上海国际航空服务中心裙摆式幕墙钢结构设计<sup>*</sup>

上海国际航空服务中心[1]项目位于上海龙华的航空服务产业集聚区基地中，项目是相邻地块上两座平行的双子座大厦和附属楼宇(图1)。本文主要通过介绍东侧X1地块的东塔楼幕墙钢结构设计来阐明设计思路。X1地块上建筑分布为：北侧有航材供应X-1A楼，南北之间有部分下沉式广场，南侧西面是超高层的航务X-1B塔楼。X-1B超高层塔楼形状趋于五边形，39层独立单体，底部三层带有外扩附属裙房，塔楼东面有3层附属裙楼与塔楼上部主体完全脱开，地下室有三层，为停车设备区域。地面以上总面积约为139 000 m2，地下总面积约为99 000 m2。塔楼外框架基本柱距为9.6 m；标准层层高4.3 m；首层层高8.0 m；2层5.5 m。幕墙设计区域投影面积为4 635 m2; 设计区域展开面积为10 770 m2。

塔楼的幕墙从西向东覆盖裙房并延伸到附属群楼顶部。幕墙上部分竖直方向连接塔楼主体结构，下部分水平方向覆盖整个裙楼顶部。从整体效果来看，幕墙将塔楼与裙楼以自然曲面的方式联系在一起。建筑设计过程中采用了参数化整体建模，将区块做法进行了统一，凸显了建筑的一体化效果。本次幕墙结构的设计区域为图2中网格对应的钢结构部分，为体现建筑的相关要求，配合幕墙进行该区域结构方案的设计与计算，采用与幕墙分割相一致的结构受力体系，结构将采用不设缝的结构形式。

2 建筑结构布局

2.1 结构体系的比较与确定

钢结构幕墙设计由上海创盟国际袁烽教授的数字化设计团队提供建筑方案、谢亿民院士的结构设计团队进行建筑结构设计。随着参数化建模和有限元弹塑性分析手段的不断发展，大跨度自由曲面结构的设计已经逐渐精细化和成熟化。近年来国内一些有代表性的钢结构项目当中，经常可以看到大跨度自由曲面的优秀作品，例如上海世博轴阳光谷、上海植物园，吕梁体育馆、凤凰传媒中心等[2-5]，作者团队也曾经设计了面积为27 000 m2的第八届中国花博会主场馆的铝合金飘篷[6]。大跨度自由曲面的幕墙结构是近年来的新兴方向，比较典型的有深圳宝安机场、珠海横琴网球中心、乐清体育馆等[7-9]。对于此类支撑结构，为确保整体结构具有足够的强度、稳定和刚度来承担所有的作用荷载，保证结构正常使用，其网格划分应更加精细，节点设计更为合理，并且通过有限元方法对曲面结构整体和关键构件做更仔细的分析。

本项目的大跨度幕墙钢结构体系与传统的幕墙设计有较大的区别。传统的幕墙结构体系，物理位置一般在建筑结构表面，结构体系依托于建筑结构本身的体系，或者在建筑结构表面的子框架内。本项目的建筑结构有两个主要特点：1)由于与建筑表面一体化设计，整体与建筑形成了较强的连接，必须结合建筑结构本身来进行分析，并且在整体网格划分方面，不但要考虑自由曲面本身的网格，还要考虑建筑的模数。2)从物理位置来看，竖直方向部分的幕墙与建筑较贴近，但是向水平延伸以后形成了一个与建筑本身数米远的独立钢结构，并且需要采用独立的竖向支撑体系，这是与传统幕墙设计不同的一个鲜明特点。在比较了现有工程技术的成熟经验，并结合本项目本身的特点，确定整体结构的选型为一种树形柱，即为自由曲面空间桁架钢结构体系(图3)。下面主要从整体结构支撑体系、主桁架(即空腹桁架)和次梁选型、树形柱和楼面支撑系统、平面拉索体系、连接节点几个部分展开详细论述。

2.2 整体结构支撑体系

为满足建筑效果和构造要求，主楼至裙楼之间采用不断缝的结构方案，幕墙钢结构竖直方向塔楼外伸撑杆与塔楼相连，水平部分通过树形分叉柱与主体相连。针对前期建筑团队已经参数化设计的自由曲面，采用Grasshopper软件对曲面进行了网格划分，确定了沿着曲面延伸方向空腹桁架的主方向和垂直于曲面延伸方向的次梁方向，并保证了两个方向在每个网格上规范合理的间距(1 m)。从受力体系上来看，幕墙屋盖采用图3b所示单向空腹桁架作为主要水平受力体系，桁架间设置方管次梁(图3c)使幕墙荷载传递到主桁架。空腹桁架下部与分叉柱(图3d)采用固定支座或铰接销轴支座进行连接，通过支座将力向下传递。在塔楼区域，空腹桁架通过楼面撑杆与塔楼主体结构相连形成整体。此外，为了保证裙摆中段部分的刚度，裙摆屋面设置交叉拉索，以保证裙摆钢结构平面内刚度，如图3e所示。幕墙材质采用聚碳酸酯板，布置方式采用创新的鳞片状布置，既为屋面带来独特的层次感，又可以起到遮蔽次梁的效果。

2.3 主桁架和次梁选型

空腹桁架和次梁的尺寸是根据参数化设计的网格划分来确定的，后期经过承载力计算确定了构件尺寸：空腹桁架上弦采用矩形钢管B250×160，下弦采用圆管P150，上下弦之间腹杆采用锥形方管，锥形方管按次梁间距布置，约为1 m，具体的截面形式详见图4。

2.4 树形柱和楼面支撑系统

树形柱区别于传统的直杆分叉形式，采用具有自然弧度的曲线分叉杆，形式上更加自然美观，但力学上附加弯矩将会更大。在进行分叉柱布局时，首先在空腹桁架下端每隔一段距离确定一个支撑点，然后通过支撑点确定支撑柱树杈的位置，最后保证每个支撑树干与六个树杈相连形成支撑柱。由于这样形成的支撑柱为不规则形状并存在弯矩，计算时，为了更准确地评估这种形式给结构刚度以及承载力带来的不利影响，在分叉点开始进行分段(分为10段)，近似模拟弧形分叉，并补充非线性分析校核。

树形柱结构采用底座铸钢件与分叉节点铸钢件，分别与主干钢管及分叉支管相连接，主干管径500，650 mm不等，分叉支管管径300～350 mm不等，整个树形柱与原结构采用埋入式柱脚预埋件进行焊接连接，具体形式详见图5。

2.5 平面拉索体系

交叉拉索裙摆拉索体系主要辅助自由曲面薄弱区域形成平面内整体刚度，如图6a所示。本项目在裙摆周边及连接带区域设置交叉拉索，在薄弱区域正面形成三道水平索网，竖直方向正面两道、侧面两道。经过计算，拉索索体采用直径20 mm的扭绞型平行钢丝束，索具采用不锈钢材质，详见图6b。图6b中，对应个数值为：D=20 mm,L1≤565 mm,L2≤120 mm；d=32 mm,g=38 mm,e=36 mm;f=75 mm。且图中尺寸仅供参考，实际尺寸以采购铁成品为准，额定荷载为65 kN,安全系数为5。

如图6c所示，为增加下弦杆件面外稳定性，局部树形柱分叉支座处设置与次梁方向一致的下弦系杆，可提高空腹桁架面外稳定性、增加结构冗余度、提高裙摆结构的可靠性, 因此本构件仅作为构造加强措施。

2.6 连接节点

分叉柱顶采用固定支座以保证裙摆结构的刚度，建筑方案采用树枝轻托屋盖的概念，为凸显建筑师的设计意图，项目采用铸钢造型件与树形分叉加强刚性节点的连接方式，确保建筑效果的同时也保证了刚接支座的可靠受力，做法详见图7a。将楼面外伸撑杆及类似销轴支座的定制铸钢件节点进行连接，销轴布置方向均平行于桁架方向，因此桁架在该方向可以完全转动，垂直于桁架的方向由于存在安装间隙，面外允许微小的转动，做法详见图7b。

3 结构主要设计参数

3.1 结构设计等级

建筑结构安全等级：二级；结构重要性系数：γ0=1.0；建筑抗震设防类别：丙类(标准设防类)。

3.2 结构设计年限

结构设计基准期为50年；结构设计使用年限为50年；结构设计耐久性为50年。

3.3 结构设计荷载或作用

幕墙结构设计时按GB 50009—2012《建筑结构荷载规范》考虑了恒荷载、活荷载、雪荷载、风荷载、地震作用、温度作用，其他荷载按GB 50009—2012和实际情况考虑。各种荷载组合依据GB 50009—2012及GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》选定，结构重要性系数为1.0，有地震时考虑抗震调整系数。

1)恒载、活载：幕墙恒荷载为0.3 kN/m2(含重叠部分及铝型材)；幕墙活荷载为0.3 kN/m2。

2)雪荷载：雪荷载取50年一遇，雪荷载为0.20 kN/m2。不同活载和雪载组合时，设计取较大值。

3)风荷载：根据GB 50009—2012，从同济大学土木工程防灾国家重点实验室提供的本工程风洞试验报告——《表面风压分布风洞试验及风振响应分析》中读取风荷载取值，其中重现期间为50年和100年，阻尼比为0.02，取上海地区重现期为50年的基本风压w0=0.55 kN/m2，地面粗糙度C类。建筑物体型系数、风荷载体型系数等均参照GB 50009—2012取用。

4)温度作用：根据GB 50009—2012《建筑结构荷载规范》中上海市基本气温为最低-4 ℃、最高36 ℃；考虑太阳辐射的围护结构表面温度增加11 ℃；考虑施工进度，结构合龙温度设为(22±2) ℃，因此温差取为+27 ℃/-28 ℃。

5)地震作用：根据GB 50223—2008《建筑抗震设防分类标准》，该工程场地类别为Ⅳ类。按GB 50011—2010，本工程所在地区抗震设防烈度为7度, 设计地震分组为第一组, 设计基本地震加速度为0.10g，按设防烈度地震计算地震作用。场地特征周期0.90 s，结构阻尼比ζ=0.03，计算地震作用采用振型分解反应谱法，同时采用时程分析法进行复核。

3.4 主要结构材料

钢筋采用HRB400级(fy=360 MPa)；型钢、钢板、连接件等采用Q345B钢；HRB400钢筋、Q345B钢焊接采用E50XX系列；铸钢件根据德国标准DIN17182采用G20Mn5QT；涂装方面，本工程无防火要求，钢构件表面除锈后应刷环氧富锌底漆2道，底漆漆膜厚度不小于70 μm，环氧云铁中间漆1道，中间漆漆膜厚度不小于60 μm，面漆漆膜厚度不小于120 μm。

4 结构的计算和分析

4.1 分析软件与计算内容

由于幕墙钢结构体系与塔楼整体结构采用了一体化设计，相互连接紧密，因此本项目对于裙摆钢结构采用纯钢结构模型及与塔楼整体计算模型进行一体化分析设计，采用Midas三维空间分析软件对纯钢结构模型及与塔楼整体计算模型一体化结构进行弹性静力分析、纯钢结构模型的静力几何非线性分析、纯钢结构模型与塔楼整体计算模型的弹性时程分析。其中，Midas模型中塔楼楼板是用“板单元”来模拟的，而剪力墙则用“墙单元”来模拟，梁、柱及其他钢构件则用“线元”来模拟。地震质量来源是由恒荷载、模型自重及活荷载产生的。恒荷载均由面荷载、线荷载及点荷载来模拟。

为平衡效率及精度，主分析采用纯钢结构模型，塔楼整体模型作为复核验算，其主要计算内容如下：结构设计中采用纯钢结构模型及与塔楼整体计算模型进行包络设计；弹性方法计算结构荷载和多遇地震作用下整体内力和位移；塔楼整体计算模型补充弹性时程分析，以分析钢结构对主楼的影响；核算与塔楼整体计算模型中主楼基底剪力变化，分析不断缝方案对原超限结构的影响。

4.2 结构分析结果

4.2.1 结构动力特性

表1和表2分别列举了幕墙钢结构和其与塔楼整体计算模型的结构自振特性，从中可以得出结构的扭转与平动周期比符合要求，整个结构的质量和刚度分布较均匀, 没有出现薄弱部位。

钢结构部分总质量为1 243 t，结构共计算了36个振型，质量系数达到90%。经分析发现，由于靠近塔楼区域的约束较强，振动呈现明显的绕塔楼扭转，其余振型均为不同区域的局部振动。

塔楼总质量为137 040 t，钢结构部分总质量为1 243 t，占比约为1%。图8为纯钢结构模型与塔楼整体计算模型的自振模态，可以发现结构前两阶呈现Y向和X向整体振动，与塔楼单体计算振动特性相似，模态数值也基本相同。

4.2.2 恒载、活载作用

如图9a所示，截取恒载+活载工况的变形图，可以看出，屋面结构除悬挑区域外整体变形较为均匀，说明空腹桁架的刚度较好。如图9b所示，截取钢结构局部位置可以发现，结构整体变形受制于树形分叉柱的竖向刚度。为更好地评估结构变形，截取图9a中所示A、B、C三个区域进行典型区域挠度验算。经过分析和验算，上部空腹桁架大部分满足GB 50017—2017《钢结构设计标准》中1/400的挠度限值要求，局部不满足处按1/600起拱即可满足要求。

由结构分析可知，在裙摆的平直段，由于树形柱分叉竖向刚度较弱，桁架未出现较大区域的负弯矩段，靠近主楼的撑杆段则出现明显的负弯矩段，因此与变形分析一致，结构在竖向荷载下的受力主要由树形柱分叉竖向刚度决定。通过分析，桁架在支座区域出现明显的局部负弯矩，因此，结构上将对支座区域的构件进行局部加强。

树形柱分叉在竖向荷载下同时存在竖向变形和水平变形，根据GB 50017—2017中A.1.1规定的主梁或桁架挠度限值为1/400，由图10所示，本项目将参照GB 50017—2017，按式(1)要求控制结构竖向变形：

式中：ΔZ为纯钢结构的竖向位移;LXY为树杈的水平投影长度。

由于树形柱的刚度较弱，并且屋盖的变形受制于该部分，需要严格控制树形柱的变形，根据1.0恒载+1.0活载工况下的位移值，参照GB 50017—2017中对主梁或桁架挠度限值进行验算。经验算，树形柱分叉及主干均能满足结构挠度限值要求。

另外，对20组树形柱进行内力分析，第一组为Y向，第二组为Z向。经分析发现，在竖向荷载作用下，裙边长轴两端边缘的树形柱承担悬挑区域荷载较大，主干部分出现较大的弯矩，而其他位置大部分的主干弯矩较小，说明大部分的树形柱树杈分布位置较为均衡，少量树形柱由于布置的位置受到限制会出现一定的不平衡弯矩。

4.2.3 风荷载作用

经计算，在风荷载工况下，空腹桁架的结构Z向最大位移为51 mm，水平向位移为129 mm，局部位移总量较1.0恒载 + 1.0活载下的大，且X向大于Y向。

截取风荷载作用下树形分叉柱柱顶的变形，进行分叉柱的水平位移验算；截取风荷载作用下主干位移角，进行主干位移角验算。经验算，树形柱风荷载作用下分叉柱变形均在1/200以内，主干变形均在1/350以内。

通过计算分析，风荷载作用下，分叉柱主干弯矩内力较为明显，构件内力值大于恒、活竖向荷载作用，并且由于主体塔楼的支撑作用，X向风荷载作用大于Y向风荷载作用，部分构件产生了较大内力。

1)反应谱分析。通过水平地震作用分析，可以发现分叉柱主干弯矩内力较为明显，效应明显小于上述风荷载作用。基于刚度考虑，对树形柱进行弹性位移角验算，根据GB 50011—2010要求，钢结构的弹性位移角为1/250。经验算，树形柱的水平侧移符合要求，塔楼的支撑作用明显，Y向位移角小于X向的，总体变形分别是1/285和1/580。结构在竖向反应谱工况下，最大竖向位移为8 mm，最大结构应力为16 MPa，远小于竖向重力荷载作用及风荷载作用下结构的变形和受力。

2)时程分析。选用塔楼超限审查时提供的地震波作用时程输入，地震波按图11所示加载，旨在对比上部钢结构对原结构的影响，以及验算上部钢结构构件在时程曲线下的性能，使其符合“小震不坏”的基本目标。

弹性动力时程分析时采用原超限审查报告中提供的2条人工波以及5条IV类场地的实际记录地震波。GB 50011—2010要求弹性时程分析结果应满足平均底部剪力不小于振型分解反应谱法结果的80%，每条地震波底部剪力不小于反应谱法结果的65%；多组时程曲线的平均地震影响系数曲线应与振型分解反应谱法所采用的地震影响系数曲线在统计意义上相符。本工程塔楼没有大跨度柱距以及悬挑存在，但在平面形状上比较特殊，所以考虑采用二维向地震输入，地震输入点在嵌固端，地震方向将沿模型第一和第二模态变形方向，加速度峰值调整到 35 cm/s2。具体分析结果如下：

1)对纯钢结构模型与塔楼整体模型中塔楼部分的底部剪力与单塔楼模型的进行比较，可以发现，两个模型的底部剪力相近，误差较小。2)反应谱分析下，含纯钢结构模型中塔楼的地震剪力较大，比单塔楼模型的增大约1%。而动力弹性时程分析下，两个模型底部剪力各有所增减，幅度均在3%以内，个别波为5%，总体来说，钢结构对塔楼的作用影响较小。4)时程分析尚应满足GB 50011—2010关于底部剪力的相关规定，满足每条波的基底剪力不小于振型分解反应谱法计算结果的65%，满足结构主方向的平均底部剪力不小于振型分解反应谱法计算结果的80%。

图12为裙楼模型(纯钢结构模型的水平部分)与整体坐标系的示意，裙楼对比采用与塔楼对比相同的地震波及模型，主要考察上部钢结构对裙楼的影响，由于坐标系随主楼区域，时程作用方向为X、Y方向，其结果数值仅作定性分析。根据表3中数据，可以看出，裙楼在有上部钢结构的情况下，底部剪力有不同程度的减小。

钢结构时程验算时按恒载+0.5活载作为前序工况进行，对比时程计算结果可知，钢结构部分组合应力不超过260 MPa(出现在个别支座杆件处)，大部分钢构件应力均在150 MPa以下。

钢结构部分上覆聚碳酸酯板，单榀空腹桁架平面投影最长为100 m，由于结构不设缝，属于大跨超长结构，温度作用效应明显。经计算，在28 ℃温差作用下结构在长向产生最大42 mm的水平位移，位移量自塔楼起逐渐变大。与此同时，在绕主楼侧面裙摆长度(60 m)方向也产生了最大31 mm的水平位移。

温差作用下，桁架网格体系与分叉柱内均会产生明显的内力，分叉柱主要以远离塔楼端的树形柱受力最大，网格体系则在分叉柱顶支座处产生较大次生内力。由于温差作用对结构影响较大，虽然结构应力仍处于允许范围，但柱底出现了较大的弯矩，达到了728 kN·m，对原结构有不利影响。为应对这种不利影响，在部分树形柱柱顶设置弹性橡胶支座，释放一部分温度作用，减轻对主体结构的影响。经过一定的约束释放，树形柱结构的内力从728 kN·m下降至560 kN·m。

4.2.6 结构几何非线性分析

由于结构树形柱采用大曲率的弧形树枝，树形柱分叉刚度较差。为了更为准确地模拟结构的受力，结构模型建立时采用了分段拟合曲线的建模方式，考虑结构受力的几何非线性特性，对部分控制工况进行非线性分析补充验算。非线性分析采用Midas内几何非线性模块，迭代算法采用Newton-Raphson法，分为3个荷载步，每个荷载步分为10个子步进行分析。非线性工况采用恒、活、风、温度下内力较大的组合工况，旨在进一步复核结构的承载力。

为说明非线性对结构静力计算结果的变化，列举模型中Tree_Z06及Tree_Z10两处树形柱在恒载下的结果：恒载作用下，Tree-Z06最大变形在非线性计算比静力计算下的结果增大0.011 m，增大比例约为0.65%，最大应力在非线性计算下增大4 MPa，比例约为2%；Tree-Z10最大变形在非线性计算下增大0.12 m，比例约为0.5%，最大应力在非线性计算下增大1 MPa，比例约为1%。将树形柱几何非线性工况对应的最大应力与线性分析结果进行比较可知，非线性分析所得结果较线性结果增大2%以内，说明模型中将曲线型的树形柱进行分段模拟的方式可以较为准确地模拟结构受力，且该方式非线性因素对弧形分叉的影响较小。

为研究初始缺陷对树形柱结构的非线性影响，针对Tree_Z06树形柱和主干内力较大的Tree_Z01、Tree_Z18树形柱，均按1/300缺陷调整树形柱模型(详见图13)，通过几何非线性，对比无缺陷与有缺陷模型的应力变化。

通过分析引入分叉构件初始缺陷考察树形柱的非线性影响，可以发现构件在轴力控制段影响较大，而弯矩控制段改变量在5%以内。由于树形分叉柱及主干内力控制点基本位于构件根部弯矩作用最大处，因此非线性对构件承载力计算影响总体来说较小，采用GB 50017—2017规定的稳定计算公式可以保证结构构件的安全。

将主干顶部施加1/250的整体缺陷，进行几何非线性计算，其应力值作为构件承载力依据。经验算，树形柱最大应力为240 MPa，较无缺陷线性模型最大应力分析结果增大14%。

4.2.7 构件承载力验算

构件承载力采用GB 50017—2017中压弯构件强度及稳定公式进行计算，考虑树形柱刚度及上部钢结构的支撑情况，计算长度系数规定为：树形柱主干KX=KY=2.0；树形柱分叉KX=KY=1.5；其余构件KX=KY=1.0。构件内力采用包络工况值。

经验算，幕墙空腹桁架部分钢结构应力比均满足要求。树形柱考虑稳定影响时最大应力比为0.83，最大弹性应力为210 MPa。验算应力比和强度比不考虑稳定性增大22%，考虑整体缺陷下几何非线性构件应力比最大值为0.77，能同时满足GB 50017—2017和非线性分析的要求。

根据主体钢结构的整体计算分析结果，选取包络组合下弯矩最大的节点进行有限元分析，如图14所示。本工程要求的铸钢件具有良好的塑性和延性，将其简化为理想的弹塑性模型； Q345B钢材采用弹塑性强化模型。

经分析，当加载到1倍设计荷载时，节点尚处于弹性阶段；当加载到2倍设计荷载时，加劲板上缘开始进入塑性；当加载到3倍设计荷载时，铸钢件下缘进入塑性；当加载到4倍设计荷载时，加劲板塑性区仍然很小。节点在整个加载过程中大部分区域处于弹性阶段，只有铸件与加劲板边缘局部区域进入了塑性，节点安全系数很高。

树形柱分支与桁架之间采用铸钢销轴节点，如图15所示。铸钢件材料为G20Mn5QT，销轴为奥氏体S30408不锈钢，其余板材为Q345B。根据主体钢结构的整体计算分析结果，选取包络组合下轴力和剪力最大的节点进行有限元分析。建模时，考虑销轴与孔之间1 mm空隙影响。本工程要求的铸钢件具有良好的塑性和延性，将其简化为理想的弹塑性模型；S30408不锈钢采用Rasmussen模型；Q345B钢材采用弹塑性强化模型。

经验算，销轴和耳板均能承受2倍设计荷载。

4.2.8 多遇地震及设防烈度地震验算

考虑建筑的重要性及复杂性，对上部钢结构中的树形柱部分进行设防烈度地震下内力复核，内力比多遇地震作用下提高约2.875倍，取内力较大的部分杆件进行多遇地震及设防烈度地震下的内力对比，结果表明杆件在地震工况下内力增大较多，相应的包络内力也有较大幅度增大。经验算，树形柱在设防烈度地震作用下的应力最大值为245 MPa，满足“中震弹性”的要求。

4.3 分析小结

通过对裙摆钢结构的静力、动力以及非线性分析，可以得到以下结论：

1)恒、活竖向荷载作用下，空腹桁架大部分区域变形均匀且变形量较小，局部悬挑端变形较大，通过起拱措施可使部分变形满足GB 50017—2017要求；空腹桁架在支座附近存在较大弯矩，设计时应设置构件加强区；树形柱的竖向变形可以满足结构的刚度要求，水平变形均较小。

2)风荷载作用下，由于部分区域风压较高，结构的变形较竖向荷载大，风荷载下的工况在结构包络内力中占比较大。经验算，树形柱的水平变形及承载力满足要求。

3)为考察地震作用对裙摆钢结构与原土建主体结构的影响，分别采用纯钢结构模型与整体模型进行计算，并分别采用反应谱及时程分析法进行影响评估及承载力复核，同时考虑同大跨度结构的竖向动力影响和地震作用。通过分析可知，地震作用对裙摆钢结构影响较小；上部钢结构对主体结构影响也较小，经分析，主体结构底部剪力影响约为3%以内，裙楼结构底部剪力则有一定程度减小。

4)钢结构部分上覆聚碳酸酯板，单榀空腹桁架平面投影最长为100 m，由于结构不设缝，属于大跨超长结构，温度作用效应明显。经分析，结构远离主塔楼位置温度作用较大，超长的大跨结构占部分构件包络内力的比例较大。为减少温度作用内力，在该区域部分柱顶设置弹性支座，有效减小部分柱底弯矩，降低对原结构的影响。

5)考虑树形柱分叉刚度较弱，模型建立时一方面考虑将弧形分叉进行分段，另一方面对树形柱部分进行几何非线性分析，分析结果表明非线性因素对结构控制内力影响较小，各构件控制内力增大量均在2%以内，采用GB 50017—2017中承载力计算式可以满足分析要求。

5 结束语

1)上海国际航空服务中心的钢结构幕墙新颖优美，与建筑创意的契合度很高，且整体受力性能良好。它的独特大跨度自由曲面体系，以及与主体结构的连接方式，成为目前国内幕墙设计当中有典型性的案例。

2)为满足建筑效果和构造要求，本项目主楼至裙楼之间采用不断缝的结构方案，幕墙钢结构通过树形分叉柱及塔楼外伸撑杆与主体相连。为更准确地评估这种形式给结构刚度以及承载力带来的不利影响，对树形分叉柱补充非线性分析校核。

3)特殊的建筑造型决定了节点的复杂性，本项目采用铸钢造型件与树形分叉加强刚性节点的连接方式处理复杂节点，确保建筑效果的同时保证刚接支座的可靠受力。

4)为平衡效率及精度，主分析采用纯钢结构模型，塔楼整体模型作为复核验算，结构设计中采用纯钢结构模型及与塔楼整体计算模型进行一体化包络设计，保证了结构的安全性。

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上海国际航空服务中心裙摆式幕墙钢结构设计*

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