中国共产党历史展览馆结构设计

束伟农, 陈 林, 李伟强, 卜龙瑰

(北京市建筑设计研究院有限公司，北京 100045)

1 工程概况

中国共产党历史展览馆工程主体坐落于北京奥林匹克中心文化区内(图1),用地西侧为纪念广场,南侧为文化景观大道,展馆展示了中国共产党百年奋斗史,兼具文物展藏功能,为广大共产党员提供了党史学习的教育基地。展览馆建筑采取将展厅平面标高逐级提升、循环向上的组织方式,寓意螺旋上升的革命道路,不断走向新高度,造型上尽最大可能突出展览空间。展馆地上7层,建筑高度为51.5m,总建筑面积9万m2,地下3层,深度为21m,总建筑面积约5.5万m2,平面尺寸81m×200m,地上1～3层为基本展陈,4层为特展展厅,4层以上为多功能厅、过厅、教育用房等,地下1层为临展展厅。地下1层、地上1层层高均为10m;地上2、3层层高均为9.0m,地上4层层高为7.0m,5～7层层高分别为4、4、4.5m。地下2、3层层高均为5.5m,柱网尺寸为9m×9m、9m×27m等。

图1 建筑效果图

主体西侧为纯地下室配套,埋深25.8m,共地下4层,平面尺寸65m×250m,地下2～4层功能为人防,层高为3.8m,地下1层为影院、商业等公共空间(图2),层高为15m,含一个夹层,两侧向东延伸,主体两侧部位宽度各20m。配套面积约8.7万m2,配套地下室顶板以上是平面尺寸为60m×250m的展览馆广场。

图2 地下1层主体和配套总平面图

本工程抗震设防类别为乙类,设防烈度为8度(0.2g),Ⅲ类场地土,设计使用年限为100年。建筑±0.00m标高高度较室外高2.5m。

2 重点难点分析

除建设周期紧、文物对抗震要求高之外,结构还存在结构超限[1]等重点、难点:

(1)展厅层高高,楼盖跨度大,跨度达27m,展厅自下而上层高突变较大,且建筑功能从展陈功能转换为设备及文化教育用房,导致柱网尺寸变化大、竖向构件转换。

(2)西侧序厅为90m×29m×28m(长×宽×高)的高大空间,序厅上层为尾厅,建筑功能上需要序厅和尾厅开间尽量宽、尽量高,由于场地及建筑模数等原因,建筑尺寸不能扩大,要求相关的柱廊柱、转换结构等构件厚度尽量薄、构件高度尽量小,连接构造又要求与建筑檐口匹配,对结构要求苛刻。

(3)场地基底南北侧土层性质差异大,为不均匀地基,柱网大小跨兼存,柱底荷载差异大,地下室埋深较深,导致建筑差异沉降、抗浮问题较大。

针对上述特点,分别从结构体系、专项设计、分析验证等方面进行结构设计。

3 结构体系

对于展览馆工程东侧主体部分,针对工程建设周期紧、文物展藏抗震要求高、地下埋深较深等特点,提出钢筋混凝土框架-核心筒+隔震(方案1)、钢筋混凝土核心筒-型钢混凝土柱-钢梁+隔震(方案2)、钢框架-BRB支撑纯钢结构(方案3)三种结构方案,建立±0.00m标高以上主体模型并进行结构计算比较(表1),其中方案1与方案2按地震作用降低一度考虑,分别从耐久性、经济性、施工可行性三方面进行比较分析,得出较为适合的方案选型。

表1 三种方案计算结果对比

由表1可见,方案1混凝土方量大,结构自重大,方案3型钢用量大,成本高,底部剪力大,刚度小;方案2刚度较好,与方案1相比,底部剪力较小,安全性更好,且因为自重较轻,采取的隔震措施成本较少,施工便利性较好,经济性较方案3为优。

三个方案相比,方案1耐久性较好,缺点是高大空间施工支模难度大,结构自重大、施工工期长;方案2施工相对方便,不存在高大空间支模难度大的问题,同时由于竖向构件主要采用混凝土墙、柱,安全性也较好;方案3施工速度快,缺点是结构防腐、防火要求、造价较高。

隔震与消能减震相比,隔震减小地震效应效果很明显,次生灾害小[2],大震隔震层水平塑性变形较大,较为安全;消能减震主要采用BRB支撑,底部剪力较隔震方案大,减震效果不明显,变形大,次生灾害较大。

型钢混凝土柱与钢结构钢管混凝土柱相比,型钢混凝土柱耐久性、防撞击性能好,型钢用量小,维护方便,钢骨架与钢梁形成框架可提前安装从而加快结构封顶进度;钢管混凝土柱不需支模,外露钢管需要维护,由于受混凝土承担压力比例限制,型钢用量大。

综上所述,方案2具有较高的安全性、经济性、施工可行性等优点,为本项目的最终实施方案,结构的主要平面、剖面图如图3～5所示。

图3 平面图

图4 纵向剖面图

图5 横向剖面图

楼盖采用150mm厚钢筋桁架楼承板组合楼板,钢梁上翼缘设栓钉与楼板形成组合梁。地下1层地面及以下采用钢筋混凝土结构楼板。

展厅柱为1.2m×1.2m的型钢混凝土柱,内置□700×700×25×25的箱形钢柱,展厅楼面27m大跨采用H1 600×550×30×50等截面钢梁,钢梁开过风管洞,展厅横向9m跨钢梁高度为700mm,从大跨高梁穿过的风管正好从横向钢梁下穿过,尾厅地面29m跨钢梁采用H型钢折梁,自地上3层夹层跨向地上4层,尾厅上方为转换层,转换层以上托起大厅、过厅及两侧的办公教育用房,上部用房9m跨梁高为550mm,楼层钢框架梁与核心筒为铰接连接,核心筒墙厚度为500、600mm不等。主体中部为台阶过渡设置夹层展厅,相对周围展厅产生了局部错层,局部错层四角部设置了核心筒及周围设置型钢混凝土柱以抵抗水平地震剪力。配套采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构。

4 专项设计

重点部位如基础、隔震、序厅、柱廊及转换桁架设计既保证结构安全,也要契合建筑细节。

4.1 基础设计

为解决南北侧地层差异、荷载差异导致地基不均匀沉降的问题,主体采用桩筏基础,配套采用筏板基础,抗浮桩兼做减沉降桩。

主体筏板厚度2.0m,抗压桩桩径800mm,桩长30m,桩端持力层为中砂⑨层,北侧单桩抗压承载力特征值取4 000kN,南侧单桩抗压承载力特征值取5 000kN。

配套筏板厚度1.0m,采用桩径600mm的抗拔桩,兼做减沉降桩,桩长约18m,单桩抗拔承载力特征值取1 500kN。桩侧桩端后注浆,采用旋挖钻孔工艺施工。配套西侧与邻近建筑相贴,地下1层公共空间地下室外墙靠近建筑红线,与护坡桩叠合,此处基础设计采用护坡桩兼做上部地下室外墙的抗压桩方案,护坡桩检测要求增加按工程桩标准。

通过差异沉降分析判断总沉降量、筏板变形、主体与配套差异沉降计算值与《建筑地基基础设计规范》(GB 50007—2011)[3]规定是否相符。采用PLAXIS3D软件进行沉降计算分析,考虑抗压与抗浮工况下变形差异,见表2,沉降计算结果云图见图6。结果表明,采用的基础形式满足地基基础设计规范要求。

表2 差异沉降分析结果

图6 沉降计算结果/mm

4.2 隔震设计

本工程非隔震结构模型自振周期与场地周期接近,在地震作用下将产生较大的地震响应,采用隔震技术可大幅延长结构周期,大大减小加速度响应,所以隔震技术较适合本工程。

4.2.1 隔震部位选择

隔震部位选择综合考虑造价、功能布局因素[4-6]。将主体隔震部位设置于地下2层柱顶(图7),断开柱及核心筒等竖向构件,于顶部设置隔震支座,结构主体放置在支座上。这种层间隔震方式保证了地下1层至地上4层展厅的完整性,柱顶层间隔震也避免了设置隔震层,减小了结构埋深,满足了建筑功能需求,不利之处在于支承隔震支座的竖向构件为悬臂柱或悬臂核心筒,悬臂构件需要满足支座大震时的水平剪力及支座变形之后对其产生的偏心力作用。

图7 地下2层柱顶层间隔震

4.2.2 隔震支座布置及分析

隔震支座布置需要满足竖向承载力、减震目标需求以及尽量避免结构扭转[7]。需要上部结构及隔震支座布置力求均匀对称。

采用弹性滑板支座承载大吨位柱压力。本工程展厅大跨柱压力最大达26 060kN,常用的橡胶支座承载力最大为21 190kN,不足以承担柱压力,而若柱顶采用双支座将导致支撑柱截面过大,影响建筑功能。经考察,2018年直径1.5m的弹性滑板支座允许承载力达44 150kN,本工程可以采用,缺少的水平刚度则通过在附近的核心筒底部布置相应的橡胶支座解决。

采用弹性滑板支座以满足小直径支座柱顶的大震变形协调。为减少地下1层展厅地面结构跨度,在梁下设柱,由于该柱只承担本层荷载,压力小,采用小直径的橡胶支座又不满足隔震部位大震变形要求,而滑板支座的允许滑移量大,该部位可以采用较小直径滑板支座。

综上所述,主要采用了直径1、1.2、1.5m的隔震橡胶支座及铅芯橡胶支座,在受力较小位置采用直径0.4m的弹性滑板支座,受力最大处采用直径1.5m的弹性滑板支座。在周圈核心筒附近设置1 200kN阻尼器控制隔震部位在大震下的支座位移,图8为隔震支座布置图。

图8 隔震支座布置图

根据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)[7]第12.2.2条的规定,采用时程分析方法进行隔震设计相关的计算分析,地震波按建筑场地类别和设计地震分组选用实际强震记录和人工模拟的加速度时程,其中实际强震记录的数量不应少于总数的2/3,多组时程的平均地震影响系数曲线应与振型分解反应谱法所采用的地震影响系数曲线在统计意义上相符,地震波反应谱对比见图9。采用MIDAS软件进行分析[8],分析模型包括地下室混凝土结构、隔震装置以及上部结构,隔震装置考虑为非线性特性,上部结构考虑为弹性。分析结果表明,和隔震前模型对比,隔震后模型周期大幅延长。

图9 地震波反应谱对比图

中震作用下,最大减震系数为0.354,隔震目标定为上部结构降低一度设计,即地震作用及构造措施均由8度(0.2g)降至7度(0.1g)进行设计。

4.2.3 隔震设计构造

本工程隔震构造不同于常规的做法是除了考虑将柱断开,还要考虑将核心筒剪力墙、贴外墙的汽车坡道等都要断开。

(1)核心筒断开隔震构造见图10。核心筒隔震缝上下设置封闭圈梁安装隔震支座,电梯筒在隔震缝以下部位采用钢筒吊挂在上核心筒保障电梯运行,下部核心筒宽出一段距离以满足钢筒安装及地震效应产生的变形,简化了核心筒的隔震构造。对于贴外墙汽车坡道,见图11,与隔震主体分开归为“静的部分”,便于隔震缝设置及隔震构造,坡道与主体断开部位需要设置支撑,从不影响建筑功能方面考虑,自附近柱底位置设置斜柱支撑坡道断开处,斜柱顶与外墙附壁柱由框架梁连接形成斜柱框架以类似拱架的受力方式支撑上部坡道,同时斜柱框架与上部坡道形成整体抵抗外墙土侧压力,将“动的部分”与“静的部分”清晰划分开。

图10 核心筒隔震构造

图11 外墙坡道隔震构造

(2)主体结构与二次结构、机电附属结构的隔震缝宽度有所区别:主体结构及市政水管等按大震标准、幕墙隔墙变形缝按小震标准、电梯吊挂钢筒适应中震变形。

4.3 柱廊及上部转换结构设计

建筑外立面采用传统柱廊式布局,四角为厚实的墙面,之间为柱廊,东西立面柱廊各14根柱,南北立面柱廊各6根柱,柱间隔9m,柱廊净宽2.1m,内侧为展厅和过厅外玻璃幕墙,柱廊高度28m,柱廊顶上层对应为2.8m宽室外长廊庭院,庭院外侧柱廊柱变为较小直径的钢柱向上延伸至37.5m再变截面至38.85m支撑3.55m高的外檐口,外檐口顶标高40.3m,庭院内侧上层往内3.6m周圈为两层高顶冠,顶冠檐口高度49m,顶冠之上内侧为大厅、过厅及设备区屋顶,屋面高度为54m。

4.3.1 结构布置

外立面造型丰富,结构随之逐级内收,分别于柱廊柱顶、长廊庭院顶、屋顶周圈设钢柱。钢柱由转换层空腹桁架转换,空腹桁架局部设斜撑,其他转换还包括上部结构加密柱、大厅两侧支撑大跨屋盖柱及尾厅大台阶顶部二次转换,见图12、13。上部空间增加的柱或斜腹杆均遵循建筑模数布置在轴线或剪力墙处,大幅减小了上部结构梁高。隔震技术大幅降低了地震作用,优化了抗震构造措施,转换层可以通过适当加大结构构件壁厚、减小外轮廓尺寸进行优化,获得净空。

图13 尾厅、上层转换层局部空间模型

序厅顶采用H型钢折梁,自地上3层夹层跨向地上层,梁高1.6m,跨度29m,柱廊柱顶部横向与钢折梁刚接,纵向在柱廊上层采用通高纵向桁架将柱廊柱连接起来,保证了柱廊柱两个方向稳定,纵向桁架同时也作为上层横向转换桁架的支撑,上层转换桁架另一端则支撑于展厅楼面钢梁或框架柱上。

柱廊柱采用1.5m直径的型钢混凝土柱,以满足稳定需求[9],柱廊柱上方尾厅范围缩小为0.9m直径的偏心钢管柱,作为纵向桁架竖腹杆,纵向桁架随柱偏心,空腹转换桁架高度为整层高度,局部设斜撑,转换桁架下弦杆采用800mm高箱形截面。

4.3.2 节点分析

因为外立面及柱廊上层内部庭院空间需求,柱廊顶纵向桁架厚度允许为900mm,且与下层柱廊柱偏心外皮齐平,柱顶节点既要保证桁架与柱廊柱固接,同时也要满足支撑转换桁架的受力。柱廊柱头节点分析模型及应力分析结果见图14。从图14可知,除计算加载点因应力集中为392MPa,节点范围最大应力约300MPa,小于Q355钢材强度值325MPa,满足节点受力要求。

图14 柱廊柱头节点分析模型及应力分析结果/MPa

4.4 序厅幕墙结构设计

幕墙结构一般作为荷载作用在主体结构上,其边界与主体为铰接。本工程由于建筑尺寸不能过大,为获得尽量多的序厅净宽度,对序厅90m×28m(宽×高)幕墙面的结构厚度进行压缩,使结构竖龙骨厚度为600mm,截面尺寸为300mm×600mm,从而序厅获得24m的结构净宽。

为满足28m高幕墙结构的受力需求,采取以下措施:

(1)将结构竖龙骨柱脚与首层地面钢梁固接,加强龙骨平面外嵌固刚度,减小龙骨平面外长细比。龙骨顶部仍由主体钢梁提供垂直于幕墙面的水平向连杆约束。幕墙结构节点见图15。

图15 幕墙结构节点图

(2)沿竖向间距2.5m布置横向龙骨(图16),横向龙骨与竖龙骨固接,贴在竖龙骨外侧,横向龙骨截面采用150mm×200mm(高×宽),横龙骨对竖龙骨平面外位移起到一定帮助作用。

(3)各层横向龙骨承担相等幕墙玻璃重量,压力沿竖龙骨高度方向均匀分布,改变了在顶部集中加载的荷载作用形式,有利于柱稳定。

(4)通过上述方法,使竖龙骨在幕墙压力作用下第一阶失稳模态表现为沿龙骨强轴方向失稳(图17),从而达到截面充分利用。

(5)考虑第一阶失稳模态作为初始缺陷计算幕墙竖龙骨的临界力,其特征值为17.3。再通过隔震技术的应用优化龙骨的抗震构造等级,提高了龙骨允许长细比[10],使龙骨截面轮廓和受力安全均达到较优状态。

5 结语

本项目针对文物抗震要求高、结构超长特点,经过方案比较,采用隔震技术方案,通过详细分析比较,合理布置了隔震支座,保证了结构安全,满足了建筑功能。采用了与建筑结合较为紧密的空腹桁架、高梁等转换方式,并采用隔震技术,实现建筑功能转换。采用桩基础方案,解决了主楼南北地层差异大的问题。采用抗浮桩兼做减沉降桩,满足了主体和配套之间的地基变形协调。