上海君康金融广场超限高层结构设计

冯自强， 宫 达， 孙会郎， 王 芳

(杭州中联筑境建筑设计有限公司， 杭州 310011)

1 工程概况

上海君康金融广场位于上海市浦东区后滩板块核心区，项目四周均为高层或超高层商办建筑。总建筑面积约11万m2，其中地上约6万m2、地下约5万m2，总建筑高度约50m，基坑深度约16m。地上5栋塔楼(A塔～E塔)围绕中心点呈花瓣状排列，A塔为地上11层，B塔和C塔均为地上9层，D塔和E塔均为地上10层，各塔楼均设有1～2层的裙房。塔楼的地上各层层高均为4.5m。整体鸟瞰效果图如图1所示。

图1 整体鸟瞰效果图

本工程设计使用年限为50年。地上1层及地下1层建筑抗震设防类别为重点设防类，地上1层以上按标准设防类设计。地上1层及地下1层安全等级为一级，其余楼层均为二级。地基基础设计等级为甲级。地下室顶板作为上部结构的嵌固端。根据抗规[1]和高规[2]及上海市《建筑抗震设计规程》(DGJ08-9-2013)[3](简称上海市抗震规程)，本项目的抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.10g，多遇地震下水平地震影响系数最大值为0.08，设计地震分组为第一组。根据地质勘探报告，场地类别为Ⅳ类，场地特征周期为0.9s。

恒荷载根据建筑做法按实计算确定。活荷载根据建筑功能按荷载规范[4]取用，同时在塔楼各标准层大开间办公区域，额外预留1.0kN/m2的活荷载，作为未来业主进驻后轻钢龙骨石膏板隔墙墙体分隔预留。

风荷载取值：10年一遇基本风压为0.40kN/m2；50年一遇基本风压为0.55kN/m2；100年一遇基本风压为0.60kN/m2。地面粗糙度类别为B类。

2 结构体系和结构布置

2.1 整体结构布置

本工程地上5栋塔楼均采用钢筋混凝土框架-核心筒结构体系，裙房以上塔楼楼层平面呈花瓣状沿环形布置。在裙房标高及接近屋面不同标高设多处连体，通过连体结构将5栋塔楼连成环状。

塔楼间的连体结构为两端设置滑动支座的钢结构连廊，具体如下：2层A塔与B塔间设置连廊连接，D塔与E塔间设置连廊连接；3层5栋塔楼间均设置连廊连接，4～7层没有设置连廊连接；8层A塔、B塔、C塔及D塔之间设置连廊连接；9，10层5栋塔楼间均设置连廊连接；11层A塔、D塔、E塔之间设置连廊连接。结构平面连体位置示意图见图2。

图2 结构平面连体位置示意图

2.2 主要塔楼结构体系

各栋塔楼在标准层平面均为一侧直线、三侧弧线的单片花瓣形。裙房以上根据建筑平面，弧线外侧轮廓向上逐层扩大。

主体结构均为钢筋混凝土框架-核心筒结构。核心筒尺寸不变，均为21m×12.2m，核心筒墙厚为500mm，至9层楼面标高以上墙厚减为400mm。外圈柱基本为型钢混凝土框架圆柱，柱直径为1 000mm，柱内型钢为宽450mm的十字钢骨；弧形侧随外轮廓扩大，框架柱采用斜柱形式外倾，倾角为9°～16°。梁板均采用现浇钢筋混凝土梁板式结构，其中斜柱与核心筒相连的框架梁采用型钢混凝土梁。以A塔为例，图3，4分别为A塔6,10层的结构平面示意图。

图3 A塔6层结构平面示意图

图4 A塔10层结构平面示意图

2.3 E栋裙房

E栋裙房2,3层设有13.7m长悬挑，悬挑处南北两侧及西侧采用钢结构空间桁架，楼板采用钢模板自承式楼板，与钢结构空间桁架相连的两跨裙房框架梁柱采用现浇混凝土钢骨框架，柱截面为直径800mm圆柱，柱内型钢为H400×300×22×22,梁截面为600×700，梁内钢骨为H350×300×16×16。

2.4 地下室

本工程布设3层地下室，采用现浇钢筋混凝土框架结构，最底层标高为-14.550m，地下3层局部为人防地下室，人防等级为甲类核六级。基础采用桩承台+筏板基础，工程场地地面以下20m深度范围内不存在设防烈度地震作用下的液化土层。

3 静力计算和多遇地震计算

3.1 风荷载

本工程多个塔楼相互距离较近，考虑风力相互干扰的群体效果，同时顾虑复杂风环境下对连廊的受力分析，在设计之初亦建议建设方进行风洞试验，但由于各种外部因素影响最后未能实施。

根据上海自然条件分析，地震力大而风荷载小，本工程建筑高度不到50m，风荷载不起控制作用。主体结构模型分析时，根据荷载规范[4]8.3.2条，考虑风力相互干扰的群体效应，体型系数μs乘以相互干扰系数1.2。对连廊计算时，体型系数在以上取值的基础上再放大一倍进行构件复核。

3.2 静力分析结果

本工程采用YJK，MIDAS Building两种软件对5栋塔楼进行了弹性阶段的整体计算分析，计算以地下室顶板为上部结构嵌固端，采用了扭转耦联的振型分解反应谱法，考虑单向地震作用下的偶然偏心和双向地震作用的扭转效应。

各塔楼主要计算结果汇总如下：1)部分楼层偏心率大于0.15，塔楼主体竖向基本规则，偏心主要发生在地上1～2层裙房处以及顶层机房小屋面；2)各塔楼结构的前2个振型均为平动，第3振型为扭转，且以扭转为主的周期与第一平动周期的比值小于或略大于0.85；3)各楼层最大弹性层间位移角均小于 1/800，底层最大层间位移角均小于1/2 000；4)楼层最小剪重比均大于1.6%；5)各楼层考虑偶然偏心地震作用的最大扭转位移比均小于1.40；6)各楼层的上下刚度比及受剪承载力比表明，各塔楼竖向不存在软弱层和薄弱层。

3.3 弹性时程分析法补充计算

在进行小震弹性时程分析时，采用上海市抗震规程附录A的地震地面运动加速度时程曲线，选取2条人工波(SHW1，SHW2)和5条天然波(SHW3～SHW7)，不考虑竖向地震。弹性时程分析法中步长参数为0.02s，主方向地震加速度时程曲线的最大值为35cm/s2，次方向地震加速度时程曲线的最大值为29.75cm/s2，竖直分量地震加速度时程曲线的最大值为22.75cm/s2。

A塔计算得到的7条地震波频谱曲线平均值与规范谱曲线的对比见图5。时程分析法地震响应计算结果见表1。其中SHW4波在X向底部剪力计算结果为振型分解反应谱(CQC)法计算结果的137%，SHW5波在Y向底部剪力计算结果为CQC法计算结果的62%，均略微超过上海市抗震规程要求。

图5 A栋规范谱与时程分析平均谱对比图

A塔弹性时程分析法地震响应计算结果 表1

虽然部分加速度时程曲线计算结果不满足上海市抗震规程要求，但考虑到与上海市抗震规程差距不大，且7条地震波频谱曲线平均值仅为CQC法计算值的90%，仍有相当大的富余。故计算结果取时程分析法的平均值和CQC法的较大值进行包络设计。

其余4栋塔楼的弹性时程分析补充计算，各条地震波频谱曲线计算所得底部剪力均满足上海市抗震规程要求，计算结果取时程分析法的平均值和CQC法的较大值进行包络设计。

4 静力弹塑性推覆分析

由于各个塔楼单体体型近似，根据静力计算分析对比可见，A塔(最高)受地震影响最大，故静力弹塑性分析仅以A塔进行分析。

4.1 分析条件

初始荷载为1.0D(恒荷载)+0.5L(活荷载)；加载控制方式为位移控制；需求谱设定为罕遇地震，水平地震系数最大值为0.45，设计特征周期为1.1s，阻尼比为7%，最大周期为6s。

4.2 分析结果

罕遇地震作用下，A塔静力弹塑性推覆所得性能点结果见表2，由于各个塔楼单体体型近似，根据表2数据中静力计算分析对比可知，推覆得出的结构底部剪力约为小震反应谱分析结果的3倍，在正常范围之内，说明大震时程分析结果数据可靠。

A塔静力弹塑性推覆所得性能点结果 表2

性能点的最大层间位移角均小于1/100。查看框架出铰状态和核心筒剪力墙混凝土的应变等级，发现框架柱全程未出现塑性铰，个别框架梁进入塑性状态。筒体混凝土基本未损伤。整体来看，结构在罕遇地震作用下的弹塑性反应顺序符合强柱弱梁、强剪弱弯的抗震概念。

根据推覆结果，查看性能点时，连体与A塔连接处，X向最大位移为142mm，Y向最大位移为153mm。考虑到塔楼间有72°转角，编制超限送审报告时将此位移量适当放大，取180mm作为连体支座滑移量进行支座设计。

5 超限情况分析及对应措施

5.1 超限情况

根据静力分析结果，对照《上海市超限高层建筑抗震设防管理实施细则》(沪建管〔2014〕954号)[5]，本项目属于平面和竖向多项一般不规则的超限高层建筑，超限情况如下。1)扭转不规则及偏心布置：部分楼层考虑偶然偏心的扭转位移比大于1.2，部分楼层刚心与质心的偏心率大于0.15;2)侧向刚度不规则：E塔裙房有13m悬挑结构;3)复杂结构：各塔楼间在多个楼层处设置两端滑动的钢结构连廊相互连接，形成连体。

同时对照《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》(建质〔2015年〕67号)[6]的要求，尚有其他局部不规则情况，底层存在局部穿层柱、塔楼外倾外轮廓处有大量斜柱。

5.2 超限分析及措施

5.2.1 针对超限的具体措施

参考《复杂超限高层建筑抗震设计指南及工程实例》[7]中对超限项的加强措施，对本工程采取以下具体措施。

(1)对塔楼的结构布置进行优化，合理布置剪力墙，减小扭转影响，尽量协调两侧塔楼的变形；对各个主要塔楼采用性能化抗震设计，弹性分析采用YJK和MIDAS Building两种软件进行对比，并采用弹性时程分析法补充计算，取A塔(最高塔楼)进行静力弹塑性分析。

(2)连体及与连体相连的结构构件在连体范围及其相邻下两层，框架抗震等级提高一级；连体范围及其相邻下层框架柱箍筋全长加密，轴压比按其他楼层的数值减少0.05来布置；连体相连的结构框架柱采用型钢混凝土柱，并能够满足中震不屈服的抗震性能要求；连体支座采用摩擦摆式减隔震滑动支座，以减轻连体对主楼结构的影响；验算连体楼板舒适度；连体支座滑移量保证能满足罕遇地震作用下两个方向位移量，并采取防坠落、防撞击措施。

(3)穿层柱抗震等级提高一级，并满足中震不屈服的抗震性能要求；斜柱采用型钢混凝土柱，抗震等级提高一级，并满足中震不屈服的抗震性能要求；斜柱与核心筒相连的框架梁采用型钢混凝土梁；斜柱因竖向荷载产生的水平力完全由型钢混凝土梁承担。

(4)13m悬挑结构采用合理的结构布置，使上下层刚度和受剪承载力满足规范限值的要求，并避免了扭转效应，采用MIDAS Gen软件对悬挑结构楼板进行竖向振动舒适度验算。

5.2.2 抗震等级

根据以上拟采取的措施，对各个关键部位的抗震等级进行提高，结合单体各层建筑抗震设防类别和结构体系对照，确定最后的抗震等级如表3所示。

结构构件抗震等级 表3

5.2.3 抗震性能化

本工程抗震设计在满足国家、地方规范的同时，根据性能化抗震设计的概念，针对结构超限情况，结合上海市抗震规程附录L要求，确定性能目标选用Ⅲ类，其对应预期达到的震后状态如表4所示。

抗震性能目标Ⅲ类预期达到的震后状态 表4

根据结构构件的重要性确定以下构件为关键构件：1)底部加强区核心筒墙体；2)塔楼中与核心筒相连的框架柱(含斜柱与穿层柱)；3)连体结构的钢梁及其与核心筒相连的框架梁；4)E塔大悬挑处钢结构桁架及相连框架。经过计算，结构构件能满足抗震性能目标要求。

5.3 超限审查情况

工程在初步设计阶段组织上海市建筑工程抗震设防审查专家委员会进行超限审查，专家组提出的主要意见如下：

(1)复核补充部分计算结果，如地下1层与首层的等效剪切刚度比、首层的层间位移角、竖向构件的轴压比等。

(2)对于重点区域增加加强措施，如提高首层竖向构件抗震构造措施、加大0.2V0(V0为地震作用标准值的结构底层总剪力，参见高规[2]第8.1.4条)调整的调整系数上限、重点区域楼板加厚并加强楼板配筋、与斜柱相连的水平梁的根部剪力墙增加扶壁柱、穿层柱进行复核计算并适当放大配筋、长悬臂钢结构桁架利用观光电梯设置支点，增加安全性等。

(3)关于连廊的连接做法及支座提出一系列进一步的加强要求，详见支座设计章节。

针对以上专家组意见，经复核补充数据均可满足规范要求，各项专家组加强措施意见逐条落实修改调整，顺利通过超限审查。

6 连体支座设计

6.1 确立连接方案

各塔楼之间的连体的连廊是本项目的建筑特点之一，也是整个结构设计的最大难点。设计之初，拟采用强连接方式，使5塔塔楼形成一个环状整体。此结构方案的连廊与塔楼之间无需设缝，有利于建筑立面处理，同时减少后期接口位置漏水隐患。但是看似对于受力更为有利的环状整体，在结合具体平面布置进行试算分析后遇到了重重阻力。

(1)高位连廊并非完全在一个标高，连廊位置是随单塔层数不同有起伏，8层和11层楼面标高处未闭合成环。在整体受力时，各塔塔楼间大量水平力需通过竖向构件传递至上下楼层后再相互作用。同时连廊在协调两侧结构变形时，连接处受力极大，对连接构造处理及竖向构件设计均造成极大难度。

(2)整体结构第一自振周期为扭转。由于整个环体直径超过100m，而抵抗扭转的主要是五处核心筒，其受力模式与上海世博会的中国馆国家馆颇为相似。如果借鉴中国馆设计模式[8]，通过详细的计算分析及模拟振动台试验来进行下一步设计，时间上不允许。如果要强行抵抗扭转，需大量增加核心筒的剪力墙，这对室内面积损失及核心筒功能布置均影响极大。

(3)为保证连体的连廊能相互协调两侧塔楼变形，须保证连体具有一定的刚度，在钢结构连体连廊内部需加设大量斜撑，严重影响了连廊建筑室内效果。

(4)同时在现行规范范围内对于错位连体并无具体条文，其位移比等参数统计及控制均存在大量待解决的问题。

综上所述，参考杭州市民中心项目的多塔连体做法[9]，采用弱连接进行试算分析。杭州市民中心项目采用的弱连接方式为一端与主体结构采用有限值的铰接，一端做成有限值的滑动支座。本工程考虑到采用一端铰接一端滑动的形式时，滑移端的滑移量为相邻塔楼位移之和，最大处滑移量达460mm，对建筑立面影响较大，故采用两端滑移的设计，最大处每边考虑滑移量为230mm。本做法获得超限专家组认可，但同时要求进行防坠落设计，并加强防坠落措施。

6.2 支座设计

连体的连廊与塔楼连接处，塔楼结构框架柱采用型钢混凝土柱(柱截面尺寸见图3)，在楼层标高以下设置牛腿，用于搁置滑动支座，见图6。牛腿及相连结构计算时考虑连廊支座传递的竖向荷载以及由此偏心荷载引起的弯矩。按超限报告以及超限专家组意见对相连区域梁板柱均采取加强措施，并设置两道防坠落钢绞线。

图6 连体连廊支座详图

滑动支座采用摩擦摆隔震支座(图7)。摩擦摆隔震支座是在球型钢支座的基础上发展起来的一种新型耗能支座，具有类似于橡胶隔震支座的隔震效果，除了较高的竖向承载能力、较大的水平位移变形能力外，也具有自动复位能力及阻尼耗能能力[10]。

图7 摩擦摆隔震支座

该类型支座有两个滑动面(图8)，一个滑动面喷涂聚四氟乙烯材料，摩擦系数很小，保证支座在正常使用下能够达到滑移量的要求，释放连廊可能发生的伸缩变形，在罕遇地震作用下，当这个滑动面达到滑移限值时，支座下部的另一个滑动面开始工作，这个滑动面摩擦系数较大，有较强的耗能能力，支座整体变形值满足主体建筑在罕遇地震作用下的变形，见图9。摩擦摆隔震支座构造简单，性能稳定，耐久性好，质量可靠，无维护保养条件下使用年限与建筑物使用年限相同。

图8 支座拆解图

图9 支座双向滑动示意图

本工程支座根据裙房标高和近屋面高位标高两处滑移量不同，分别设置2种滑动支座，支座参数如表5所示，其中ZZ1用于裙房标高连廊支座位置，ZZ2用于近屋面高位连廊支座位置。

摩擦摆隔震支座参数 表5

6.3 动力弹塑性时程分析

根据超限审查专家组意见，支座的最大水平位移量应采用时程分析计算罕遇地震作用下的位移量，并充分考虑连廊轴线与塔楼主轴线的夹角，适当放大。

采用PKPM-SAUSAGE软件对结构补充动力弹塑性时程分析。罕遇地震的地震影响曲线采用上海市抗震规程[3]附录A的地震地面运动加速度时程曲线，取SHW2，SHW3，SHW4三条波进行计算。分析所得A塔11层与连体的连廊相连支座位置最大水平位移如表6所示，此处位移亦为所有连体支座位移最大点。

支座最大水平位移统计 表6

考虑连廊轴线与塔楼主轴线的夹角，根据勾股定理，以支座各个时程时的X向位移与Y向位移为直角边，求的斜边作为最大位移量。以单侧塔楼最大位移量的两倍作为两侧塔楼的相对最大位移量时，即两侧塔楼支座位移相对夹角为180°的极限状态。最后确定高位支座的最大水平位移为±230mm，裙房处连体支座亦按相同方式确定。

7 结语

本工程整体造型复杂，由于多处错层连体给结构分析造成极大难度，经过方案试算对比后，采用弱连接的滑动支座，将整体结构问题简化为各个单体的问题。

虽然各单体塔楼仍存在结构外倾、斜柱、大悬挑等超限情况，但分析难度大大降低，通过采用一系列有效的分析手段和设计加强措施，使结构体系达到安全合理的结构设计要求，目前本工程已交付使用。

致谢：设计过程中得到了上海市超限高层建筑抗震设防审查委员会部分专家的指导和帮助，在此表示感谢。