上海虹桥经纬博览中心超限高层结构设计与分析

许晓梁 宾志强 钟毓仁

（同济大学建筑设计研究院（集团）有限公司，上海 200092）

1 工程概况

上海虹桥经纬博览中心位于虹桥商务区南片区，总建筑面积约8.5 万m2，其中地上面积约3.7万m2，主要功能为商业和展览，地下室面积约4.8万m2，主要功能为车库和设备用房（图1）。项目地下3 层，埋深16 m；地上6 层，结构高度为40.5 m。平面呈平行四边形，东西向为长向，南北向为短向。由于中庭开洞而形成平面回字形布置（图2）。随着楼层标高的提升，四个立面逐渐向外倾斜，单向倾斜角度为8°，平面尺寸由168 m×64 m 逐渐外扩为175 m×73 m。上部结构不设缝，采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构。

图1 建筑效果图Fig.1 Architectural renderings

图2 中庭结构实景照片Fig.2 Photo of the atrium structure

根据上海市《建筑抗震设计规程》（DGJ08-9—2013），抗震设防烈度为7 度，设计基本加速度为0.10g，地震分组为第二组，场地类别为Ⅳ类，场地特征周期取0.90 s。上海地区基本风压为0.55 kN/m2，本项目地面粗糙度取为C类。

2 基础和地下室结构设计

拟建场地属于上海地区典型的滨海平原地貌类型。±0.000 相对于绝对标高6.400 m，抗浮设计水位为室外地坪下0.5 m。上部结构楼层3～6 层，中庭及室外区域无上部结构，基底荷载较不均匀。综合考虑沉降控制、地下室抗浮、沉桩可行性以及周边环境的保护等要求，采用桩-筏基础，桩基为泥浆护壁钻孔灌注桩。

有上部结构区域，基底集中布置直径0.65 m的灌注桩，设计桩长37 m，持力层为灰色粉细砂，按照上海市《地基基础设计标准》（DGJ08-11—2010）计算的单桩抗压承载力设计值为2 100 kN。高水位时，上部结构为3 层区域对应的柱下存在抗拔工况，该部分柱下直径0.65 m桩抗压兼抗拔，单桩理论计算抗拔承载力设计值为1 350 kN。为节约桩身配筋，根据实际承受拔力，区分抗拔承载力设计值1 350 kN 和700 kN 两种桩型。纯地下室区域为抗拔控制，低水位时存在抗压工况。选用直径0.6 m 的灌注桩，设计桩长26 m，持力层为草黄色砂质粉土，单桩抗拔承载力设计值为900 kN。筏板厚度主要为1 m，根据受力需要，局部加厚至1.2～1.4 m。沉降计算表明，绝对最大沉降53 mm<100 mm，相邻柱基最大沉降差1.0‰<2.0‰，满足规范要求。

地下室主要采用框架结构，地上框架斜柱在地下室顶板以下转为直柱，地上剪力墙落到基础。地下室顶板按照《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）嵌固要求，室内板厚取180 mm，室外板厚取250 mm。对室内外高差处框架梁进行加腋处理，以保证水平力的有效传递。

3 上部结构分析和设计

3.1 结构体系

3.1.1 上部结构选型

地上3～6 层，其中西南角为3 层，东北角为5层，其他区域为6 层。1～5 层层高均为6.9 m，6 层层高为6 m。4 层楼面及以下呈斜回字形布置；5层及6 层楼面呈斜U 字形布置；屋面层南北单元通过连廊连接，呈斜Z字形布置。全楼为斜柱，主要柱网尺寸为9 m×9 m，三排柱列、两跨框架围绕中庭环形布置。四个方向均向外倾斜，单向斜角均为8°，其中在西北角和东南角区域柱双向倾斜，斜角为11.24°。竖向交通核包括4 个楼电梯间和5 个电梯井，较均匀地沿建筑环形布置，其中4 个楼电梯间设置在建筑的四个角部，3 个电梯井设置在北侧，2 个电梯井设置在南侧。连廊布置在6 层楼面～屋面之间，北侧与主结构铰接，南侧通过隔震支座与主结构连接，如图3所示。

图3 竖向构件平面布置Fig.3 Floor plan of vertical members

建筑方案要求斜柱形态上为圆柱，外观上为清水混凝土效果。综合考虑建筑形体和效果，结合平面布置，本项目采用建筑表现适应性较好、结构受力较合理、经济性较优的钢筋混凝土框架-剪力墙结构。框架柱全楼采用斜圆柱，剪力墙布置在竖向交通核位置，如图4—图6所示。

图4 结构体系轴测图Fig.4 Axonometric drawing of structural system

图5 结构体系东西向透视图Fig.5 East-west perspective view of structural system

图6 结构体系南北向透视图Fig.6 North-south perspective view of structural system

3.1.2 竖向承重体系和水平抗侧力体系

钢筋混凝土楼盖将竖向荷载传递给框架柱和剪力墙。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；楼板厚度为130～150 mm。圆柱主要直径为600～700 mm，连廊搁置柱采用直径800 mm 的钢骨混凝土柱。剪力墙厚度为200～500 mm。楼面构件混凝土强度等级为C35，竖向构件混凝土强度等级为C35～C50。

由于本工程均为斜柱，斜柱在竖向荷载作用下将沿倾斜方向产生较大的水平分力。同时由于上部存在立面收进，不均匀水平分力使得上部结构产生明显的扭转变形，如图7 所示。其中选择结构四角和长边中点的柱顶作为测点，计算各测点在1.0恒载+1.0活载标准组合下的水平位移，结果如表1 所示。结果表明各测点X位移均较小，这是因为X向斜柱整体偏少，仅存在西北角和东南角；其中由于南区存在立面收进，东南角斜柱产生的X向水平分力难以通过楼面平衡，导致测点5、6的X向位移明显大于其他测点。在Y向，测点2、5位移明显偏大，这是因为结构四个角点Y向存在楼面拉结，能平衡大部分水平分力，而测点2、5位于长边中部，Y向无楼面平衡水平分力。其中测点5 的西侧立面收进，水平分力传递路径最少，变形最大，导致西南角逆时针扭转变形，使得测点6在Y向出现正位移。

表1 竖向荷载作用下各点柱顶水平位移Table 1 Horizontal displacementof each point under gravity loads

图7 竖向荷载作用下变形图Fig.7 Deformation diagram under gravity loads

剪力墙作为结构主要的抗侧力构件，其存在为楼面拉梁提供了可靠的连接，并有效地分担了斜柱的水平分力，很大程度上增强了结构的抗侧和抗扭刚度。同时有必要适当加厚楼板，从而提高面内刚度，增强楼面结构的“环箍”作用，使斜柱的水平分力能相互平衡，减小扭转效应。本项目楼盖不仅是竖向承重体系的一部分，同时也是水平抗侧力体系的重要组成。

3.1.3 中庭钢连廊

中庭呈平行四边形，随着楼层上升，南北向间距由29.54 m 扩大到35.35 m。6 层楼面和屋顶之间，设置中庭连廊，连接南北区域，宽度为9 m，斜向跨度为40.5 m，与X向（东向）夹角为113°，如图3 所示。连廊结构采用层间空腹钢桁架，桁架上下弦和腹杆均为箱型截面，连廊楼面和屋面采用H 型钢梁，上铺120 mm 厚压型钢板组合楼板。钢连廊与主体结构的连接采用一端固定铰、一端滑动的形式，通过支座搁置于框架斜柱外伸牛腿上，不参与主体抗侧力体系。

3.2 结构超限情况和应对措施

根据《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），并参考《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》（建质［2015］67号），超限情况分析如下：

（1）扭转不规则。规定水平力作用下，各层Y向（南北向）扭转位移比均超过1.2，但小于1.4，属于一般不规则。

（2）楼板不连续。2 层（6.9m 标高）、3 层（13.8 m标高）和4层楼面（20.7 m标高），连续三层楼板的有效宽度小于典型宽度的50%，属于特别不规则。以3 层楼面为例，南北向最不利位置有效楼板宽度为29.1%，东西向最不利位置有效楼板宽度为17.6%，四个方向均存在楼面弱连接，如图8（a）所示。

（3）侧向刚度不规则。局部收进尺寸大于相邻下层的25%，属于一般不规则。5 层西南角处相对于4 层楼面，东西向立面收进尺寸58.4%，南北向立面收进尺寸73.6%，如图8（b）所示。

图8 结构不规则情况示意图（单位：mm）Fig.8 Schematic diagram of structural irregularities（Unit：mm）

（4）复杂结构。全楼外倾斜柱，楼板开洞形成局部穿层柱。

综合判定本工程属于规则性超限的A级高度超限高层建筑，按要求申报并通过了上海市超限高层建筑抗震设防专项审查。

针对超限情况，主要采取以下措施：

（1）进行抗震性能化设计，根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（简称《高规》），综合考虑建筑的重要性和结构的特殊性，选定结构抗震性能目标为C 级。根据重要程度的不同，具体抗震性能目标如表2所示。

表2 抗震性能设计目标Table 2 Seismic performance-based design objectives

（2）计算分析方面，采用符合实际情况的空间分析程序YJK 和MIDAS Building 进行多遇地震反应谱法分析比对，保证计算结果的可靠性。进行弹性时程分析、中震分析、弹塑性时程分析、超长结构温度作用专项分析，根据计算分析结果，验证设定的性能化设计目标。

（3）抗震设防类别取为重点设防类，框架抗震等级为二级，剪力墙抗震等级为一级。体型收进处，上下两层框架柱抗震等级提高到一级，剪力墙抗震等级不再提高。连廊搁置柱及与之连接的框架梁，抗震等级提高到一级。楼面弱连接处框架，抗震等级提高到一级。由于斜柱形成形体整体外倾，因此同时计算竖向地震作用。

（4）结合建筑的功能分布，合理布置剪力墙和框架柱，适当加强外圈框架梁截面，使得质心和刚心尽量接近，减少扭转效应。

（5）采用轻钢龙骨等轻质内隔墙，屋顶花园采用轻质覆土，减轻建筑物自重，从而减少地震力。

（6）剪力墙是主要的抗侧构件，同时抵抗斜柱产生的外倾力，应严格控制其轴压比，轴压比限值由规范要求的0.50减小为0.40。角部墙体全高设置约束边缘构件，加强墙身配筋，提高剪力墙的延性。剪力墙楼面处设置暗梁，以提高剪力墙面外承载力，并加强其与楼面的连接。

（7）对于斜柱，按照刚性板和弹性板假定包络设计。连廊搁置柱，设置型钢，箍筋全长加密，进一步提高其承载力和延性［1］。

（8）与斜柱相连的框架梁存在轴力，不同荷载组合下按照拉弯或压弯设计，要求梁纵筋采用机械连接或焊接，梁侧面钢筋均采用受扭纵筋并加强配置。楼面弱连接处框架梁，面筋拉通，并按照柱的形式配置箍筋。

斜柱在地下室顶板以下转为直柱，转折处将产生较大水平力，由于斜柱具有一定的对称分布，地下室顶板水平荷载大部分相互抵消，其余通过一层楼盖传递给地下室墙体。对与转折柱相连顶板梁进行加强配筋。在不考虑楼板有利作用的情况下，其承载力也可满足要求。

（9）由于平面不规则、楼板不连续及立面收进等原因，2～4层楼板厚度全部采用150 mm，其余楼层转角处和弱连接处外延一跨范围的楼板加厚为150 mm，从而加强楼面与竖向构件的连接，减小斜柱引起的外倾变形。采用弹性楼板假定进行楼板应力分析，对薄弱部位（大开洞边、弱连接处）和特殊部位（转角处、体型收件处）的楼板配筋进行加强，构造上采取双层双向配筋，每层每方向的配筋率不小于0.25%。对于墙角、柱角以及阴角处，附加斜向钢筋以缓解局部应力集中现象。

（10）中庭钢连廊采用一端固定一端滑动连接，不参与主体结构抗侧体系，避免顶层形成复杂的斜Z形平面。

3.3 主要计算分析结果

3.3.1 多遇地震振型分解反应谱法

相关范围地下一层的侧向刚度大于地上一层的2 倍，满足地下室顶板作为上部结构嵌固端的要求。反应谱法的主要计算结果见表3。计算结果表明，两种程序的计算结果基本吻合。位移角均小于1/800，扭转位移比均小于1.4，没有出现软弱层和薄弱层，计算指标均满足规范的要求。

表3 YJK和Midas-Building主要计算结果Table 3 Main results of YJK and Midas-Building

底层框架部分的承担的地震倾覆力矩大于总倾覆力矩的10%，框架承担了适当比例的倾覆力矩。剪力墙承担了80%以上的倾覆力矩，形成了抵御地震作用的第一道防线。文献［2］建议：框架柱承担的地震剪力扣除斜柱的水平分力后再进行0.2Q0的调整。但由于本项目斜柱总体上为对称分布，各对称方向斜柱数量相当；局部来看，每个核心筒内外斜柱倾斜方向相同，因此在地震作用下斜柱轴力的水平分力是相互抵消的。经复核，各层斜柱轴力的水平分力约为楼层地震剪力的2%左右，影响很小。因此本项目不考虑斜柱轴力水平分力对楼层地震剪力调整的影响，按照《高规》各层地震剪力实际放大系数为1.20～1.99，从而保证框架作为第二道防线具有一定的抗侧能力。

3.3.2 弹性时程分析

按照频谱特性、有效峰值和持续时间相匹配的原则，选用上海《抗规》附录A的三条地震波，包括人工波SHW2 和天然波SHW3、SHW6。时程分析法显示结构的反应特征、变化规律与振型分解反应谱法基本一致。时程分析法计算的楼层剪力、楼层位移角均小于反应谱法计算结果。限于篇幅，表4仅列出底部剪力的对比。

表4 时程分析和反应谱法底部剪力对比Table 4 Comparison of base shear between time history analysis and response spectrum analysis

3.3.3 中震分析

分别进行中震弹性或中震不屈服［3］计算。结果表明，直径800 mm 的连廊搁置斜柱，无法通过增大截面和配筋满足中震弹性，因此增置钢骨以满足性能目标；其余钢筋混凝土构件的截面均能满足表1中震下性能目标要求，仅配筋需做增大。

与小震组合下计算配筋相比，底部加强区剪力墙整体用钢量提高约70%；其余剪力墙用钢量提高约40%。楼面弱连接处、转角处框架斜柱配筋量增加20%～50%，其余斜柱配筋未见明显增加。与连廊搁置柱相连以及楼面弱连接处框架梁，纵筋增大60%～80%；其余框架梁纵筋增加20%～40%；箍筋未见明显增大。

按照全国超限细则要求，控制中震不屈服工况下剪力墙主要墙肢平均拉应力不超过2 倍混凝土抗拉强度标准值ftk，C50 混凝土相应的ftk为2.64 MPa。4 个角部楼电梯井的墙肢平均拉应力均小于2ftk，3 个北侧和2 个南侧电梯井靠中庭方向墙肢的平均拉应力均大于2ftk。计算发现，这些墙肢在竖向荷载下产生较大的拉力。以南面一个电梯井为例（图9），中震不屈服工况下靠中庭墙肢拉应力为2.8ftk，其中竖向荷载下平均拉应力达到1.0ftk，通过施加预应力抵消竖向荷载下的拉应力，保证墙肢在长期荷载作用下不开裂，避免中震下开裂过大。竖向预应力筋采用UФS15.2 无粘结高强低松弛钢绞线，抗拉强度标准值fptk为1 860 MPa，张拉控制应力取0.72fptk，施工时超张拉3%，有效预应力约0.58fptk。

图9 剪力墙施加预应力示意图（单位：mm）Fig.9 Schematic diagram of applying prestress to the shearwall（Unit：mm）

3.3.4 罕遇地震下弹塑性时程分析

采用MIDAS Building 进行罕遇地震下弹塑性时程分析［4］。剪力墙采用非线性纤维单元；钢筋采用双折线本构关系，强化率取0.01；混凝土本构采用《混凝土结构设计规范》附录C的表达式和曲线；剪力墙剪切采用理想弹塑性双折线本构关系，通过应变等级评估损坏程度（表5）。混凝土受压应变等级定义为实际应变与混凝土峰值压应变的比值；剪力墙剪切应变等级定义为墙单元的实际剪切应变与屈服剪切应变的比值；钢筋应变等级定义为钢筋实际应变与钢筋的屈服应变的比值。

表5 纤维单元应变等级对应的损坏状态Table 5 Damage state at different fiber element strains

梁柱采用具有非线性铰特性的线单元，本项目梁存在轴力，因此采用轴力和单向弯矩相互作用的P-M铰；柱采用轴力和双向弯矩相互作用的P-M-M铰。钢构件采用标准双折线滞回模型；混凝土梁采用修正武田三折线滞回模型；钢筋和型钢混凝土柱采用随动强化三折线滞回模型。程序通过铰屈服状态和延性系数评估损坏程度。钢构件的第一屈服表示截面边缘开始屈服，第二屈服表示全截面达到屈服应力，延性系数D/D1表示实际变形与第一屈服变形的比值；钢筋和型钢混凝土构件的第一屈服表示截面边缘受弯开裂，第二屈服表示受压边缘的混凝土达到极限压应变，延性系数D/D2表示实际变形与第二屈服变形的比值。

选取规范附录A的特征周期为1.1S的三条地震波，包括人工波SHW8 和天然波SHW10、SHW11。采用三向输入，共六个工况，加速度的峰值分别按照1（X主方向）：0.85（Y次方向）：0.65（Z竖向）和0.85（X次方向）：1（Y方向）：0.65（Z竖向）的比例进行调整。分析结果表明，结构和构件可以满足表1大震下的性能目标，主要结论如下：

（1）结构能量耗散情况见图10，限于篇幅，仅提供SHW8 的结果。各时程工况下，非弹性耗能约占总能量的15%～20%，说明结构具备较好的耗能机制。

图10 能量曲线Fig.10 Energy curves

（2）大震弹塑性时程工况下X主方向剪重比为18.8%～21.2%，Y主方向剪重比为19.4%～21.7%，平均底部剪力分别为大震弹性时程工况下的71.3%和75.3%。在X、Y两个方向最大位移角分别为1/145 和1/165，满足1/100 的限制要求。综合底部剪力和位移角，可以判断结构整体进入中度的塑性。

（3）剪力墙剪切应变等级大部分位于第1～2级，4 个角部核心筒部分剪力墙剪切应变等级进入第2～3 级，少量进入第4～5 级。剪力墙受压应变等级绝大部分处于第1 屈服状态，极个别进入第2 屈服状态，说明剪力墙未压溃。钢筋受拉应变等级大部分处于第1 屈服状态，少部分构件应变等级处于第2、3 屈服状态，延性系数D/D2绝大部分在1.5以下，个别处于2.0～2.5之间，钢筋部分屈服。剪力墙整体上进入轻度至中度的塑性。

（4）剪力墙之间的连梁大部分进入第2 屈服状态，延性系数D/D2大部分在1.5～2.5 之间，整体上进入中度～重度的塑性，起到了较好的耗能作用。

（5）连廊搁置框架斜柱延性系数小于1.0，没有屈服。大部分的框架柱延性系数D/D2在1.0 以下，处于弹性状态或开裂状态。个别位置延性系数达到1.0～1.5，进入了第二屈服状态。总体上框架柱进入轻度塑性。

（6）与连廊搁置柱连接的框架梁、楼面弱连接处框架梁，延性系数D/D2仅10%略超过1.0，且均在1.3以内，总体塑性程度较低。其余框架梁约20%进入第2 屈服状态，进入屈服状态的框架梁延性系数D/D2大多处于1.0～2.0之间，表明框架梁总体上进入中度的塑性；少量（3%～6%）框架梁延性系数超过2.2，进入重度塑性。

（7）钢连廊构件和连接节点全部处于弹性状态，支座不脱落。

3.4 专项设计与分析

3.4.1 楼面应力分析

楼板采用弹性膜单元进行应力分析，计算得到地震荷载、温度荷载和竖向荷载产生的面内应力，用于校核楼板混凝土应力状态；楼板拉应力全部由钢筋受拉承担，然后与竖向荷载引起的面外弯矩产生的钢筋应力叠加，用于配筋设计［5］。

地震荷载和竖向荷载下最大楼面应力均发生在4 层楼面，即立面局部收进层。重力荷载（1.0恒载+0.5 活载）下，一般区域楼板主拉应力均在0.3 MPa 以下，楼面弱连接区域主拉应力在0.4～0.7 MPa 之间。重力荷载和小震组合（1.0 恒载+0.5 活载+1.0 双向小震）下，如图11 所示，最大主拉应力出现在楼面弱连接处，除核心筒周边及楼面阴角个别应力集中点外，主拉应力均小于ftk（2.2 MPa），可以保证楼板核心层混凝土不裂。

图11 重力荷载和小震组合下4层楼板最大主应力云图（单位：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，除个别应力集中点外，各层最大压应力均小于5.5 MPa，远小于fck。各层楼面拉应力在0.6～2.5 MPa 之间，最大拉应力出现在4 层楼面弱连接处，达到4.0 MPa，如图12 所示。通过加强配筋，控制不同区域楼板在重力荷载组合下实现中震不屈服或中震弹性。对于150 mm 厚的C35 楼板，拉应力2.5MPa 以下，配筋10@110 双层可以实现中震不屈服，12@110 双层可以实现中震弹性；楼面弱连接处拉应力4.0 MPa 时，12@80 双层能满足中震弹性。

图12 中震下4层楼板应力云图（单位：MPa）Fig.12 Stress distribution in the fourth floor under moderate earthquakes（Unit：MPa）

参照文献［6］的设定，进行超长结构温度应力分析，计算温差取环境温差和收缩当量温差的不利叠加，徐变应力松弛折减系数取0.3，考虑微裂缝引起的弹性刚度折减系数0.85。上海地区基本气温最低-4 ℃，最高36 ℃，要求后浇带封闭时温度为15 ℃左右。因此环境温差取升温36-15=21 ℃、降温-4-15=-19 ℃。要求3 个月后封闭后浇带，混凝土3 个月收缩量约为极限收缩应变的60%，按王铁梦法［7］计算得到收缩当量温差为-13.5 ℃。因此，计算温差取升温21 ℃、降温-19-13.5=-32.5 ℃。

降温工况下，楼板最大拉应力出现在各层的长向，最大值随着楼层上升而减少。这是由于楼板的收缩变形受到竖向构件的侧向约束，上部楼层虽然长度更长，但侧向约束较小，温度效应反而较不显著。2 层、3 层楼面长向拉应力分别达到2.9 MPa、2.3 MPa，4 层及以上楼面最大拉应力在0.3～1.0 MPa。因此，在2 层和3 层长向150 mm 厚的板中布置UФS15.2 无粘结钢绞线，间距分别为450 mm 和500 mm，张拉参数同第3.3.3 节墙预应力筋，可以抵消约2.2 MPa 或2.0 MPa 的拉应力，可以确保在控制标准组合下（1.0 恒载+0.7 活载+1.0 降温），全截面拉应力均小于ftk（2.2 MPa）。其他区域楼板中震下已经得到加强，无需施加预应力就能抵抗温度作用。另外，通过添加聚丙烯抗裂纤维进一步提高混凝土的抗裂能力。

3.4.2 弱连接处楼板截面抗剪验算

提取弱连接处楼板在中震及大震工况下平面内剪力，按照《高规》计算截面剪压比，得到其最大值和出现的楼层，如表6 所示。从表中可以看出剪压比最大值出现在立面收进的起始层，且均小于1，能够满足中震弹性和大震不屈服下的截面抗剪要求。

3.4.3 竖向构件温度作用分析

对楼面构件，降温为不利工况；而升温是竖向构件的不利工况。是因为升温工况下，楼面对竖向构件形成向外的推力，与竖向荷载下结构整体外倾产生的内力不利叠加。经复核，升温工况对斜柱内力的影响较小，温度组合不起控制作用。

核心筒在温度工况下整体受弯，四个角筒墙肢拉应力较大，五个中筒内侧墙肢拉应力较小。中筒靠内侧墙肢底部最大拉应力约为0.3 MPa。四个角筒墙肢拉应力最大值出现在西北角筒的东南角墙肢底部，约为1.1 MPa。经复核温度组合下配筋小于多遇地震组合下配筋，温度组合不起控制作用。

3.4.4 钢连廊支座节点设计

钢桁架采用下弦支承的形式，支座搁置于框架斜柱外伸牛腿上，固定端采用抗震球形钢支座，滑动端采用铅芯橡胶隔震支座，平面布置位置详见图3。斜柱和牛腿设置钢骨增强延性，采取限位措施确保支座不脱落。支座节点如图13 所示。铅芯橡胶隔震支座橡胶直径为600 mm，橡胶总厚度为150 mm，其余性能参数详见表7。设置隔震支座有效释放了钢连廊的温度应力，温度下支座滑移量为9.4 mm，没有屈服。隔震橡胶支座可以抵抗风荷载作用，风荷载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动，显著减小了钢连廊对主体结构的影响，大震下最大相对位移66 mm，小于极限水平变位330 mm（有效直径的0.55 倍和橡胶总厚度的3 倍二者的较小值），满足规范要求。

图13 铅芯橡胶隔震支座节点示意（单位：mm）Fig.13 Schematic diagram of the lead-rubber isolation bearing（Unit：mm）

表7 铅芯橡胶隔震支座性能参数Table 7 Properties of the lead-rubber isolation bearing

4 结论

（1）本项目存在扭转不规则、凹凸不规则、楼板不连续、局部收进等不规则情况，同时具有超长、整体外倾斜柱等特点，是建筑形体复杂的超限高层建筑，采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构是可行的。

（2）采取抗震性能化设计方法，对结构进行合理的布置，对构件进行有针对性的加强，各项分析结果表明结构可以满足设定的性能目标，具有较好的抗震性能。

（3）对于整体斜柱结构，有必要增强楼面的强度和刚度，竖向荷载产生的面内应力不可忽视。竖向荷载可能引起墙肢很大的拉力，可以通过施加竖向预应力抵消。

（4）楼面施加预应力是抵抗超长混凝土结构温度收缩裂缝的一种有效措施。

（5）连廊结构可不参与主体抗侧力体系，但应确保大震下支座不脱落。