上海君康金融廣場超限高層結構設計

馮自強， 宮 達， 孫會郎， 王 芳

(杭州中聯筑境建筑設計有限公司， 杭州 310011)

1 工程概況

上海君康金融廣場位于上海市浦東區后灘板塊核心區，項目四周均為高層或超高層商辦建筑。總建筑面積約11萬m2，其中地上約6萬m2、地下約5萬m2，總建筑高度約50m，基坑深度約16m。地上5棟塔樓(A塔～E塔)圍繞中心點呈花瓣狀排列，A塔為地上11層，B塔和C塔均為地上9層，D塔和E塔均為地上10層，各塔樓均設有1～2層的裙房。塔樓的地上各層層高均為4.5m。整體鳥瞰效果圖如圖1所示。

圖1 整體鳥瞰效果圖

本工程設計使用年限為50年。地上1層及地下1層建筑抗震設防類別為重點設防類，地上1層以上按標準設防類設計。地上1層及地下1層安全等級為一級，其余樓層均為二級。地基基礎設計等級為甲級。地下室頂板作為上部結構的嵌固端。根據抗規[1]和高規[2]及上海市《建筑抗震設計規程》(DGJ08-9-2013)[3](簡稱上海市抗震規程)，本項目的抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度值為0.10g，多遇地震下水平地震影響系數最大值為0.08，設計地震分組為第一組。根據地質勘探報告，場地類別為Ⅳ類，場地特征周期為0.9s。

恒荷載根據建筑做法按實計算確定。活荷載根據建筑功能按荷載規范[4]取用，同時在塔樓各標準層大開間辦公區域，額外預留1.0kN/m2的活荷載，作為未來業主進駐后輕鋼龍骨石膏板隔墻墻體分隔預留。

風荷載取值：10年一遇基本風壓為0.40kN/m2；50年一遇基本風壓為0.55kN/m2；100年一遇基本風壓為0.60kN/m2。地面粗糙度類別為B類。

2 結構體系和結構布置

2.1 整體結構布置

本工程地上5棟塔樓均采用鋼筋混凝土框架-核心筒結構體系，裙房以上塔樓樓層平面呈花瓣狀沿環形布置。在裙房標高及接近屋面不同標高設多處連體，通過連體結構將5棟塔樓連成環狀。

塔樓間的連體結構為兩端設置滑動支座的鋼結構連廊，具體如下：2層A塔與B塔間設置連廊連接，D塔與E塔間設置連廊連接；3層5棟塔樓間均設置連廊連接，4～7層沒有設置連廊連接；8層A塔、B塔、C塔及D塔之間設置連廊連接；9，10層5棟塔樓間均設置連廊連接；11層A塔、D塔、E塔之間設置連廊連接。結構平面連體位置示意圖見圖2。

圖2 結構平面連體位置示意圖

2.2 主要塔樓結構體系

各棟塔樓在標準層平面均為一側直線、三側弧線的單片花瓣形。裙房以上根據建筑平面，弧線外側輪廓向上逐層擴大。

主體結構均為鋼筋混凝土框架-核心筒結構。核心筒尺寸不變，均為21m×12.2m，核心筒墻厚為500mm，至9層樓面標高以上墻厚減為400mm。外圈柱基本為型鋼混凝土框架圓柱，柱直徑為1 000mm，柱內型鋼為寬450mm的十字鋼骨；弧形側隨外輪廓擴大，框架柱采用斜柱形式外傾，傾角為9°～16°。梁板均采用現澆鋼筋混凝土梁板式結構，其中斜柱與核心筒相連的框架梁采用型鋼混凝土梁。以A塔為例，圖3，4分別為A塔6,10層的結構平面示意圖。

圖3 A塔6層結構平面示意圖

圖4 A塔10層結構平面示意圖

2.3 E棟裙房

E棟裙房2,3層設有13.7m長懸挑，懸挑處南北兩側及西側采用鋼結構空間桁架，樓板采用鋼模板自承式樓板，與鋼結構空間桁架相連的兩跨裙房框架梁柱采用現澆混凝土鋼骨框架，柱截面為直徑800mm圓柱，柱內型鋼為H400×300×22×22,梁截面為600×700，梁內鋼骨為H350×300×16×16。

2.4 地下室

本工程布設3層地下室，采用現澆鋼筋混凝土框架結構，最底層標高為-14.550m，地下3層局部為人防地下室，人防等級為甲類核六級。基礎采用樁承臺+筏板基礎，工程場地地面以下20m深度范圍內不存在設防烈度地震作用下的液化土層。

3 靜力計算和多遇地震計算

3.1 風荷載

本工程多個塔樓相互距離較近，考慮風力相互干擾的群體效果，同時顧慮復雜風環境下對連廊的受力分析，在設計之初亦建議建設方進行風洞試驗，但由于各種外部因素影響最后未能實施。

根據上海自然條件分析，地震力大而風荷載小，本工程建筑高度不到50m，風荷載不起控制作用。主體結構模型分析時，根據荷載規范[4]8.3.2條，考慮風力相互干擾的群體效應，體型系數μs乘以相互干擾系數1.2。對連廊計算時，體型系數在以上取值的基礎上再放大一倍進行構件復核。

3.2 靜力分析結果

本工程采用YJK，MIDAS Building兩種軟件對5棟塔樓進行了彈性階段的整體計算分析，計算以地下室頂板為上部結構嵌固端，采用了扭轉耦聯的振型分解反應譜法，考慮單向地震作用下的偶然偏心和雙向地震作用的扭轉效應。

各塔樓主要計算結果匯總如下：1)部分樓層偏心率大于0.15，塔樓主體豎向基本規則，偏心主要發生在地上1～2層裙房處以及頂層機房小屋面；2)各塔樓結構的前2個振型均為平動，第3振型為扭轉，且以扭轉為主的周期與第一平動周期的比值小于或略大于0.85；3)各樓層最大彈性層間位移角均小于 1/800，底層最大層間位移角均小于1/2 000；4)樓層最小剪重比均大于1.6%；5)各樓層考慮偶然偏心地震作用的最大扭轉位移比均小于1.40；6)各樓層的上下剛度比及受剪承載力比表明，各塔樓豎向不存在軟弱層和薄弱層。

3.3 彈性時程分析法補充計算

在進行小震彈性時程分析時，采用上海市抗震規程附錄A的地震地面運動加速度時程曲線，選取2條人工波(SHW1，SHW2)和5條天然波(SHW3～SHW7)，不考慮豎向地震。彈性時程分析法中步長參數為0.02s，主方向地震加速度時程曲線的最大值為35cm/s2，次方向地震加速度時程曲線的最大值為29.75cm/s2，豎直分量地震加速度時程曲線的最大值為22.75cm/s2。

A塔計算得到的7條地震波頻譜曲線平均值與規范譜曲線的對比見圖5。時程分析法地震響應計算結果見表1。其中SHW4波在X向底部剪力計算結果為振型分解反應譜(CQC)法計算結果的137%，SHW5波在Y向底部剪力計算結果為CQC法計算結果的62%，均略微超過上海市抗震規程要求。

圖5 A棟規范譜與時程分析平均譜對比圖

A塔彈性時程分析法地震響應計算結果 表1

雖然部分加速度時程曲線計算結果不滿足上海市抗震規程要求，但考慮到與上海市抗震規程差距不大，且7條地震波頻譜曲線平均值僅為CQC法計算值的90%，仍有相當大的富余。故計算結果取時程分析法的平均值和CQC法的較大值進行包絡設計。

其余4棟塔樓的彈性時程分析補充計算，各條地震波頻譜曲線計算所得底部剪力均滿足上海市抗震規程要求，計算結果取時程分析法的平均值和CQC法的較大值進行包絡設計。

4 靜力彈塑性推覆分析

由于各個塔樓單體體型近似，根據靜力計算分析對比可見，A塔(最高)受地震影響最大，故靜力彈塑性分析僅以A塔進行分析。

4.1 分析條件

初始荷載為1.0D(恒荷載)+0.5L(活荷載)；加載控制方式為位移控制；需求譜設定為罕遇地震，水平地震系數最大值為0.45，設計特征周期為1.1s，阻尼比為7%，最大周期為6s。

4.2 分析結果

罕遇地震作用下，A塔靜力彈塑性推覆所得性能點結果見表2，由于各個塔樓單體體型近似，根據表2數據中靜力計算分析對比可知，推覆得出的結構底部剪力約為小震反應譜分析結果的3倍，在正常范圍之內，說明大震時程分析結果數據可靠。

A塔靜力彈塑性推覆所得性能點結果 表2

性能點的最大層間位移角均小于1/100。查看框架出鉸狀態和核心筒剪力墻混凝土的應變等級，發現框架柱全程未出現塑性鉸，個別框架梁進入塑性狀態。筒體混凝土基本未損傷。整體來看，結構在罕遇地震作用下的彈塑性反應順序符合強柱弱梁、強剪弱彎的抗震概念。

根據推覆結果，查看性能點時，連體與A塔連接處，X向最大位移為142mm，Y向最大位移為153mm。考慮到塔樓間有72°轉角，編制超限送審報告時將此位移量適當放大，取180mm作為連體支座滑移量進行支座設計。

5 超限情況分析及對應措施

5.1 超限情況

根據靜力分析結果，對照《上海市超限高層建筑抗震設防管理實施細則》(滬建管〔2014〕954號)[5]，本項目屬于平面和豎向多項一般不規則的超限高層建筑，超限情況如下。1)扭轉不規則及偏心布置：部分樓層考慮偶然偏心的扭轉位移比大于1.2，部分樓層剛心與質心的偏心率大于0.15;2)側向剛度不規則：E塔裙房有13m懸挑結構;3)復雜結構：各塔樓間在多個樓層處設置兩端滑動的鋼結構連廊相互連接，形成連體。

同時對照《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》(建質〔2015年〕67號)[6]的要求，尚有其他局部不規則情況，底層存在局部穿層柱、塔樓外傾外輪廓處有大量斜柱。

5.2 超限分析及措施

5.2.1 針對超限的具體措施

參考《復雜超限高層建筑抗震設計指南及工程實例》[7]中對超限項的加強措施，對本工程采取以下具體措施。

(1)對塔樓的結構布置進行優化，合理布置剪力墻，減小扭轉影響，盡量協調兩側塔樓的變形；對各個主要塔樓采用性能化抗震設計，彈性分析采用YJK和MIDAS Building兩種軟件進行對比，并采用彈性時程分析法補充計算，取A塔(最高塔樓)進行靜力彈塑性分析。

(2)連體及與連體相連的結構構件在連體范圍及其相鄰下兩層，框架抗震等級提高一級；連體范圍及其相鄰下層框架柱箍筋全長加密，軸壓比按其他樓層的數值減少0.05來布置；連體相連的結構框架柱采用型鋼混凝土柱，并能夠滿足中震不屈服的抗震性能要求；連體支座采用摩擦擺式減隔震滑動支座，以減輕連體對主樓結構的影響；驗算連體樓板舒適度；連體支座滑移量保證能滿足罕遇地震作用下兩個方向位移量，并采取防墜落、防撞擊措施。

(3)穿層柱抗震等級提高一級，并滿足中震不屈服的抗震性能要求；斜柱采用型鋼混凝土柱，抗震等級提高一級，并滿足中震不屈服的抗震性能要求；斜柱與核心筒相連的框架梁采用型鋼混凝土梁；斜柱因豎向荷載產生的水平力完全由型鋼混凝土梁承擔。

(4)13m懸挑結構采用合理的結構布置，使上下層剛度和受剪承載力滿足規范限值的要求，并避免了扭轉效應，采用MIDAS Gen軟件對懸挑結構樓板進行豎向振動舒適度驗算。

5.2.2 抗震等級

根據以上擬采取的措施，對各個關鍵部位的抗震等級進行提高，結合單體各層建筑抗震設防類別和結構體系對照，確定最后的抗震等級如表3所示。

結構構件抗震等級 表3

5.2.3 抗震性能化

本工程抗震設計在滿足國家、地方規范的同時，根據性能化抗震設計的概念，針對結構超限情況，結合上海市抗震規程附錄L要求，確定性能目標選用Ⅲ類，其對應預期達到的震后狀態如表4所示。

抗震性能目標Ⅲ類預期達到的震后狀態 表4

根據結構構件的重要性確定以下構件為關鍵構件：1)底部加強區核心筒墻體；2)塔樓中與核心筒相連的框架柱(含斜柱與穿層柱)；3)連體結構的鋼梁及其與核心筒相連的框架梁；4)E塔大懸挑處鋼結構桁架及相連框架。經過計算，結構構件能滿足抗震性能目標要求。

5.3 超限審查情況

工程在初步設計階段組織上海市建筑工程抗震設防審查專家委員會進行超限審查，專家組提出的主要意見如下：

(1)復核補充部分計算結果，如地下1層與首層的等效剪切剛度比、首層的層間位移角、豎向構件的軸壓比等。

(2)對于重點區域增加加強措施，如提高首層豎向構件抗震構造措施、加大0.2V0(V0為地震作用標準值的結構底層總剪力，參見高規[2]第8.1.4條)調整的調整系數上限、重點區域樓板加厚并加強樓板配筋、與斜柱相連的水平梁的根部剪力墻增加扶壁柱、穿層柱進行復核計算并適當放大配筋、長懸臂鋼結構桁架利用觀光電梯設置支點，增加安全性等。

(3)關于連廊的連接做法及支座提出一系列進一步的加強要求，詳見支座設計章節。

針對以上專家組意見，經復核補充數據均可滿足規范要求，各項專家組加強措施意見逐條落實修改調整，順利通過超限審查。

6 連體支座設計

6.1 確立連接方案

各塔樓之間的連體的連廊是本項目的建筑特點之一，也是整個結構設計的最大難點。設計之初，擬采用強連接方式，使5塔塔樓形成一個環狀整體。此結構方案的連廊與塔樓之間無需設縫，有利于建筑立面處理，同時減少后期接口位置漏水隱患。但是看似對于受力更為有利的環狀整體，在結合具體平面布置進行試算分析后遇到了重重阻力。

(1)高位連廊并非完全在一個標高，連廊位置是隨單塔層數不同有起伏，8層和11層樓面標高處未閉合成環。在整體受力時，各塔塔樓間大量水平力需通過豎向構件傳遞至上下樓層后再相互作用。同時連廊在協調兩側結構變形時，連接處受力極大，對連接構造處理及豎向構件設計均造成極大難度。

(2)整體結構第一自振周期為扭轉。由于整個環體直徑超過100m，而抵抗扭轉的主要是五處核心筒，其受力模式與上海世博會的中國館國家館頗為相似。如果借鑒中國館設計模式[8]，通過詳細的計算分析及模擬振動臺試驗來進行下一步設計，時間上不允許。如果要強行抵抗扭轉，需大量增加核心筒的剪力墻，這對室內面積損失及核心筒功能布置均影響極大。

(3)為保證連體的連廊能相互協調兩側塔樓變形，須保證連體具有一定的剛度，在鋼結構連體連廊內部需加設大量斜撐，嚴重影響了連廊建筑室內效果。

(4)同時在現行規范范圍內對于錯位連體并無具體條文，其位移比等參數統計及控制均存在大量待解決的問題。

綜上所述，參考杭州市民中心項目的多塔連體做法[9]，采用弱連接進行試算分析。杭州市民中心項目采用的弱連接方式為一端與主體結構采用有限值的鉸接，一端做成有限值的滑動支座。本工程考慮到采用一端鉸接一端滑動的形式時，滑移端的滑移量為相鄰塔樓位移之和，最大處滑移量達460mm，對建筑立面影響較大，故采用兩端滑移的設計，最大處每邊考慮滑移量為230mm。本做法獲得超限專家組認可，但同時要求進行防墜落設計，并加強防墜落措施。

6.2 支座設計

連體的連廊與塔樓連接處，塔樓結構框架柱采用型鋼混凝土柱(柱截面尺寸見圖3)，在樓層標高以下設置牛腿，用于擱置滑動支座，見圖6。牛腿及相連結構計算時考慮連廊支座傳遞的豎向荷載以及由此偏心荷載引起的彎矩。按超限報告以及超限專家組意見對相連區域梁板柱均采取加強措施，并設置兩道防墜落鋼絞線。

圖6 連體連廊支座詳圖

滑動支座采用摩擦擺隔震支座(圖7)。摩擦擺隔震支座是在球型鋼支座的基礎上發展起來的一種新型耗能支座，具有類似于橡膠隔震支座的隔震效果，除了較高的豎向承載能力、較大的水平位移變形能力外，也具有自動復位能力及阻尼耗能能力[10]。

圖7 摩擦擺隔震支座

該類型支座有兩個滑動面(圖8)，一個滑動面噴涂聚四氟乙烯材料，摩擦系數很小，保證支座在正常使用下能夠達到滑移量的要求，釋放連廊可能發生的伸縮變形，在罕遇地震作用下，當這個滑動面達到滑移限值時，支座下部的另一個滑動面開始工作，這個滑動面摩擦系數較大，有較強的耗能能力，支座整體變形值滿足主體建筑在罕遇地震作用下的變形，見圖9。摩擦擺隔震支座構造簡單，性能穩定，耐久性好，質量可靠，無維護保養條件下使用年限與建筑物使用年限相同。

圖8 支座拆解圖

圖9 支座雙向滑動示意圖

本工程支座根據裙房標高和近屋面高位標高兩處滑移量不同，分別設置2種滑動支座，支座參數如表5所示，其中ZZ1用于裙房標高連廊支座位置，ZZ2用于近屋面高位連廊支座位置。

摩擦擺隔震支座參數 表5

6.3 動力彈塑性時程分析

根據超限審查專家組意見，支座的最大水平位移量應采用時程分析計算罕遇地震作用下的位移量，并充分考慮連廊軸線與塔樓主軸線的夾角，適當放大。

采用PKPM-SAUSAGE軟件對結構補充動力彈塑性時程分析。罕遇地震的地震影響曲線采用上海市抗震規程[3]附錄A的地震地面運動加速度時程曲線，取SHW2，SHW3，SHW4三條波進行計算。分析所得A塔11層與連體的連廊相連支座位置最大水平位移如表6所示，此處位移亦為所有連體支座位移最大點。

支座最大水平位移統計 表6

考慮連廊軸線與塔樓主軸線的夾角，根據勾股定理，以支座各個時程時的X向位移與Y向位移為直角邊，求的斜邊作為最大位移量。以單側塔樓最大位移量的兩倍作為兩側塔樓的相對最大位移量時，即兩側塔樓支座位移相對夾角為180°的極限狀態。最后確定高位支座的最大水平位移為±230mm，裙房處連體支座亦按相同方式確定。

7 結語

本工程整體造型復雜，由于多處錯層連體給結構分析造成極大難度，經過方案試算對比后，采用弱連接的滑動支座，將整體結構問題簡化為各個單體的問題。

雖然各單體塔樓仍存在結構外傾、斜柱、大懸挑等超限情況，但分析難度大大降低，通過采用一系列有效的分析手段和設計加強措施，使結構體系達到安全合理的結構設計要求，目前本工程已交付使用。

致謝：設計過程中得到了上海市超限高層建筑抗震設防審查委員會部分專家的指導和幫助，在此表示感謝。