且最大拉应变出现的位置与结构最大层间 位移角出现的位置相一致。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2核心筒结构中楼面梁 (桁架) 与核心筒之 间的连接是关键部位之一 ,核心筒内设置的钢骨提高 了楼面梁 (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。 5 　节点设计 节点设计是结构设计中关键的环节之一 ,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、钢筋、混凝土浇筑三者之间的矛盾 ,便于施工。 511 　梁柱连接 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、定位 ,施工阶段按纯钢结构核算。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。对于钢骨柱及埋入组合柱内的钢梁 ,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。设计时应注 意在节点范围内钢骨柱横截面上设置栓钉。 钢骨柱与钢梁的连接方式有两种形式 :柱贯通式 , 梁贯通式。文献[10 ]报告了柱贯通式的抗震性能优于 梁贯通式 ,因此设计中最终选择了柱贯通式 ,其优点如 下 : (1)便于钢构件工厂加工 ,实际工程中钢柱通常为 2～3 层一个加工段 ,如采用梁贯通式 ,则竖向接头过 多 ,容易造成施工误差 ,不利于竖向荷载的传递。 (2)受建筑平面不规则的影响 ,梁柱相交处柱两端 的钢梁并不在一条直线上 ,钢梁在柱位处实际上已被 打断。 (3)便于与施工程序结合 ,使工期更快。 (4)梁柱节点连接位置的确定 :无论钢梁来自哪一 个方向 ,均调整为距柱中心 450mm ,这种方式的优点 是 :加工简便 ,规律性强 ,不易造成混乱 ;钢梁伸出的长 度较短 ,便于运输、吊装。 (5)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。试验结果表明 ,钢 梁出现塑性铰时 ,连接部位的焊缝仍保持完好。 梁柱节点设计时 ,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弧形钢板 ,钢板 厚度为 20mm ,简称 FBP ( Face Bearing Plate ) ,见图 10。 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。 有关圆形截面组合柱2钢梁框架节点试验和受剪 承载力计算方法见文献[11 ]和文献[12 ]。 512 　墙与梁 (桁架)连接 剪力墙与梁的连接节点设计时 ,参考了《钢骨混凝 土结构设计规程》( YB 9082 —97) , 考虑了梁端的约束 7 图 10 　钢梁2组合柱标准框架节点 Fig110 　Typical composite column2steel beam connection 表 7 　墙与梁连接形式 Table 7 　Different type s of steel beam2concrete wall connections 序号 墙梁连接形式 主要用于 工程中多用于 备注 1 小剪力的梁端 小次梁 通常为单剪板 2 较小剪力的梁端 一般次梁 通常为单剪板 3 一般主梁梁端 楼层主梁 梁端剪力较大采用双剪板连接 4 重荷载梁梁端 水箱间大梁 承托二层荷载的转换大梁 预埋短钢柱 双剪板连接 上下钢板连接 内部栓钉 弯矩的影响 ,并根据梁的受力大小以及所处的部位采 取不同的锚固措施 ,锚固示意图详见表 7。 钢桁架与混凝土墙的连接 ,在整体分析时考虑为 铰接 ,由于高强螺栓的作用 ,桁架与墙的连接处实际上 存在约束弯矩。理论分析结果表明[2 ] ,约束弯矩的大 小与高强螺栓群的截面惯性矩 ,连接板的厚度和高度 以及桁架的净跨有关。计算结果表明 ,桁架与墙连接 处的约束弯矩要大于文献 [ 3 ]和 [ 4 ]的计算值 ,设计中 应予以重视。有关桁架与混凝土墙连接处的约束弯矩 计算方法见文献[2 ] ,相关的试验报告见文献[13 ]。 钢桁架与剪力墙的连接见图 11。 6 　结论和建议 (1)理论分析和结构模型模拟地震振动台试验表 明 ,钢2混凝土组合框架2核心筒结构具有良好的抗震 性能 ,在 8 度罕遇地震作用下 ,结构整体性保持良好 , 达到“小震不坏 , 大震不倒”的抗震设防目标。弹塑性 8 图 11 　楼面桁架与剪力墙连接 (墙内有钢柱) Fig111 　Typical connection between steel truss and concrete wall with steel section 图 12 　楼面桁架2混凝土墙栓钉锚固预埋件破坏形式 Fig112 　Failure of embedded plate2stud connection between steel truss and concrete wall 动力时程分析结果和结构模型模拟地震振动台试验结 果相吻合 ,表明了这种结构体系通过合理设计和构造 可应用于高烈度地震区。 (2)结构模型模拟地震振动台试验结果表明 ,核心 筒剪力墙内设置钢骨后 ,在 8 度罕遇地震作用下 ,核心 筒没有出现钢筋压屈、混凝土崩落现象 ,显示出良好的 变形和承载能力 ,达到了改善剪力墙的延性和提高承 载力的设计目的。说明了核心筒内设置钢骨后 ,此类 结构的最大适用高度还有相当的提升空间 ,可以突破 150m 的限值[14 ] 。 　　(3)钢梁 (桁架) 与混凝土墙的连接可根据节点的 受力大小选用不同的连接方式。试验结果表明 ,纯栓 钉锚固预埋件在反复荷载作用下发生了影响剪力墙承 载力的开裂 ,栓钉出现滑移现象 ,见图 12 ,不应用于有 抗震设防要求的主要承重构件的连接 ;高烈度区的主 要承重构件建议采用表 7 中的形式 4 或形式 3。 参 　考 　文 　献 [1 ] 　北京市建筑设计研究院. 钢2混凝土组合框架2核心筒结 构设计、试验和研究[ R] . 2004 年 11 月 1 [2 ] 　黄嘉 ,苗启松 ,侯光瑜. 钢桁架 (钢梁) 与混凝土墙间单剪 板连接的约束弯矩研究 [J ] . 建筑结构学报 ,2006 ,27 (2) : 15 - 19. 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