北京大望京村2号地项目位于北京市朝阳区大望京地区, 由618, 623, 626三个地块组成。其中618地块由3栋大型超高层建筑及配套裙房、纯地下车库组成。本工程为618-3#塔楼 (金辉大厦) , 西北邻望京新干道, 西南邻大望京一号路, 东北邻望京外环路, 东南与昆泰项目用地比邻, 建筑平面位置示意见图1, 建筑实景见图2。

　　 618-3#塔楼总建筑面积11.88万m², 其中地上8万m², 地下3.88万m²。高层主塔楼采用钢管混凝土框架+伸臂桁架+钢筋混凝土核心筒混合结构, 地上1～3层为商业, 其中1层层高为6.05m, 2, 3层层高均为5.5m;4～37层为办公, 其中4～36层除21层和22层的层高为4m外其他楼层层高均为3.9m, 37层层高为4.05m;结构高度为149.95m, 幕墙高度约170m;多层商业裙房采用钢筋混凝土框架结构, 地上3层, 结构高度17.15m, 幕墙高度约23.2m。主塔楼与裙房在地上通过一道防震缝分开 (图1) , 以消除大底盘的影响, 减小主塔楼的不规则程度;两者在地下与纯地下车库连成一体。地下4层加夹层, 其中地下夹层设于主塔楼之下, 层高3.05m, 为自行车库;地下1层层高4.45m, 为商业、停车库和设备用房;地下2层层高4m, 地下3层和地下4层层高均为3.8m, 为停车库及设备用房。地下3层～地下4层部分为六级人防;地下室平面尺寸约为 (40.3～74.9) m×141m, 基础埋深:主塔楼为21.8m, 裙房及纯地下车库为20.1m。

　　 主塔楼标准层建筑面积约为1 950m², 平面尺寸约为45.45m×40.6m, 外轮廓为弧形, 弧形外轮廓竖向从下到上逐渐减小;主塔楼核心筒从27层往上平面尺寸由28.85m×15.9m收减为22m×15.7m。主塔楼高宽比约为3.36, 核心筒高宽比约为9.43。主塔楼标准层结构平面布置见图3, 建筑剖面见图4。

　　 本工程设计使用年限为50年, 结构安全等级为二级, 地基基础设计等级为甲级。基本风压为0.45kN/m² (50年重现期) , 地面粗糙度类别为C类。基本雪压为0.40kN/m² (50年重现期) 。抗震设防烈度为8度, 设计基本地震加速度峰值为0.20g, 地震分组为第一组, 建筑场地类别为Ⅲ类, 特征周期为0.45s, 抗震设防类别为丙类。根据本项目安评报告^[1], 小震作用下除去起始段局部范围外, 安评报告反应谱在短周期范围内的水平地震影响系数大于规范反应谱, 而在中长周期范围内则小于规范反应谱。本工程小震作用下按照规范反应谱计算所得的底部剪力比安评谱稍大, 故小震采用规范反应谱进行设计;中震、大震则按照《建筑抗震设计规范》 (GB 5011—2010) ^[2] (简称抗规) 进行设计。

　　 本工程主塔楼采用桩基及筏板基础, 筏板厚2.5m, 后注浆钻孔灌注桩桩径800mm, 桩身混凝土强度等级为C40, 有效桩长35m, 桩端持力层为⑩层细砂-中砂、⑩₁层卵石-圆砾, 单桩竖向承载力特征值为6 200kN, 后注浆单桩承载力特征值增幅约72%。裙房及纯地下车库采用天然地基及筏板基础, 筏板厚0.8m, 部分柱底设下柱墩, 下柱墩高度为400～600mm, 地基持力层为⑤层粉质黏土-粘质粉土、⑤₂层黏土-重粉质黏土, 承载力特征值为200kPa。基础平面布置见图5。

　　 本工程抗浮水位较高 (抗浮水头13.3m) , 裙房及纯地下车库部分皆存在抗浮稳定性问题, 为减小筏板厚度和配筋采用抗浮锚杆抗浮, 锚杆根据非线性有限元计算结果布置, 直径为150mm, 中心距为1.5～2.1m, 有效长度为13m, 抗拔承载力特征值为135kN。本工程与昆泰项目的618-1#和618-2#楼同在618地块, 整个地块上3栋超高层建筑在地下连为一体 (图1) , 昆泰项目纯地下车库采用桩基及柱下承台+防水板, 基桩抗压兼抗拔, 因此本项目与昆泰共界的墙下采用抗拔桩。

　　 结构方案的选择是结构成本控制的关键, 本工程业主要求要在满足建筑功能、结构安全的同时最大限度地实现结构成本最优化。结合本工程地处8度设防区, 结构高度149.95m, 类似工程应用较多的结构体系为钢筋混凝土框架-核心筒结构体系 (简称混凝土结构方案) 和混合框架-核心筒结构体系 (简称混合结构方案) , 为了选择安全、经济、实用的结构体系, 在方案设计之初, 针对这两种方案进行技术、经济对比分析。

　　 混凝土结构方案:1) 由于结构高度超过《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[3] (简称高规) 的限高100m, 属于超限高层, 采用抗震性能设计方法, 性能目标设定为C级, 构件设防地震下性能要求为核心筒和外框架柱受弯不屈服、受剪弹性, 连梁和框架梁部分受弯屈服、受剪不屈服;2) 墙、梁、板采用钢筋混凝土, 为减小截面外框架柱采用钢骨混凝土柱。混合结构方案:1) 结构高度不超高规限高150m, 按常规两阶段三水准为抗震设防目标;2) 由于结构沿Y向刚度相对较弱, 需结合22层建筑避难层设置一个结构加强层;3) 采用钢梁、压型钢板组合楼板、钢骨混凝土柱和钢筋混凝土墙。方案阶段柱网为正交柱网, 与图3略有不同, 两种方案的主要结构构件尺寸见表1。

　　 从表1可以看到, 由于混凝土结构方案的柱按最可能的后续设计情况直接采用了钢骨柱进行对比, 柱截面尺寸比混合结构方案减小较少, 如果采用钢筋混凝土柱截面, 最大截面为1 650mm×1 650mm。混合结构方案中由于钢梁刚度相对较小, 为使外围框架部分的刚度达到二道防线的目标, 外框架梁高度做到了900mm, 但控制建筑净高的内框架梁高度比混凝土结构方案有适当降低。

　　 表2为两种方案的主要计算结果和主要构件工程量, 两种结构体系均为桩筏基础。可以看到:1) 相对混凝土结构方案, 采用混合结构方案结构总质量减小约30%, 地震效应减小约20%, 桩基数减小约13% (因柱下布桩减少有限, 相对总质量降幅, 桩数降幅较小) ;2) 混凝土结构方案的结构总造价相对于混合结构方案低约7%, 经济优势并不明显。

　　 综上, 针对本工程, 混合结构方案在构件尺寸方面比混凝土结构方案略有优势, 混凝土结构方案在结构造价方面相对混合结构方案优势不明显。但与混凝土结构方案相比, 混合结构延性大, 抗震性能更好;另据统计, 经过合理施工组织, 混合结构方案平均每层施工周期为4～7d, 比混凝土结构方案缩短约2d^[4], 对于本工程可缩短工期约2～3个月, 如再考虑相对混凝土结构方案图纸审查周期的减少, 混合结构方案在建设周期方面具有很大的优势。因此, 本工程综合考虑两种结构方案的优缺点, 最终采用了混合结构方案, 需说明的是由于后期柱网调整为非正交, 外框架柱由钢骨混凝土柱改为了钢管混凝土柱。

　　 由于结构沿Y向刚度相对较弱, 在不设置加强层的情况下, 结构第一自振周期较大, Y向最大层间位移角超出规范限值1/800, 为了提高整体刚度, 在22层结合建筑避难层设置一个加强层。为了减少结构竖向不规则程度, 控制加强层上下侧向刚度比以满足规范限值, 加强层按“有限刚度”设计^[5]。为此对22层无加强层、仅设Y向伸臂桁架、仅设环向桁架、同时设环向桁架和Y向伸臂桁架四种结构方案进行比较分析, 主要计算结果见表3。

　　 伸臂桁架贯通墙体布置, 伸臂桁架的弦杆与核心筒墙及外框柱采用刚接, 腹杆采用铰接;环向桁架的弦杆与外框柱采用刚接, 腹杆采用铰接。伸臂桁架上下弦截面为H800×400×25×40, 斜腹杆截面为H700×500×25×35, 竖腹杆截面为H500×350×16×25, 环向桁架上下弦截面为H900×520×18×36, 斜腹杆截面为H700×500×25×35。加强层三维示意见图6。

　　 从表3中可以看出, 设置Y向伸臂桁架后, 结构Y向刚度明显增大, 但仍不满足规范要求;仅设置环向桁架对结构刚度影响相对较小;两者配合使用, 结构指标较为理想, 且环向桁架的设置不仅可起到减小侧移的作用, 还可使各框架柱承受的轴力趋于均匀。

　　 按环向桁架+Y向伸臂桁架方案设置加强层后, 主塔楼侧向刚度比、受剪承载力比沿高度分布见图7, 8。从图7, 8可见, 由于加强层刚度控制得较为合适, 加强层下一层的抗侧刚度虽然小于加强层但仍满足高规和抗规的要求, 另由于加强层的存在, 加强层下一层Y向的抗剪承载力小于上层的80%。

　　 本工程高层主塔楼抗侧力体系最终采用钢管混凝土框架+伸臂桁架+钢筋混凝土核心筒混合结构。外周框架柱截面、钢管壁厚从下到上由ϕ1 200×32逐级减小至ϕ900×25;核心筒为钢筋混凝土剪力墙, 核心筒外墙厚度从首层至37层逐渐减小, X向由750mm减至500mm, Y向由800mm减至600mm, 混凝土强度等级由C60逐级降低至C40。核心筒以外均采用型钢梁, 连接框架柱的外周钢框梁两端采用刚接;连接框架柱和核心筒的内钢框梁两端采用刚接, 钢次梁两端采用铰接。标准层外框架梁截面为H900×350×16×25, 内框架梁截面为H500×250×12×25, 次梁典型截面为H500×180 (250) ×6×10 (12) 。22层加强层伸臂桁架和环向桁架构件尺寸见3.1节。核心筒外楼板最终采用钢筋桁架楼承板, 标准层板厚110mm;核心筒内采用普通钢筋混凝土板, 标准层板厚140mm。主塔楼地上抗震等级:核心筒为特一级, 框架为一级, 加强层及其上下层 (21～23层) 框架柱为特一级, 加强层桁架为特一级。裙房为钢筋混凝土框架结构, 地上抗震等级为二级。

　　 主塔楼入口局部设置2层通高大堂, 为减少主塔楼的不规则程度, 2层楼板开洞面积限制在30%以下, 2层结构平面布置见图9。

　　 为增加从大屋面向幕墙外观赏的通透性, 屋顶幕墙利用主体外框柱升起作为支撑结构, 外框柱出屋面高度为11.2～20m不等, 在机房层 (层高8m) 屋顶设置连接核心筒和外框柱的框架梁, 该层框架梁兼做擦窗机轨道梁的支撑;屋顶悬臂柱间500×550的箱形抗风环梁, 除了在机房层顶设置外, 从大屋面149.85m标高以上每隔4m设置一道, 悬臂柱顶部随幕墙坡度设置一道。为了加强环向刚度, 在机房层顶标高以上四侧框架各选择两跨设置支撑。屋顶幕墙支撑结构完工现场见图10。

　　 根据建筑平、立面布置, 本工程上部结构主要特点如下:1) 结构高度149.95m, 逼近限高150m。2) 通过在高层主塔楼与多层裙房间设置防震缝, 避免了主塔楼在裙房层的偏心布置;核心筒从27层收进后, 27层及以上各层偏心率接近0.15;考虑5%偶然偏心的结构最大位移比仅Y向在第3裙房层为1.21, 3层以上均小于1.2, 结构平面规则性较好。3) 2层大堂开洞面积29%, 接近限值30%;通高大堂造成局部存在穿层柱。4) 22层为加强层, 并由此造成相邻上下层承载力突变。

　　 综上, 主塔楼属于A级高度复杂高层建筑, 由于局部穿层柱对结构整体抗震性能影响微小, 本工程不规则指标控制在有加强层和承载力突变2项, 不属于抗震超限项目, 但结构高度、27层及以上偏心率和2层大堂开洞等3项指标非常接近限值, 结构设计需采取相应措施进行加强处理。

　　 针对以上结构特点, 在设计中采取以下主要技术措施:1) 通过各项有效分析计算确保结构性能满足规范要求。2) 为了提高核心筒墙体的抗弯性能和延性, 严格控制墙体轴压比不大于0.4;在约束边缘构件层与构造边缘构件层之间设置2层过渡层;核心筒四角及与主框梁相交处全高设置型钢, 型钢下延至地下1层底板;底部加强区钢管混凝土柱内增设栓钉以加强钢管与核心混凝土的组合作用。3) 对框架承担的剪力按高规予以调整, 保证作为第二道防线的框架具有一定的抗侧能力。4) 加强层的设置不可避免地引起其上下层抗侧刚度、承载力的突变和应力集中, 设计中对此部位的地震剪力乘以放大系数1.25, 并按高规的要求提高其抗震等级、设置约束边缘构件;加强层及其上下钢管混凝土柱内增设栓钉以加强钢管与其核心混凝土的组合作用。5) 为了减小恒荷载作用下外框柱与核心筒的竖向压缩变形差异在伸臂桁架中引起的附加应力, 伸臂桁架与外框柱及核心筒的连接先临时固定, 待塔楼封顶后最终固定。6) 加强层上下层楼板承担着传递巨大剪力的重要作用, 因此加强层上下层楼板加厚至150mm, 按中震不屈服双层双向配筋, 板下设置水平钢支撑, 以确保水平力的有效传递。7) 考虑27层核心筒收进和大屋面以上主体框架柱升起作为幕墙支撑结构存在结构体型突变, 楼板承担着较大的面内应力, 为保证上部结构的地震作用可靠地传递到下部结构, 27层楼板及大屋面板加厚至150mm, 双层双向配筋。8) 由于大堂开洞, 2层楼板加厚并加强配筋, 按弹性板进行分析;外框穿层柱取同层非穿层柱的剪力复核其承载力。

　　 本工程主塔楼投影范围下设3.05m高夹层, 夹层底板与纯地下室顶板板顶标高相同, 多层裙房投影范围无夹层, 地下室局部剖面示意见图11。主塔楼北侧一跨外局部从地下1层往上存在下沉广场, 下沉广场北侧设通道连接地铁15号线望京东站, -3.2m标高夹层结构平面示意见图12。

　　 高层主塔楼首层层高6.05m, 夹层层高3.05m, 在不考虑夹层外周托转上来的挡土墙和地下相关结构刚度的情况下, 夹层与首层的剪切刚度比就可满足大于抗规限值2的要求, 地下1层与首层的剪切刚度比也满足大于抗规限值2的要求;裙房地下1层层高7.55m, 由于地下1层周边墙体刚度较大, 裙房地下1层与首层的剪切刚度远大于2。除了裙房中庭存在有小范围楼板开洞外 (图9) , 首层楼板整体性较好, 本工程选取标高-0.150m楼板作为计算嵌固部位, 但考虑下沉广场对主塔楼地下局部土约束作用的削弱, 主塔楼高度较高, 其嵌固部位实为一个区域, 为保证主塔楼结构安全, 设计时对结构底层构件承载力按标高-0.150m楼板嵌固、夹层底板 (-3.2m标高) 与地下1层底板 (-7.7m标高) 嵌固分别验算, 取三者内力的包络值进行设计, 底部加强区下延至地下1层, 约束边缘构件设至地下2层, 并对-3.2m标高和-7.7m标高楼板均按嵌固部位进行构造加强。

　　 采用SATWE, PMSAP软件对整体结构进行小震弹性计算分析, 加强层上下层楼板按弹性楼板假定, 整体结构主要计算结果见表4。结构层间位移角、框架柱承担剪力比例及倾覆力矩比例见图13～15。

　　 通过表4可以看出:1) 两种软件计算结果相近;2) 主塔楼在风荷载作用下的最大层间位移角远小于地震作用下的最大层间位移角, 均满足规范不宜大于限值1/800的要求;3) X向最小剪重比略小于规范限值3.2%, 设计时底部剪力放大到最小限值, 上部楼层地震力放大同样的倍数;Y向最小剪重比满足规范要求;4) 主塔楼刚重比大于1.4, 满足稳定要求, 但小于2.7, 应考虑P-Δ效应对水平力作用下结构内力和位移的不利影响。

　　 从图13～15可以看出:1) 加强层处的结构层间位移角明显变小, 说明加强层的设置有效地提高了结构的抗侧刚度;2) 框架柱承担的地震剪力, 除底部个别楼层、加强层及其相邻上下层外, 多数不低于基底剪力的8%且最大值不低于10%, 最小值不低于5%;3) 在规定水平力作用下, 外框架承担了约20%～60%的倾覆力矩。

　　 主塔楼结构高度超过80m, 应采用时程分析法对主塔楼进行小震下的补充计算。根据高规第4.3.5条第4款, 选取3条时程曲线进行计算。振型分解反应谱法与弹性时程法的底部剪力对比见表5。从表5可以看出, 各条时程曲线计算得到的结构底部剪力均大于振型分解反应谱法计算结果的65%, 3条时程曲线计算所得结构底部剪力的平均值大于振型分解反应谱法计算结果的80%, 满足规范要求。对于各楼层的地震剪力应取时程法计算结果的包络值与安评反应谱计算结果的较大值进行设计。

　　 加强层的上下层楼板承担着协调内筒和外框架的作用, 平面内存在很大的应力, 尤其是伸臂桁架影响范围存在明显的应力集中, 采用PMSAP软件针对22层底板、顶板进行中震不屈服楼板应力分析, Y向中震作用下楼板面内主应力见图16, 17。

　　 计算结果表明, 加强层上下层楼板拉应力大部分区域基本在2.0MPa以下, 伸臂桁架附近出现明显的应力集中, 普遍在4.5MPa左右。当楼板单方向总配筋率在恒载+活载作用下计算所需配筋基础上增加0.5%时, 可抵抗 2.0MPa拉应力, 基本满足中震不屈服加强层上下层大部分楼板的抗拉需求;伸臂桁架附近板单方向总配筋率在恒载+活载作用下计算所需配筋基础上增加1.15%时, 可抵抗 4.6MPa拉应力, 施工图阶段在伸臂桁架附近设置1m宽钢筋加强带, 以满足此处中震不屈服的抗拉需求。为了确保加强层上下层楼板在遭遇超越设防地震作用后水平力的有效传递, 在板下增设水平支撑以加强。

　　 本工程存在2项不规则指标, 且包括高度、平面不规则在内的3项指标接近规范限值, 为了对结构在大震作用下的安全性进行评估, 采用PKPM系列EPDA软件对结构进行动力弹塑性时程分析。表6为各地震波作用主方向最大层间位移角及其所在楼层统计。可以看出, 各地震波 (大震) 作用下最大层间位移角为1/170, 小于规范限值1/100。

　　 结构构件性能评估如下:1) 仅个别墙体在6, 7层与连梁相连位置出现轻微受压损伤, 其他墙体未出现受压损伤;墙体受拉损伤分布相对较广, 沿水平方向产生细微裂缝, 主要集中在加强层区域与底部加强区范围;施工图设计时底部加强区墙体适当加大配筋率, 个别受力较大墙体内 (图9中Q1) 设置钢板。2) 钢管混凝土柱均未出现塑性铰。3) 钢框架梁与框架柱或者墙体相连部位出现塑性铰, 主要分布在加强层以上部位。4) 加强层桁架在大震作用下局部杆件两端出现塑性铰。5) 连梁损伤范围较广, 起到了屈服耗能的作用, 施工图设计中对个别连梁增设型钢以解决小震下剪压比超限问题。综上可知:主塔楼在大震下能够满足弹塑性位移要求, 实现“大震不倒”, 且结构具有良好的耗能机制。

　　 (1) 本工程位于8度抗震设防区, 结构高度逼近规范限值150m, 通过计算分析对比可知, 混合结构方案相对混凝土结构方案具有一定的优势。

　　 (2) 在保证结构安全的前提下, 本工程在设计中严格控制各项结构不规则指标, 最大限度地在满足建筑功能的同时为业主实现了成本最优化的目标。

　　 (3) 针对本工程超限的特点, 设计中采取多项 抗震措施加以应对, 通过各项有效分析计算确保结构各项指标满足规范要求, 达到预期的抗震性能目标。本工程已于2016年12月竣工, 成为大望京地区标志性建筑之一, 也为业主创造了良好的社会经济效益。