許曉梁 賓志強 鐘毓仁

（同濟大學建筑設(shè)計研究院（集團）有限公司，上海 200092）

1 工程概況

上海虹橋經(jīng)緯博覽中心位于虹橋商務(wù)區(qū)南片區(qū)，總建筑面積約8.5 萬m2，其中地上面積約3.7萬m2，主要功能為商業(yè)和展覽，地下室面積約4.8萬m2，主要功能為車庫和設(shè)備用房（圖1）。項目地下3 層，埋深16 m；地上6 層，結(jié)構(gòu)高度為40.5 m。平面呈平行四邊形，東西向為長向，南北向為短向。由于中庭開洞而形成平面回字形布置（圖2）。隨著樓層標高的提升，四個立面逐漸向外傾斜，單向傾斜角度為8°，平面尺寸由168 m×64 m 逐漸外擴為175 m×73 m。上部結(jié)構(gòu)不設(shè)縫，采用鋼筋混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu)。

圖1 建筑效果圖Fig.1 Architectural renderings

圖2 中庭結(jié)構(gòu)實景照片F(xiàn)ig.2 Photo of the atrium structure

根據(jù)上海市《建筑抗震設(shè)計規(guī)程》（DGJ08-9—2013），抗震設(shè)防烈度為7 度，設(shè)計基本加速度為0.10g，地震分組為第二組，場地類別為Ⅳ類，場地特征周期取0.90 s。上海地區(qū)基本風壓為0.55 kN/m2，本項目地面粗糙度取為C類。

2 基礎(chǔ)和地下室結(jié)構(gòu)設(shè)計

擬建場地屬于上海地區(qū)典型的濱海平原地貌類型?！?.000 相對于絕對標高6.400 m，抗浮設(shè)計水位為室外地坪下0.5 m。上部結(jié)構(gòu)樓層3～6 層，中庭及室外區(qū)域無上部結(jié)構(gòu)，基底荷載較不均勻。綜合考慮沉降控制、地下室抗浮、沉樁可行性以及周邊環(huán)境的保護等要求，采用樁-筏基礎(chǔ)，樁基為泥漿護壁鉆孔灌注樁。

有上部結(jié)構(gòu)區(qū)域，基底集中布置直徑0.65 m的灌注樁，設(shè)計樁長37 m，持力層為灰色粉細砂，按照上海市《地基基礎(chǔ)設(shè)計標準》（DGJ08-11—2010）計算的單樁抗壓承載力設(shè)計值為2 100 kN。高水位時，上部結(jié)構(gòu)為3 層區(qū)域?qū)?yīng)的柱下存在抗拔工況，該部分柱下直徑0.65 m樁抗壓兼抗拔，單樁理論計算抗拔承載力設(shè)計值為1 350 kN。為節(jié)約樁身配筋，根據(jù)實際承受拔力，區(qū)分抗拔承載力設(shè)計值1 350 kN 和700 kN 兩種樁型。純地下室區(qū)域為抗拔控制，低水位時存在抗壓工況。選用直徑0.6 m 的灌注樁，設(shè)計樁長26 m，持力層為草黃色砂質(zhì)粉土，單樁抗拔承載力設(shè)計值為900 kN。筏板厚度主要為1 m，根據(jù)受力需要，局部加厚至1.2～1.4 m。沉降計算表明，絕對最大沉降53 mm<100 mm，相鄰柱基最大沉降差1.0‰<2.0‰，滿足規(guī)范要求。

地下室主要采用框架結(jié)構(gòu)，地上框架斜柱在地下室頂板以下轉(zhuǎn)為直柱，地上剪力墻落到基礎(chǔ)。地下室頂板按照《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》（GB 50011—2010）嵌固要求，室內(nèi)板厚取180 mm，室外板厚取250 mm。對室內(nèi)外高差處框架梁進行加腋處理，以保證水平力的有效傳遞。

3 上部結(jié)構(gòu)分析和設(shè)計

3.1 結(jié)構(gòu)體系

3.1.1 上部結(jié)構(gòu)選型

地上3～6 層，其中西南角為3 層，東北角為5層，其他區(qū)域為6 層。1～5 層層高均為6.9 m，6 層層高為6 m。4 層樓面及以下呈斜回字形布置；5層及6 層樓面呈斜U 字形布置；屋面層南北單元通過連廊連接，呈斜Z字形布置。全樓為斜柱，主要柱網(wǎng)尺寸為9 m×9 m，三排柱列、兩跨框架圍繞中庭環(huán)形布置。四個方向均向外傾斜，單向斜角均為8°，其中在西北角和東南角區(qū)域柱雙向傾斜，斜角為11.24°。豎向交通核包括4 個樓電梯間和5 個電梯井，較均勻地沿建筑環(huán)形布置，其中4 個樓電梯間設(shè)置在建筑的四個角部，3 個電梯井設(shè)置在北側(cè)，2 個電梯井設(shè)置在南側(cè)。連廊布置在6 層樓面～屋面之間，北側(cè)與主結(jié)構(gòu)鉸接，南側(cè)通過隔震支座與主結(jié)構(gòu)連接，如圖3所示。

圖3 豎向構(gòu)件平面布置Fig.3 Floor plan of vertical members

建筑方案要求斜柱形態(tài)上為圓柱，外觀上為清水混凝土效果。綜合考慮建筑形體和效果，結(jié)合平面布置，本項目采用建筑表現(xiàn)適應(yīng)性較好、結(jié)構(gòu)受力較合理、經(jīng)濟性較優(yōu)的鋼筋混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu)?？蚣苤珮遣捎眯眻A柱，剪力墻布置在豎向交通核位置，如圖4—圖6所示。

圖4 結(jié)構(gòu)體系軸測圖Fig.4 Axonometric drawing of structural system

圖5 結(jié)構(gòu)體系東西向透視圖Fig.5 East-west perspective view of structural system

圖6 結(jié)構(gòu)體系南北向透視圖Fig.6 North-south perspective view of structural system

3.1.2 豎向承重體系和水平抗側(cè)力體系

鋼筋混凝土樓蓋將豎向荷載傳遞給框架柱和剪力墻。框架梁主要截面：400 mm×750 mm～400 mm×900 mm；非框架梁主要截面：250 mm×600 mm～300 mm×700 mm；樓板厚度為130～150 mm。圓柱主要直徑為600～700 mm，連廊擱置柱采用直徑800 mm 的鋼骨混凝土柱。剪力墻厚度為200～500 mm。樓面構(gòu)件混凝土強度等級為C35，豎向構(gòu)件混凝土強度等級為C35～C50。

由于本工程均為斜柱，斜柱在豎向荷載作用下將沿傾斜方向產(chǎn)生較大的水平分力。同時由于上部存在立面收進，不均勻水平分力使得上部結(jié)構(gòu)產(chǎn)生明顯的扭轉(zhuǎn)變形，如圖7 所示。其中選擇結(jié)構(gòu)四角和長邊中點的柱頂作為測點，計算各測點在1.0恒載+1.0活載標準組合下的水平位移，結(jié)果如表1 所示。結(jié)果表明各測點X位移均較小，這是因為X向斜柱整體偏少，僅存在西北角和東南角；其中由于南區(qū)存在立面收進，東南角斜柱產(chǎn)生的X向水平分力難以通過樓面平衡，導致測點5、6的X向位移明顯大于其他測點。在Y向，測點2、5位移明顯偏大，這是因為結(jié)構(gòu)四個角點Y向存在樓面拉結(jié)，能平衡大部分水平分力，而測點2、5位于長邊中部，Y向無樓面平衡水平分力。其中測點5 的西側(cè)立面收進，水平分力傳遞路徑最少，變形最大，導致西南角逆時針扭轉(zhuǎn)變形，使得測點6在Y向出現(xiàn)正位移。

表1 豎向荷載作用下各點柱頂水平位移Table 1 Horizontal displacementof each point under gravity loads

圖7 豎向荷載作用下變形圖Fig.7 Deformation diagram under gravity loads

剪力墻作為結(jié)構(gòu)主要的抗側(cè)力構(gòu)件，其存在為樓面拉梁提供了可靠的連接，并有效地分擔了斜柱的水平分力，很大程度上增強了結(jié)構(gòu)的抗側(cè)和抗扭剛度。同時有必要適當加厚樓板，從而提高面內(nèi)剛度，增強樓面結(jié)構(gòu)的“環(huán)箍”作用，使斜柱的水平分力能相互平衡，減小扭轉(zhuǎn)效應(yīng)。本項目樓蓋不僅是豎向承重體系的一部分，同時也是水平抗側(cè)力體系的重要組成。

3.1.3 中庭鋼連廊

中庭呈平行四邊形，隨著樓層上升，南北向間距由29.54 m 擴大到35.35 m。6 層樓面和屋頂之間，設(shè)置中庭連廊，連接南北區(qū)域，寬度為9 m，斜向跨度為40.5 m，與X向（東向）夾角為113°，如圖3 所示。連廊結(jié)構(gòu)采用層間空腹鋼桁架，桁架上下弦和腹桿均為箱型截面，連廊樓面和屋面采用H 型鋼梁，上鋪120 mm 厚壓型鋼板組合樓板。鋼連廊與主體結(jié)構(gòu)的連接采用一端固定鉸、一端滑動的形式，通過支座擱置于框架斜柱外伸牛腿上，不參與主體抗側(cè)力體系。

3.2 結(jié)構(gòu)超限情況和應(yīng)對措施

根據(jù)《上海市超限高層建筑抗震設(shè)防管理實施細則》（滬建管［2014］954 號），并參考《超限高層建筑工程抗震設(shè)防專項審查技術(shù)要點》（建質(zhì)［2015］67號），超限情況分析如下：

（1）扭轉(zhuǎn)不規(guī)則。規(guī)定水平力作用下，各層Y向（南北向）扭轉(zhuǎn)位移比均超過1.2，但小于1.4，屬于一般不規(guī)則。

（2）樓板不連續(xù)。2 層（6.9m 標高）、3 層（13.8 m標高）和4層樓面（20.7 m標高），連續(xù)三層樓板的有效寬度小于典型寬度的50%，屬于特別不規(guī)則。以3 層樓面為例，南北向最不利位置有效樓板寬度為29.1%，東西向最不利位置有效樓板寬度為17.6%，四個方向均存在樓面弱連接，如圖8（a）所示。

（3）側(cè)向剛度不規(guī)則。局部收進尺寸大于相鄰下層的25%，屬于一般不規(guī)則。5 層西南角處相對于4 層樓面，東西向立面收進尺寸58.4%，南北向立面收進尺寸73.6%，如圖8（b）所示。

圖8 結(jié)構(gòu)不規(guī)則情況示意圖（單位：mm）Fig.8 Schematic diagram of structural irregularities（Unit：mm）

（4）復雜結(jié)構(gòu)。全樓外傾斜柱，樓板開洞形成局部穿層柱。

綜合判定本工程屬于規(guī)則性超限的A級高度超限高層建筑，按要求申報并通過了上海市超限高層建筑抗震設(shè)防專項審查。

針對超限情況，主要采取以下措施：

（1）進行抗震性能化設(shè)計，根據(jù)《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（簡稱《高規(guī)》），綜合考慮建筑的重要性和結(jié)構(gòu)的特殊性，選定結(jié)構(gòu)抗震性能目標為C 級。根據(jù)重要程度的不同，具體抗震性能目標如表2所示。

表2 抗震性能設(shè)計目標Table 2 Seismic performance-based design objectives

（2）計算分析方面，采用符合實際情況的空間分析程序YJK 和MIDAS Building 進行多遇地震反應(yīng)譜法分析比對，保證計算結(jié)果的可靠性。進行彈性時程分析、中震分析、彈塑性時程分析、超長結(jié)構(gòu)溫度作用專項分析，根據(jù)計算分析結(jié)果，驗證設(shè)定的性能化設(shè)計目標。

（3）抗震設(shè)防類別取為重點設(shè)防類，框架抗震等級為二級，剪力墻抗震等級為一級。體型收進處，上下兩層框架柱抗震等級提高到一級，剪力墻抗震等級不再提高。連廊擱置柱及與之連接的框架梁，抗震等級提高到一級。樓面弱連接處框架，抗震等級提高到一級。由于斜柱形成形體整體外傾，因此同時計算豎向地震作用。

（4）結(jié)合建筑的功能分布，合理布置剪力墻和框架柱，適當加強外圈框架梁截面，使得質(zhì)心和剛心盡量接近，減少扭轉(zhuǎn)效應(yīng)。

（5）采用輕鋼龍骨等輕質(zhì)內(nèi)隔墻，屋頂花園采用輕質(zhì)覆土，減輕建筑物自重，從而減少地震力。

（6）剪力墻是主要的抗側(cè)構(gòu)件，同時抵抗斜柱產(chǎn)生的外傾力，應(yīng)嚴格控制其軸壓比，軸壓比限值由規(guī)范要求的0.50減小為0.40。角部墻體全高設(shè)置約束邊緣構(gòu)件，加強墻身配筋，提高剪力墻的延性。剪力墻樓面處設(shè)置暗梁，以提高剪力墻面外承載力，并加強其與樓面的連接。

（7）對于斜柱，按照剛性板和彈性板假定包絡(luò)設(shè)計。連廊擱置柱，設(shè)置型鋼，箍筋全長加密，進一步提高其承載力和延性［1］。

（8）與斜柱相連的框架梁存在軸力，不同荷載組合下按照拉彎或壓彎設(shè)計，要求梁縱筋采用機械連接或焊接，梁側(cè)面鋼筋均采用受扭縱筋并加強配置。樓面弱連接處框架梁，面筋拉通，并按照柱的形式配置箍筋。

斜柱在地下室頂板以下轉(zhuǎn)為直柱，轉(zhuǎn)折處將產(chǎn)生較大水平力，由于斜柱具有一定的對稱分布，地下室頂板水平荷載大部分相互抵消，其余通過一層樓蓋傳遞給地下室墻體。對與轉(zhuǎn)折柱相連頂板梁進行加強配筋。在不考慮樓板有利作用的情況下，其承載力也可滿足要求。

（9）由于平面不規(guī)則、樓板不連續(xù)及立面收進等原因，2～4層樓板厚度全部采用150 mm，其余樓層轉(zhuǎn)角處和弱連接處外延一跨范圍的樓板加厚為150 mm，從而加強樓面與豎向構(gòu)件的連接，減小斜柱引起的外傾變形。采用彈性樓板假定進行樓板應(yīng)力分析，對薄弱部位（大開洞邊、弱連接處）和特殊部位（轉(zhuǎn)角處、體型收件處）的樓板配筋進行加強，構(gòu)造上采取雙層雙向配筋，每層每方向的配筋率不小于0.25%。對于墻角、柱角以及陰角處，附加斜向鋼筋以緩解局部應(yīng)力集中現(xiàn)象。

（10）中庭鋼連廊采用一端固定一端滑動連接，不參與主體結(jié)構(gòu)抗側(cè)體系，避免頂層形成復雜的斜Z形平面。

3.3 主要計算分析結(jié)果

3.3.1 多遇地震振型分解反應(yīng)譜法

相關(guān)范圍地下一層的側(cè)向剛度大于地上一層的2 倍，滿足地下室頂板作為上部結(jié)構(gòu)嵌固端的要求。反應(yīng)譜法的主要計算結(jié)果見表3。計算結(jié)果表明，兩種程序的計算結(jié)果基本吻合。位移角均小于1/800，扭轉(zhuǎn)位移比均小于1.4，沒有出現(xiàn)軟弱層和薄弱層，計算指標均滿足規(guī)范的要求。

表3 YJK和Midas-Building主要計算結(jié)果Table 3 Main results of YJK and Midas-Building

底層框架部分的承擔的地震傾覆力矩大于總傾覆力矩的10%，框架承擔了適當比例的傾覆力矩。剪力墻承擔了80%以上的傾覆力矩，形成了抵御地震作用的第一道防線。文獻［2］建議：框架柱承擔的地震剪力扣除斜柱的水平分力后再進行0.2Q0的調(diào)整。但由于本項目斜柱總體上為對稱分布，各對稱方向斜柱數(shù)量相當；局部來看，每個核心筒內(nèi)外斜柱傾斜方向相同，因此在地震作用下斜柱軸力的水平分力是相互抵消的。經(jīng)復核，各層斜柱軸力的水平分力約為樓層地震剪力的2%左右，影響很小。因此本項目不考慮斜柱軸力水平分力對樓層地震剪力調(diào)整的影響，按照《高規(guī)》各層地震剪力實際放大系數(shù)為1.20～1.99，從而保證框架作為第二道防線具有一定的抗側(cè)能力。

3.3.2 彈性時程分析

按照頻譜特性、有效峰值和持續(xù)時間相匹配的原則，選用上?！犊挂?guī)》附錄A的三條地震波，包括人工波SHW2 和天然波SHW3、SHW6。時程分析法顯示結(jié)構(gòu)的反應(yīng)特征、變化規(guī)律與振型分解反應(yīng)譜法基本一致。時程分析法計算的樓層剪力、樓層位移角均小于反應(yīng)譜法計算結(jié)果。限于篇幅，表4僅列出底部剪力的對比。

表4 時程分析和反應(yīng)譜法底部剪力對比Table 4 Comparison of base shear between time history analysis and response spectrum analysis

3.3.3 中震分析

分別進行中震彈性或中震不屈服［3］計算。結(jié)果表明，直徑800 mm 的連廊擱置斜柱，無法通過增大截面和配筋滿足中震彈性，因此增置鋼骨以滿足性能目標；其余鋼筋混凝土構(gòu)件的截面均能滿足表1中震下性能目標要求，僅配筋需做增大。

與小震組合下計算配筋相比，底部加強區(qū)剪力墻整體用鋼量提高約70%；其余剪力墻用鋼量提高約40%。樓面弱連接處、轉(zhuǎn)角處框架斜柱配筋量增加20%～50%，其余斜柱配筋未見明顯增加。與連廊擱置柱相連以及樓面弱連接處框架梁，縱筋增大60%～80%；其余框架梁縱筋增加20%～40%；箍筋未見明顯增大。

按照全國超限細則要求，控制中震不屈服工況下剪力墻主要墻肢平均拉應(yīng)力不超過2 倍混凝土抗拉強度標準值ftk，C50 混凝土相應(yīng)的ftk為2.64 MPa。4 個角部樓電梯井的墻肢平均拉應(yīng)力均小于2ftk，3 個北側(cè)和2 個南側(cè)電梯井靠中庭方向墻肢的平均拉應(yīng)力均大于2ftk。計算發(fā)現(xiàn)，這些墻肢在豎向荷載下產(chǎn)生較大的拉力。以南面一個電梯井為例（圖9），中震不屈服工況下靠中庭墻肢拉應(yīng)力為2.8ftk，其中豎向荷載下平均拉應(yīng)力達到1.0ftk，通過施加預應(yīng)力抵消豎向荷載下的拉應(yīng)力，保證墻肢在長期荷載作用下不開裂，避免中震下開裂過大。豎向預應(yīng)力筋采用UФS15.2 無粘結(jié)高強低松弛鋼絞線，抗拉強度標準值fptk為1 860 MPa，張拉控制應(yīng)力取0.72fptk，施工時超張拉3%，有效預應(yīng)力約0.58fptk。

圖9 剪力墻施加預應(yīng)力示意圖（單位：mm）Fig.9 Schematic diagram of applying prestress to the shearwall（Unit：mm）

3.3.4 罕遇地震下彈塑性時程分析

采用MIDAS Building 進行罕遇地震下彈塑性時程分析［4］。剪力墻采用非線性纖維單元；鋼筋采用雙折線本構(gòu)關(guān)系，強化率取0.01；混凝土本構(gòu)采用《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》附錄C的表達式和曲線；剪力墻剪切采用理想彈塑性雙折線本構(gòu)關(guān)系，通過應(yīng)變等級評估損壞程度（表5）?；炷潦軌簯?yīng)變等級定義為實際應(yīng)變與混凝土峰值壓應(yīng)變的比值；剪力墻剪切應(yīng)變等級定義為墻單元的實際剪切應(yīng)變與屈服剪切應(yīng)變的比值；鋼筋應(yīng)變等級定義為鋼筋實際應(yīng)變與鋼筋的屈服應(yīng)變的比值。

表5 纖維單元應(yīng)變等級對應(yīng)的損壞狀態(tài)Table 5 Damage state at different fiber element strains

梁柱采用具有非線性鉸特性的線單元，本項目梁存在軸力，因此采用軸力和單向彎矩相互作用的P-M鉸；柱采用軸力和雙向彎矩相互作用的P-M-M鉸。鋼構(gòu)件采用標準雙折線滯回模型；混凝土梁采用修正武田三折線滯回模型；鋼筋和型鋼混凝土柱采用隨動強化三折線滯回模型。程序通過鉸屈服狀態(tài)和延性系數(shù)評估損壞程度。鋼構(gòu)件的第一屈服表示截面邊緣開始屈服，第二屈服表示全截面達到屈服應(yīng)力，延性系數(shù)D/D1表示實際變形與第一屈服變形的比值；鋼筋和型鋼混凝土構(gòu)件的第一屈服表示截面邊緣受彎開裂，第二屈服表示受壓邊緣的混凝土達到極限壓應(yīng)變，延性系數(shù)D/D2表示實際變形與第二屈服變形的比值。

選取規(guī)范附錄A的特征周期為1.1S的三條地震波，包括人工波SHW8 和天然波SHW10、SHW11。采用三向輸入，共六個工況，加速度的峰值分別按照1（X主方向）：0.85（Y次方向）：0.65（Z豎向）和0.85（X次方向）：1（Y方向）：0.65（Z豎向）的比例進行調(diào)整。分析結(jié)果表明，結(jié)構(gòu)和構(gòu)件可以滿足表1大震下的性能目標，主要結(jié)論如下：

（1）結(jié)構(gòu)能量耗散情況見圖10，限于篇幅，僅提供SHW8 的結(jié)果。各時程工況下，非彈性耗能約占總能量的15%～20%，說明結(jié)構(gòu)具備較好的耗能機制。

圖10 能量曲線Fig.10 Energy curves

（2）大震彈塑性時程工況下X主方向剪重比為18.8%～21.2%，Y主方向剪重比為19.4%～21.7%，平均底部剪力分別為大震彈性時程工況下的71.3%和75.3%。在X、Y兩個方向最大位移角分別為1/145 和1/165，滿足1/100 的限制要求。綜合底部剪力和位移角，可以判斷結(jié)構(gòu)整體進入中度的塑性。

（3）剪力墻剪切應(yīng)變等級大部分位于第1～2級，4 個角部核心筒部分剪力墻剪切應(yīng)變等級進入第2～3 級，少量進入第4～5 級。剪力墻受壓應(yīng)變等級絕大部分處于第1 屈服狀態(tài)，極個別進入第2 屈服狀態(tài)，說明剪力墻未壓潰。鋼筋受拉應(yīng)變等級大部分處于第1 屈服狀態(tài)，少部分構(gòu)件應(yīng)變等級處于第2、3 屈服狀態(tài)，延性系數(shù)D/D2絕大部分在1.5以下，個別處于2.0～2.5之間，鋼筋部分屈服。剪力墻整體上進入輕度至中度的塑性。

（4）剪力墻之間的連梁大部分進入第2 屈服狀態(tài)，延性系數(shù)D/D2大部分在1.5～2.5 之間，整體上進入中度～重度的塑性，起到了較好的耗能作用。

（5）連廊擱置框架斜柱延性系數(shù)小于1.0，沒有屈服。大部分的框架柱延性系數(shù)D/D2在1.0 以下，處于彈性狀態(tài)或開裂狀態(tài)。個別位置延性系數(shù)達到1.0～1.5，進入了第二屈服狀態(tài)?？傮w上框架柱進入輕度塑性。

（6）與連廊擱置柱連接的框架梁、樓面弱連接處框架梁，延性系數(shù)D/D2僅10%略超過1.0，且均在1.3以內(nèi)，總體塑性程度較低。其余框架梁約20%進入第2 屈服狀態(tài)，進入屈服狀態(tài)的框架梁延性系數(shù)D/D2大多處于1.0～2.0之間，表明框架梁總體上進入中度的塑性；少量（3%～6%）框架梁延性系數(shù)超過2.2，進入重度塑性。

（7）鋼連廊構(gòu)件和連接節(jié)點全部處于彈性狀態(tài)，支座不脫落。

3.4 專項設(shè)計與分析

3.4.1 樓面應(yīng)力分析

樓板采用彈性膜單元進行應(yīng)力分析，計算得到地震荷載、溫度荷載和豎向荷載產(chǎn)生的面內(nèi)應(yīng)力，用于校核樓板混凝土應(yīng)力狀態(tài)；樓板拉應(yīng)力全部由鋼筋受拉承擔，然后與豎向荷載引起的面外彎矩產(chǎn)生的鋼筋應(yīng)力疊加，用于配筋設(shè)計［5］。

地震荷載和豎向荷載下最大樓面應(yīng)力均發(fā)生在4 層樓面，即立面局部收進層。重力荷載（1.0恒載+0.5 活載）下，一般區(qū)域樓板主拉應(yīng)力均在0.3 MPa 以下，樓面弱連接區(qū)域主拉應(yīng)力在0.4～0.7 MPa 之間。重力荷載和小震組合（1.0 恒載+0.5 活載+1.0 雙向小震）下，如圖11 所示，最大主拉應(yīng)力出現(xiàn)在樓面弱連接處，除核心筒周邊及樓面陰角個別應(yīng)力集中點外，主拉應(yīng)力均小于ftk（2.2 MPa），可以保證樓板核心層混凝土不裂。

圖11 重力荷載和小震組合下4層樓板最大主應(yīng)力云圖（單位：MPa）Fig.11 The maximum principal stress distributionin the fourth floor under the load combination of gravity and frequent earthquakes（Unit：MPa）

中震下，除個別應(yīng)力集中點外，各層最大壓應(yīng)力均小于5.5 MPa，遠小于fck。各層樓面拉應(yīng)力在0.6～2.5 MPa 之間，最大拉應(yīng)力出現(xiàn)在4 層樓面弱連接處，達到4.0 MPa，如圖12 所示。通過加強配筋，控制不同區(qū)域樓板在重力荷載組合下實現(xiàn)中震不屈服或中震彈性。對于150 mm 厚的C35 樓板，拉應(yīng)力2.5MPa 以下，配筋10@110 雙層可以實現(xiàn)中震不屈服，12@110 雙層可以實現(xiàn)中震彈性；樓面弱連接處拉應(yīng)力4.0 MPa 時，12@80 雙層能滿足中震彈性。

圖12 中震下4層樓板應(yīng)力云圖（單位：MPa）Fig.12 Stress distribution in the fourth floor under moderate earthquakes（Unit：MPa）

參照文獻［6］的設(shè)定，進行超長結(jié)構(gòu)溫度應(yīng)力分析，計算溫差取環(huán)境溫差和收縮當量溫差的不利疊加，徐變應(yīng)力松弛折減系數(shù)取0.3，考慮微裂縫引起的彈性剛度折減系數(shù)0.85。上海地區(qū)基本氣溫最低-4 ℃，最高36 ℃，要求后澆帶封閉時溫度為15 ℃左右。因此環(huán)境溫差取升溫36-15=21 ℃、降溫-4-15=-19 ℃。要求3 個月后封閉后澆帶，混凝土3 個月收縮量約為極限收縮應(yīng)變的60%，按王鐵夢法［7］計算得到收縮當量溫差為-13.5 ℃。因此，計算溫差取升溫21 ℃、降溫-19-13.5=-32.5 ℃。

降溫工況下，樓板最大拉應(yīng)力出現(xiàn)在各層的長向，最大值隨著樓層上升而減少。這是由于樓板的收縮變形受到豎向構(gòu)件的側(cè)向約束，上部樓層雖然長度更長，但側(cè)向約束較小，溫度效應(yīng)反而較不顯著。2 層、3 層樓面長向拉應(yīng)力分別達到2.9 MPa、2.3 MPa，4 層及以上樓面最大拉應(yīng)力在0.3～1.0 MPa。因此，在2 層和3 層長向150 mm 厚的板中布置UФS15.2 無粘結(jié)鋼絞線，間距分別為450 mm 和500 mm，張拉參數(shù)同第3.3.3 節(jié)墻預應(yīng)力筋，可以抵消約2.2 MPa 或2.0 MPa 的拉應(yīng)力，可以確保在控制標準組合下（1.0 恒載+0.7 活載+1.0 降溫），全截面拉應(yīng)力均小于ftk（2.2 MPa）。其他區(qū)域樓板中震下已經(jīng)得到加強，無需施加預應(yīng)力就能抵抗溫度作用。另外，通過添加聚丙烯抗裂纖維進一步提高混凝土的抗裂能力。

3.4.2 弱連接處樓板截面抗剪驗算

提取弱連接處樓板在中震及大震工況下平面內(nèi)剪力，按照《高規(guī)》計算截面剪壓比，得到其最大值和出現(xiàn)的樓層，如表6 所示。從表中可以看出剪壓比最大值出現(xiàn)在立面收進的起始層，且均小于1，能夠滿足中震彈性和大震不屈服下的截面抗剪要求。

3.4.3 豎向構(gòu)件溫度作用分析

對樓面構(gòu)件，降溫為不利工況；而升溫是豎向構(gòu)件的不利工況。是因為升溫工況下，樓面對豎向構(gòu)件形成向外的推力，與豎向荷載下結(jié)構(gòu)整體外傾產(chǎn)生的內(nèi)力不利疊加。經(jīng)復核，升溫工況對斜柱內(nèi)力的影響較小，溫度組合不起控制作用。

核心筒在溫度工況下整體受彎，四個角筒墻肢拉應(yīng)力較大，五個中筒內(nèi)側(cè)墻肢拉應(yīng)力較小。中筒靠內(nèi)側(cè)墻肢底部最大拉應(yīng)力約為0.3 MPa。四個角筒墻肢拉應(yīng)力最大值出現(xiàn)在西北角筒的東南角墻肢底部，約為1.1 MPa。經(jīng)復核溫度組合下配筋小于多遇地震組合下配筋，溫度組合不起控制作用。

3.4.4 鋼連廊支座節(jié)點設(shè)計

鋼桁架采用下弦支承的形式，支座擱置于框架斜柱外伸牛腿上，固定端采用抗震球形鋼支座，滑動端采用鉛芯橡膠隔震支座，平面布置位置詳見圖3。斜柱和牛腿設(shè)置鋼骨增強延性，采取限位措施確保支座不脫落。支座節(jié)點如圖13 所示。鉛芯橡膠隔震支座橡膠直徑為600 mm，橡膠總厚度為150 mm，其余性能參數(shù)詳見表7。設(shè)置隔震支座有效釋放了鋼連廊的溫度應(yīng)力，溫度下支座滑移量為9.4 mm，沒有屈服。隔震橡膠支座可以抵抗風荷載作用，風荷載下支座未屈服且滑移量很小（4.1 mm）。地震作用下隔震支座可以滑動，顯著減小了鋼連廊對主體結(jié)構(gòu)的影響，大震下最大相對位移66 mm，小于極限水平變位330 mm（有效直徑的0.55 倍和橡膠總厚度的3 倍二者的較小值），滿足規(guī)范要求。

圖13 鉛芯橡膠隔震支座節(jié)點示意（單位：mm）Fig.13 Schematic diagram of the lead-rubber isolation bearing（Unit：mm）

表7 鉛芯橡膠隔震支座性能參數(shù)Table 7 Properties of the lead-rubber isolation bearing

4 結(jié)論

（1）本項目存在扭轉(zhuǎn)不規(guī)則、凹凸不規(guī)則、樓板不連續(xù)、局部收進等不規(guī)則情況，同時具有超長、整體外傾斜柱等特點，是建筑形體復雜的超限高層建筑，采用鋼筋混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu)是可行的。

（2）采取抗震性能化設(shè)計方法，對結(jié)構(gòu)進行合理的布置，對構(gòu)件進行有針對性的加強，各項分析結(jié)果表明結(jié)構(gòu)可以滿足設(shè)定的性能目標，具有較好的抗震性能。

（3）對于整體斜柱結(jié)構(gòu)，有必要增強樓面的強度和剛度，豎向荷載產(chǎn)生的面內(nèi)應(yīng)力不可忽視。豎向荷載可能引起墻肢很大的拉力，可以通過施加豎向預應(yīng)力抵消。

（4）樓面施加預應(yīng)力是抵抗超長混凝土結(jié)構(gòu)溫度收縮裂縫的一種有效措施。

（5）連廊結(jié)構(gòu)可不參與主體抗側(cè)力體系，但應(yīng)確保大震下支座不脫落。