中建三局北方总部大楼位于北京市大兴区京开高速与南五环交叉口东南角。办公楼地上建筑面积约3.8万m²,地下3层,地下1层～地下3层层高分别为7,3.9,3.8m。地上13层,主要功能为办公,其中1层层高5.4m;2层层高4.5m;3～13层为标准层,层高均为4.1m。结构屋面高度为55.4m,建筑效果图见图1。

　　 图1 建筑效果图

　　 办公楼⑥轴右侧为主体办公楼,左侧四跨为中庭,中庭平面见图2,剖面见图3。中庭从顶层到3层自上而下每层退台1.2m形成斗形空间,建筑结构最终选择双V字形吊柱作为中庭的竖向构件,以创造很好的建筑效果。

　　 本工程结构设计基准期50年,安全等级二级,抗震设防烈度8度(0.2g),设计地震分组第二组,建筑场地类别Ⅱ类,场地特征周期0.40s。建筑抗震设防分类丙类。50年重现期基本风压ω₀=0.40kN/m²,地面粗糙度B类。

　　 该建筑平面呈矩形,⑥轴右侧为主体办公楼,左侧为中庭垂拔空间。两个角筒、两个中筒及边筒的剪力墙和框架形成主要抗侧体系,主体采用框架-剪力墙结构。主楼典型柱网尺寸为8.4m×8.4m和8.4m×10.2m,剪力墙筒体平面尺寸为8.4m×8.4m,筒体高宽比为6.6,筒体墙厚为600,500,400,350mm,典型框架柱截面尺寸为900mm×900mm,典型框架梁截面为600mm×600mm。抗震等级:框架二级、剪力墙一级。整体结构模型图见图4,标准层结构平面布置见图5。

　　 中庭部分为特式的斗形双V字形悬挂结构,共12层,高约50m,最大外挂平面尺寸为25m×15m,最小外挂平面尺寸为13m×15m,斗形空间模型分解图见图6,支撑筒及框架、桁架布置示意见图7,V柱示意图见图8。斗形空间根部连接到中筒1及其相连的框架;端部沿着建筑角度形成斜向吊柱连接到跨度25m的桁架一,桁架一将荷载传递到角筒1和角筒2;大V内侧吊柱连接到中筒1相连的框架,荷载传递到中筒1及其相连的框架;小V内侧吊柱连接到桁架四。

　　 通过增加内侧吊柱分担外侧吊柱的荷载,以减小吊柱截面,减小地震作用,并控制每层的梁高;同时形成双V字形空间可增加悬挂结构整体刚度,保证地震作用下整体结构协同工作;因悬挂结构本身冗余度较低,通过增加内侧吊柱来增强结构的防连续倒塌能力。

　　 连接大V外侧吊柱的桁架一(图9)及其平衡桁架二、四、五,连接大V内侧吊柱的桁架六及其平衡桁架四、七和连接到小V内侧吊柱的桁架四及其平衡桁架三、五通过14层形成整层中心高度为3.5m桁架,通过设置主受力桁架和平衡桁架可以很好地传递V柱的竖向荷载和水平荷载。整层桁架将两个角筒和中筒1及其框架连接成整体,同时将V柱的荷载通过桁架传递到竖向支撑的角筒、中筒1及其框架,两个角筒和中筒1形成三足鼎立的支撑形式,荷载传递路径见图10。桁架一上下弦截面为□1 200×500×60×60(Q420B),根部斜撑截面为□1 000×500×60×60(Q345GJC)。桁架六上下弦为钢骨混凝土构件,截面为800×900(钢骨截面为H500×500×60×60(Q345GJC)),根部支撑截面为□800×500×40×40(Q345GJC),其他桁架截面均为□500×500×30×30(Q345B)。

　　 角筒及中筒承担悬挂结构的全部竖向荷载及绝大部分水平荷载,但角筒及中筒底部墙体截面受建筑功能限制,水平荷载作用下其截面不满足受力要求,所以底部加强区及其上一层角筒及中筒外墙采用钢板剪力墙,墙体厚度为400,450,500mm,钢板厚度为22,16mm(Q345B),墙体厚度在顶部逐步过度到800mm,构造上悬挑桁架层钢骨延伸至剪力墙筒体,确保地震的传力路径;角筒和中筒1角部设置通高的钢骨和约束边缘构件,以保证筒体的整体承载能力。与中筒1相连的框架轴力较大,采用型钢混凝土结构,顶层通过桁架六、七、八形成整层的封闭桁架,保证荷载的传递及框架的稳定性。角筒及中筒抗震等级提高至特一级,框架抗震等级提高至一级。

　　 悬挂结构采用钢结构,减轻自身重量的同时减小地震作用,斗形双V字空间形成整体,楼层梁和V柱刚接,以增强结构的整体性。刚接后V柱要承担楼层荷载传递来的弯矩和剪力,同时楼层梁板传递V柱的荷载产生的水平分量和地震、风荷载形成的水平作用。

　　 V柱在V字形底端连接后由于双柱荷载不均,大V内侧吊柱和小V内侧吊柱由于大V外侧吊柱的附加荷载形成局部压杆;V柱端部在地震作用下形成拉压杆。为满足建筑效果和结构受力合理,设计时V柱外侧底端刚接,大V内侧吊柱和小V内侧吊柱底部释放,尽量避免压杆出现。大V内侧吊柱和小V内侧吊柱最下一层作完全滑动释放(底端刚接,顶端径向活塞滑动),根据大震下结构位移计算结果,滑动距离预留100mm。V柱底端倒数第二层、倒数第三层由于双柱距离较小,不均匀荷载造成伸长量不同形成的转角还是较大的,这两层V柱两侧钢梁采用铰接连接,释放弯矩,V柱截面为□500×500×80×80,V柱底部节点见图11。

　　 楼面梁截面为H600×250×12×18(Q345B),考虑施工顺序及施工方便楼板采用钢筋桁架楼承板;楼板厚度为110mm,桁架上下层楼板加厚至150mm,双层双向配筋。

　　 地基采用天然地基,持力层为卵石层,承载力较高,基础采用梁式筏板基础,核心筒下筏板加厚,以增强结构的整体性,有效控制悬挂支撑结构各部分的差异沉降,减小由于差异沉降带来的附加应力。

　　 根据《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》(建质[2010]109号),该项目办公楼属于扭转不规则、楼板不连续、构件间断和承载力突变的规则性超限,抗震性能目标定为D级,关键构件抗震性能目标定为C级,具体指标见表1。

　　 采用振型分解反应谱法,考虑扭转耦联效应,对办公楼采用SATWE和PACO软件进行计算。鉴于本工程楼板不连续,计算按弹性楼板考虑,结构阻尼比按材料区分,混凝土结构阻尼比取5%,钢结构阻尼比取2%。由表2可知,两种软件的计算结果接近,说明力学模型可靠。各项计算指标均满足规范要求,说明构件截面取值合理,结构体系选择恰当。

　　 办公楼顶层为桁架层,桁架下一层受剪承载力与桁架层承载力之比为71%,大于65%但小于80%,不满足高规^[1]第3.5.3条的要求,属于承载力突变的高层建筑,计算分析按薄弱层进行地震力放大。

　　 桁架及悬挂钢结构承载力计算时不考虑楼板作用,复核拉杆、桁架及支撑结构的受力情况。

　　 办公楼角筒和主体结构仅通过顶层桁架相连,连接薄弱,设计中按照整体结构和切开中庭的主体(⑥轴右侧)多模型计算结果进行包络设计,以保证极端工况下结构安全。切开中庭的主体模型中中庭结构以荷载形式输入,模型尽量真实受荷,整体模型和切开中庭模型见图12。

　　 规范要求高烈度区高层、大跨度结构、长悬臂结构、转换结构及连体结构需要计算竖向地震作用,抗规^[2]对9度区高层建筑、长悬臂结构和一些大跨度结构给出竖向地震作用系数法。但对于悬挂结构未明确提出计算要求和计算方法。

　　 根据计算分析,办公楼中庭悬挂钢结构及大跨度桁架的竖向地震作用明显,计算中需重点考虑竖向地震作用对悬挂钢结构、桁架及支撑构件的不利影响。

　　 根据超限专家意见,本工程竖向地震作用采用竖向地震作用系数法、反应谱法、竖向时程法分析结果进行包络设计。

　　 竖向地震作用系数法在设计中控制小震、中震、大震作用下的竖向地震作用效应标准值分别不应小于重力荷载代表值效应的15%,30%和60%。反应谱法计算中子空间迭代法在竖向地震计算中由于局部震动,质量参与系数之和很难达到90%,计算中采用多重里兹向量法。竖向时程法分析参照抗规^[2]5.1.2条,采用三条加速度时程曲线的包络值或者七条加速度时程曲线的平均值进行计算。采用MIDAS Gen软件对竖向地震作用进行包络计算(图13),时程法和竖向地震作用系数法(简称系数法)地震力相当,约为反应谱法的2倍。

　　 整体模型采用一次性加载计算结构承载力,但悬挂结构部分内力分布和变形与施工顺序密切相关,采用MIDAS Gen软件对悬挂结构部分进行施工模拟分析。按施工顺序(主体结构施工-屋顶桁架施工-悬挂钢框架施工(自上而下)-组合楼板施工(自下而上)及加载)进行模拟,施工顺序见图14。悬挂结构施工模拟竖向变形见图15,应力见图16。

　　 由图15,16可以看出,加载后悬挂结构最大竖向变形约为28.5mm,出现在楼层位置,加载后桁架竖向变形约为12.8mm,挠跨比为1/1 800,满足《钢结构设计标准》(GB 50017—2017)要求。加载后桁架和V柱最大应力约为87.1N/mm²,低于结构允许承载力。

　　 为避免组合楼板在自重作用下产生拉应力,要求悬挂钢结构部分安装完成并卸载后,铺设组合楼板、浇筑混凝土,组合楼板在悬挂钢结构根部设置800mm宽后浇带,待组合楼板混凝土固结养护完成后,自下而上逐层合拢后浇带,确保结构自重产生的楼板拉应力降低到最小,尽量避免自重产生的裂缝。

　　 悬挂结构冗余度较低,为保证结构安全,对本工程进行防连续倒塌设计。拆除应力最大的一个构件(图17),计算小震下悬挂结构承载力,不拆除构件下悬挂结构构件最大应力为250N/mm²,拆除构件后最大应力为263N/mm²,悬挂结构构件处于弹性,说明悬挂结构具备足够的承载力,计算结果见图18。

　　 节点是整体结构功能得以实现的基本保证,本项目V柱截面大,荷载大,V柱斜向,节点构造复杂。V柱与桁架连接节点是保证悬挂楼层安全的关键一环,V柱和桁架连接节点位置见图19。

　　 采用ABAQUS软件建立节点模型,型钢均采用S4R壳单元,考虑节点处加劲板和局部加强措施。钢材为Q345,其屈服强度取295N/mm²,极限抗拉强度取460N/mm²,塑性应变取0.025。弹性模量取2.06×10⁵N/mm²。节点V柱端自由,其他端均为固接;V柱轴力为20 000 kN(拉力),弯矩为3 600 kN·m,剪力为500kN;节点模型见图20。

　　 地震作用下V柱与桁架连接节点的von Mises应力云图和变形云图见图21,22。由图21可以看出,除局部节点应力集中位置应力达到269.4MPa,其余区域应力均小于180MPa,可见节点在大震下处于弹性状态。桁架V柱变形最大值为1.88mm。从整个节点的受力性能上看,节点设计符合“大震不屈服”的设防目标。

　　 根据动力弹塑性时程分析结果,对结构的抗震性能评价如下:

　　 (1)结构X向和Y向变形曲线均呈弯剪型,结构X向最大位移值为0.328m,Y向最大位移值为0.360m。X向最大层间位移角为1/108(3层),Y向最大层间位移角为1/121(31层);结构X向层间位移角及Y向层间位移角均未超出规范限值1/100。

　　 (2)大震下结构X向和Y向框架承担最大剪力百分比分别为8.29%和10.44%。满足规范对框剪结构的要求。

　　 (3)连梁损伤严重,首先屈服,起到了较好的耗能作用。剪力墙累积受压损伤主要出现在连梁及底部加强区部位,与预期塑性铰出现位置一致,剪力墙未出现某层贯通的混凝土累积受压损伤,大部分墙体的平均损伤因子小于0.3。绝大部分剪力墙钢筋拉应力小于150MPa。底部加强区的局部钢筋应力约为420MPa,大于屈服应力,但钢筋强化并不充分,并未拉断。结构中大部分墙体的损伤程度为轻微损坏,约15%的墙体损伤程度为中度损坏。说明剪力墙在大震下不会产生倒塌,满足“大震不倒”的抗震设防目标。

　　 (4)部分钢筋混凝土柱边缘混凝土压应变达到0.001 72,小于混凝土极限压应变0.003 3,混凝土未出现压溃,大部分混凝土压应变小于0.001,即截面边缘混凝土进入塑性出现屈服,但并未充分发展。结构中绝大部分钢筋混凝土柱的损伤程度为轻微损坏,约10%的钢筋混凝土柱损伤程度为中度损坏。混凝土框架柱还具有较高的剩余承载力,满足“大震不倒”的抗震设防要求。

　　 (5)大震下局部钢结构构件塑性应变达到0.002 6,远小于钢材极限应变0.025,悬挂桁架及V柱屈服,承载力能够满足要求,悬挂桁架塑性应变见图23。

　　 图23 悬挂桁架塑性应变

　　 本项目外形规则,中庭空间结构设计与建筑紧密结合,创造出造型独特双V字斗形空间,充分实现了建筑功能和效果。通过对结构体系、构件、节点的多方位全面解析,保证了此独特造型的设计合理性及结构安全。