郭晨喜， 祁 躍， 陳 冬， 計凌云， 常堅偉

(北京市建筑設計研究院有限公司， 北京 100045)

1 工程概況

小米移動互聯(lián)網(wǎng)產業(yè)園位于北京市海淀區(qū)，建筑高度60m，總建筑面積345 033m2。地上14層，主要為科研辦公用房；地下4層，主要為員工服務用房及車庫。建筑效果圖如圖1所示。

圖1 建筑效果圖

本工程地下輪廓線為長240m、寬180m的不規(guī)則平行四邊形，最大基礎埋深20.9m，±0.000處有大面積下沉庭院，結構嵌固部位為地下2層頂板。地下3，4層層高均為3.5m，局部6級人防，采用板柱-抗震墻結構體系。地下1，2層層高分別約為6.55，5.1m，局部有夾層，采用框架-剪力墻結構體系；地上分A，B，C三個群塔建筑，首層層高5.5m，2～14層層高均為4.1m。A群塔包括A1～A3塔，B群塔包括B1～B2塔，C群塔包括C1～C3塔，均采用框架-剪力墻結構體系，塔樓中間由連體結構相連。本工程施工圖設計于2015年12月，竣工時間為2019年5月。

工程設計使用年限和耐久性年限為50年，結構安全等級為二級，抗震設防烈度為8度，設計基本地震加速度為0.2g，設計地震分組為第一組[1-2]，抗震設防類別為丙類(標準設防類)[3]。建筑場地類別為Ⅲ類，場地特征周期為0.45s?；撅L壓和基本雪壓按50年一遇標準值取值，分別為0.45，0.40kN/m2[4]，地面粗糙度類別為C類。小震、中震、大震的地震影響系數(shù)αmax分別為0.16，0.45，0.90。

2 結構體系

2.1 上部結構

地上主樓各塔平面尺寸均為31.6m×58.6m，B1塔和C3塔的結構高度為50.45m，其他各塔的結構高度為58.65m，滿足高寬比限值要求。所有塔樓均采用框架-剪力墻體系，A群塔由三個單塔加連體部位組成，連體部位與主體連接形式采用一端固定鉸支座，一端滑動鉸支座。B群塔由兩個單塔加連體部位組成，C群塔由三個單塔加連體部位組成，B群塔、C群塔連接部分的支撐鋼梁與塔樓之間采用鉸接連接。建筑平面示意圖如圖2所示。

圖2 建筑平面示意圖

由于建筑凈高要求，同時為減輕連體自重，連體部分采用鋼結構，上鋪鋼筋桁架樓承板，塔樓間連體部位采用中間等間距增加三道鋼次梁的方法提高其整體剛度。與連體部位相連的主樓框架梁增加型鋼，相連的樓板配筋也相應增加。

2.2 地基基礎

根據(jù)勘察報告，本工程基礎持力層在⑤粉質黏土層或⑤1砂質粉土層上，地基承載力特征值分別為220，250kPa。根據(jù)上部計算所得基底反力以及基礎沉降計算結果，經修正后地基承載力滿足設計要求，因此本工程可以采用天然地基方案。

針對本工程上部荷載在平面內分布不均勻，采用平板式筏基可有效減小基底平均壓力，同時利用其整體性好、剛度大的特點協(xié)調差異沉降。根據(jù)筏板沖切驗算和不同位置差異沉降計算，采用變厚度筏板基礎。其中所有塔樓范圍筏板厚度取1 800mm，純地下室部分取1 600mm，含有下沉廣場庭院的純地下室部分取1 300mm。

本工程基礎埋深較深，抗浮水位較高，下沉庭院處純地下室部分自身重量不能平衡地下水產生的浮力，需要增設抗拔樁。根據(jù)基礎協(xié)同分析計算結果，本工程最大沉降量為38mm，主樓平均沉降在24～34mm之間。本工程基礎為帶裙房的高層建筑的整體筏形基礎，經驗算，塔樓下筏板的整體撓度值不大于0.000 5；塔樓與相鄰的裙房柱的差異沉降不大于其跨度的0.1%，沉降變形滿足規(guī)范[5-6]要求，因此塔樓之間及塔樓外側可以不設置沉降后澆帶。由于下沉庭院設置了抗浮構件，高層建筑與下沉庭院之間差異沉降較大，需要設置沉降后澆帶。

由于工期要求，需要研究是否可以提前封閉沉降后澆帶。沉降后澆帶封閉時間主要取決于封閉后的沉降后澆帶所在跨的新增差異沉降，根據(jù)建研地基基礎工程有限責任公司長期科研及觀測得出的經驗結論[7]，一般可按新增差異沉降小于10mm作為控制指標。沉降后澆帶封閉前，按后澆帶兩側獨立沉降并考慮互相影響進行計算；沉降后澆帶封閉后，按整體大底盤基礎進行計算。

圖3為施工至±0.000封閉后澆帶時的基礎沉降圖。沉降后澆帶所在跨兩側在封閉之前沉降分別為5，18mm；此時沉降后澆帶封閉后，所在跨兩側新增沉降分別為4，12mm，差異沉降為8mm，可以封閉沉降后澆帶。

圖3 沉降后澆帶封閉前后基礎沉降圖

3 結構分析

根據(jù)《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》(建質﹝2015﹞67號)[8]，本工程結構高度不超過60m，高度不超限，但存在扭轉不規(guī)則、豎向受力構件及樓板不連續(xù)、連體等多項不規(guī)則類型，應進行抗震設防專項審查[9]。

針對以上情況，采用基于性能的抗震設計方法，根據(jù)結構各部位的重要程度，分別設定了三水準下的抗震性能目標。圖4為計算時采用的整體計算模型。相應的超限設計采取以下措施對策。

圖4 結構計算整體模型圖

(1)小震彈性時采用PKPM-SATWE，ETABS這兩種軟件分別對各群塔進行計算分析，采用考慮扭轉耦聯(lián)的振型分解反應譜法，并考慮雙向地震、偶然偏心以及二階效應的影響，計算結果按多個模型分別計算并采用包絡設計。B群塔主要分析結果見表1。由表1可知，兩種計算模型的整體指標相差不大，說明模型計算結果是正確可靠的。

B群塔主要分析結果 表1

本工程通過在下部樓層外圈增加局部單片墻，并適當提高外圈混凝土梁高的方法，將最大層間位移比調整至1.4以下。

(2)根據(jù)《建筑抗震設計規(guī)范》(GB 50011—2010)[2](簡稱抗規(guī))第5.1.2條第3款，應采用時程分析法進行多遇地震作用下的補充計算。

(3)雙向水平地震作用下，主要墻肢承載力滿足中震抗剪彈性、抗彎不屈服的要求；轉換梁承載力滿足中震彈性、大震不屈服的要求；與轉換梁相連混凝土柱承載力滿足中震彈性要求；連體部位及相連構件按中震彈性設計；復核墻肢中震時全截面拉應力水平。中震工況下出現(xiàn)小偏心受拉的混凝土構件應采用特一級構造。

(4)大震工況下，采用PKPM-EPDA&PUSH軟件對各群塔結構進行大震靜力彈塑性分析；剪力墻墻肢允許進入塑性，但應控制變形；連體部位可以出現(xiàn)彈塑性變形；轉換構件的轉換梁應不屈服，與轉換梁相連的柱允許進入屈曲，但應控制變形。

(5)對各群塔之間的連體部位進行自振頻率及豎向振動加速度的舒適度分析，特別是A群塔連體的大震支座變形分析，需要滿足抗規(guī)對支座位移的要求，并采取防脫落措施。

(6)B群塔、C群塔連體部位樓蓋平面內宜采取有效措施加強面內剛度，并驗算中震彈性下樓板抗剪承載力，并根據(jù)計算結果對樓板進行加強配筋；連體部位應按樓板剛度折減和不折減二者的不利情況進行設計。

4 設計中重點解決的問題

4.1 連體部位設計

連體的連接方式對連體結構影響較大，設計初期，從對主體結構的影響、連接方式的合理性、連接構造的可行性、建筑效果等不同角度對連體布置方案進行了比選。

A群塔地上由三個單塔組成，由于A1，A2，A3塔樓之間連體寬度較窄，因此A群塔采用弱連接方式，連體部分與塔樓之間采用一端滑動鉸支座和一端固定鉸支座。

B群塔、C群塔地上由于連接位置較寬，因此B群塔、C群塔采用強連接方式，見圖5。在強連接方式的處理上，考慮了鋼梁與兩側主體結構剛接或鉸接的方式。設計初期，連接方案本為剛接，但剛接方案節(jié)點太為復雜，且由于連體部位很大一部分是與混凝土核心筒相連的，與墻剛接還需要驗算墻肢平面外受彎工況，會對計算和構造帶來很多不利，因此最終B群塔、C群塔連體部分連接形式由剛接調整為鉸接。上述方案針對性強，適用性好，節(jié)點較易處理。由于涉及的連接點較多，該優(yōu)化節(jié)約了造價，減少了大量的現(xiàn)場焊接，方便了施工，加快了施工進度。

圖5 B群塔連體位置結構內景照片

4.1.1 中震彈性工況下連體部位受力分析

根據(jù)超限審查意見，需驗算連體部位結構在中震彈性工況下的受力情況。選取A群塔間的連體部位進行內力分析，可得出，中震不屈服工況下，所加的豎向地震產生的內力值大于抗規(guī)要求的規(guī)范值，滿足抗規(guī)要求。同時計算結果表明，A群塔的塔樓間連體部位鋼梁中部最大應力比為0.53，支座處最大應力比為0.61，滿足中震彈性的設計要求。同理可得在中震彈性工況下，B群塔、C群塔的塔樓間的連體部位鋼梁最大應力比也小于1，符合性能化設計要求。

為了考慮A群塔連體部位平面內扭轉效應對周圍連接部分的影響，設計時取單塔加連體單獨建模，連體的滑動端設置了從上到下的剛度較小的混凝土小柱進行模擬，并對所建的模型進行中震彈性分析。實際設計時，連體剛接部分主體結構配筋按兩種模型包絡設計。

4.1.2 滑動支座滑移量計算

A群塔的連體結構采用一端固定，一端滑動支座連接，采用PKPM軟件輸入3組地震波(RH2TG045，TH1TG045，TH3TG045)，進行罕遇地震作用下的時程分析，與罕遇地震作用下的振型分解反應譜法的位移量對比取大值。支座滑動量取構造和計算的包絡值。

滑移量估算：抗規(guī)規(guī)定大震彈塑性層間位移角限值為1/100，如果每層均出現(xiàn)最大變形，按最頂部連體部位所在樓面標高42.250m，支座的極限滑移量為42 250/100=422.5mm。

滑移量計算：采用整體帶滑動支座模型計算A群塔滑動支座位移量。大震反應譜與大震時程計算位移結果對比如表2所示。將小震反應譜計算結果按大震比例放大，與時程結果對比取包絡?？紤]到相鄰分塔之間的相向運動，設計滑動量為單塔的2倍，同時考慮大震靜力彈塑性分析時出現(xiàn)性能點的位移為1/220，最終支座滑移量雙向均取420mm。連體部位滑動端支座大樣如圖6所示。

圖6 A群塔連體部位滑動端支座大樣圖

4.1.3 鋼連體部位舒適度計算

鋼連體部位舒適度采用MIDAS Gen軟件進行計算分析，在考慮混凝土樓板剛度的基礎上，得到：

罕遇地震作用下連體部位處最大位移/mm 表2

1) A群塔的裙樓間的鋼連體部位豎向頻率為3.292Hz，豎向位移為36.090mm，層間位移角為1/498；2) B群塔的裙樓間的鋼連體部位豎向頻率為3.199Hz，豎向位移為40.124mm，層間位移角為1/450；3) C群塔的裙樓間的鋼連體部位豎向頻率為3.211Hz，豎向位移為40.135mm，層間位移角為1/450。

同時，根據(jù)《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》(JGJ 3—2010)[1]附錄A中的A.0.2，可以推導出A群塔、B群塔、C群塔的裙樓鋼連體部位橋面加速度最大值分別為0.017 23，0.015 33，0.015 3m/s2，均小于樓蓋峰值加速度限制0.05m/s2，滿足豎向加速度的要求。

4.1.4 連體部位樓板應力分析

B群塔、C群塔中間的連體部位結構樓板與兩邊的混凝土結構是連續(xù)的，需根據(jù)性能要求計算樓板在相應地震作用下的樓板應力，防止產生開裂，影響樓板及整體結構的抗震性能。

以B群塔為例，采用PKPM軟件分別計算中震下樓板X向和Y向正應力分布，可得在中震工況下樓板正應力大部分在1MPa以下；在中間連接兩側核心筒的樓板處有少許應力集中，應力約為3.9MPa。同理選取C群塔計算分析也可得到相似情況。

根據(jù)以上計算結果，采取構造措施為：1)150mm厚的樓板，配置鋼筋為14@100雙排雙向時,基本滿足小震時抗震性能1a的性能目標要求；同時基本滿足了中震3的性能目標要求。并在應力集中處適當加強；2)由于增加樓面內斜撐較為困難，所以為了更好地傳遞水平地震力，在連體部位中部等間距增加三道鋼次梁，提高連體部位平面整體剛度。3)考慮連體鋼梁跨度較大，為減小變形對樓板的不利影響，施工階段在連體跨度方向1/3范圍內分別設置了兩道后澆帶。

4.2 大震靜力彈塑性分析

根據(jù)抗規(guī)第3.6.2條，不規(guī)則且具有明顯薄弱部位可能導致重大地震破壞的建筑結構，應按抗規(guī)有關規(guī)定進行罕遇地震作用下的彈塑性變形分析，本工程采用EPDA&PUSH軟件進行Pushover分析，即靜力推覆分析。

在采用EPDA&PUSH軟件進行Pushover分析時，在各框架梁的梁端設置了彎矩鉸(MyMz鉸)，在各柱端設置了軸力彎矩鉸(PMM鉸)，在鋼筋混凝土墻體中設置了軸力彎矩鉸(PMM鉸)。并按照美國ATC-40規(guī)范所建議的方法將各鉸的性能骨架曲線定義為圖7所示形式。其中骨架曲線分為線性上升段(AB)、強化段(BC)、下降段(CD)和水平段(DE)四個階段，分別表示構件彈性工作、屈服后強化、達極限強度后承載力下降并部分退出工作的狀態(tài)。

圖7 鉸性能骨架曲線示意圖

針對本工程特點，對X向、Y向分別進行Pushover分析，分析時采用倒三角形側推的水平荷載分布模式。在側推中，結構所承受的豎向荷載為：1.0恒荷載+0.5活荷載，材料強度取用標準值。圖8為結構出鉸時的狀態(tài)圖。各塔Pushover分析結果如表3所示，由表3可知，各塔樓的靜力推覆結果滿足抗規(guī)[2]要求的限值。

圖8 結構出鉸時的狀態(tài)圖

各塔Pushover分析結果 表3

4.3 轉換結構抗震分析

由于建筑功能的需要，A1塔和B1塔的首層大堂存在框架柱不能落地的情形，因此有轉換結構。局部計算模型如圖9所示。根據(jù)計算結果可得，在大震不屈服工況下所加的豎向地震產生的內力值大于恒荷載所產生的內力值，符合抗規(guī)要求。型鋼混凝土轉換梁截面尺寸為1 200×2 500；型鋼截面尺寸為H1 800×500×50×50；混凝土強度等級為C35，鋼材強度等級為Q345B；混凝土梁配筋率為1.62%，含鋼率為4.17%。

圖9 A1塔轉換梁位置局部模型

A1塔轉換梁大震工況下豎向地震作用系數(shù)如表4所示，由表可知，A1塔轉換梁和轉換柱的斜截面抗剪承載力和正截面抗彎承載力的計算結果滿足中震彈性和大震不屈服性能目標。其中轉換梁正截面和斜截面分別考慮水平地震為主、豎向地震為主兩種工況進行核算。

A1塔轉換梁大震工況豎向地震作用系數(shù) 表4

根據(jù)抗規(guī)要求，8度地區(qū)小震工況下豎向地震作用系數(shù)不宜小于0.1。因此可以推導出，大震工況下豎向地震作用系數(shù)限值可按0.56控制，從表4可知，本工程豎向地震工況占比較高，滿足抗規(guī)要求。用同樣的方法可以驗證B1塔局部轉換結構的受力情況滿足要求。

4.4 主要墻肢拉應力水平驗算

為提供更多使用空間，建筑方案將結合樓電梯間等使用功能的核心筒，放置在各單塔的角部位置，從而引起結構較大的扭轉效應，導致部分剪力墻在小震工況下即出現(xiàn)小偏心受拉情況，因此需要根據(jù)性能化要求，全面復核墻肢中震全截面拉應力水平，同時，中震不屈服工況下出現(xiàn)小偏心受拉的混凝土構件采用特一級抗震構造。

以A群塔墻肢為例，個別剪力墻的墻肢軸向力在小震彈性時出現(xiàn)較小數(shù)值的拉力；在中震不屈服時會有較大數(shù)值的拉力，且平均名義拉應力超過兩倍混凝土抗拉強度標準值。由于全截面型鋼的含鋼率超過2.5%時可按比例放松，因此在剪力墻中應配置型鋼，并可以按折算面積計入計算。折算后的截面拉應力滿足放松后的要求。

4.5 地下結構超長分析

本工程地下輪廓線為不規(guī)則平行四邊形，長邊約240m、短邊180m，結構長度超過規(guī)范[10]建議值較多，設計中解決結構超長問題，應采取措施如下：1)主體結構設置沉降及施工后澆帶，且主體結構后澆帶采用微膨脹混凝土，底板及地下室各層樓板采用補償收縮混凝土，選用高性能膨脹劑，膨脹劑建議摻量為水泥、膨脹劑、摻合料總重百分比的10%～12%，限制膨脹率的設計取值應滿足相應規(guī)范[11]及規(guī)程[12]的技術要求；2)結構構件配筋考慮溫度應力影響，適當加大配筋量，受溫度變化影響大的部位采用細而密的鋼筋；3)地下3,4層頂?shù)臒o梁樓板體系中布置預應力筋，用于約束樓板和水平構件以及外墻的溫度變形作用；4)為提高混凝土的抗裂性，在混凝土中摻加以聚丙烯為原料的短纖維0.9kg/m3，添加聚丙烯短纖維的部位為地下室底板、地下室外墻、地下室樓層梁、板。

4.6 大跨結構分析

本工程地下2層位置設有籃球館，下沉庭院區(qū)域設有大跨度連接空間?；@球館平面尺寸為27m×54m，下沉庭院處室外連接空間尺寸為9m×27m。由于這兩種位置的頂部均有覆土和車行荷載，且跨度較大，考慮梁的變形、配筋和建筑限制，此位置采用型鋼混凝土結構體系。型鋼混凝土截面尺寸為1 200×2 000，型鋼截面尺寸為H1 400×800×50×50?；炷翉姸鹊燃墳镃40，鋼材強度等級為Q345B。結構計算模型如圖10所示。型鋼混凝土梁剛度大，抗剪和抗彎能力高，且能有效減小結構高度，對振動荷載的抵抗能力較強。

圖10 籃球館位置局部模型

由于大跨結構位于地面以下，因此設計時采用帶地下室的整體模型進行計算，計算采用振型分解反應譜法并考慮豎向地震影響。對每處大跨型鋼混凝土梁都進行仔細的分析計算，并在此基礎上進行了優(yōu)化，設計中考慮型鋼與混凝土共同工作，但在重要部位可只考慮型鋼受力混凝土作為安全儲備。實際設計時適當加強大跨位置的樓板配筋。對型鋼梁都按實際尺寸進行了放樣設計，使施工具有可操作性，確保施工質量可以滿足設計要求。

5 結語

小米移動互聯(lián)網(wǎng)產業(yè)園工程體型較大、造型獨特、功能多樣、空間豐富，結構設計與建筑緊密結合，充分實現(xiàn)了建筑功能與效果。設計中進行了結構材料、結構體系、基礎形式的比選論證，多程序多模型的計算分析，抗震的性能化設計以及特殊部位的專項研究等工作，針對不同部位提出了詳細的技術措施，保證了結構的安全性、合理性及可實施性。