腾讯 (北京) 总部大楼位于北京市海淀区中关村软件园二期西南角, 地上7层, 体型呈正方形, 平面尺寸180m×180m;地下3层, 平面尺寸204m×258m, 建筑高度36.32m, 建筑面积约33万m², 是一个以办公为主, 兼具展览、休闲运动、多媒体演播厅等辅助功能的大型公共建筑, 地下2, 3层设置人防区域, 建筑效果图如图1所示。

　　 本工程结构设计使用年限为50年, 安全等级为二级, 巨型钢桁架、支撑、转换桁架及其相连框架柱安全等级为一级。

　　 本工程建筑抗震设防类别为乙类, 抗震设防烈度为8度, 基本地震加速度为0.20g, 设计地震分组为第一组, 建筑场地类别为Ⅲ类, 场地特征周期为0.45s。本工程抗震等级:主楼范围内地下2层及以上剪力墙为一级, 框架为一级;地下3层剪力墙、框架均为二级, 巨型钢桁架、支撑及转换桁架为一级, 其他钢结构为二级, 与转换桁架相连框架柱为特一级;超出主楼相关范围的无上部结构的纯地下结构、剪力墙及框架均为三级。

　　 基本风压 (50年重现期) 为0.45kPa, 地面粗糙度类别为C类, 基本雪压 (50年重现期) 为0.40kPa。地基基础设计等级为甲级。历年最高地下水位曾接近自然地面, 近3～5年潜水地下最高水位埋深为6.8m, 抗浮水位埋深为4.8m, 建筑设防水位按设计室外地坪考虑。

　　 本工程东南、西南、东北方向存在巨大切角, 东南角切口长、短向边长约为49m, 西南角切口长、短向边长分别约为75, 50m, 东北角切口长、短向边长分别约为83, 41m, 结构悬挑长度巨大。建筑立面存在巨大凹口, 建筑平面中有许多漏空区域, 楼板被切分成若干大小形状不同的区块, 洞口最大面积达到1 900m², 区块之间的连系相对较弱, 楼板平面极不规则, 1层结构平面示意图如图2所示。室内篮球场、游泳池、演播厅等建筑大空间存在结构柱不连续, 需要结构转换。该工程具有如下特点:超长悬挑、立面开大洞、楼板不连续、竖向构件不连续、结构转换、空中连桥、大跨楼梯等, 且项目位于高烈度区, 给结构设计带来了较大的困难和挑战^[1]。

　　 本工程采用钢筋混凝土核心筒-长悬臂巨型钢桁架-混凝土框架结构体系, 中央区域由钢筋混凝土核心筒及框架组成, 中央区域外为钢结构, 在整个建筑外围设置围合的长悬臂巨型钢桁架。在三个切角的上部楼层设置转换桁架, 桁架下设置吊柱, 根据下部建筑楼层的需要布置结构平面体系。外围钢结构通过与其邻跨的型钢混凝土构件连接逐步过渡到内部的钢筋混凝土结构。室内篮球场、游泳池、演播厅等部位设置了多榀跨度为18, 27m的转换钢桁架以传递上部结构传来的荷载, 室内空中连桥、跨度较大楼梯及折线形楼梯采用钢结构。

　　 本工程主楼范围地下室顶板存在多处开大洞, 主楼嵌固端选择在地下2层顶板位置。

　　 考虑到结构体系特殊、体型复杂导致的结构严重不规则, 同时考虑工程的重要性, 采用了性能化抗震设计^[2], 《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) (简称抗规) 中小震地震影响系数最大值α_max为0.16, 安评报告中为0.18, 故小震的地震加速度峰值按安评报告取值, 中震、大震均按抗规采用。

　　 本工程的抗震设防性能目标为:在双向水平地震作用下, 按多个模型包络设计, 且底部加强部位的墙肢承载力按中震弹性复核, 并满足大震截面剪应力控制要求;其余部位的主要墙肢偏压承载力满足中震不屈服的要求, 受剪承载力满足中震弹性和大震截面剪应力控制要求;在双向水平和竖向地震共同作用下, 巨型钢桁架、转换桁架及其支承部位的承载力按大震不屈服复核。

　　 结构主要设计措施:1) 由于结构体系的特殊性, 核心筒中沿着整个平面外侧以及受悬挑影响较大部位的剪力墙受力较大, 根据墙肢拉应力、剪应力和配筋情况设置了钢板, 以提高核心筒剪力墙的抗震性能。2) 提高关键构件的抗震等级, 严格控制与周圈钢结构相连的钢筋混凝土结构柱的轴压比, 柱内配置型钢, 加强建筑外围钢结构与内部混凝土结构的拉结。3) 计算分析采用多个程序校核, 计算结果按多个模型包络设计, 分析中考虑了不同阻尼比的影响。4) 对巨型钢桁架、转换结构进行竖向地震作用、防连续倒塌分析;对关键构件进行应力分析, 对重要节点进行有限元分析。5) 考虑抗震二道防线, 对混凝土框架柱的剪力调整系数, 按整体及分块模型的计算结果包络确定;外围钢结构分配的地震作用按整体模型计算结果的1.2倍及分块模型计算结果包络设计。6) 悬挑部位的转换桁架上弦钢构件向混凝土结构内延伸一跨;在切角部位底部斜面增设面内钢支撑, 提高桁架的面外稳定性;在巨型钢桁架顶部楼面及转换桁架所在楼面设置面内钢支撑。7) 楼板配筋采用了双层双向配筋的方式;钢结构部分在巨型钢桁架顶部楼面及转换桁架所在楼面采用了钢筋桁架板体系;对于悬挑结构应力较大部位, 采用了设置钢板带的做法。8) 基础采用刚度较好的厚板式筏形基础, 通过尽量调平基础的沉降差来降低上部结构次内力、降低基础内力, 按中震、大震对巨型悬挑及转换部位的支撑柱、主要核心筒等重要部位进行复核。9) 鉴于该工程结构的复杂性及重要性, 进行了施工期间的检测和监测及使用过程中的健康监测。

　　 本工程主体结构采用4个分析软件 (PKPM, ETABS, MIDAS, YJK) 进行计算分析, 采用考虑扭转耦联的振型分解反应谱法, 并考虑双向地震和偶然偏心的影响, 采用弹性时程分析法进行多遇地震下的补充计算。本项目还进行了静力弹塑性计算分析作为补充验算。采用ANSYS, MIDAS软件进行节点有限元分析, 采用SAP2000, ANSYS软件进行楼板的受力状态分析, 采用ANSYS软件进行施工过程仿真分析。

　　 本工程主体结构抗震体系计算分别采用了整体模型及分块模型。楼板分别采用刚性及弹性模型分析, 立面巨型钢桁架、转换桁架以及悬挑切角部位楼面考虑了去除楼板的计算模型。结构加载方式分别考虑了一次性加载及不同施工顺序加载。

　　 由于结构体型复杂, 内部开洞较多, 构件较为分散, 导致局部振动较多, 计算中特别注意对各振型的参与系数、总基底剪力的复核。对切角部位的荷载及混凝土柱、斜面支撑、外框巨型钢桁架受荷情况分布进行了必要的人工复核。

　　 考虑了立面巨型钢桁架、角部转换桁架、角部吊柱、斜面钢梁等不同安装顺序以及楼板浇筑顺序的影响, 通过施工模拟分析, 主要解决如下问题:1) 通过调整施工顺序, 提前释放悬挑部位的变形。使悬挑部位上部结构 (顶层楼板、巨型悬挑钢桁架及顶部转换桁架) 承担更多荷载, 减小悬挑部位底部构件的受力, 避免吊柱在悬挑根部的下方出现压力, 保证传力模式与预设吻合。2) 对施工顺序提出明确要求, 切角区域的楼板需按设计要求逐层浇筑, 对个别受力较大构件, 如悬挑切角部位吊柱、东北切角部位的钢连桥采用了延迟安装及相应构造措施。切角位置结构布置示意图见图3。

　　 通过施工模拟分析, 考虑了悬挑结构与主体结构内力和变形的相互影响, 对相关构件的承载力按照包络原则进行了复核。

　　 施工中采用了有支撑悬伸推进施工法, 施工顺序如下:第一步, 安装非悬挑部分;第二步, 安装三个切角部位, 先安装东北角, 再安装东南角, 最后安装西南角。按照最终的计算模型, 根据真实的钢结构施工安装步骤及楼板浇筑顺序对结构进行了分析及复核^[3]。

　　 巨型悬挑结构的预起拱值应满足在考虑结构自重、幕墙、楼面面层荷载及楼面活荷载的情况下, 悬挑端部节点仍保持上翘的姿态。工程中采用定位点的处理方式实施结构预调值。通过模拟分析巨型钢桁架合拢温度对结构的影响, 合拢温度选为5℃, 最低温度为-15℃, 最高温度为35℃。

　　 设计初始, 从悬挑结构的刚度、传力的合理性、节点构造的复杂性、悬挑部位不同布置方案的竖向加速度、建筑效果等不同角度对巨型钢桁架布置方案进行了比选。经综合考虑, 采用了顶部及斜向杆件均为拉杆的方案, 该方案桁架刚度较好, 受力区域分布比较明确, 节点较易处理, 建筑外观好。四个立面巨型钢桁架布置图见图4。

　　 采用振型分解反应谱法和时程分析法对结构的竖向地震作用进行了分析, 并采用人工输入节点竖向地震作用的方法与计算程序的结果进行了对比, 计算中考虑了5%, 2%两种阻尼比。计算结果表明, 主要构件的竖向地震作用标准值与该构件承受的重力荷载代表值的比值在0.8～0.14之间。实际设计中, 采用重力荷载代表值的15%作为本工程悬挑部位的竖向地震效应。

　　 针对本工程的结构特点, 主要考虑了三个切角区域 (大悬挑部位) 、泰和云梯钢结构 (图5 (a) ) 、星光大道处钢连桥结构、东北切角部位2, 3层钢连桥 (图5 (b) ) 以及其他钢结构楼梯的舒适度问题。通过计算分析, 西南切角区域及东北切角部位2, 3层钢连桥舒适度指标不满足规范要求, 故分别配置了48t及4t的TMD (调谐质量阻尼器) 。

　　 西南切角部位的下部为用于新闻发布、内外会议等用途的多功能厅, 上部为办公楼层。该部位为悬挑区域, 分析中需考虑振动在不同楼层间的相互影响。经过优化计算分析, 分别在切角部位的多功能厅、5层办公区、6层办公区和屋顶各安装12t (共48t) 竖直方向的TMD, 使得结构的竖向振动加速度峰值有很大程度的降低, 大大提高了结构的舒适性, 可以满足舒适度要求。楼层中的TMD放置在楼层梁梁高范围内, 屋顶的TMD结合屋顶花园景观放置。

　　 按《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[4]的拆除构件法, 对所有切角部位的巨型钢桁架均选择了一根主要斜撑杆 (图6) , 将其断掉后进行计算。在分析中, 选取的荷载组合为1.0×恒载+0.5×活载, 正截面承载力验算时, 取钢材强度标准值的1.25倍, 受剪承载力验算时取钢材强度标准值。最终的计算结果表明, 将选择的斜撑杆件断掉后, 剩余结构能够满足防倒塌的性能要求。

　　 本工程存在较多构造复杂、受力较大的关键节点, 采用有限元分析软件, 建立复杂节点仿真模型, 进行节点性能分析, 以检验构件在节点区的应力状态及节点传力的可靠性。

　　 复杂节点示例一:切角部位底部斜面箱形钢梁根部与型钢混凝土柱交接, 在箱形钢梁与型钢混凝土柱之间增设了过渡区, 在过渡区内设置了外围环向板及径向板, 加大了型钢混凝土柱节点区的截面, 使得箱形钢梁在过渡区内与加大的型钢节点连接 (图7) , 将力传递给型钢混凝土柱。这一方案大大降低了型钢混凝土柱节点区域施工的难度, 保证了节点安全。建立了有限元仿真模型, 对节点进行弹塑性分析。结果 (图8) 表明, 轴力较大的两根箱形钢梁只在与环梁连接过渡的地方有小部分区域进入屈服状态, 节点区域总体处于弹性范围内。

　　 复杂节点示例二:本工程切角部分的顶层为双向布置的转换钢桁架, 钢桁架下设置吊柱连接下部几层楼面结构, 钢桁架顶部节点受力较大, 建立有限元仿真模型, 对节点进行弹塑性分析。应力分布云图如图9所示。结果表明, 仅轴力较大的一根杆件在与竖向立柱连接处的部分区域进入屈服, 其余杆件仅在竖向立柱和横梁连接过渡区有小部分进入屈服, 节点区域总体处于弹性范围内。

　　 本工程立面巨型钢桁架中的主要立柱及斜撑跨越不同的楼层, 会受到楼板弹性约束的作用, 采用弹性边界条件法反算构件的计算长度, 主要步骤如下:确定构件参数, 包括材料、截面、长度及约束情况, 建立有限元分析模型;确定楼板、楼面梁等构件对巨型斜撑的弹性约束常数;加载进行线性屈曲分析, 求得低阶屈曲模态;将屈曲模态作为初始缺陷添加到模型, 进行非线性静力分析, 得到构件的荷载-位移曲线;确定构件临界荷载, 由欧拉公式反算构件计算长度系数。通过计算分析, 主要立柱及斜撑计算长度系数均小于1.0, 设计中按1.0取值。

　　 巨型钢桁架下弦杆根部斜撑内力很大, 对根部截面进行了放大, 并在箱形构件内浇灌C60自密实混凝土。截面能力属性采用截面分析软件XTRACT进行计算。

　　 图10, 11为悬挑根部压杆上节点和下节点在中震、大震情况下的压弯构件能力曲线 (PM Data) 以及考虑规范折减下的压弯能力曲线 (Code Reduced PM Data) , 结果表明满足中震弹性、大震不屈服的要求。

　　 本工程结构整体刚度较弱, 柱荷载分布极不均匀, 核心筒、转换结构及悬挑结构支撑柱等部位荷载集中, 巨型钢桁架及转换桁架刚度大, 对不均匀沉降非常敏感, 抗浮水位高, 浮力达130kPa, 存在抗浮问题。

　　 考虑本工程的结构特点和荷载分布情况, 进行了桩基、天然地基筏形基础方案的比选。经计算分析, 桩基方案与天然地基筏形基础方案费用相差不大, 但桩基方案施工工期较长, 不能满足业主的进度要求。最终采用了天然地基筏形基础方案, 主楼范围采用了压重方法以及整体协调的方法解决抗浮问题, 纯地下室区域浮力较大, 设置了抗浮小桩解决抗浮问题。

　　 在抗浮工况下, 主楼范围内仅星光大道位置的局部区域还存在抗浮问题, 抗浮荷载最大值为20kPa。地下2层及地下1层楼面相关区域采取了降板压重的方法, 同时, 底板相关范围内也采取了加大板厚及加强配筋的措施。

　　 本工程采用的抗浮小桩不同于传统抗浮桩, 桩径为400mm, 设计桩长为4.2m, 单桩抗拔承载力为155kN, 桩端位于底板下的天然地基持力层内, 对地基的加固作用有限, 在解决抗浮问题的同时, 较好地控制了地基基础的差异沉降。施工中采用长螺旋钻孔管内泵压混凝土后插钢筋笼成桩工艺, 施工速度快, 满足了工程进度要求。

　　 通过改变筏板厚度来调整地基刚度, 从而在满足承载力的前提下, 通过尽量调平基础差异沉降来降低上部结构次内力和基础内力, 增加基础的安全储备。基础设计中除满足小震安全性外, 还按中震、大震对巨型悬挑根部的结构柱、转换部位的支撑柱、主要核心筒等重要部位进行了复核。

　　 地基基础计算分析中考虑了上部结构-地基-基础共同工作, 地基计算模型采用有限压缩层地基模型, 并考虑加荷历史的影响。通过计算分析, 主楼最大沉降量为38mm, 平均沉降量为32mm, 主楼下整体挠度为0.13‰, 主楼与相邻裙房柱最大差异沉降值为8.0mm, 为其跨度的0.90‰。

　　 为了将基础各部分的差异沉降控制在一个合理的范围内, 还采取了如下技术措施:在主楼与纯地下室之间设置沉降后浇带;在主楼柱荷载差异较大区域、局部中空区域及核心筒周围对筏形基础进行局部配筋加强;适当加强地下1层底板厚度, 增强结构的整体性;在巨型悬挑根部的结构柱底下部位设置了连柱墙, 进一步分散柱底反力。

　　 根据现场对主楼筏形基础地基反力、基础底板内力和柱轴力的测试结果, 可以看出变厚度筏形基础有效调节了差异荷载引起的差异沉降, 使基底反力分布更趋向于均匀, 至主体结构完成时筏板的钢筋应力基本控制在40MPa之内。

　　 本工程主楼平面尺寸为180m×180m, 且平面布置中有不规则大开洞存在, 应考虑温度影响下的应力。由于楼板极其不规则, 主体结构整体性较差, 需进行地震作用下楼板的受力状态分析。由于超长悬挑结构的特殊性, 某些区域在正常使用荷载下已经处于受拉状态, 必须严格控制其拉应力水平并采取相应的技术措施保证建筑的正常使用。另外, 巨型悬挑钢结构及楼面施工的顺序对楼板应力的影响也不可忽视。

　　 通过多工况、多模型的楼板应力分析, 结合实际工程经验, 采取了如下技术措施:楼板结构基本上采取了双层双向配筋 (HRB400钢筋) , 直径一般为12～14mm, 间距一般为150mm, 对板受力较大区域 (如与核心筒相连、巨型钢桁架顶部楼面等) 的配筋予以加强。钢结构部分, 仅在整体刚度要求高、受力较大以及考虑双向受力的区域, 如巨型钢桁架顶部楼面及转换桁架所在楼面, 采用了钢筋桁架楼承板。考虑工程造价因素, 其他部位采用了闭口型压型钢板组合楼板的常规做法。

　　 对于悬挑部位应力较大部分, 采用了设置钢板带的做法, 即在相关区域的结构楼板上设置了20mm厚的钢板 (板宽2 500mm) , 钢板通过ϕ19@200栓钉与钢筋混凝土楼板连接, 并对悬挑区域的楼板浇筑顺序进行了规定施工中按要求严格执行。

　　 现场对7层东北角、西南角、东南角楼板应力进行测试 (图12) , 至主体结构完成时拉应力最大值为1.5MPa。

　　 星光大道是腾讯 (北京) 总部大楼的亮点之一, 造型独特。空间上像两个对放的四角锥, 一边为混凝土结构, 一边为幕墙钢结构, 剖面及效果图见图13。

　　 星光大道混凝土部分下方为有净高要求的车道, 上部为有绿化要求的广场, 结构自身的支撑关系复杂, 通过BIM技术, 搭建BIM结构模型 (图14) 并计算分析, 保证结构安全及建筑功能的实现。

　　 四角锥形幕墙的竖向荷载传至1层和地下1层混凝土楼面结构, 水平荷载传至不同标高的主体结构上, 幕墙的中部及顶部节点只传递水平力。四角锥支座及杆件布置图见图15, 设计中采用了以下三种连接节点:1) 底部楼面结构可以为幕墙提供可靠的竖向及水平向支承, 设计中采用双向铰支座, 释放了底部弯矩, 简化了节点构造;2) 中部与楼层结构连接, 楼层结构平面内刚度大, 采用了单向销轴节点, 仅为幕墙提供水平向支承, 释放了竖向约束;3) 顶部结构与巨型钢桁架连接, 巨型钢桁架有足够的刚度及强度为幕墙结构提供支承, 采用了三向球形节点, 待幕墙结构自重变形完成后与巨型钢桁架连接。

　　 本工程切角部位的底部斜面为钢结构, 由双向交叉布置的箱形主梁、等间距布置的次梁以及面内支撑组成。由于建筑造型和功能决定了结构布置, 在超长悬挑情况下, 底部斜面受力较大, 尤其在大震作用下, 根部节点受力很大。如果采用刚接形式, 节点处不但轴力很大, 弯矩也很大, 节点很难处理。设计中采用铰接形式, 但节点需考虑能适应一定范围的平面外转动。本工程采用了自润滑向心关节轴承节点 (图16) , 轴向静力荷载设计值为42 000kN, 为国内最大的建筑用自润滑向心关节轴承。耳板最大板厚达210mm, 材质为Q460GJC, 销轴最大直径达590mm, 单个轴承节点重约12t^[5]。

　　 本工程结构由钢筋混凝土结构 (含型钢混凝土梁柱、钢板混凝土剪力墙等) 及钢结构组成, 钢结构与混凝土结构之间采用型钢混凝土构件过渡, 两部分结构的交界面主要分布在地上立面钢结构以及转换部位钢结构与混凝土结构相接、上部钢结构与地下室混凝土结构交接等部位。由于斜撑的存在以及构件多向相交的情况, 形成了许多复杂节点, 还存在多杆件空间斜交等情况, 节点处钢筋与型钢连接、钢筋与钢筋穿插关系异常复杂, 因此节点的设计与施工是本工程的一大难点。

　　 在设计过程中, 由于连接节点复杂, 为了能更好地体现节点的真实性, 应用BIM技术, 将节点模型从二维到三维转化, 对复杂节点建模, 从而直观反映杆件的连接构造, 切角部位上部转换桁架与框架柱连接节点及首层环梁BIM模型见图17, 18。通过三维模型的绘制, 优化钢筋与型钢柱的连接以及钢筋与钢筋穿插关系。

　　 腾讯 (北京) 总部大楼体型较大、造型独特、功能多样、空间丰富, 结构设计与建筑紧密结合, 充分实现了建筑功能与效果。设计中进行了结构材料、结构体系、基础形式的比选论证, 多程序多模型的计算分析, 抗震的性能化设计以及特殊部位的专项研究等工作, 针对不同部位提出了详细的技术措施, 保证了结构的安全性、合理性及可实施性。