石油科技国际研发中心项目位于北京市昌平新城沙河西北部中关村国家工程技术创新基地A16地块内，主要使用功能为中国石油科技创新基地配套公共服务建筑，总建筑面积为16.16万m²，其中地上建筑面积为12.47万m²，地下建筑面积为3.69万m²。由A区(专家公寓、文化中心)、B区(职工餐厅)、C区(培训公寓)、D区(培训中心、科技交流中心)及地下车库组成，各个区通过连桥连接在一起，建筑效果如图1所示。其中A区主楼部分地上23层，地下2层，结构高度95.4m,A区裙房部分地上4层，地下1层，结构高度20.2m。B区地上4层，地下1层，结构高度23.8m。C区地上11层，地下2层，结构高度49.2m。D区地上4层，地下2层，结构高度21.6m。结构平面布置图见图2。

　　 本工程设计使用年限为50年，结构安全等级为二级，抗震设防类别为丙类，抗震设防烈度为8度(0.2g)，建筑场地类别为Ⅲ类，地震设计分组为第一组，结构重要性系数为1.0，地基基础设计等级为甲级。地面粗糙度为B类，基本风压为0.45kN/m²。

　　 本项目于2012年完成设计，现已竣工并投入使用达4年，效果良好。

　　 本工程建筑平面尺度较大，达230m，为超长结构。考虑到地下结构部分温度变化较小，且结构整体性要求高，还有较高的防水需求，因此地下部分不设永久结构缝。对上部结构，四座塔楼相互独立，通过防震缝将其分开。另外，由于A区主楼及裙房高度相差较大且结构形式不同，中间设置防震缝将A区分成专家公寓及文化中心两个独立的结构单元;D区为L形，对抗震不利，设置防震缝将其分为两个矩形结构单元(培训中心部分及科技交流中心部分)。综上所述，通过分缝将上部结构分成六个单独的结构单元。防震缝设置见图2。

　　 A区专家公寓部分地上23层，地下2层，结构高度95.4m，在2～3层、7～11层、13～20层建筑为通高的中庭，楼板开大洞。根据建筑功能和建筑高度的情况，结构采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系，利用两边的交通核和电井墙体设置剪力墙，与周边框架形成主要结构受力体系。由于中庭楼盖、屋盖跨度大，采用了单向密肋楼盖，密肋梁间距为4.2m，梁跨度21.6m，梁截面为500×1 400;其余部分楼盖、屋盖采用经济实用且自重轻的普通主次梁板体系。A区专家公寓部分的剖面图及结构平面图见图3。

　　 由于中庭部分楼板开大洞，特别是在7～20层，右侧两个核心筒之间仅每隔3层有楼板，即仅在9,12,15,18层设有楼板，其余楼层均为开洞。开大洞对楼盖整体削弱较大，设计时采用了弹性板6对开大洞周边的楼板进行了应力分析并加强板厚及配筋，对连接核心筒的梁板配筋也进行了加强，并且对该楼板补充了弹性时程分析。

　　 A区裙房部分，即文化中心部分，地上4层，地下1层，局部地下2层，结构高度20.2m，采用钢筋混凝土框架结构体系。2,3层厨房、多功能厅部分根据建筑要求，底部不允许设柱，形成大跨度结构，梁跨度达25.2m。设计采用单向密肋楼盖，预应力密肋梁间距为4.2m，梁高1 400mm。屋顶层楼盖尺寸为33.6m×42m，为种植屋面，设计采用预应力井字梁楼盖，梁高2 000mm。预应力梁设计详见第5节叙述。

　　 B区地上4层，地下1层，结构高度23.8m,D区培训中心部分地上4层，地下2层，D区科技交流中心地上4层，地下1层，结构高度21.6m。根据建筑功能和建筑高度的情况，B区及D区均采用钢筋混凝土框架结构体系。B区屋顶尺寸达42m×42m，屋面为轻屋面，采用了钢网架结构，网架高度2.8m，网架节点均采用螺栓球形式。网架支座采用上弦支撑。钢结构网架平面及剖面图见图4。

　　 D区3层会议室，多功能厅楼面，4层会议室楼面及屋面均为大跨度结构，跨度最大28.8m，采用单向密肋预应力梁楼盖，预应力梁设计详见第5节。

　　 C区地上11层，地下2层，结构高度49.2m，采用了钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系。利用四角的交通核设置剪力墙。由于左右核心筒间距较大，达60m，且4层以上内庭部分上空无楼板，上下两侧的办公部分形成单跨结构，对抗震不利，因此利用办公室之间的隔墙每隔一定间距设置剪力墙，满足结构的抗震要求，同时满足剪力墙的最大间距要求。C区标准层结构布置图见图5。

　　 根据《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》及《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)^[1](简称抗规)，各区存在的一般不规则性的情况见表1。可见各区最多存在2项一般不规则。另外，本工程各结构单体不存在特别不规则项，因此本工程不属于超限项目。但对于各区存在的楼板开大洞的不规则情况，采用了洞口周边楼板增加板厚，双层双向配筋的方式予以加强。

　　 根据地勘报告建议，本工程采用的基础形式为:A区主楼部分(专家公寓)采用桩筏基础，桩型采用以摩擦型为主的水下钻孔灌注桩，桩端持力层为(9)中砂、细砂层。根据本地区水下钻孔桩的设计和施工经验，采用桩底、桩侧后压浆工艺，以提高桩基承载力，减少桩基沉降。

　　 A区裙楼(文化中心)、B区、C区、D区考虑到地基承载力较低，且上部结构荷载不均匀，采用了天然地基上的筏板基础。

　　 由于地上部分高低不同，地下室不同区域的层数也不同，为了解决位于同一基础底盘上的各个建筑之间的沉降差异，在以下位置设置了沉降后浇带:上部结构楼层数差异较大处、基础底标高变化处、纯地下车库与其余建筑相邻处。沉降观测结果显示，沉降差得到了很好的控制。

　　 采用多层及高层建筑结构空间有限元分析与设计软件SATWE进行结构整体分析。分析时考虑扭转藕联效应。验算结构最大水平位移、位移比、层间位移角时采用刚性楼板假定，计算结构内力和配筋时考虑弹性楼板假定。表2为各楼的主要计算结果。

　　 对本项目A区专家公寓部分进行了多遇地震下的时程分析，三条地震波采用SATWE软件提供的地震波，主要结果见表3。

　　 上述计算结果表明，A区(专家公寓)X向及Y向楼层剪力及层间位移角的变化趋势与反应谱分析CQC法得到的结果基本一致，其平均值均小于CQC法的计算结果。主楼X(Y)向时程分析得到的基底剪力平均值分别为CQC法求得的基底剪力的0.940(0.943)，满足规范要求。X(Y)向三条时程曲线计算所得的结构底部剪力最小值为CQC法求得的底部剪力的0.891(0.792)。因此，弹性时程分析结果满足规范要求。设计时，结构地震作用取3条地震波剪力的包络值。

　　 本工程预应力梁主要分布在A区及D区。A区裙房2层厨房平面尺寸为25.2m×25.2m，由于功能为厨房，楼面永久荷载及活荷载均较大。D区3层、4层会议厅平面尺寸为25.2 m×33.6m，布置情况与A区2层类似，但荷载较小。经详细的结构方案比较，均采用单向布置的预应力主次梁楼盖体系，梁间距为4.2m,A区预应力梁YYL01,YYL02梁截面为600×1 400,D区预应力梁YYL截面为700×1 300，其中A区预应力梁方案采用的梁高比非预应力方案减小了400mm，很好地满足了建筑使用功能要求。A区裙房2层和D区3层、4层预应力梁的结构布置如图6,7所示。

　　 图6 A区裙房2层预应力梁布置

　　 图7 D区3,4层预应力梁布置

　　 A区裙房多功能厅屋面尺寸为33.6m×42m，屋顶为种植屋面，荷载较大，采用普通混凝土梁时不能满足建筑对净高的要求。经比较，最终采用预应力双向井字梁，YYL03～YYL06梁截面为500×2 000。D区报告厅屋顶平面尺寸达到28.9m×42m，与A区裙房多功能厅屋面相比，双向作用较弱，经过比较，采用单向布置的预应力主次梁楼盖体系，梁间距为4.2m，预应力梁YYL07截面为600×1 800。A区裙房屋顶和D区屋顶的预应力梁的结构布置如图8,9所示。　　  

　　 图8 A区裙房屋顶层预应力梁布置

　　 图9 D区屋顶层预应力梁布置

　　 本工程采用有粘结预应力梁，抗震设防烈度为8度，预应力框架梁的抗震等级为一级^[1]。预应力梁混凝土强度等级为C40，预应力钢筋采用钢绞线，抗拉强度为1 860N/mm²。预应力控制张拉应力为0.75f_ptk=1 395MPa，非预应力钢筋采用HRB400级钢筋。环境类别为二a类，裂缝控制等级为三级，裂缝控制宽度为0.1mm,

　　 《预应力混凝土结构抗震设计规程》(JGJ 140—2004)^[2]规定，一级框架预应力强度比不宜大于0.6。一般该值越大，非预应力筋的用量越少。在保证结构抗震性能(如延性、耗能性能等)的情况下，本工程该值尽量取大些，以取得最佳的技术经济指标。同时还要考虑在梁端受拉钢筋的最大配筋率，以及截面受压区高度的限值等因素。

　　 根据《混凝土结构设计规范》(GB 50011—2010)^[3](简称混规)要求，三级裂缝控制等级构件需满足裂缝宽度要求，环境类别为二a类的预应力混凝土构件，在荷载准永久值的作用下，受拉边缘应力尚应符合以下规定:

　　 式中:σ_cq为荷载准永久组合下抗裂验算边缘的混凝土法向应力;σ_pc为扣除全部预应力损失后抗裂验算边缘混凝土的预压应力;f_tk为混凝土轴心抗拉强度标准值。

　　 按照以上要求，预应力钢筋A_p可按以下两个公式进行计算^[4]。

　　 式中:M_k为标准组合截面内力;M_q为准永久组合截面内力;W为构件截面受拉边缘的弹性抵抗矩，σ_pe为有效预应力;e_p为预应力重心对截面重心的偏心距;σ_ctk,lim为混凝土名义拉应力限值。

　　 求得预应力钢筋面积后，非预应力筋可按混规中公式(6.2.10)进行计算。

　　 以A区2层为例，预应力梁主要的计算结果见表4。

　　 本工程预应力筋采用抛物线曲线布置，并尽可能伸入相邻梁一跨。框架梁预应力筋束形曲线由三段抛物线及两端直线段组成，次梁预应力筋束形曲线由两段抛物线及一端直线段组成。以A区二层预应力梁为例，框架梁及次梁预应力束曲线见图10。

　　 另外，A区裙房多功能厅屋面为双向预应力梁，在进行预应力筋布置曲线设计时，考虑了双向预应力梁的预应力钢筋的交叉问题，避免预应力钢筋相交于一点。A区裙房多功能厅屋顶层预应力梁预应力束曲线见图11。

　　 本工程2层、3层连接各区共设有6个连桥，其中连接B区与C区的三个连桥长度为15m，宽度分别为3.75,4.2,8.4m;C区与D区之间有2个连桥，长度为24.5m，宽度分别为2.6,3.3m;连接A区与D区之间的连廊长度49.7m，宽度3.3m。连桥的平面布置图见图12。

　　 为满足建筑功能及造型需要，同时减轻自重，连桥均采用钢结构，除连桥BC-1采用实腹钢梁外，其余均采用钢结构桁架，钢结构强度等级为Q345B。连桥钢桁架结构由两榀平行的平面主桁架组成，两榀桁架在楼面及屋面标高处设置水平桁架，桥面采用钢筋桁架楼承板，屋面为轻屋面。连桥均采用下弦支承。以连桥AD为例，其主要结构布置见图13。图中上、下弦杆XG1截面为□400×400×14×14，斜腹杆XFG1截面为HM300×200×8×12，直腹杆ZFG2截面为□400×400×16×16，水平支撑SC1截面为180×8.0。

　　 连桥与主体结构的连接一般有强连接和弱连接方式。连桥两端与主体结构刚接、铰接的结构均属于强连接，当连桥刚度足够大，可以协调两侧结构受力、变形时，可以采用强连接方式。刚性连接加强了连桥与主楼之间的联系，增强了结构的整体作用。采用刚性连接的连桥不仅需要承受自重等竖向荷载，更主要的是协调在竖向、水平荷载共同作用下两侧主体结构的变形以及振动所产生的作用效应。因此连桥本身需要有较大的刚度，连桥与主体结构连接处受力复杂。弱连接指连桥一端与主体结构铰接，另一端为滑动支座。连桥结构采用橡胶隔震支座或采用阻尼器作为限复位装置的柔性连接，也属于弱连接。当连桥刚度较弱，无法协调两侧主体结构共同工作，或连桥跨度较大，位置较低时，一般采用弱连接方式。

　　 考虑到本工程连桥的位置均在2层及3层，位置较低，连桥跨度较大，最大的约50m，刚度相对较小，而且连桥两侧建筑并不对称，若采用刚性连接方案，不仅很难协调两侧建筑的变形，还会使得整体结构受力更复杂。因此本工程的连桥采取了弱连接中滑动连接的方式，一端与主体结构铰接，一端采用滑动支座，滑动端设置防震缝与主体结构分开。滑动连接方式的主要优点是构造简单、制作容易、施工安装快捷。但采用滑动连接方式的连桥在水平地震、风荷载作用下将产生一定的滑移量。设计时预留一定的滑移量，防止梁桥滑落或与主体结构发生碰撞。

　　 连桥钢桁架结构采用SAP2000软件进行计算，连桥和主体结构可分别建模计算，连桥部分单独建模计算，计算塔楼时将连桥对塔楼的作用力作为外加荷载施加。计算时除考虑恒荷载、活荷载、水平地震力工况外，大跨度连桥的竖向地震力也需考虑。

　　 图14为连桥AD的计算模型。该连桥跨中最大计算挠度为1/1 002，杆件的最大应力比约为0.493，满足相关规范要求。图15为该连桥的前3阶振型。从图中可以看出，第1阶振型以水平向垂直连桥方向的振动为主，第2阶振型以竖向振动为主，第3阶振型以扭转振动为主。前6阶振型的周期和频率见表5。

　　 大跨度连桥的舒适度验算也是连桥设计中需要注意的问题。由于连桥跨度大、质量轻，步行荷载可能会使楼面产生过大的振动响应，引起行人的不适，故需要在设计中考虑使用过程中的舒适度问题。目前各国规范对结构舒适性的控制一般采用两种方法:一是控制频率法，二是限制动力响应值。控制频率法主要是指在设计阶段控制结构主要振型的振动频率不要落入步行力激励频率覆盖的范围。由于控制频率法不需要计算结构响应，简单方便。参照《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)^[5](简称高规)第3.7.7条规定:楼盖结构应具有适宜的舒适度。楼盖结构的竖向振动频率不宜小于3Hz。以连桥AD为例，该连桥的第1阶竖向自振频率最小为3.1Hz，满足规范要求。

　　 支座是连桥结构的关键部位，对整体结构的安全性起到了至关重要的作用。本工程连桥的支座均设置在框架柱或框架梁伸出的牛腿上，牛腿之间采用框架梁拉结。支承连桥的框架梁的抗震等级均提高一级，支承牛腿的本层框架柱及相邻上下各一层框架柱的抗震等级也提高一级。连桥支座牛腿的设计见图16。

　　 震害表明，当采用滑动支座时，连接体往往由于滑移量过大致使支座发生破坏，因此支座设计时要留出足够的滑移量。按照高规规定，当连接体结构与主体结构采用滑动连接时，支座滑移量应能满足两个方向在罕遇地震作用下的位移要求，并应采取防坠落、撞击措施，滑动支座的滑移量取决于连桥两端塔楼的位移。因此，本工程进行了罕遇地震下的位移分析，以49.7m连桥为例，计算结果显示，罕遇地震作用下滑动支座端在连桥长度方向上的最大位移值为68.2mm，设计时要求滑动支座在连桥方向的位移限值为250mm，有足够的滑移量保证连桥大震作用下不会滑落。在垂直连桥方向上，过大的位移会导致连桥弦杆拉力过大，因此设计时采用限位装置限值垂直方向的位移，支座在垂直连桥方向上的位移限值为50mm。滑动支座示意图见图17。

　　 采用防震缝将石油科技国际研发中心整个建筑分为6个形状规则的结构单元，并对其进行了详细的计算与分析。对大跨度部分，为满足建筑净高需要，通过详细的方案对比及计算分析，采用了预应力设计技术，取得了较好效果。本项目建筑设置了6个连桥连接各个区，连桥最大跨度达49.7m，采用了一端固定一端滑动的连接方式，对连桥进行了详细的分析，实现了很好的建筑效果。