金桥现代产业服务园 (Ⅱ期) 位于上海市金桥出口加工区, 项目主要由地上A区 (15层办公楼) 、B区 (13层办公楼) 、C区 (13层办公楼) 、2层裙房及地下3层停车库组成。A区屋面标高为68.90m, B, C区屋面标高为59.10m, 地下室筏板顶标高为-13.80m。总建筑面积为165 845m², 其中地上建筑面积为102 295m², 地下建筑面积为63 550m²。A, B, C三区均采用防震缝分隔。因A区连廊位置比较高, 跨度大, 宽度随楼层变化, 且连接的层数也比较少, 故选A区分析。金桥现代产业服务园 (Ⅱ期) 建筑效果如图1所示。

　　 本工程为一类高层民用建筑, 其建筑构件的耐火等级为一级, 基本风压值W₀=0.55k N/m² (承载力取0.60k N/m²) , 地面粗糙度为B类, 风载体型系数取1.3。根据本次勘察地层资料, 按上海市工程建设规范《建筑抗震设计规程》 (DGJ 08-9—2013) ^[1]和国家标准《建筑抗震设计规范》 (GB50011—2010) ^[2]的规定, 场地的抗震设防烈度为7度, 设计基本地震加速度为0.10g, 设计地震分组为第一组, 场地特征周期为0.9s, 地基土属软弱土, 场地类别为Ⅳ类 (上海) 。

　　 A区办公楼为框架-剪力墙双塔连体结构, 其中左侧塔楼总长度为73m, 右侧塔楼总长度为70m, 均呈不规则四边形。两侧塔楼宽度方向上布置三榀框架, 两边跨跨度为7.4m, 中间跨框架跨度为8.4m, 总宽度约为25m。在中间榀区域布置剪力墙, 邻近的剪力墙相互组合近似构成筒体。同时为满足建筑功能要求, 塔楼局部存在大开洞的情况。结构标准层层高为4.5m。结构平面图如图2所示。

　　 结构在两塔楼中间区域8~15层设置连廊, 连廊部分跨度约为35m, 宽度为15.5m, 属于大跨连体结构。为满足建筑功能要求, 在连廊的9~14层设置大开洞。连廊结构剖面如图3所示。由于建筑要求, 不能在连廊下部设置斜向杆件, 为满足连廊整体刚度的要求, 在结构顶部机房层位置设置桁架支撑, 下部连廊结构下吊挂于顶部桁架。连廊与主体结构连接的部分采用刚接方式, 即连廊由顶部桁架及主体结构共同支撑。这样的构造相当于连廊由下部多层的空腹桁架和顶部的斜杆桁架共同组成的受力体系。由于空腹桁架的刚度小于斜角桁架, 因此可以减缓结构竖向刚度不连续的趋势。

　　 塔楼主体采用钢筋混凝土结构, 连廊部分采用钢结构, 与连廊直接相连及其邻近的梁柱采用型钢混凝土结构。为加强连廊与主体结构之间的连接, 对连廊及与连廊相邻的塔楼部分的板进行加强, 板厚为180mm。

　　 综合考察各项指标, 结构存在如下特点:1) 考虑偶然偏心的扭转位移比大于1.2, 属于扭转不规则;2) 首层开洞面积大于30%, 属楼板不连续;3) 9层及以上个别竖向构件不连续, 属构件间断;4) 首层部分竖向构件局部穿层;5) 带有连接体, 属复杂连接。

　　 按照《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[3] (简称高规) , A区办公楼剪力墙及框架抗震等级均为二级。结构抗震性能目标拟达到D级, 多遇地震、设防烈度地震、罕遇地震下的最低抗震性能水准分别为1, 4, 5。相应的结构构件性能水准如表1所示。

　　 分别采用SATWE和MIDAS Gen对结构进行内力计算。在有限元模型中, 梁、柱采用线单元, 剪力墙采用壳单元。采用CQC法进行分析并考虑偶然偏心作用, 结构阻尼比取0.04。主要计算结果见表2。由表2可知, SATWE和MIDAS Gen所得的计算结果偏差都在5%以内, 计算结果较为吻合。

　　 多遇地震下, 结构X, Y向最大层间位移角分别为1/1 252, 1/1 197, 满足高规框架-剪力墙结构层间位移角小于1/800的要求。首层剪力墙最大轴压比为0.24, 柱最大轴压比为0.71, 小于规范限值。

　　 采用T_g=0.9s的5条天然波和2条人工波 (分别为RH3TG090, RH1TG090, TH2TG090, TH3TG090, TH4TG090, SHW3, SHW4) 进行弹性时程分析。结果表明所选取7条地震波计算所得的结构基底剪力均大于振型分解反应谱法求得的基底剪力的65%, 结构基底剪力的平均值大于振型分解反应谱法求得的基底剪力的80%;振型分解反应谱法计算的结构基底剪力大于弹性时程分析法计算的平均值, 说明采用振型分解反应谱法计算能满足规范要求。

　　 设防烈度地震下, 不考虑风荷载组合, 将α_max调整到0.23, 中梁刚度放大系数改为1.4, 连梁刚度折减系数取为0.5, 周期折减系数取为1.0, 不考虑地震内力增大系数, 结构阻尼比取为0.04。

　　 设防烈度地震下的目标性能水准为性能水准4, 该性能水准要求在设防烈度地震下, 关键构件中混凝土部分满足抗弯不屈服及抗剪截面限制条件, 允许大部分框架梁、剪力墙连梁等耗能构件进入屈服阶段, 但构件的受剪截面应满足截面限制条件, 结构体系的损坏控制在稍加修复即可投入使用的范围以内。

　　 利用MIDAS Gen对连接体部分的主受力桁架的相关构件和与连接体相连的型钢柱进行承载力验算, 满足设防烈度地震下型钢柱弹性, 钢结构的应力比控制在0.8以下, 并满足局部稳定及整体稳定要求。型钢柱的轴压比控制在0.6以下;对连接体部分的非桁架主钢梁、竖杆、型钢混凝土梁 (主体部分) 进行承载力验算, 应满足抗剪弹性、抗弯不屈服的要求。X向和Y向最大层间位移角分别为1/576, 1/473。

　　 罕遇地震下地震最大影响系数参考推覆分析基底剪力调整, 特征周期按大震考虑。结构阻尼比取为0.06, 中梁刚度放大系数取为1.0, 连廊刚度折减系数取为0.5, 周期折减系数取为1.0, 不考虑风荷载、偶然偏心和双向地震, 考虑结构重力二阶效应, 连接体部分考虑竖向地震。

　　 罕遇地震下的目标性能水准为性能水准5, 该性能水准允许比较多的竖向构件进入屈服阶段, 并允许部分“梁”等耗能构件发生比较严重的破坏, 关键构件承载力仍需满足“屈服承载力设计”的要求, 同时使结构整体及各个构件的总变形及非弹性变形 (位移) 控制在可接受的范围之内。

　　 根据高规3.11.4节, 高度不超过150m的高层建筑可采用静力弹塑性分析方法。本工程采用MIDAS Gen进行Pushover分析以评估结构在罕遇地震下的性能要求, 采用FEMA-273和ATC-40所建议的方法评价结构是否达到所设定的目标。在采用MIDAS Gen进行Pushover分析时, 对于钢筋混凝土构件, 根据构件内力调整各构件的配筋。

　　 本文对塑性铰的定义依据FEMA-237铰。对于钢筋混凝土塔楼范围内的各框架梁和连梁以及型钢混凝土梁设置了弯矩铰+剪力铰 (M_yM_z铰+Z向剪力铰) , 在框架柱及与连接体相连的型钢混凝土柱端设置了 (轴力相关的) 弯矩铰+剪力铰 (PMM+Y, Z向剪力铰) , 在钢筋混凝土墙体中设置了 (轴力相关的) 弯矩铰+剪力铰 (PMM铰+Z向剪力铰) , 连接体钢结构部分的主钢框架梁设置了 (轴力相关的) 弯矩铰+剪力铰 (PMM铰+Z向剪力铰) , 以上构件塑性铰的骨料曲线类型为FEMA-237铰模型;连接体钢结构部分的钢框架竖杆与斜杆设置了轴力剪切铰 (X向轴力铰+Y, Z剪力铰) , 其塑性铰的骨料曲线模型为二折线模型。

　　 罕遇地震下结构的最大层间位移角不应大于1/100。A, B, C区均做大震阶段静力弹塑性分析及构件验算, 另对A区补充进行大震动力弹塑性分析。

　　 利用Pushover分析方法得到的结构罕遇地震下的层间位移角曲线如图4所示。由图4可知, 结构在罕遇地震下的X向最大层间位移角为1/283, Y向最大层间位移角为1/224, 满足1/100的限值要求。

　　 为判断塑性铰出铰顺序是否符合预期, 关键构件能否得到保证耗能构件能否发挥耗能作用, 参考美国规范FEMA-356^[4], 构件弹塑性评价准则见图5。经过Pushover分析得到的结构塑性铰分布见图6。由图6可知, 在性能点时少部分墙肢出现塑性铰, 均在IO点, 极少量连梁梁铰超过CP点, 进入CD点。由推覆步骤可知, 发生破坏的连梁弯曲破坏先于剪切破坏, 符合强剪弱弯的原则。底部加强区少量剪力墙在弱轴方向出现塑性铰, 其他均处于AB段。角柱及与连接体相连的型钢混凝土柱, 型钢混凝土梁和钢结构连接体部分均未出现塑性铰。

　　 A区办公楼属于高位连体结构。由于连接体会使与其相连的塔楼在地震作用下相互作用, 从而改变结构的动力特性, 使连体结构的动力特性与普通单体结构的动力特性有显著不同。对于高层连体结构, 采用的主要处理方法^[5]有:1) 采用弱连接, 设置滑动支座或隔震支座;2) 采用强连接, 令连接体构件与塔楼构件刚性连接, 并加强相关部位;3) 采用阻尼连接, 即在连接体结构中使用阻尼原件, 起到耗能减震作用。高规推荐采用强连接方式, 因此两塔楼之间的连廊采用强连接的方式。连接体与塔楼典型的连接节点如图7所示。

　　 利用SATWE分别计算单塔和整体结构的前6阶自振周期, 计算结果如表3所示。由表3可知, 虽然左右两侧塔楼的前3阶周期均为平动, 但是由于两侧单塔的结构平面造型不规则, 其第1阶周期和第3阶周期的扭转分量都较大, 容易造成较大的扭转效应。而第4阶周期为扭转周期, 但是也有较大的平动分量参与。因此对于单独的两个塔楼, 平面不规则控制并非十分理想。总体结构中, 1, 2, 4, 5阶周期均为平动周期, 且平动分量均达到0.9以上。因此可以发现, 两塔楼之间连廊的存在, 结构整体的动力特性有较大影响, 对结构整体的扭转起到控制作用, 对结构在地震工况下的受力情况有利。图8为单塔与整体结构的层间位移角曲线, 可以发现, 整体结构的层间位移角曲线明显小于两个单塔的层间位移角曲线。因此, 连廊的布置对于控制塔楼的侧向位移也起到控制作用。

　　 图9为连廊性能点的塑性铰情况, 由图9可知, Pushover分析的性能点出现时, 所有的钢斜杆与竖杆均处于基本弹性状态, 符合大震不屈服性能设定。

　　 再对比不同分析步下的连廊腹杆、连廊竖杆内力, 发现这些构件的内力随着侧向力的增大而增大, 但是每步的增幅很小 (<1%) , 可以看出其内力主要由竖向荷载控制。主梁两端弯矩不断加大, 前3步每步增幅约为6.4%, 但是可以计算得到第5, 6, 7步时增幅减小, 分别为5.7%与5.4%。由此可知, 塔楼一定数量的构件进入塑性, 并承担大部分地震力, 在一定程度上减少了钢结构构件的地震影响。

　　 斜杆与上弦杆采用刚性焊接连接, 上、下弦杆和斜杆均为焊接工字钢, 考虑到腹板处局部应力状况复杂, 采用有限元软件对其进行验算, 分析采用壳单元。经过多次试算后发现, 取最大内力包络值, 反而结果偏于不安全, 结构应力值f₁与f₂的差值亦是影响节点板应力的关键因素, 取最不利荷载组合进行验算, 节点分析结果如图10所示。由图10可知, 上、下弦杆K形节点在三向杆件交点处的腹板应力均比较大, 上弦杆节点局部应力达到309.6MPa, 下弦杆节点局部应力达到298 MPa, 小于结构强度允许应力315 MPa且衰减极快, 故满足大震弹性的性能目标。另外, 在分析过程中发现按照标准节点做法, 斜杆工字钢腹板处的局部应力过大, 故此节点进行了一些小改动, 使用一块35mm厚的钢板焊接在两根工字钢斜杆的翼缘中心位置, 使得斜杆腹板应力得到显著减小, 减小幅值达25%。

　　 (1) 通过小震、中震和大震的分析, 结构受力性能良好, 结构各项性能指标满足各项规定的要求。

　　 (2) 对于高层连体结构, 单塔与整体结构的受力性能有较大差距。连接体结构的存在使单塔结构之间相互作用, 从而改变单塔结构的受力性能。通过优化连廊结构布置, 能够使结构的受力形态趋于合理。

　　 (3) 计算结果表明, 金桥现代产业服务园 (Ⅱ期) A区办公楼结构体系的选择、计算程序的选用及结构构件的布置满足结构抗震设计的要求。