[分享]深度剖析亚投行总部永久办公用房结构设计！

作者：Struggle 时间: 2019-11-09 00:00 阅读: 次大中小

内容供稿：清华大学建筑设计研究院有限公司。

亚投行总部永久办公用房平面呈五个“口”字形，存在楼板凹凸不规则、错层、连体（竖向连体）、体型收进等多类不规则情况。主体结构采用带边框的钢板剪力墙多筒体排架结构体系。采用基于性能的抗震设计方法，根据结构体系特点，分析结构在静力、动力弹性及动力弹塑性状态下的内力与变形特点，有针对性地设计重要关键构件，并依据其重要性程度确定不同的性能目标。通过小震反应谱法弹性分析和弹性时程分析、中震弹性分析以及大震弹塑性分析可知，结构整体和构件的抗震性能均能达到设计的预期目标。

工程概况

亚投行总部永久办公用房（图1,2）项目位于北京市中轴线上，位置优越，是奥林匹克公园地区核心建筑物之一。北隔科荟路与奥林匹克森林公园相望，东邻奥运观光塔，向南与“水立方”、中国国家体育馆、中国国家会议中心等标志性建筑连为一体。

图1 建筑效果图

本项目用地面积约61160m²，总建筑面积389972m²，其中地上建筑面积256872m²，地下建筑面积133100m²。平面投影呈“中国结”形状（由5个口字组成），南北向长244m，东西向宽181m，地面以上立面分为两个梯度：其中外围“4个口”结构12层，高60m；中间“1个口”结构16层，高80m。地上建筑主要功能为办公。地下共3层地下室，基底埋深17.9m。结构在5个口字形的16个交点位置的交通核设置了钢板剪力墙筒体，筒体轴线尺寸12m×12m，每两个筒体之间设置两榀单跨框架，框架柱采用直径1.5m的钢管混凝土柱，柱间跨度12~27m，27m跨框架梁相关范围的楼面设置了调谐质量阻尼器（TMD）。12层以上建筑平面仅剩下中央口字形，且沿Y向的两边框架柱无法升起，结构在16层设置了整层的4榀桁架，吊挂14层和15层楼板，跨度51m。南北主入口玻璃幕墙尺寸高达40m，宽40m。

图2 楼层透视关系图

建筑特点及结构体系与布置

建筑平面呈5个“口”字形，且5个口字形平面在中央口字形的4个角部重叠相接。中央口字形4个角部的4个竖向筒体将这5个口字形结构“串”为一体，这4个筒体成为5个口字形平面的竖向连接体。建筑平面从楼层关系上每四层为一个体系（X向对应南北方向，长度约244mm；Y向对应东西方向，长度约181mm），2~5层为两个沿着Y向放置的“M”形，6~9层的两个“M”形绕整体建筑形心旋转90º，呈两个沿着X向放置的“M”形，10~13层再次绕整体建筑形心旋转90º，成为两个沿Y向放置的“M”形，如图3、图4所示。这样的平面形态使中央口字形的4个角部筒体位置每隔4层形成一个大错层，中央4个筒体既是5个口字形结构的竖向连接体，还存在两个错层部位，受力特别复杂。

图3 2~5层和10~13层结构平面布置图

图4 6~9层结构平面布置图

16个筒体之间的连接水平构件——框架梁，其截面与筒体截面存在数量级的差距，梁对筒体的约束作用，即使是刚性连接也微不足道，因此，基本上是16个筒体独立承受水平荷载，抗弯刚度也基本为16个筒体抗弯刚度的代数和。但与剪力墙结构相比，本工程筒体形不成整体受力体系，总刚度相对偏小。同时，每两个筒体之间只有两榀单跨框架，抗侧刚度很小。所以，此结构既不是传统意义的典型框架-剪力墙结构体系，也不是剪力墙结构体系，是比较独特的由刚度相对较大的16个巨型柱（或称之为筒体）组成的排架体系，整体结构体系如图5所示。整体变形以弯曲型为主，每个巨型柱（筒体）受到的水平荷载引起的弯矩较大，竖向荷载产生的压力偏小，类似受弯构件。

图5 整体结构体系

建筑平面的角部口字形单元由4个筒体及其之间的两榀单跨框架（4根框架柱）组成，每个角部单元（图6）靠近中央的1个筒体兼做中央单元（图7）的4个筒体之一，并在每两个筒体间布置两榀单跨框架，形成中央单元；16个筒体外轮廓尺寸均为13.8 m×13.8m，采用带边框的钢板剪力墙，钢板剪力墙厚度20~30mm；边框柱采用矩形钢管混凝土柱，主要截面1265×1265×30，内浇C60~C80高强混凝土，边框梁截面H600×300×30×20；框架柱采用大直径钢管混凝土柱，外径1500mm，壁厚40mmm，内浇C60高强混凝土，无支撑最大高度26.3m；钢框架梁最大跨度27m，采用主要截面为口1000×1000×20×30箱形截面。钢板剪力墙材料为Q345C，边框梁柱、钢管混凝土柱和大跨的框架主梁的材料为Q345GJ-C。

图6 角单元

图7 中央单元

结构竖向传力体系由钢板剪力墙的边框梁柱、外径1500mmm圆钢管混凝土柱、钢框架梁组成。水平传力体系由钢板剪力墙筒体与其间钢框架组成，筒体将承担大部分水平作用，框架承担很少。钢板剪力墙设计为仅承担竖向活荷载和水平作用，这需要在施工阶段通过调整安装顺序来实现设计意图，即：先施工边框梁柱和框架形成竖向传力体系，待全楼的楼板全部施工完成后，再将钢板剪力墙与边框梁柱连接。

结构体系受力特点及解决措施

3.1 结构体系受力特点

（1）周边4个口字形平面与中央的口字形平面依靠中央4个筒体竖向连接，平面内连接刚度很弱。4个周边单元和中央单元在地震作用下将各自相对独立地振动，整体性较差。同时这种连接方式使中央4个筒体受力复杂，以整体弯扭受力为主。

（2）框架柱数量较少，且其与梁形成的框架抗弯刚度在整个结构中占比非常小，基本不复合典型的框架-剪力墙结构体系的受力特点，因此不能够称为框架-剪力墙（筒体）结构，也不应该按照框架-剪力墙（筒体）结构的有关经验和规定进行设计。

（3）周边12个筒体由于抗弯刚度大，承担的水平荷载大，倾覆力矩大，但承担的竖向荷载却小，轴向压力小，筒体接近受弯构件，在小震作用下筒体就出现较大拉力。

（4）筒体由于位于建筑平面的转角处，所以承担的竖向荷载相对比较小。但截面面积较大，使其抗侧刚度较大。框架柱位于建筑平面中部，承担的竖向荷载相对比较大，但单跨框架的抗侧刚度很小。这种结构布置方式会形成楼层惯性力水平作用与提供主要抗侧刚度的构件位置相距较远，需要通过水平构件转换传递，增加了水平构件的面内内力。

（5）框架部分虽然因为抗侧刚度小，承担的水平作用有限。但由于本工程特殊的建筑平面空间布局，会在多处形成26.3m高的穿层柱。此部分框架结构的整体稳定性是设计重点之一。

（6）27m跨的框架梁高度仅有1000mm，楼板舒适度不采取特殊措施难以满足使用要求。

（7）12层以上建筑平面仅剩下中央口字形，且沿Y向的两边框架柱无法升起，口字形在Y向的两边形成了51m的大跨。

（8）建筑南北侧主入口玻璃幕墙尺寸达40m宽，60m高。建筑方案幕墙龙骨为竖条形，限制幕墙龙骨的宽度不能超过120mm。

3.2 应对措施

（1）针对5个口字形分部相互之间连接较弱，在地震作用下各自相对独立振动的特点。本工程按照整体模型、周边分体模型、中央分体模型分别进行计算分析比较，使结构整体和分部都能适应各自的受力状态。

（2）分析结构体系各部位主要构件的受力与变形特点，采用性能化抗震设计方法，对结构关键部位、耗能部位和一般部位的构件设置不同的性能目标，采用小震规范和中震弹性取包络的方法对构件进行设计。并针对这些目标进行罕遇地震作用下弹塑性分析以验证整体结构和构件的抗震性能达到或优于性能目标。

（3）筒体是本工程最重要的抗侧力构件，针对中央4个筒体为5个口字形分部的竖向连接体而受力复杂和周边12个筒体在小震下就出现较大拉力的情况，16个筒体采用带边框的钢板剪力墙，提高筒体的整体抗弯扭能力和抗拉、抗压承载力。从组焊次序和焊缝要求上采取措施保证钢板剪力墙筒体的整体性。提高筒体的性能目标，达到大震不屈服，地上筒体的抗震等级采用一级，保证结构整体抗侧能力。

（4）中央4个筒体的边框柱内浇筑C80混凝土，保证边框柱竖向承载力。为满足复杂受力情况下较大的内力，这4个筒体的钢板剪力墙厚度从底到顶保持30mm不变，以保证钢板剪力墙的抗剪和抗扭承载力。

（5）水平框架梁刚度较小，难以对筒体起到有效约束作用，主要承担竖向荷载，梁与筒体的连接按照铰接设置，以方便构造处理与施工。

（6）分析楼板平面内受力，提高筒体间楼板的通长钢筋配筋率，并增设楼面水平钢支撑，保证楼板在大震下的传力性能，同时减小穿层框架柱的水平变形，保证其稳定承载力。

（7）横纵向连体结构受力复杂，地震作用下结构受力与变形计算结果准确度降低，需提高侧移控制标准，小震控制最大层间位移角不超过1/350，大震控制最大层间位移角不超过1/70，减小穿层柱在侧移下的P-Δ效应，保证其稳定性。地上框架抗震等级采用一级。

（8）对于27m跨的梁板，根据楼层的自振频率，在振动较大的位置设置调谐质量阻尼器（TMD），使楼板的振动加速度满足使用要求。

（9）结构在16层设置了整层（5m高）的4榀平面桁架，吊挂14层和15层楼板。14层和15层的吊柱截面无法满足地震作用下抗弯承载力的要求，通过采用抗震球铰支座与桁架下弦进行连接的方式加以解决。

（10）针对建筑南北侧主入口的高大幕墙，进行专项风洞试验。并根据风洞试验的结果，设计了120x400的竖向钢龙骨，龙骨间距1.5m。在20m和40m标高处，结合人行天桥作为钢龙骨强轴的侧向支撑。在弱轴方向，沿高度每隔5m设置两根钢系杆，保证龙骨沿绕弱轴的稳定性。

基本设计参数及抗震性能目标

本工程基本设计参数见表1，结构抗震等级见表2，构件的抗震性能目标见表3。

小震弹性计算分析

采用YJK和SAP2000作为计算分析软件进行分析并相互校核。整个建筑周边在地下1层存在下沉式开敞环廊，所以进行整体分析时将嵌固端设在地下1层楼面。

5.1 周期、振型、基底剪力、顶点位移及最大层间位移角

振型、周期、基底剪力、顶点位移及最大层间位移角计算结果如图8和表4~6所示。

图8 SAP2000计算的前8阶振型平面图

5.2 三种模型（整体模型、周边分体模型、中央分体模型）对比分析

本工程整体性偏弱，从平面组合上看，结构角部4个筒体和框架形成了4个角部口字形结构单元。这4个结构单元通过中部的框架联系成整体结构（图9），形成横向连体结构。由于彼此间联系较弱，因此有必要将4个角部口字形结构单元作为独立结构单独进行分析，并与整体模型分析的结果取包络作为设计依据。

图9 四角口字形框架-筒体组合结构拼装概念示意

同样，结构亦可看作由中央4个筒体与框架形成的中央口字形结构单元与周围4个L形结构单元通过水平框架进行联系所构成（图10）。也应将中央口字形结构及角部的4个L形结构（图11）各自作为独立结构进行分析，并与整体模型分析结果取包络进行设计。

图10 四角L形框架-筒体组合结构拼装概念示意

图11 角部L形结构模型

各模型计算结果如表7~9所示。

5.3 框架梁与筒体刚接或铰接的受力差异对比

通过框架梁与筒体的刚接、铰接两个模型中框架在基底剪力中占比的比较，来分析判断刚接模型是否可以提高框架基底剪力占比。主要对比结果如表10~12所示。

表

由表10~12可看出，框架梁与核心筒采用不同的连接方式对结构周期特别是框架柱剪力占比有一定影响，但结果差异并不明显，两个模型框架部分的基底剪力占比都远小于15%。因此，需要提高各筒体的安全冗余，各筒体性能目标提高至大震不屈服。

考虑到铰接方案传力清晰、构造简单，同时由于筒体边框梁的截面高度受到限制，刚接方案会给边框梁带来较大的弯矩，造成设计困难。本工程框架梁与核心筒采用铰接连接。

5.4 地震作用下基底倾覆力矩在筒体内产生的拉（压）力

本工程结构的布置特点导致筒体承担了大部分的基底倾覆力矩，而其所承担的竖向荷载又偏少，特别是周边12个筒体均布置在楼层转角处，筒体外侧有两个向没有楼板，造成小震下即出现拉力。小震、中震下最大拉力值分别为10735kN和25273kN。而采用钢板剪力墙筒体可以较好地适应这种受力状况。

与周边筒体不同，中央4个筒体周围四个方向均有楼板，竖向荷载叠加地震作用倾覆力矩产生的压力很大，小震、中震下压力值分别为40784kN和58328kN。设计中通过设置钢管混凝土边框柱解决，柱截面尺寸1265×1265，内浇筑C80混凝土（周边12个筒体浇筑C60混凝土）。

5.5 框架穿层柱稳定分析

（1）弹性屈曲分析

分析采用SAP2000进行。先在柱顶施加竖向力1000kN，通过风荷载对柱顶施加初始缺陷位移，位移值为636mm，相当于结构高度的1/94，这个变形也与结构在大震作用下的性能要求一致。然后对模型进行弹性屈曲分析。

计算结果显示，导致柱失稳的屈曲模态为第18阶模态，屈曲因子为508.0。此时相当于给柱子施加了508000kN的压力。

（2）几何非线性稳定分析

仍取结构在风荷载作用下的状态为初始状态，在每个柱顶施加1000kN的作用力，计算其稳定变形情况。当柱轴向力达到163461kN时停止计算，此时结构顶点位移为726mm。但从柱轴力-顶点位移曲线来看，仍然保持着大致的线性模式，还未进入失稳状态。详见图12。几何非线性分析时，结构框架柱轴力还远未达到屈曲模态对应的值，但已远大于框架柱实际需要承担的压力。