招商銀行上海大廈連橋結構設計

曲 宏周 春

(1．上海天華建筑設計有限公司，上海200235;2．上海建筑設計研究院有限公司，上海 200041)

1 工程概述

招商銀行上海大廈位于上海浦東新區陸家嘴B3－2，B3－4地段，坐落于金融貿易區銀城路以東，濱江大道以南，浦東南路以西。本工程于2009年完成設計，2013年12月竣工。

總建筑面積為12．4萬m2，其中，地上建筑面積7．5萬m2，地下室面積4．9萬m2。上部結構由抗震縫分為南塔樓、連橋、北塔樓三個獨立的結構單元，如圖3所示。

圖1 招商銀行上海大廈效果圖Fig．1 Building design sketch of CMB Shanghai building

圖2 招商銀行上海大廈連橋實景Fig．2 The link-bridge of CMB Shanghai building

圖3 結構分塊示意Fig．3 Structure block schematic

本工程的連橋部分呈長形，約110 m長、15 m寬，建筑高度為34．5～79．5 m，其中連接體高度為57．7 ～69．40 m，跨度達56．6 m，右側框架部分為辦公用房，連接體部分為多功能廳及會議廳，并在屋面有大面積綠化。

2 連橋結構設計

2．1 結構布置

連橋計算模型見圖4，連接體部分下部設置18 m高度鋼桁架作為承重結構，鋼桁架支撐在兩端的鋼筋混凝土筒體的5～7層處，左側混凝土筒體外還附帶部分鋼框架，鋼桁架與混凝土筒體通過混凝土內設置型鋼實現剛性連接，左側鋼框架部分與混凝土筒體采用鉸接連接。

連接體樓板是兩側筒體之間重要的水平向傳力構件，在加強樓板剛度及配筋的基礎上，在板底設置水平桁架作為第二道防線，以使連接體能更有效地抵抗板內拉力。連橋兩端筒體頂面有較大高差，故在頂面設置水平鋼桁架，增強結構的整體性。

圖4 連橋模型Fig．4 Model of the link-bridge

2．2 抗震性能目標

針對連橋結構特點，對重要構件及節點制定了表1所示的具體性能化目標。

2．3 結構分析

目前類似工程在國內外抗震設防區應用較少，鑒于本結構體系復雜程度超出現行規范［1－2］范疇，設計中采用了計算分析和試驗分析相結合的方法進行設計研究，結構風荷載通過風洞試驗獲得。

表1 性能目標Table 1 Seismic performance objectives

采用MIDAS GEN進行結構的整體分析及施工過程分析，分析中考慮不同施工方案及支座沉降差的影響。為此在基礎設計時，采用樁底注漿措施，嚴格控制兩側混凝土筒體的沉降差，減小其對桁架桿件內力的影響。

采用SAP2000進行彈塑性動力時程分析，并與振動臺試驗結果進行對比，總體上掌握結構抵抗水平力的能力，得到結構構件從彈性—開裂—屈服—彈塑性—承載力下降的全過程，了解結構構件出現塑性鉸的先后順序、塑性鉸的分布及結構的薄弱部位，有針對性的進行結構加強。

采用ANSYS軟件進行重要部位節點分析，并與試驗結果進行對比，采取必要的節點加強措施。

3 主要結構分析結果

3．1 小震彈性分析

采用MIDAS軟件對結構進行了小震下的彈性分析，連接體部分樓板采用彈性樓板，其余部分采用剛性樓板，考慮雙向地震作用和偶然偏心。結果顯示承載力及變形滿足表1要求。表2為結構的自振周期，圖5為對應的振型圖。

表2 自振周期Table 2 Natural period of vibration

從上述結果看出，雖第二周期為扭轉周期，但周期比滿足規范要求，第二周期為扭轉周期與結構體型相吻合。

圖5 連橋前三階振型圖Fig．5 Vibration mode of the link-bridge

3．2 動力彈塑性分析

分析采用通用有限元程序 SAP2000(ver．11．0)，由于該軟件無法直接對剪力墻單元設置塑性鉸來進行動力彈塑性分析，模型中的剪力墻單元等效替換為截面相同的柱單元，并用剛性梁將各柱單元進行連接，配筋根據配筋率相同的原則進行設置。等效后模型與原模型周期相差5%左右，振型相同。

梁單元在兩端設置彎矩塑性鉸M3和剪力塑性鉸V2;桁架及支撐單元在中部設置軸力塑性鉸P;柱單元在兩端設置軸力彎矩相關塑性鉸PMM;等效剪力墻在兩端設置彎矩塑性鉸M3和剪力塑性鉸V2。

地震波選用上海市《建筑抗震設計規程》(DGJ08－9－2003)推薦 3條波:SHW2、SHW3和 SHW4［2］。

地震波SHW2對連橋橫向進行7度罕遇動力彈塑性時程分析，塑性鉸出現情況見圖6－圖9。

圖6 SHW2波4．8秒時塑性鉸分布Fig．6 Distribution of the plastic hinge at 4．8 s

圖7 SHW2波5．2秒時塑性鉸分布Fig．7 Distribution of the plastic hinge at 5．2 s

圖8 SHW2波5．4秒時塑性鉸分布Fig．8 Distribution of the plastic hinge at 5．4 s

分析結果如下:

(1)塑性鉸主要集中在剪力墻部分，型鋼混凝土柱、鋼梁、支撐等均未出現塑性鉸;

(2)塑性鉸首先出現在靠近北塔樓的剪力墻筒體，然后出現在靠近南塔樓的剪力墻筒體;

(3)塑性鉸主要出現在剪力墻筒體的根部及6，7，9層與桁架相連部分筒體的剪力墻構件，且剪力墻筒體根部構件的塑性發展程度較其他部位的更為嚴重;

(4)連橋各部分的彈塑性層間位移角滿足抗震規范的相關規定，結構有較好的剛度。

圖9 SHW2波35秒時塑性鉸分布Fig．9 Distribution of the plastic hinge at 35 s

3．3 振動臺試驗

根據結構特點、振動臺性能指標，確定試驗模型為1∶25，模型見圖10，基于等應變原則確定本次模型試驗的幾個主要動力相似關系(表3［5］)。

表3 相似關系Table 3 Similarity relation

圖10 振動臺試驗結構模型Fig．10 Model of shaking table test

模擬地震試驗分三個階段——多遇地震、設防地震、罕遇地震，采取三向激振，三向加速度幅值之比為 1∶0．85∶0．65。裂縫出現順序基本與數值分析一致，裂縫首先出現在靠近北塔樓的剪力墻筒體，裂縫較為集中的位置是剪力墻筒體的根部及6層、7層、9層與鋼桁架相連的節點部位，桁架與筒體連接節點處型鋼外包混凝土層崩裂剝落，出現崩裂剝落的部位與節點數值分析的裂縫分析結果一致。

圖11 連接節點處型鋼外包混凝土層崩裂剝落Fig．11 Split spalling of concrete layer

通過振動臺試驗得出如下結論［6］:

(1)由實測結果按模型試驗相似律換算得到的原型結構基本自振頻率和變形與原型結構設計計算結果較為接近，說明計算模型選取合理。

(2)連橋屋面結構豎向加速度放大倍數尤為顯著，最大達到11．33倍，設計時應考慮豎向地震力。

(3)連橋鋼構與混凝土筒體連接節點部位在試驗過程發生型鋼外包混凝土崩裂剝落現象，見圖11所示。該節點是連橋的關鍵部位，結構設計時應給予特別重視，確保安全。

(4)連橋的抗震安全性主要取決于鋼桁架以及支撐鋼桁架的筒體結構的安全性，試驗表明鋼桁架結構本身的抗震安全度較高，高于筒體的安全度，由于連橋與兩側主樓采用強連接，在連橋自身強度滿足的條件下，應適當加強連接節點。

(5)通過模型試驗驗證，該項目結構設計可以達到表1所設定的抗震性能目標。

3．4 關鍵部位節點研究

連橋桁架兩側分別為混凝土剪力墻結構，桁架主要受力的上下弦桿和腹桿為箱形截面，與埋于混凝土剪力墻中的H型鋼相連，形成型鋼混凝土剛接節點，該類型節點的構造和受力機理復雜。為了驗證該節點在設計荷載和強震下的受力特性以及變形能力，對三個典型節點進行了節點試驗(節點位置見圖12)，同時對節點進行數值分析，與試驗結論相互驗證。用于節點試驗及有限元計算的設計荷載是指在設防烈度條件下的結構構件內力。

圖12 試驗節點位置及節點B1示意Fig．12 Test node location，schematic of joint B1

3．4．1 B1 節點有限元分析

采用ANYSYS軟件進行有限元分析，模型見圖13，在有限元模型中，用SOLID65單元模擬鋼筋混凝土，用SOLID45單元模擬型鋼，用接觸單元來模擬型鋼和混凝土之間的接觸作用在型鋼壁和混凝土的接觸模擬中，混凝土壁面作為“目標面”，采用TARGE170單元模擬;型鋼壁作為“接觸面”，采用CONTA173單元模擬。TARGE170單元和CONTA173單元通過共享一個實常數號形成“接觸對”，從而來模擬型鋼和混凝土之間的接觸作用［7］。節點上端為固定約束，下端X和Y兩個方向施加位移荷載來考慮剪力的影響，Z向施加軸力(簡圖見圖14)。

圖13 ANSYS模型圖Fig．13 The model of ANSYS

圖14 邊界條件及荷載示意Fig．14 Boundary conditions and loads

應力圖顯示在設計荷載作用下(圖15、圖16)，絕大多數區域等效應力在122 MPa和242 MPa之間;約束端區域應力達到了屈服強度是由于模型簡化為固定端，但在實際結構中，節點上端是有變形存在的。

圖15 設計荷載下型鋼應力圖Fig．15 Stress contour of steel under design load

在2倍設計荷載作用下(圖17、圖18)，節點區的上半部和斜腹桿出現較大的塑性區，最大等效應力為460 MPa，等效應力主要集中在157 MPa至410 MPa之間。對于桁架結構，在設計荷載作用下，桁架桿件和暗柱中型鋼連接尖角處出現了應力集中，等效應力峰值在283 MPa左右，實際結構中此處采用倒角方式避免尖角的出現，其余區域的等效應力最大值為243 MPa，均處于彈性工作狀態。

圖16 設計荷載下混凝土應力圖Fig．16 Stress contour of concrete under design load

圖17 2倍設計荷載下型鋼應力Fig．17 Stress contour of steel under 2 times design load

從型鋼絕大部分的應力來看，在設計荷載作用下，等效應力均小于型鋼的強度設計值，與結構的中震彈性的設計宗旨相吻合。

圖18 2倍設計荷載下混凝土應力圖Fig．18 Stress contour of concrete under 2 times design load

3．4．2 節點試驗研究

節點試驗對試件作單調加載試驗，研究節點承載能力及變形性能(圖19、圖20)。由試驗機的加載范圍確定試件模型比例為1∶4．5，并由量綱分析得出相似常數(見表4)。

試驗結論如下［3］:

(1)節點在設計荷載作用下，鋼構件表面應變花位置處最大應變為1．40×10－3應變，其他所有主應變的絕對值都小于8．00×10－4應變，仍能進一步承受荷載。

(2)節點在1．5倍設計荷載作用下，鋼構件表面應變花位置處最大應變為2．50×10－3應變已經屈服，其他所有主應變的絕對值都小于1．30×10－3應變(對應線彈性應力約為260 MPa)，見圖21、圖22。

表4 相似關系Table 4 Similarity relation

圖19 節點B1試驗加載裝置Fig．19 Loading device of joint B1

圖20 節點B1模型設計荷載Fig．20 Test load of joint B1

圖21 節點B1裂縫分布Fig．21 Distribution of cracks in joint B1

有限元分析及節點試驗均顯示，該節點在設計荷載下能夠滿足彈性工作的抗震性能目標要求。其它兩節點的受力性能均好于B1節點，均能滿足設計要求。

圖22 節點B1試驗后除去混凝土現場照片Fig．22 Concrete scene photo after test

3．5 施工過程分析

根據連廊及上部鋼結構構件的具體情況及以往類似工程的實際經驗，鋼連廊的施工方式、節點的連接方式和混凝土收縮徐變是施工期間對結構受力影響最大的三個因素。

在確定了連橋部分采用整體提升吊裝的施工方式，施工階段連廊與筒體暫時采用鉸接連接的前提下，就部分整體吊裝(方案A)、全部整體吊裝(方案B)兩個施工方案進行了施工過程對結構內力及位移的影響分析，目的在于選擇較為合理的施工方案，盡可能減小施工階段的結構構件初始應力。

部分整體吊裝是指:三層連廊先吊裝，再安裝屋蓋及支撐屋蓋的鋼柱，全部整體吊裝是指:三層連廊、屋蓋及支撐屋蓋的鋼柱同時吊裝。

3．5．1 施工過程對結構內力的影響

從表5可以得到以下結論:

(1)對于連廊四角的型鋼柱，方案B軸力和彎矩都較方案A更小，方案B更為有利。

(2)筒體內部的平面梁構件，兩種施工方案的結果極為接近，說明筒體內的平面梁構件對連廊的貢獻較小，受到連廊的影響也較小，制定施工方案時可以忽略此因素的影響。

(3)剪力墻和連廊的相互作用比較緊密，也是連廊荷載的主要承擔者，連廊的施工方案會對剪力墻的軸力，X向剪力墻的強軸剪力和彎矩，Y向剪力墻的弱軸彎矩產生較大的影響，施工方案A在墻體內產生的響應較方案B大，施工方案B更為有利。

表5 方案A與方案B內力對比表Table 5 Internal force comparison between scheme A and B

3．5．2 施工過程對結構位移的影響分析

從表6可以得到以下結論:

(1)方案A的1號筒體的頂點位移較大，方案B的1號筒體的頂點位移相同，2號筒體的頂點位移兩種施工方案基本相同。

表6 方案A、B位移對比表(表格中1號筒體為較高一側)Table 6 Displacement comparison between scheme A and B(Tube 1 for higher tube) mm

(2)方鋼管的安裝順序直接決定了其水平位移。

(3)方案A中，連廊獨立吊裝，因此其受到的約束小于整體起吊的情況，所以產生較方案B略大的位移。

(4)綜合對比兩種方案，采用整體吊裝的B方案，產生的位移較小，非荷載因素產生的內力變化也隨之變小，對施工較為有利。同時值得注意的是，當采用整體吊裝的方案時，需充分考慮屋蓋處(即兩個筒體的頂點處)的相對位移，例如方案B，會有10 mm的X方向位移，屋蓋的制作和安裝要考慮這個變形，防止位移產生過大的應力。

通過以上計算分析，選擇三層連廊、屋蓋及支撐屋蓋的鋼柱地面拼裝，然后整體同時提升安裝，該方案更為合理。

4 結語

(1)類似招商銀行上海大廈連橋這類復雜結構體系和節點構造，采用振動臺試驗、節點試驗和理論計算分析相結合，可以獲得較為準確的結構受力和變形特點，明確結構薄弱部位，指導結構設計。

(2)大跨度結構，樓面結構豎向加速度放大尤為顯著，中低烈度區的抗震設計也應考慮豎向地震力的影響。

(3)對于類似鋼桁架與型鋼混凝土柱或剪力墻相連的結構，連接節點的設計成為設計成敗的關鍵，應尤為重視。

(4)對于大跨度鋼桁架結構，必須重視施工階段的驗算。通過多種可行安裝方案的對比分析，確定更為合理的施工順序。

致謝:本工程是筆者在上海建筑設計研究院有限公司工作期間負責完成的項目。在此，非常感謝本項目結構設計組其他成員:王湧高工、王沁平高工以及賈京工程師，感謝大家的大力支持、幫助和通力協作。

［1］ 中華人民共和國住房和城鄉建設部．GB 50011—2001建筑抗震設計規范［S］．北京:中國建筑工業出版社，2001．Ministry of Housing and Urban-Rural Development of the People’s Republic of China．GB 50011—2001 Code for seismic design of building［S］．Beijing:China Architecture and Building Press，2001．(in Chinese)

［2］ 上海市城鄉建設和交通委員會．DJG 08—9—2003建筑抗震設計規程［S］．上海，2003．Ministry of Construction of Shanghai．DJG08—9—2003 Code for seismic design of building［S］．Shanghai，2003．(in Chinese)

［3］ 顧祥林，林峰，陳濤．招商銀行上海大廈鋼構件模型單調加載試驗報告［R］．上海:同濟大學建筑工程系，2008．Gu Xianglin，Lin Feng，Cheng Tao．The report of the SRC joints experiment of the CMB Shanghai Building［R］．Shanghai:Department of Civil Engineering，Tongji University，2008．(in Chinese)

［4］ 賈京，周春，曲宏，等．招商銀行上海大廈連橋型鋼混凝土節點分析與試驗［J］．建筑結構，2011，41(S1):1101-1104．Jia Jing，Zhou Chun，Qu Hong，et al．SRC joints analysis and experiment in the link-bridge of the CMB Shanghai Building［J］．Building Structure，2011，41(S1):1101-1104．(in Chinese)

［5］ 程紹革，白雪霜，王齊．招商銀行上海大廈結構模型模擬地震振動臺試驗報告［R］．北京:中國建筑科學研究院工程抗震研究所，2009．Cheng Shaoge，Bai Xueshuang，Wang Qi．The report of the CMB Shanghai Building shaking table test［R］．Beijing:Earthquake Engineering Research Institute of Building China，2009．(in Chinese)

［6］ 周春，曲宏，王沁平，等．招商銀行上海大廈模型振動臺試驗研究［J］．建筑結構，2009，39(增刊):581-583．Zhou Chun，Qu Hong，Wang Qinping，et al．Analysis of shaking table test of the CMB Shanghai building［J］．Building Structure，2009，39(Supp):581-583．

［7］ ANSYS中國公司．ANSYS 非 線 性 分 析 指 南［M］．2000．ANSYS，Inc．Guide of ANSYS nontinear analysis［M］．2000．(in Chinese)