連體結構傳力機制分析及連接體抗震設計

陳文科，唐浩峰

（1重慶大學建筑規劃設計研究總院有限公司，重慶 400045；2林同棪國際工程咨詢（中國）有限公司，重慶 401121）

0引言

連體建筑往往因為其獨特的建筑造型成為城市中的地標建筑。連體可解決高層建筑中兩個獨立高層塔樓間的交通問題。在有些高層建筑中連體不僅作為兩個塔樓的交通聯系，還具備一定的建筑功能。近年來中國涌現了幾座優秀的連體建筑，如北京CCTV主樓[1]、重慶來福士廣場、蘇州東方之門、武漢保利廣場[2]等。

受塔樓剛度、質量、連接方式和位置以及連接體高寬比等多種因素的影響，每個連體結構均有其自身的抗震設計思路。在連體結構中，連接樓層是建筑形體、功能的亮點區域，同時也是結構設計中關鍵的一環。清晰認識到連接體對結構地震響應的影響，評估連接體各構件的貢獻大小，進而確定其性能目標是連體結構抗震設計的關鍵點之一。

某項目為非對稱高位剛性連接的框架核心筒結構，建筑效果如圖1所示。本文以連接體的設計思路和設計要點為立足點，嘗試從剛度和承載力方面還原完整的抗震設計過程，以期為類似案例提供參考。

圖1 項目建筑效果圖

1 項目概況

該項目為昆明市某超高層建筑，是集多功能為一體的高密度大型TOD綜合體項目，由兩棟相互連接的塔樓和裙房組成。設防烈度為8度（0.2g），設計地震分組為第三組，場地類別Ⅲ類，結構安全等級二級。T1塔（高塔）為框架核心筒結構，結構高度為195.15m，高寬比為4.13；T2塔（低塔）為框架核心筒結構（核心筒偏置），結構高度為138.15m，高寬比為5.90。標準層平面圖如圖2所示?？蛑缘撞?500mm*1500mm漸變至1000mm*1000mm，剪力墻自底部1200mm漸變至頂層600mm?？蚣芰旱牡湫徒孛鏋?00*1000/900mm。豎向構件混凝土C60-C40，梁板混凝土強度為C40。該項目采用了消能減震措施，共采用了136套屈曲約束支撐、8個懸臂式阻尼桁架及168套粘滯阻尼器以減小地震力。文中意在說明連體結構本身的響應規律，故均采用非減震結構的分析結果。

圖2 標準層平面圖

連接體通過3層4個樓面剛性連接。連接體跨高比為1.5，由3榀主桁架和1榀次桁架以及頂層和底層的樓板面內支撐組成主傳力體系。連體還存在最大懸挑長度為9.8m的附屬結構。連體為鋼結構，采用Q390鋼材。連體平面布置圖、立面圖及剖面圖如圖3—圖5所示。主桁架上下弦桿均為箱型截面，截面為700mmx700mmx40mm或700mmx700mmx30mm。斜腹桿為H型鋼，截面為700mmx500mmx30mmx40mm。

圖3 連體平面示意圖

圖4 主桁架立面示意

圖5 次桁架立面示意

2 連接方式

該結構選用兩棟塔樓強聯系的剛接方法。它不僅承擔了豎向荷載，還協調了兩個塔樓在水平作用下的變形[3]。因此，連體最大程度提高結構剛度和冗余度，降低了構造處理難度。若采用通常的柔性連接，則支座需要復雜的構造處理，并且兩棟塔樓顯著的動力特性差異及高烈度影響因素使得滑動支座的行程難以滿足。經與該項目的超限審查專家充分溝通，并結合實際情況，最終確定了剛性連接方案。

3 動力特性

連體結構振型豐富、平扭偶聯加大。宏觀理解結構振型有利于結構抗震概念設計。PKPM和ETABS計算的前6階模態如表1、表2所示。ETABS計算的單塔的模態如表3、表4所示。

表1 連體前6階模態（PKPM計算）

表2 連體前6階模態（ETABS計算）

表3 T1塔前6階模態（ETABS計算）

表4 T2塔前6階模態（ETABS計算）

PKPM與ETABS結果反映了結構動力特性的一致性。T1塔因高度更高，比T2塔周期更長、剛度更柔。T2塔通過優化構件截面、設置防屈曲約束支撐的方式，最大程度減小了核心筒偏置造成扭轉過大的影響，其扭轉周期比為0.69。高寬比是影響結構周期的主因[4]，故T1塔與T2塔無法表現出一致的周期，從而形成剛度大的低塔幫助高塔的“幫扶機制”，這種幫扶機制使得連接體承受了巨大的彎矩和面內剪力。

得益于單塔動力特性的優化，連體前三階周期幾近解耦且各質量參與系數較高，前30個振型的質量參與系數便超過90%。自4階振型開始，連體結構平扭偶聯加大。如圖6所示，連體結構X方向剛心、質心較大偏差是造成結構扭轉效應的主因。結構的水平變形由3部分組成：第一振型下X方向平動（效應1）、扭轉偶聯產生的水平分量（效應2）、附加5%偏心距產生的水平分量（效應3）。

圖6 結構變形分解示意

4 水平地震作用下的傳力機制

4.1 Y方向地震作用下的傳力機制

該結構在Y方向類似巨型門式剛架的受力機制。采用如圖7所示力學模型，說明其受力特點：F1、F2產生的傾覆力矩為各構件承受彎矩的總和。令i3=∞，考察兩桿軸力形成的力矩占傾覆力矩的比例κ，得到下式：

圖7 結構受力簡圖

隨著i3逐漸增大，受EF桿、BC桿剛度限制，κ與結構內力趨于穩定。當i3=∞時，EF桿與BC桿根據自身線剛度承擔剪力，二者彎矩圖相似，反彎點位于兩桿各自的幾何中點；BE桿的拉壓由兩桿線剛度的相對強弱決定。

據以上推導可知，B塔Y方向傾覆力矩由兩部分組成：第一部分為反映兩棟塔樓抗側剛度的各構件彎矩的總和，第二部分為反映連接體連接強弱程度的拉壓軸力產生的傾覆力矩，且第二部分占比存在上限κ。施加規定水平力，并將連接體寬泛地視為一根水平梁，得到B塔κ隨連體剛度的變化，如圖8所示。連接體的κ在18%處出現快速增長的拐點。總的來說，連接體受力類似小跨高比連梁，承受了巨大的彎矩和剪力。而連接體的頂層和底面的水平桿承受了彎矩，連接體腹桿承受了剪力。通過后文的內力計算，發現連接體腹桿內力大，性能控制較弦桿和面內斜撐困難。在Y向地震作用下，表現為T2塔幫扶T1塔。

圖8 隨連體剛度的變化關系

4.2 X方向地震作用下的傳力機制

在X方向，兩棟塔樓依靠樓板建立了弱聯系作用，兩棟塔樓受力類似懸臂桿。結構產生的總效應由效應1、2及3疊加組成（圖6）。ETABS截面切割得到高塔通過樓面向低塔傳遞水平剪力，約6100kN。由細分各樓層承擔的水平力可知，連接體的底層與頂層承擔剪力較中間樓層略大。結合結構在Y方向水平地震作用下，連接體頂層與底層樓板作為翼緣因抵抗彎矩也會產生較大面內應力，因此連體頂層樓板較底層更加不利。綜合考慮后，連接體頂層與底層樓板厚度為150mm，并設置面內型鋼支撐，以緩解樓板應力并作為二道防線。

5 連接體的性能設計

5.1 計算條件的幾點考慮

施工模擬會對結構自重作用下結構的內力產生影響。經與施工單位充分溝通，擬采用整體提升方式，且在兩棟塔樓封頂后提升，施工加載步驟采用與實際施工次序一致的計算結果。

收縮徐變是混凝土材料的長期變形特點。連接體考慮徐變的長期絕對豎向變形為短期彈性變形的2.3倍左右。連體合攏后，后期荷載產生的豎向位移差約10mm。這種差異位移對連體桿件內力影響較小。

豎向地震作用對連體結構內力產生影響。對于整體結構而言，豎向地震對非懸挑及常規跨度的結構影響較小。而對于大跨連體結構的桿件而言，豎向地震下桿件軸力是重力荷載代表值下軸力的20%～30%左右，因此該項目豎向地震不容忽視，所以內力組合時豎向地震工況的標準內力采用三向地面運動輸入的彈性時程分析結果。

5.2 設防水準下連接體性能識別

該項目連體設定的性能目標如表5所示。桁架A及連接體頂層面內斜撐在設防水準下的應力比如圖9、圖10所示。內力取考慮樓板剛度和不考慮樓板剛度的包絡。桿件按照雙偏壓構件計算強度及穩定性。括號中所示為設防水準下的正應力比與剪應力比。桁架腹桿軸力普遍大于弦桿。但各構件的剪力均很少，在設防烈震下可很容易滿足剪切彈性。

表5 連接體性能目標

圖9 桁架A設防水準應力比

圖10 連接體頂層面內斜撐應力比

5.3 罕遇水準下連接體性能識別

表6所示為對應桿件的等效中震、罕遇水準下彈塑性時程的控制內力。由此可見，設防水準下構件內力與罕遇水準下彈塑性時程得到的構件內力差異沒有想象中大。其原因可能是，罕遇水準下較多構件進入塑性狀態導致結構剛度下降。經過逐一桿件復核，在罕遇水準下發生塑性行為的構件數量較少。在樓板損傷不大的情況下，各桿件剪切保持彈性，少數腹桿正截面進入塑性狀態。

表6 內力及應力對比

6 結論

（1）連體結構連接方式的選用需綜合考慮設防烈度、連接位置、連接體的空間尺度和塔樓動力特性。

（2）連體結構需充分選取振型數。塔樓間建立強連接后單塔扭轉振型受到抑制，單塔的平動相位差形成了連體結構的扭轉效應。

（3）剛性連接的連體結構在順連接體方向受力類似門式剛架，兩棟塔樓間建立較強的聯系作用；在垂直連接體方向，兩棟塔樓依靠樓板傳遞剪力，形成較弱的連接。

（4）連接體受力類似小跨高比連梁，承受巨大的彎矩和剪力。上弦桿、下弦桿、樓板及面內斜撐共同承擔了彎矩，腹桿則承擔了剪力。

（5）連接體的設計應考慮施工次序、收縮徐變、基礎沉降差異的影響。構件的設計尤其關注上、下弦桿和斜腹桿的正截面設計，而桿件的剪力水平常常較小。

（6）通過分析罕遇水準下非線性時程結果，發現連體個別斜腹桿進入塑性狀態，其余構件均在彈性狀態，因此該結構連體的整體設計思路清晰，可以達到構件確定的性能目標。