北京嘉铭中心结构设计

 韩  平，  潘  宁，  诸火生，  孙建超，  王利强

 （中国建筑科学研究院，北京100013）

[摘要]  北京嘉铭中心基础设计采用变刚度调平设计方法，减小了基础的差异沉降；上部结构设计时，通过增强结构的抗扭刚度解决了核心筒偏置造成的扭转问题；两座塔楼之间的83m高中庭采用索网幕墙，与主楼滑动或铰接连接。两座塔楼之间的连桥采用轻型张弦梁结构体系。

[关键词]  北京嘉铭中心；变刚度调平；核心筒偏置；多塔；连体结构；弱连接

中图分类号：TU318  文章编号：1002-848X(2016)07-0014-05

1  工程概况

 北京嘉铭中心位于北京市朝阳区白家庄，东邻东三环主路，北侧为白家庄路，南侧为工体南路。本工程规划建设用地面积为12 802m2，总建筑面积为90 504m2。地下4层，连成整体；地上由两栋21层办公楼组成，无裙房，建筑高度99. 95m。两栋塔楼之间为83m高的索网幕墙中庭。该建筑已投入使用5年，建筑实景照片如图1所示，建筑剖面图如图2所示。

 本工程结构设计使用年限为50年，设计基准期为50年，建筑结构安全等级为二级，抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度为0.2g，抗震设防类别为标准设防，设计地震分组为第一组，建筑场地类别为Ⅲ类，地下水水位达到历年最高水位标高时，饱和砂土和粉土不发生地震液化。

2  结构体系及基础情况

 本工程采用全现浇钢筋混凝土框架一剪力墙结构体系，地下1层及以上框架和剪力墙的抗震等级为一级，地下2—4层框架及剪力墙分别为二~四级。基础及地下室外墙混凝土强度等级采用C40，墙柱10层及以下选用C60，11~15层选用C50，16层~顶层选用C40，梁板采用C35。

 本工程纯地下室部分采用天然地基，平板式筏板基础，在下沉花园位置设置一定数量的抗拔桩，主楼基础采用桩筏基础，后压浆灌注桩。基础设计等级为乙级。

3  基础变刚度调平设计

3.1基础设计概述

 本项目塔楼部分楼层高、荷载大，地基附加应力大，基底沉降大；纯地下室部分层数低，荷载小，基底沉降小。如果采用常规刚性整体基础，地基整体沉降特点为中间大、周边小，基础底板发生整体弯曲，基础内力较大。而且，由于上部结构计算时认为上部结构嵌固于基础顶面，基础的整体弯曲会导致上部结构产生次应力，对上部结构安全造成负面影响。

 为更好地减小基础底板的差异沉降，本工程采用变刚度调平理论进行基础设计，即在主楼范围内加强核心筒区域的桩基础刚度，减少荷载较小区域的桩基布置。纯地下室部分则采用天然地基，对局部下沉花园区域布置抗拔桩。

3.2场区工程地质情况

 主楼桩端持力层为卵石⑦层，端阻力极限标准值为2 000kPa；裙房基础大部分落在粉质黏土④层，承载力特征值200kPa，部分落在④1层、④2层、④3层。

3.3基础方案计算分析

 本工程基础总尺寸为90. 6m×91. 9m，地上每个塔楼的平面尺寸为58. 8m×21. 1m。将基础中塔楼范围确定为基础强化区域，其他范围确定为基础弱化区域。塔楼下采用钻孔灌注桩，桩长27m，核心筒范围布桩较密，外围框架部分则布桩稀疏，以达到变刚度调平的目的。桩端持力层为卵石⑦层，端阻力极限值为2 000kPa。

 纯地下室区域则采用天然地基，基础形式为平板式筏板基础。下沉花园区域只有一层，抗浮不满足，布置抗拔桩。桩基布置如图3所示。

 对基础进行变刚度调平设计后，基础沉降如图4所示。从图中可以看出，塔楼核心筒范围基础沉降约为35mm，塔楼周边框架部分沉降约为25mm，纯地下室周围基础沉降约为15mm。

 基础的变刚度调平设计可以大大降低基础的差异沉降，减小基础的整体弯曲，从而降低基础底板的配筋，同时减少由于基础变形对上部结构产生的不利影响。

4  主体结构设计

 本工程地上两座塔楼结构布置完全相同，旋转对称。两座塔楼间为83m高的索网玻璃幕墙中庭。为更好地满足使用功能，两座塔楼的核心筒向中心偏移，移至塔楼边侧，如图5所示。由于塔楼偏置，导致控制结构扭转位移比的困难。

 本项目先是按照常规设计思路，尽量调整结构的刚心与形心一致，但效果不理想；后来改为采用“抗”的方式，即将核心筒的外侧观光电梯井位置处框架尽量加强，做成长扁柱和深梁，增加整个结构的抗扭刚度，采用该方案后楼层及层间位移比指标计算满足要求。同时，加强了观光电梯与核心筒之间楼板的构造配筋，以解决该块楼板在地震工况下应力较大的问题。具体方案对比详述如下。

4.1多遇地震下静力计算

 本工程的整体计算采用SATWE（2005年版），地上两座塔楼分别独立计算，由于两座塔楼地上部分结构布置相同，下面仅以一座塔楼的计算为例进行对比分析，观光电梯框架加强前为方案一，加强后为方案二。加强构件位置如图5所示。两个方案的观光电梯框架截面如表1所示。

 采用振型分解反应谱法计算地震作用，计算振型数30个，两个方案的质量参与系数皆大于90%，满足《建筑抗震设计规范》( GB  50011-2010)（简称抗震规范）的要求。

 两个方案的前3阶振型的自振周期如表2所示。从表中可以看出，方案二的第1阶扭转周期与第1阶平动周期的比值更小，地震作用下抵抗扭转的能力更强。

 结构加强前后，各塔楼楼层的最大弹性水平位移与该楼层两端最大弹性水平位移的比值（楼层扭转位移比）如图6所示。从图6中可以看出，加强后结构的楼层扭转位移比有所减小。

 多遇地震作用下，加强前后结构各楼层的最大层间位移角绘制于图7。结构最大层间位移角均小于1/800，满足规范要求。结构各楼层的楼层剪力绘制于图8。

 由图可见，方案二与方案一相比，结构的整体侧移刚度和扭转刚度加大，满足抗震规范要求的楼层剪力及层间位移比限制，故最终决定采用方案二。

4.2多遇地震下弹性时程补充分析

 对方案二采用时程分析法进行了多遇地震作用下弹性时程分析的补充分析。按照抗震规范的要求分别选取了两条天然波( Imperial Valley、Chi-Chi)及一条人工波( Art Wave)。所选用地震波反应谱与振型分解反应谱法所采用反应谱在统计意义上相符。所选地震波的反应谱如图9所示。

 经弹性时程分析计算，得到各地震波作用下结构基底剪力以及采用振型分解反应谱法计算得到的结构基底剪力，列于表3。 

从表中可以看出，每条时程曲线计算所得结构底部剪力均大于振型分解反应谱法得到的结构底部剪力的65%，三条时程曲线所得结构剪力的平均值大于振型分解法得到结构底部剪力的80%，所选地震波符合抗震规范要求。

 时程分析得到各条地震波作用下楼层层间位移角及楼层剪力的分布情况，绘制于图10、图11。

5  索网幕墙中庭设计

 本工程两座塔楼之间为83m高通透的索网幕墙中庭，对拉索施加预应力，幕墙玻璃以预应力拉索作为支撑。预应力拉索十分纤细，造型简洁优雅。当拉索发生微小变形时，由于预拉力的存在，索网会产生抵抗面外变形的刚度。为此，分析计算时采用了索网的几何刚度矩阵。

 索网幕墙中拉索拉力非常大，如果以主体结构作为拉索支承点，混凝土构件无法承受拉索反力。因此，在索网幕墙周边设置钢柱，并沿高度方向设置多道钢梁，形成幕墙平面内的钢框架。分别沿竖向和水平向设置拉索，形成索网，竖向拉索的预应力由索网顶面的钢梁和地面的混凝土梁承担，横向拉索的预应力由钢柱承担，形成自平衡体系。竖向拉索在中间钢梁处连续通过不断开。幕墙立面图如图12所示。索网幕墙的自重由钢框架承担，并在首层传给混凝土柱。

 由于索网幕墙高达83m，钢框架抗侧刚度小，平面外稳定无法保证，需要主体结构为其提供侧向支撑；同时，又需要保证主体结构的变形不给索网幕墙带来的不利影响。因此，索网幕墙与主体结构的连接选用一侧铰接连接、一侧单向滑动的连接方式。节点构造如图13所示。该节点构造方式既可以释放幕墙与主体结构间的相对变形，又可以为索网幕墙提供支撑，约束钢框架的平面外位移。

6  连桥设计

 本工程分别在第7层、第11层、第15层设置连桥连通两座塔楼，连桥位于索网幕墙中庭内，建筑师要求连桥要尽量轻巧、美观。经过多方案比选，确定连桥采用类似张弦梁的结构形式，如图14所示。上弦为两根截面尺寸为180 ×180×10×8的钢梁，下弦结构中部为ɸ60的拉索，边跨时为两根ɸ45的拉索，分别与两侧钢梁连接。两根主梁间布置9根次梁，且每根次梁间布置ɸ14的对角杆。撑杆为4组ɸ60 x8的圆杆，三角形布置，如图15所示。竖杆传递到钢梁处的水平力由与之相连的次梁直接承担。同时，对每组竖杆分别设置了拉索，用以保证竖杆的稳定性。

 为避免两个塔楼间的相对变形对连桥结构产生不利影响，连桥与主体的连接为弱连接，一端为滑动连接支座，另一端为铰接连接支座。

7  结论

 (1)本项目的地上塔楼与纯地下室部分的基底反力荷载相差甚远，若采用整体筏板式基础，则塔楼部分地基沉降大，塔楼周边地基沉降小，导致基础底板整体弯曲，内力较大。通过基础的变刚度调平设计，减小了地基的沉降差及基础的整体弯曲，降低了由于基础变形给上部结构带来的次应力。

 (2)对于核心筒偏置的框架一剪力墙结构，仅通过调节楼层刚心与质心的方法难以解决楼层位移比超限问题，增加结构抗扭刚度效果显著。

 (3)本工程采用的索网幕墙，构件纤细，达到了建筑师对中庭通透性的要求。通过合理的节点设计，保证了索网幕墙钢框架的稳定性，主体结构在风

和地震作用下的变形也不会在索网幕墙中产生不利的构件内力。

 (4)本工程钢连桥采用张弦梁，构件纤细，质量轻，建筑效果良好。钢连桥与主体结构用弱连接，保证了地震作用下两座塔楼的自由变形。