某不對稱雙塔高位連體超限結構設計

楊廣YANG Guang；景陶JING Tao；唐振興TANG Zhen-xing

（①中國輕工業長沙工程有限公司，長沙 410114；②宏林建設工程集團有限公司，長沙 410000）

1 工程概況

本項目位于湖南省長沙市高新區，由多個結構單體組成，本文主要介紹1#棟研發樓（含A 座、B 座、裙樓及連接體組成的結構）。1#棟研發樓地下2 層，A 座地上33 層，主要屋面高度為139.7m，B 座地上19 層，主要屋面高度為81.4m。裙樓與A 座、B 座連為一體，主要屋面高度為23.1m。連接體結構在18～20 層，高度范圍為73.2～81.4m。研發樓建筑效果圖見圖1，結構平面圖見圖2。

圖1 建筑效果圖

圖2 塔樓及連接體結構平面圖

本工程建筑結構安全等級為二級，結構設計使用年限為50 年?？拐鹪O防類別為乙類，抗震設防烈度為6 度（0.05g），建筑場地類別為Ⅱ類，地震設計分組為第一組，場地特征周期為0.35s。基本風壓為0.35kN/m2（50 年重現期），地面粗糙類別為B 類。[1～2]

2 結構體系與平面布置

2.1 塔樓結構體系

根據建筑物的總高度、抗震設防烈度、建筑的用途等情況，為了使樓層空間分隔靈活，采光、通風良好，A 座、B座建筑設計電梯井、樓梯間盡量集中在建筑物中部布置，形成剪力墻核心筒；柱子則沿建筑物周邊布置，形成外框框架。剪力墻及框架雙向布置，形成二道抗震防線，為結構提供所需的豎向荷載承載能力和水平抗側剛度。一般樓面和屋面采用普通梁板結構體系。

2.2 連接體結構體系

由于建筑功能需要，A 座及B 座的角部在73.2～81.4m標高設置了高位連接體結構，連接體為弧形，最大跨度為41m，為減輕結構自重、減小兩側塔樓的相對位移[3]，并考慮到弱連接支座的造價和使用過程中的維護、老化等問題[4]，連接體采用4 榀8.2m 高的鋼桁架與兩棟塔樓剛性連接，桁架的上下翼緣桿件伸入塔樓內一跨，并可靠錨入核心筒剪力墻內，4 榀桁架在頂部及底部均設置了水平支撐系統。鋼桁架的主要截面尺寸為：翼緣桿H400×350×20×24，腹桿350×20。與連接體相連的塔樓相關范圍框架柱采用型鋼混凝土柱，塔樓與連接體相連的梁采用型鋼混凝土梁。連體結構樓面和屋面采用鋼筋桁架樓承板。

2.3 平面結構布置

A、B 座塔樓與連接體部分在角部斜交，塔樓平面布置均為矩形。其中A 座外框柱柱距為9.0～10.0m，核心筒外墻與外框柱間的中距為11.0～12.0m，內框架梁典型截面為500*700，周邊框架梁截面為500*900；B 座外框柱柱距為8.0～11.0m，核心筒外墻與外框柱間的中距為10.0～16.0m，內框架梁典型截面為300*800，周邊框架梁截面為400*900。塔樓與連接體部分相連的梁均為型鋼混凝土梁。

本工程裙樓與A、B 座塔樓連為一體，平面尺寸為101m*90m?？紤]結構同上部高位連接體的協同工作，為避免設縫削弱結構的整體性，結構不設置伸縮縫。

2.4 豎向構件

塔樓核心筒平面均為矩形，A 座核心筒X 向尺寸為26.2m，Y 向尺寸為13.6m，核心筒外墻厚750～600mm；B 座核心筒X 向尺寸為19.7m，Y 向尺寸為10.8m，核心筒外墻厚400～350mm?？蚣苤捎娩摻罨炷梁托弯摶炷林珹 座塔樓主要截面為1500×1500，B 座塔樓主要截面為1000×1500mm，其中與連接體部分相連的柱在連接體樓層及上、下兩層均采用型鋼混凝土柱。

2.5 計算嵌固層的確定

本工程地下室頂板采用現澆梁板結構，無大開洞，樓板厚為180mm，當不考慮地下室側約束時，經計算得地下一層與首層側向剛度比大于2，所以本工程選地下室頂板作為嵌固端。

2.6 抗震設防性能目標

按照《高層建筑混凝土結構技術規程》（JGJ3-2010）（簡稱高規）的要求，本工程擬達C 級結構抗震性能目標[5]。

2.7 超限情況判別

根據《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》[6]，本工程結構類型符合現行規范的適用范圍，高度未超過“超限審查要點表一”規定的限值；存在“超限審查要點表二”所列不規則項4 項不規則，即扭轉不規則（扭轉位移比最大值為1.42）、樓板不連續（裙樓三層、五層樓板有效寬度小于50%）、尺寸突變（裙樓頂收進，雙塔）、局部不規則（裙樓穿層柱、斜柱）；存在“超限審查要點表三”所列不規則項的“復雜連接”（在塔樓之間的18-20 層有連接體結構）1 項不規則，屬于超限高層建筑。

3 整體計算分析

3.1 彈性計算分析

本工程選用YJK 和PKPM 軟件進行彈性分析，計算時考慮偶然偏心地震作用、雙向地震作用、扭轉耦聯、施工模擬[5]。結構建模定義多塔時，將結構設為如圖3 所示的兩個塔，施工模擬加載時，按先施工塔樓至屋頂再施工連接體結構的順序[7]。在設計中，考慮到B 座東西向有兩跨柱網，連接體其中一榀桁架弦桿伸入核心筒條件削弱，在此榀桁架與B 座連接位置增設剪力墻，同時考慮B 座抗扭剛度的協調，在對稱位置亦增設剪力墻。主要計算結果見表1。

表1 整體模型主要計算結果列表

圖3 模型分塔示意圖

3.2 彈性時程分析

根據高規第5.1.13 條的規定，需采用彈性時程分析法進行多遇地震下的補充計算[5]。采用YJK 進行彈性動力時程分析時，輸入地震波為多遇地震的5 組實際地震記錄和2 組人工合成波。分析時按6 度地震作用，Ⅱ類場地，特征周期0.35s，最大加速度峰值取18cm/s2。

經驗算，時程分析結果符合平均底部剪力不小于振型分解反應譜法結果的80%，每條地震波底部剪力不小于反應譜法結果的65%的要求[5]；并且每條地震波的計算結果不大于135%，平均值不大于120%。對于樓層剪力，時程分析的平均值不大于規范反應譜法，本工程采用振型分解法結果進行設計。

3.3 中震驗算

按照抗震性能目標，并考慮高規中“不同抗震性能水準的結構構件承載力設計要求”的相關公式，采用YJK 軟件對中震（設防烈度地震）作用下，所有結構構件（除普通樓板、次梁以外）進行承載力驗算。采用規范反應譜計算中震作用時，水平最大地震影響系數αmax＝0.12，阻尼比ξ=0.05。不考慮風荷載和與抗震等級有關的內力調整系數。中震彈性計算時，材料強度取設計值，保留荷載分項系數和承載力抗震調整系數；中震不屈服計算時，材料強度取標準值，不考慮荷載分項系數和承載力抗震調整系數[5]。

經結構計算，中震驗算的結構基底剪力約為小震驗算的2.8 倍。經驗算，底部加強區剪力墻（-1～3 層）、底部加強區框架柱、躍層柱、與連接體結構相連的豎向構件、非底部加強區剪力墻、框架柱均未出現超筋的情況，連接體結構（18～20 層）最大應力比為0.54，耗能構件（框架梁和連梁）出現個別構件抗彎超筋的情況。設計時，配筋按小震和中震驗算結果的包絡值取用，就能夠符合預設的抗震性能目標要求。

3.4 大震不屈服驗算

按照抗震性能目標，本結構關鍵構件應符合大震抗剪不屈服的要求。采用規范反應譜計算罕遇地震作用時，水平最大地震影響系數αmax＝0.28，阻尼比ξ= 0.07。不考慮風荷載和與抗震等級有關的內力調整系數。材料強度取標準值，不考慮荷載分項系數和承載力抗震調整系數[5]。

計算結果顯示，大震不屈服驗算下的結構基底剪力約為小震驗算的6.8 倍。底部加強區剪力墻水平分布筋、底部加強區框架柱箍筋、躍層柱箍筋、與連接體結構相連的豎向構件箍筋未有超筋情況；連接體結構（鋼結構）最大應力不大于1.0。設計時，配筋取小震和大震不屈服驗算結果的包絡值，可滿足預設的抗震性能目標要求。

本工程取大震反應譜計算構件剪力，進行豎向構件抗剪截面驗算。經計算，結構豎向構件抗剪截面驗算均符合規范要求。

3.5 大震彈塑性時程分析

本工程采用SAUSAGE 軟件進行大震作用下彈塑性時程分析，地震輸入時選擇一組人工合成波和二組實際地震記錄，三向同時輸入，地震波計算持時取20～30s。根據《建筑抗震設計規范》（GB50011-2010）的建議，罕遇地震波三個分量峰值加速度比值為：水平主方向∶水平次方向∶豎向=1.0∶0.85∶0.65，計算分別從0°和90°以及61°和151°四個方向進行地震波輸入。大震作用下PGA 水平向取為125gal，豎向取為81.3gal。主方向下各組地震波作用下結構最大層間位移角及頂點位移如表2 所示。

表2 結構最大層間位移角及頂點位移

上述分析結果表明，A 座三條地震波主方向最大層間位移角為1/173，B 座三條地震波主方向最大層間位移角為1/344，均滿足規范限值1/100 的要求。

在大震作用下，剪力墻連梁出現輕微至重度損傷，從而保護了承重剪力墻。剪力墻均未出現損傷，鋼筋未出現塑性應變。塔樓框架柱未出現損傷，鋼筋未出現塑性應變；裙樓個別框架柱出現輕微損傷，鋼筋出現輕微塑性應變；裙樓在三層及五層因樓面缺失形成的躍層柱，均未發生明顯損傷，鋼筋均未出現塑性應變；計算結果表明，在大震作用下框架的承載力還有一定的富余。少量框架梁出現輕微至輕度損傷，鋼筋未出現塑性應變，因框架梁能考慮塑性變形內力重分布，所以整體結構仍滿足抗震承載力的要求。結構裙樓大開洞周邊樓板及相鄰層樓板未出現受壓損傷，僅核心筒周邊樓板出現輕微受壓損傷。本結構第18～20 層連接體部分兩端塔樓混凝土梁、柱構件未出現受壓損傷，連接體本身鋼結構構件未出現塑性應變；第18 層及20 層連接體結構混凝土樓板極個別位置出現受壓損傷，位置主要在連接體結構與塔樓的連接部位。綜上所述，結構滿足抗震性能C 的要求[5]。

4 專項分析

4.1 連接體樓板截面抗剪驗算

考慮兩個塔樓相對變形對連接體位置樓板產生面內剪力，按照高規對連接體位置樓板進行抗剪承載力驗算，內力取值由剛性樓板計算的兩個塔樓應力值相加所得。選取剪力較大的樓板區域進行抗剪承載力驗算，經驗算，樓板截面抗剪承載力均滿足要求。

4.2 設防烈度地震作用下樓板應力分析

本工程存在裙樓樓板不連續和高位連接體的情況，為了保證地震作用下樓板能夠可靠地傳遞水平力，運用YJK軟件進行了中震作用下的彈性樓板應力分析。

計算結果表明，中震作用下絕大多數樓板應力小于混凝土抗拉強度設計值，板與豎向構件交接處（特別是核心筒筒角、墻端部處）的地方應力較大，在構造上通過加設適量放射筋或角筋的方法，能夠保證樓板符合設計規范的規定。在連接體結構處，20 層連接體樓板拉應力較小，最大拉應力小于混凝土抗拉強度設計值；18 層連接體樓板出現較大的拉應力，大于混凝土抗拉強度設計值，其板頂板底可分別增加0.2%配筋率抵抗拉力。

4.3 連接體關鍵節點應力分析

連接體由四榀鋼桁架組成，其中以最短的桁架端部節點內力最大，基于以上考慮取該榀桁架端部節點作為分析對象，為其他相同或相似節點設計提供參考。單取節點區域脫離體進行計算，不能準確的模擬邊界條件，計算結果失真。故將節點區采用殼單元建立有限元模型，并將該節點所有殼單元通過程序導入結構整體模型中，進行整體的有限元分析。模型中將與該節點相連的所有桿單元通過剛體束縛與該節的橫截面處的所有節點約束在一起，協調殼單元和桿單元的內力和變形，可以較為準確的計算出該節點區域在各荷載工況下的應力。鋼桁架立面圖見圖4。

圖4 鋼桁架立面圖

從計算結果得出，節點區最大應力240MPa，均處于彈性階段，節點設計合理，具有較高安全儲備。

主體結構與連接體相連的型鋼混凝土節點受力復雜，對角部最復雜的節點進行有限元分析。節點加載以大震作用下各桿端的位移作為節點分析的荷載，分析結果見圖5。

圖5 節點應力分布（N/m2）

從分析結果得出，在大震作用下型鋼混凝土節點區域混凝土的應力水平較低，尚處于彈性階段，型鋼部分最大等效應力為307MPa，也處于彈性階段。

5 抗震加強措施

①連接體及與連接體相連的結構構件在連接體高度范圍（18 至20 層）及其上、下層，抗震等級提高一級采用，按一級抗震等級要求。與連接體相連的框架柱在連接體高度范圍及其上、下層，箍筋全柱段加密配置。與連接體相連的剪力墻在連接體高度范圍及其上、下層設置約束邊緣構件[5]。連接體桁架上、中、下弦桿與塔樓內鋼梁及型鋼混凝土柱的連接采用連續剛性連接，即連接體伸入主體結構一跨并延伸至塔樓內筒，并與內筒可靠連接。連接體樓板厚度取150mm，采用雙層雙向配筋，且每層每方向的配筋率大于0.4%。連接體及其上、下一層塔樓樓板（17 層至21 層）厚度取180mm，采用雙層雙向配筋，并按中震樓板應力計算結果配筋，且每層每方向的配筋率大于0.4%。

②塔樓在裙樓頂存在豎向體型突變且裙樓部分樓層存在大開洞，整體加厚裙樓各層樓板至150mm，按中震計算結果且每層每方向的配筋率不小于0.25%，并增大開洞邊邊梁截面，提高配筋率。塔樓中與裙樓相連的外圍框架柱、剪力墻，從嵌固端至裙樓屋面上一層進行加強：柱縱向鋼筋的最小配筋率提高至1.1%（其中角柱提高至1.3%），柱箍筋在裙樓屋面上、下層的高度范圍內全柱段加密配置；剪力墻按規范規定設置約束邊緣構件[5]。

6 結論

本工程屬于高位連接體超限結構，設計時我們利用概念設計方法，對關鍵構件設定了抗震性能化目標。在抗震設計中，運用多種計算軟件進行了分析，使結構在小震作用下完全處于彈性工作狀態，并補充了關鍵構件在中震以及大震作用下的驗算。并基于概念設計方法以及計算結果，適當加強了關鍵和重要構件，來保證結構在地震作用下的具有一定的延性。

所以能夠認為本結構是基本滿足“性能目標C”的抗震設防目標，結構是安全可行的，可為類似工程提供參考。

本工程結構設計于2017 年10 月通過湖南省超限高層建筑專項審查，且于2020 年12 月正式竣工。

從分析結果得出，在大震作用下型鋼混凝土節點區域混凝土的應力水平較低，尚處于彈性階段，型鋼部分最大等效應力為307MPa，也處于彈性階段。