上海虹橋經緯博覽中心超限高層結構設計與分析

許曉梁 賓志強 鐘毓仁

（同濟大學建筑設計研究院（集團）有限公司，上海 200092）

1 工程概況

上海虹橋經緯博覽中心位于虹橋商務區南片區，總建筑面積約8.5 萬m2，其中地上面積約3.7萬m2，主要功能為商業和展覽，地下室面積約4.8萬m2，主要功能為車庫和設備用房（圖1）。項目地下3 層，埋深16 m；地上6 層，結構高度為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。上部結構不設縫，采用鋼筋混凝土框架-剪力墻結構。

圖1 建筑效果圖Fig.1 Architectural renderings

圖2 中庭結構實景照片Fig.2 Photo of the atrium structure

根據上海市《建筑抗震設計規程》（DGJ08-9—2013），抗震設防烈度為7 度，設計基本加速度為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。上海地區基本風壓為0.55 kN/m2，本項目地面粗糙度取為C類。

2 基礎和地下室結構設計

擬建場地屬于上海地區典型的濱海平原地貌類型。±0.000 相對于絕對標高6.400 m，抗浮設計水位為室外地坪下0.5 m。上部結構樓層3～6 層，中庭及室外區域無上部結構，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境的保護等要求，采用樁-筏基礎，樁基為泥漿護壁鉆孔灌注樁。

有上部結構區域，基底集中布置直徑0.65 m的灌注樁，設計樁長37 m，持力層為灰色粉細砂，按照上海市《地基基礎設計標準》（DGJ08-11—2010）計算的單樁抗壓承載力設計值為2 100 kN。高水位時，上部結構為3 層區域對應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計值為1 350 kN。為節約樁身配筋，根據實際承受拔力，區分抗拔承載力設計值1 350 kN 和700 kN 兩種樁型。純地下室區域為抗拔控制，低水位時存在抗壓工況。選用直徑0.6 m 的灌注樁，設計樁長26 m，持力層為草黃色砂質粉土，單樁抗拔承載力設計值為900 kN。筏板厚度主要為1 m，根據受力需要，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‰，滿足規范要求。

地下室主要采用框架結構，地上框架斜柱在地下室頂板以下轉為直柱，地上剪力墻落到基礎。地下室頂板按照《建筑抗震設計規范》（GB 50011—2010）嵌固要求，室內板厚取180 mm，室外板厚取250 mm。對室內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 上部結構分析和設計

3.1 結構體系

3.1.1 上部結構選型

地上3～6 層，其中西南角為3 層，東北角為5層，其他區域為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，主要柱網尺寸為9 m×9 m，三排柱列、兩跨框架圍繞中庭環形布置。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，較均勻地沿建筑環形布置，其中4 個樓電梯間設置在建筑的四個角部，3 個電梯井設置在北側，2 個電梯井設置在南側。連廊布置在6 層樓面～屋面之間，北側與主結構鉸接，南側通過隔震支座與主結構連接，如圖3所示。

圖3 豎向構件平面布置Fig.3 Floor plan of vertical members

建筑方案要求斜柱形態上為圓柱，外觀上為清水混凝土效果。綜合考慮建筑形體和效果，結合平面布置，本項目采用建筑表現適應性較好、結構受力較合理、經濟性較優的鋼筋混凝土框架-剪力墻結構。框架柱全樓采用斜圓柱，剪力墻布置在豎向交通核位置，如圖4—圖6所示。

圖4 結構體系軸測圖Fig.4 Axonometric drawing of structural system

圖5 結構體系東西向透視圖Fig.5 East-west perspective view of structural system

圖6 結構體系南北向透視圖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。樓面構件混凝土強度等級為C35，豎向構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構產生明顯的扭轉變形，如圖7 所示。其中選擇結構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，結果如表1 所示。結果表明各測點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；其中由于南區存在立面收進，東南角斜柱產生的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，這是因為結構四個角點Y向存在樓面拉結，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變形，使得測點6在Y向出現正位移。

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

剪力墻作為結構主要的抗側力構件，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構的抗側和抗扭剛度。同時有必要適當加厚樓板，從而提高面內剛度，增強樓面結構的“環箍”作用，使斜柱的水平分力能相互平衡，減小扭轉效應。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，設置中庭連廊，連接南北區域，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。連廊結構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。鋼連廊與主體結構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，不參與主體抗側力體系。

3.2 結構超限情況和應對措施

根據《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），并參考《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》（建質［2015］67號），超限情況分析如下：

（1）扭轉不規則。規定水平力作用下，各層Y向（南北向）扭轉位移比均超過1.2，但小于1.4，屬于一般不規則。

（2）樓板不連續。2 層（6.9m 標高）、3 層（13.8 m標高）和4層樓面（20.7 m標高），連續三層樓板的有效寬度小于典型寬度的50%，屬于特別不規則。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）側向剛度不規則。局部收進尺寸大于相鄰下層的25%，屬于一般不規則。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 結構不規則情況示意圖（單位：mm）Fig.8 Schematic diagram of structural irregularities（Unit：mm）

（4）復雜結構。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）進行抗震性能化設計，根據《高層建筑混凝土結構技術規程》（簡稱《高規》），綜合考慮建筑的重要性和結構的特殊性，選定結構抗震性能目標為C 級。根據重要程度的不同，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 進行多遇地震反應譜法分析比對，保證計算結果的可靠性。進行彈性時程分析、中震分析、彈塑性時程分析、超長結構溫度作用專項分析，根據計算分析結果，驗證設定的性能化設計目標。

（3）抗震設防類別取為重點設防類，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，使得質心和剛心盡量接近，減少扭轉效應。

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

（6）剪力墻是主要的抗側構件，同時抵抗斜柱產生的外傾力，應嚴格控制其軸壓比，軸壓比限值由規范要求的0.50減小為0.40。角部墻體全高設置約束邊緣構件，加強墻身配筋，提高剪力墻的延性。剪力墻樓面處設置暗梁，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設計。連廊擱置柱，設置型鋼，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計，要求梁縱筋采用機械連接或焊接，梁側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為直柱，轉折處將產生較大水平力，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）由于平面不規則、樓板不連續及立面收進等原因，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力分析，對薄弱部位（大開洞邊、弱連接處）和特殊部位（轉角處、體型收件處）的樓板配筋進行加強，構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力集中現象。

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

3.3 主要計算分析結果

3.3.1 多遇地震振型分解反應譜法

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

表3 YJK和Midas-Building主要計算結果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，各對稱方向斜柱數量相當；局部來看，每個核心筒內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整的影響，按照《高規》各層地震剪力實際放大系數為1.20～1.99，從而保證框架作為第二道防線具有一定的抗側能力。

3.3.2 彈性時程分析

按照頻譜特性、有效峰值和持續時間相匹配的原則，選用上海《抗規》附錄A的三條地震波，包括人工波SHW2 和天然波SHW3、SHW6。時程分析法顯示結構的反應特征、變化規律與振型分解反應譜法基本一致。時程分析法計算的樓層剪力、樓層位移角均小于反應譜法計算結果。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力不超過2 倍混凝土抗拉強度標準值ftk，C50 混凝土相應的ftk為2.64 MPa。4 個角部樓電梯井的墻肢平均拉應力均小于2ftk，3 個北側和2 個南側電梯井靠中庭方向墻肢的平均拉應力均大于2ftk。計算發現，這些墻肢在豎向荷載下產生較大的拉力。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力為2.8ftk，其中豎向荷載下平均拉應力達到1.0ftk，通過施加預應力抵消豎向荷載下的拉應力，保證墻肢在長期荷載作用下不開裂，避免中震下開裂過大。豎向預應力筋采用UФS15.2 無粘結高強低松弛鋼絞線，抗拉強度標準值fptk為1 860 MPa，張拉控制應力取0.72fptk，施工時超張拉3%，有效預應力約0.58fptk。

圖9 剪力墻施加預應力示意圖（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關系，強化率取0.01；混凝土本構采用《混凝土結構設計規范》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關系，通過應變等級評估損壞程度（表5）。混凝土受壓應變等級定義為實際應變與混凝土峰值壓應變的比值；剪力墻剪切應變等級定義為墻單元的實際剪切應變與屈服剪切應變的比值；鋼筋應變等級定義為鋼筋實際應變與鋼筋的屈服應變的比值。

表5 纖維單元應變等級對應的損壞狀態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和延性系數評估損壞程度。鋼構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力，延性系數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變，延性系數D/D2表示實際變形與第二屈服變形的比值。

選取規范附錄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）的比例進行調整。分析結果表明，結構和構件可以滿足表1大震下的性能目標，主要結論如下：

（1）結構能量耗散情況見圖10，限于篇幅，僅提供SHW8 的結果。各時程工況下，非彈性耗能約占總能量的15%～20%，說明結構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，可以判斷結構整體進入中度的塑性。

（3）剪力墻剪切應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變等級進入第2～3 級，少量進入第4～5 級。剪力墻受壓應變等級絕大部分處于第1 屈服狀態，極個別進入第2 屈服狀態，說明剪力墻未壓潰。鋼筋受拉應變等級大部分處于第1 屈服狀態，少部分構件應變等級處于第2、3 屈服狀態，延性系數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，延性系數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小于1.0，沒有屈服。大部分的框架柱延性系數D/D2在1.0 以下，處于彈性狀態或開裂狀態。個別位置延性系數達到1.0～1.5，進入了第二屈服狀態。總體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D/D2僅10%略超過1.0，且均在1.3以內，總體塑性程度較低。其余框架梁約20%進入第2 屈服狀態，進入屈服狀態的框架梁延性系數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%）框架梁延性系數超過2.2，進入重度塑性。

（7）鋼連廊構件和連接節點全部處于彈性狀態，支座不脫落。

3.4 專項設計與分析

3.4.1 樓面應力分析

樓板采用彈性膜單元進行應力分析，計算得到地震荷載、溫度荷載和豎向荷載產生的面內應力，用于校核樓板混凝土應力狀態；樓板拉應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生的鋼筋應力疊加，用于配筋設計［5］。

地震荷載和豎向荷載下最大樓面應力均發生在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，一般區域樓板主拉應力均在0.3 MPa 以下，樓面弱連接區域主拉應力在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，最大主拉應力出現在樓面弱連接處，除核心筒周邊及樓面陰角個別應力集中點外，主拉應力均小于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，除個別應力集中點外，各層最大壓應力均小于5.5 MPa，遠小于fck。各層樓面拉應力在0.6～2.5 MPa 之間，最大拉應力出現在4 層樓面弱連接處，達到4.0 MPa，如圖12 所示。通過加強配筋，控制不同區域樓板在重力荷載組合下實現中震不屈服或中震彈性。對于150 mm 厚的C35 樓板，拉應力2.5MPa 以下，配筋10@110 雙層可以實現中震不屈服，12@110 雙層可以實現中震彈性；樓面弱連接處拉應力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］的設定，進行超長結構溫度應力分析，計算溫差取環境溫差和收縮當量溫差的不利疊加，徐變應力松弛折減系數取0.3，考慮微裂縫引起的彈性剛度折減系數0.85。上海地區基本氣溫最低-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，樓板最大拉應力出現在各層的長向，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件的側向約束，上部樓層雖然長度更長，但側向約束較小，溫度效應反而較不顯著。2 層、3 層樓面長向拉應力分別達到2.9 MPa、2.3 MPa，4 層及以上樓面最大拉應力在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 無粘結鋼絞線，間距分別為450 mm 和500 mm，張拉參數同第3.3.3 節墻預應力筋，可以抵消約2.2 MPa 或2.0 MPa 的拉應力，可以確保在控制標準組合下（1.0 恒載+0.7 活載+1.0 降溫），全截面拉應力均小于ftk（2.2 MPa）。其他區域樓板中震下已經得到加強，無需施加預應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剪力，按照《高規》計算截面剪壓比，得到其最大值和出現的樓層，如表6 所示。從表中可以看出剪壓比最大值出現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 豎向構件溫度作用分析

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

核心筒在溫度工況下整體受彎，四個角筒墻肢拉應力較大，五個中筒內側墻肢拉應力較小。中筒靠內側墻肢底部最大拉應力約為0.3 MPa。四個角筒墻肢拉應力最大值出現在西北角筒的東南角墻肢底部，約為1.1 MPa。經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 鋼連廊支座節點設計

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。斜柱和牛腿設置鋼骨增強延性，采取限位措施確保支座不脫落。支座節點如圖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，其余性能參數詳見表7。設置隔震支座有效釋放了鋼連廊的溫度應力，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構的影響，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），滿足規范要求。

圖13 鉛芯橡膠隔震支座節點示意（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Table 7 Properties of the lead-rubber isolation bearing

4 結論

（1）本項目存在扭轉不規則、凹凸不規則、樓板不連續、局部收進等不規則情況，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-剪力墻結構是可行的。

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

（3）對于整體斜柱結構，有必要增強樓面的強度和剛度，豎向荷載產生的面內應力不可忽視。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力抵消。

（4）樓面施加預應力是抵抗超長混凝土結構溫度收縮裂縫的一種有效措施。

（5）連廊結構可不參與主體抗側力體系，但應確保大震下支座不脫落。