广州广商中心办公楼 (简称广商中心) 位于广州市番禺区琶洲岛中部, 珠江南岸, 项目北侧为双塔路, 东侧为海洲路, 南侧为琶洲南大街, 西侧为规划道路。广州广商中心地上建筑面积为17.7万m², 地上共61层, 塔楼冠顶高度为375m, 结构屋顶高度为338m。地下室建筑面积为3.3万m², 共5层。建筑效果图如图1所示。塔楼平面外轮廓尺寸约为57m×49.5m, 长边沿东西向, 短边沿南北向。

　　 塔楼采用钢结构。根据《高层民用钢结构技术规程》 (JGJ 99—2015) ^[1] (简称钢高规) 规定, 带支撑钢框架结构在7度区的高度限值为240m, 故塔楼属于高度超限的结构, 在初步设计阶段进行了超限高层建筑工程抗震设防专项审查。根据目前国内外钢结构的项目统计情况, 本项目完工后, 将成为中国最高的钢结构超高层建筑, 以及世界最高的筒体偏置布置的钢结构建筑。

　　 塔楼的建筑面积超过8万m², 抗震设防类别为重点设防类 (乙类) , 结构安全等级为一级, 地基基础设计等级为甲级。抗震设防烈度为7度^[2], 设计基本加速度为0.10g, 设计地震分组为第一组, 场地类别为Ⅲ类, 场地特征周期为0.45s, 小震阻尼比取0.02。

　　 50年一遇基本风压为0.50kN/m², 场地地面粗糙度为C类, 由于塔楼高度很高, 塔楼角部为圆角, 业主聘请了广东建筑科学研究院进行了风洞测试。由于塔楼体型整体较规整, 风洞测试结果与规范计算结果基本一致。

　　 塔楼结构体系为偏置筒体带斜撑巨型框架钢结构。由于建筑布置的需要, 建筑核心筒被布置在塔楼平面的西侧。为最小化塔楼结构的刚度偏心以及偏置核心筒所产生的扭转效应, 核心筒采用钢结构抗弯框架的结构形式, 见图2。核心筒与邻近办公区域的交界面采用具有优良抗震延性的钢结构偏心支撑框架。机电管道可从偏心支撑的耗能梁下通过, 从而较好地实现了与机电专业的协调。

　　 塔楼的北面、东面及南面采用巨型框架, 共8根巨柱布置在办公区的4个角, 沿塔楼高度有2道带状桁架与巨柱一起形成巨型框架体系。办公区域的4根内部框架柱在第7层楼面处向角部倾斜, 在第4层楼面处分叉成两根斜柱, 与角部8根巨柱在地面层相连接, 这使得首层内部形成一个42m×46m的大跨度无柱空间。另外, 在塔楼的北、东、南立面上布置巨型斜撑 (简称巨撑) 以增强这3个面的侧向刚度。巨撑与普通框架和带状桁架不在同一个面内, 从而避免了重力荷载直接传递到巨撑中。位于角部两个巨柱之间的钢梁在地震作用下将发挥类似于偏心支撑耗能梁的“保险丝”的作用, 如图3所示。结构外围巨柱间的抗弯框架采用钢梁及钢柱;角部巨柱采用钢管混凝土柱, 在地震作用下有良好的延性, 其较高的刚度也有利于提高塔楼整体结构效率。

　　 巨撑外框、内框、偏心支撑框架以及偏置筒体框架协同作用, 将竖向及水平荷载传至基础, 进而通过筏板和嵌岩桩传至地基。

　　 塔楼中的钢管混凝土巨柱以及其他钢管混凝土柱的混凝土强度等级在底部为C80, 上部为C70～C60, 钢板采用Q390GJ和Q390钢材。巨型斜撑、偏心支撑框架的支撑、大多数带状桁架构件采用Q390GJ钢材, 带状桁架部分弦杆采用Q460GJ钢材, 偏心支撑框架的钢梁采用Q345GJ钢材, 大跨度主框架梁采用Q345GJ和Q390GJ钢材, 钢次梁采用Q345钢材。组合楼板中混凝土强度等级为C30, 钢筋采用HRB400。

　　 塔楼东面、南面及北面为带巨型钢斜撑的巨型框架。两道带状桁架分别位于第4～6层 (图4) 以及34～35层的机电楼层。两道带状桁架的上下弦杆采用了Q460GJ高强度建筑用钢。巨柱为长方形钢管混凝土柱, 底部截面尺寸为4 000×2 000 (核心筒侧巨柱截面尺寸为2 800×2 600) , 巨柱截面沿高度逐渐减小, 到45层为1 900×900, 45层以上到屋顶巨柱采用箱形钢截面, 由1 900×900逐渐减小到 1 900×600。维持1 900mm的长边边长主要为巨撑的节点连接考虑。普通框架柱直接采用普通箱形钢柱, 截面从第4层的□1 200×800到中部带状桁架 (34～35层) 下逐渐减小为□1 200×500, 35层以上为□1 200×800, 到屋顶层逐渐减小为□700×500。巨撑与外框和带状桁架不在一个平面内, 但外框与巨撑都与长方形巨柱相连。这样既使得巨撑避免直接承受楼板的重力荷载, 又使巨柱和巨撑有可靠连结, 形成巨型斜撑体系, 提高塔楼侧向刚度。为减少巨撑的平面外计算长度, 同时提高塔楼整体稳定性, 在楼层平面内设置水平支撑将巨撑与楼面系统进行连接, 为巨撑提供水平约束, 但放松竖向位移, 如图5所示。结构下部巨撑截面为□1 500×1 200, 到顶部逐渐减小为□600×600。

　　 塔楼东侧为约42m×46m的办公空间, 中间有4根圆形钢管混凝土柱, 间距15m, 这将办公区分割成9个15m×15m大面积开阔空间。圆形钢管混凝土柱截面从第7层的ϕ1 900, 逐渐收缩到顶部的ϕ750。这4根柱子在7层楼板时开始转折倾斜, 在第4层楼板处分叉, 再倾斜向下延伸到地面层与巨柱底部相交, 如图6, 7所示。在第7层和第4层设有平面内支撑系统。在倾斜段, 圆形钢管混凝土柱转换为方形截面, 这样使得在底部与长方形巨柱相交的节点设计变得更容易^[3]。在各典型楼层, 与中间柱相连的框架钢梁为400×800的组合工字钢。

　　 位于偏置筒体和办公区域交界面的框架, 中间3跨采用偏心支撑钢框架。整个塔楼沿高度分布有17个避难夹层, 为了使得含有夹层的楼层 (总层高6.8m) 从偏置筒体侧的电梯大厅进入办公区域时有整层的通高, 在这17层有夹层的位置, 偏心支撑框架的支撑按两层布置, 但夹层标高处不设置耗能梁。为了弥补该处刚度的损失, 同时也为避免该层偏心支撑的连接角度太小, 此处设置了夹层立柱, 见图8。

　　 偏心支撑框架柱在结构下部为截面2 000×1 150的长方形钢管混凝土柱, 到结构顶部逐渐收缩为1 100×800。偏心支撑框架中典型的支撑为400×400的工字钢, 钢板厚度沿塔楼高度逐渐减薄。偏心支撑耗能梁的高度经与建筑协商后, 根据建筑要求在不同楼层采用不同梁高, 梁高范围为750～900mm。

　　 偏置筒体的框架按抗弯钢框架考虑。与塔楼的巨撑框架以及偏心支撑框架相比, 偏置筒体框架对塔楼整体刚度的贡献非常有限。之所以将这部分框架按抗弯框架考虑, 一方面是避免偏置筒体处由于侧向刚度过弱导致平面内变形过大, 另一方面是基于抗连续倒塌设计的考虑。

　　 偏置筒体的柱为长方形钢管混凝土柱, 截面从底部的2 000×500收缩到上部的500×500, 抗弯框架梁为650～800mm高的工字梁。

　　 楼盖体系采用钢梁加闭口式压型钢板组合楼板, 混凝土为常规C30混凝土。闭口式压型钢板组合楼板无需额外处理即可提供合适的耐火时间。压型钢板的厚度以及跨度将在施工图设计中进行选择, 以便施工时不需临时支撑。本项目楼板防火时间按2h考虑, 典型办公层楼板厚度125mm, 机电层上下采用200mm厚楼板, 有利于机电层的隔声。

　　 需要指出的是, 笔者团队在进行美国钢结构超高层设计时, 为节约综合成本, 轻质混凝土组合楼板是常用楼板。在本项目设计过程中, 虽然也尝试采用这种楼板, 但经调研, 国内轻质混凝土当前的成本偏高, 且在高层结构中的应用不多。最终还是采用了普通混凝土组合楼板。

　　 塔楼高度超限较多, 按照钢高规以及《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》 (建质[15]67号) , 综合考虑了结构性能化抗震设计, 明确了结构整体和各构件的抗震性能目标, 见表1。塔楼构件设计主要为风荷载控制。

　　 风荷载作用下结构最大层间位移角限值按钢高规的1/250控制。风洞测试得到的10年一遇风荷载作用下的风致塔楼顶部加速度不应超过钢高规的限值0.28m/s², 加速度验算时, 塔楼阻尼比按1%控制。

　　 根据超限审查的要求, 塔楼的整体结构计算采用了ETABS和SATWE两种软件, 模型中钢框架梁按钢高规第6.1.3条考虑了钢筋混凝土楼板对钢梁刚度的增大作用。与钢管混凝土柱相连的钢梁考虑梁节点刚域。塔楼的动力分析质量源按《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[2] (简称抗规) 定义, 结构分析考虑了重力二阶效应。本文弹性分析结果为ETABS模型的计算结果。

　　 塔楼结构第1～3阶自振周期分别为7.74, 7.62, 3.70s (表2) , 前2阶振型为平动, 第1阶扭转周期和第1阶平动周期的比值为0.47, 小于规范的限值0.85。由于塔楼为偏置筒体布置, 在整个结构体系中, 东、北、南三面巨撑框架以及西侧的偏心支撑框架的刚度很好地进行了协调, 根本解决了偏置筒体结构扭转周期和扭转位移比偏大的技术难题。在项目的周期和位移的优化中, 采用了SOM自行开发的程序, 这使得塔楼在目标位移角和周期下, 用钢量得以最小化。这对钢结构的成本控制十分关键。

　　 塔楼整体振型分析的结构有效质量参与系数达到了99%。

　　 小震和风荷载作用下结构底部剪力和倾覆力矩如表3所示, 虽然处于7度地震区, 由于塔楼较高, 风荷载成为工程的主要控制荷载。风洞试验测得的风荷载与规范风荷载非常接近, 设计中采用风洞试验的风荷载结果。

　　 小震及风荷载作用下的楼层剪力分布如图9所示, 塔楼基本为风荷载控制。小震作用下, 计算的底部剪重比大于规范规定最小剪重比的0.8倍, 但结构剪重比不完全满足规范最小剪重比的要求, 需要对楼层剪力进行放大, 以满足承载力要求^[1]。

　　 如图10所示, 与小震作用相比, 风荷载作用下的层间位移角是结构设计的主要控制因素。钢高规规定钢结构的层间位移角的限值为1/250, 笔者团队综合评估了塔楼在风致加速度下的舒适度控制、建筑幕墙节点设计等方面, 在结构构件不增加用钢量的前提下, 将塔楼的层间位移角控制在了经验限值1/400以内。

　　 塔楼的变形为风荷载控制, 在50年一遇风荷载作用下塔楼顶部位移X向为500mm, Y向为520mm (图11) 。塔楼由于有巨撑以及偏心支撑框架加强侧向刚度, 同时巨撑沿塔楼周边布置, 偏心支撑也靠近塔楼西端, 这种布置方式可有效提供塔楼的抗扭刚度。扭转位移比的验算 (图11) 表明, 除了塔楼底部有少数楼层扭转位移比结果超过1.2但小于1.5之外, 大部分楼层的扭转位移比结果都小于钢高规一般不规则限值1.2。

　　 小震时程分析采用2组人工波和5组天然波, 时程波的挑选满足抗规对时程计算得出的底部剪力与振型分解反应谱法 (CQC法) 结果的相关百分比控制要求。通过7组时程波楼层剪力的平均值与CQC法楼层剪力的对比, 在塔楼上部, 弹性时程分析结果比CQC法结果稍大, 如图12所示, 体现了高柔结构高阶振型对鞭梢效应的影响。结构设计时根据7组时程波楼层剪力的平均值, 在CQC法楼层剪力的基础上将内力值进行放大调整, 进行构件的强度验算。

　　 塔楼为偏置筒体布置, 偏置筒体为钢框架结构, 巨撑基本布置于塔楼周边, 这与核心筒中置的钢筋混凝土框架-核心筒或钢支撑框架-核心筒等常规中心筒体加周边框架的双重抗侧力体系有很大不同。因此, 钢高规按25%塔楼底部剪力 (0.25V₀) 和1.8倍框架最大楼层剪力 (1.8V_fmax) 较小值来控制外框架的措施, 本项目不能简单套用。

　　 按超限审查专家组的观点, 多道防线的考虑中, 巨撑为第一道防线, 8根巨柱为第二道防线, 偏心支撑耗能梁以及巨柱间的框架梁在大震下会先行屈服进行耗能。因此, 专家建议, 按0.25V₀对8根巨柱的剪力放大, 采用放大后的巨柱剪力进行抗震验算。图13所示为小震作用下8根巨柱和包括巨柱在内所有柱的剪力分布。上述针对巨柱的设计剪力调整, 明显提高了大震时塔楼支撑框架在刚度退化内力重分布条件下的安全储备。

　　 非线性施工分析以设计团队所建议的实际施工顺序为基础。基本的施工假定为:1) 塔楼出地面以后, 逐层往上施工。在完成第一道巨撑所跨的所有楼层施工后, 进行第一道巨型斜撑的焊接安装, 同时安装巨撑在各层的平面内约束支撑。2) 继续施工第二区段 (每个巨撑对应的数层为一个区段) 的各层。等第二区段各层施工完毕后, 安装第二道巨撑及相应各层平面内支撑。3) 第三区段及第四区段的施工类似。4) 安装34～35层的带状桁架, 桁架跨中下侧33层的2根外框中间柱先不安装。5) 按第2步的同样步骤完成第五区段一直到冠顶的施工。6) 安装33层中第4步未安装的柱。上述的安装步骤, 比较好地控制了两道带状桁架的重力承担比例。此外, 桁架构件也比较统一, 都在可设计施工范围内。

　　 在设计过程中, 设计团队将顶部的元宝形冠顶设置成开孔率40%左右的开孔冠顶, 这有效降低了冠顶的风荷载, 同时也能减小塔楼顶部的风致加速度。塔楼为钢结构, 在进行10年重现期下的风致加速度的风洞测试时, 结构阻尼比采用1%。设计团队在设计过程中, 多轮更新优化塔楼的周期和刚度, 风洞团队多轮更新计算加速度结果以供设计团队决策。最终方案在塔楼刚度、周期、用钢量以及风致加速度结果中取得一个较好的平衡。

　　 测试得出的结构屋顶加速度如表4所示。测试结果满足钢高规对于10年一遇风荷载引起的顶部楼层加速度的限值0.28m/s²要求。

　　 办公区的内框4个中间柱在第7层开始向外倾斜, 在第4层分叉成8个倾斜柱, 在地面层与8根巨柱底部相连接, 将底层中部架空, 从而形成一个类似于巴黎艾菲尔铁塔的底部大跨度空间, 这个42m×46m无柱空间被用作城市公用空间, 对提升整个区域的建筑空间品质意义重大。这些倾斜柱将内部柱的荷载直接传至巨柱底部, 传力途径直接。7层处倾斜柱的重力荷载的水平分量将以水平推力的形式由下部倾斜柱传至地面层的平面内支撑。

　　 在重力荷载工况下, 第7层4根中间柱的荷载基本相等, 在倾斜拐点处的水平分力相互抵消, 4根中间柱间的框架梁及平面内斜撑在此工况下处于受压状态。在活荷载不平衡布置、风荷载或地震作用等工况下, 4根中间柱的竖向轴力不相等, 各自在第7层拐点处产生的水平分力并不能完全平衡抵消。这些不能被平衡掉的水平力会形成剪力, 通过周边的巨撑和倾斜柱本身传递到地面层。另外, 外框巨撑的第一处转折就设于第7层, 与中间柱的折点位于同一楼层, 底部第一道带状桁架的上弦杆也位于第7层, 第7层设有平面内支撑以传递内框中间柱以及外筒巨撑之间的剪力。这样就使得外框的部分剪力可通过第7层平面内支撑系统传递到侧向刚度较大的中间4根倾斜柱, 进而传递到地面层, 保留多道传力路径。第7层平面内的构件按关键构件考虑。

　　 地面层为钢筋混凝土楼板系统, 为避免低估地面层平面内支撑 (图14) 的钢构件的内力, 平面内钢支撑构件设计时, 忽略楼板刚度。同时在重力荷载工况的计算中, 巨柱在地面层处只设竖向约束, 并忽略塔楼地下室以外部分, 所有倾斜柱的重力水平推力完全由地面层的平面内支撑抵消。地面层的平面内支撑也按关键构件来设定其抗震性能目标^[4]。

　　 为使地下室的结构施工更加简单, 也为了便于与建筑布置协调, 塔楼上部的钢巨撑到地面层以后不再往地下室延伸。取而代之的是在地下室靠近巨柱的位置设置剪力墙, 如图15所示。地面层位于巨柱间的拉梁被加强, 按型钢混凝土梁考虑。

　　 每个面上的剪力墙总长度至少为14m (厚度800mm) , 不论是从地下1层的嵌固刚度要求考虑, 还是从抗剪承载力要求考虑, 所设置的墙肢都满足要求。

　　 这些与巨柱相连的钢筋混凝土剪力墙, 主要目的是承担斜撑的部分水平剪力, 因此需要在靠近巨柱的端部设置施工后浇带, 以避免过多的重力荷载通过巨柱传递到剪力墙中。虽然这些剪力墙可以百分百抵抗巨撑的水平分力, 但实际的情况是, 这些水平分力会通过地面层的钢筋混凝土梁板系统传递到地下室周边, 因此所有地面层的梁的设计也考虑了轴力的影响。

　　 在7层以上以及在刚度较大的巨撑之间, 柱的边界条件复杂, 有效计算长度的分析计算难度较大。不同于传统巨柱框架-核心筒加带状桁架的结构体系, 核心筒为主要侧向刚度来源;本项目中, 由巨柱和巨撑所形成的沿竖向的三角巨型桁架为整个塔楼侧向刚度的主要来源, 因此采用核心筒加框架系统的传统屈曲分析方法需要相应改进。笔者团队使用ETABS对7层以上6个区域内的巨柱进行了线弹性屈曲分析。塔楼被分成了若干区域以降低计算的复杂程度。同时也考虑了分析区域以上及以下巨型斜撑所带来的影响, 以尽可能精确地模拟巨柱端部支撑情况。在ETABS中, 通过在巨型柱顶端加载, 得到了巨型柱屈曲模数和屈曲临界荷载。然后根据欧拉公式反推出巨柱的有效计算长度。

　　 如图16所示, 以区域4的巨柱整体屈曲研究为例进行介绍。在进行区域4的巨柱屈曲分析时, 区域5及区域3的构件被保留以确保考虑上部及下部构件对巨柱的约束刚度。楼层荷载在区域4和区域5保留, 上部塔楼的累积荷载施加在区域4顶部。分析模型在区域3底部刚接。根据以上模型, 计算出区域4的X向屈曲模数为16.3, Y向为13.7, 根据X向和Y向的整体屈曲模数分别按欧拉公式反推巨柱计算长度。

　　 设计团队采用通用有限元软件STRAND7对多个关键节点进行了有限元应力分析。混凝土采用四面体实体单元模拟, 钢板采用三点或四点壳单元模拟。在构件的每一个边界断面上, 采用刚性连杆施加轴力、弯矩和剪力, 这样可以使力传递到断面所有的节点上。应力分析涵盖了风荷载组合、中震弹性组合及大震不屈服组合下的控制工况。

　　 图17 (a) 所示为角部巨柱在地面层与巨撑以及中间倾斜柱的交接节点。钢管混凝土巨柱节点区内的加劲肋根据中国规范体系以及SOM的工程经验进行了多轮优化, 确保在保证节点传力途径清晰可靠的前提下, 尽量控制加劲肋的数量和间距。在超限审查过程中, 有专家提出节点区加劲肋的缝隙较多, 在实际混凝土的浇筑和振捣过程中, 可能无法完全保证整个节点区内所有空隙都充满混凝土。为考虑此现实情况, 笔者团队根据以往经验, 将节点区内的混凝土定义为非线性混凝土材料, 并采用典型的混凝土四面体单元, 大部分混凝土四面体单元考虑0.7的刚度折减, 对与钢筒和钢加劲肋直接接触的混凝土四面体单元按0.2的刚度折减考虑。钢材的屈服准则按von Mises屈服准则, 混凝土的三维应力屈服准则按Mohr-Coulomb准则。分析表明, 节点满足中震弹性的性能目标。

　　 在基于性能的抗震设计中, 能够通过大震弹塑性时程分析评估塔楼各抗侧力构件的变形及屈服情况。塔楼结构应有小震不坏、中震可修、大震不倒的抗震能力。塔楼大震非线性时程分析采用在有限元软件PERFORM-3D, 考虑了几何非线性和材料非线性。构件破坏准则采用了美国FEMA 356^[5]以及ASCE/SEI 41-13^[6]所建议的标准, 层间位移角的控制按抗规执行。

　　 梁柱等构件采用带弯曲塑性铰的杆单元, 塑性铰按三折线假定, 柱的屈服定义按P-M_x-M_y三维承载力屈服面考虑。巨撑以及偏心支撑框架中的支撑按非线性杆单元模拟。偏心支撑框架中的耗能梁按照FEMA 356的推荐参数定义剪切塑性铰和弯曲塑性铰。钢管混凝土柱的承载力按照《钢管混凝土结构技术规范》 (GB 50936—2014) ^[3]计算, 考虑了钢管对混凝土材料的约束效应, 变形限值参考FEMA 356中的相关规定。大震时阻尼比按Rayleigh阻尼定义, 考虑到塔楼设计基本为风荷载控制, 经多轮试算, 在7度大震下屈服构件数量并不多, 最终确定阻尼比取3%。经校正后, 弹塑性整体分析模型的质量及周期振型等信息与弹性ETABS模型吻合得非常好, 确保了模型的可靠性。

　　 地震时程波采用了2组天然波和1组人工波, 将时程波的加速度峰值按照大震的加速度控制要求进行了调整。塔楼结构在大震下的性能评估通过对结构整体性能和杆件变形性能两个方面来进行。塔楼的结构整体大震性能评估涵盖了弹塑性层间位移角、弹塑性底部剪力和弹性分析底部剪力对比、塔楼顶部位移、底部剪力时程曲线等方面。构件的评估从构件的承载力复核、屈服模式以及塑性变形程度等方面来进行综合评估。大震弹塑性时程分析3组时程波作用下, 结构整体在X, Y向层间位移角的分布情况见图18, 均满足规范限值1/50的要求。

　　 塔楼的构件性能基本为风荷载控制, 因此在按广州7度大震进行的弹塑性时程分析中, 偏心支撑框架的耗能梁、巨柱间的角部耗能框梁以及其他部位的抗弯框架梁都只有小范围的屈服, 其他关键构件都维持不屈服, 满足设定的大震性能目标。为进一步了解塔楼构件的屈服顺序以及大震下的安全储备, 进行了8度大震下的弹塑性时程分析, 耗能构件大范围进入了塑性并耗能, 地震能量被消散掉, 极少数关键构件屈服进入塑性, 塔楼整体抗震性能表现依然良好, 如图19所示。8度大震下的构件屈服顺序为:偏心支撑框架的耗能梁→周边框架梁 (主要为巨柱间框架耗能梁) →偏置筒体的框架梁→偏心支撑框架的支撑→外框框架柱→巨撑→巨柱→带状桁架。

　　 塔楼大震下的表现符合之前制定的大震性能目标。

　　 (1) 广商中心塔楼采用偏置筒体布置, 通过周边巨撑的布置以加强侧向及扭转刚度, 扭转效应得到了有效控制。偏置筒体和办公空间交界处的框架中采用偏心支撑框架, 既有利于与建筑及机电专业的协调, 也加强了该处的抗侧刚度。

　　 (2) 下部和中部的两道周边带状桁架适当采用了Q460GJ高强度钢, 便于控制钢板厚度, 简化施工。

　　 (3) 7层以下中间柱的倾斜转换结构设计, 考虑了最不利活荷载的布置, 并且其抗震性能目标适当提高。

　　 (4) 巨柱和巨撑不在同一平面内, 巨柱的设计考虑了屈曲分析下得出的计算长度。巨撑在大部分楼层都考虑了平面内支撑的约束, 但放松了竖向的约束, 尽量避免了楼面的重力荷载传递到巨撑上。

　　 (5) 复杂节点的有限元分析考虑了材料非线性, 并根据经验考虑了混凝土在节点浇筑不实情况下的刚度折减。分析表明, 节点满足设计要求。

　　 (6) 大震弹塑性分析表明塔楼结构设计符合专家认可的抗震性能目标。