随着现代建筑形态的发展, 体现建筑结构与形态紧密结合的连体结构越来越多地应用在现代建筑中。连体结构为两个或两个以上塔楼之间带有连接体的结构, 各种类型的连体结构丰富了建筑的造型, 也对结构设计提出了挑战。由于连体结构跨度通常较大且受力复杂, 一般要求连体结构各塔楼动力特性相近, 宜有相同或相近的体型、平面布置及刚度^[1]。但在实际工程应用中, 由于建筑体型的特殊要求, 目前仅少数连体结构的体型较为规则, 更多的连体结构各塔楼高度及侧向刚度不同, 连接体超大跨度或非正交, 构成复杂连体结构。

　　 复杂连体结构形态各异, 有些连体结构的单塔楼侧向刚度较弱, 通过组成连体结构能够对两个塔楼形成加强作用, 有效地协调两个塔楼共同承担侧向作用^[2];有些连体结构在塔楼间以动力吸振器的方式设置连接控制桥, 通过建筑物及控制桥的相互作用进行强风作用下的振动控制^[3]。本文介绍的复杂连体结构是通过两道呈交叉状设置的大跨度连接体将两个刚度不同的塔楼连为整体, 考虑十字交叉形连接体的变形特点, 在抗震设计中研究连接体结构及其组合支座连接对结构整体抗震性能的影响, 为类似复杂连体结构的抗震设计提供参考。

　　 广州白云新城AB2910019地块项目位于广州市白云区, 建筑场地因中部有地铁隧道穿过而将该地块分为两个区域, 总建筑面积约18.6万m²。建筑方案由英国扎哈·哈迪德建筑事务所 (ZHA) 设计, 主体结构分为东西两个塔楼, 建筑设计结合场地特点及企业形象, 在东西塔楼内部设置多个中庭并通过内部天桥组织交通, 地块中部的跨层连廊则将两个塔楼紧密连接成“无限之环”的建筑形态, 建筑效果图、总平面图及剖面图分别如图1～3所示。主体结构东西两个塔楼均为办公商业综合楼, 地上平面尺寸分别为99.4m×103.6m (西塔即塔楼A) 和63.2m×103.6m (东塔即塔楼B) , 地上均为8层, 在7层竖向收进, 结构高度为34.7m, 地下2层, 层高分别为6.0m和4.0m;两塔楼相距约60m, 分别在3层和6～7层设置两道斜交连接体 (即连廊) , 最大跨度为86.4m, 连廊区域建筑功能为办公, 形成大跨度斜交非对称复杂连体结构。

　　 工程抗震设防烈度为7度, 基本地震加速度为0.10g, 设计地震分组为第一组, 场地类别为Ⅱ类。抗震设防类别为乙类, 抗震措施提高一度按8度考虑。东西塔楼均采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系;连廊最大跨度为86.4m, 采用钢桁架结构, 并通过组合减震支座与主体结构连接;室内天桥最大跨度约为37m, 桥面宽7.7m, 采用钢箱梁-钢筋混凝土楼板组合结构;楼盖结构主要采用现浇钢筋混凝土梁板体系, 大跨度悬臂钢筋混凝土梁采用缓粘结预应力结构, 钢结构部分采用组合楼盖。

　　 工程建设场地为岩溶发育地区, 根据结构计算结果及桩基承载力需求, 经技术对比, 本工程采用灌注桩基础, 以微风化石灰岩作为桩基持力层, 桩为嵌岩端承桩, 部分兼作抗拔桩。桩基础布置多为柱下单桩, 局部剪力墙下为多桩承台, 支承连廊的柱下为三桩承台。为保护地铁结构及减小对地铁结构的影响, 离地铁结构50m范围以内采用全套管全回转钻孔灌注桩和旋挖灌注桩, 50m范围以外灌注桩采用冲孔或旋挖、冲孔结合的施工方式。

　　 本工程为双塔连体高层建筑结构, 塔楼为钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系, 存在扭转不规则、楼板不连续及尺寸突变等不规则项;连廊采用钢桁架结构, 最大跨度为86.4m, 大于36m, 故本工程为特大跨度的连体结构, 属特殊类型超限高层建筑。

　　 塔楼结构高度34.7m, 可考虑采用框架结构或框架-剪力墙结构, 由于主体结构需承受大跨度连廊的水平作用, 且各层平面存在较多楼板不连续的情况, 综合考虑抗震设防分类、抗震构造及经济性, 本工程东西塔楼地下室及塔楼采用现浇钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系, 剪力墙主要设置在电梯间核心筒及塔楼平面内对称位置, 典型楼层结构平面图如图4所示。结构由下至上, 墙柱混凝土强度等级为C60～C40, 梁板混凝土强度等级为C40～C35, 剪力墙厚度为400～300mm, 为满足中震作用下剪力墙偏拉的承载力要求, 局部墙肢设置型钢。

　　 框架柱主要为圆柱, 与连廊相连的支承柱采用变截面钢筋混凝土柱, 与3层连廊连接的变截面柱尺寸为1 300× (1 400～3 300) , 与6～7层连廊连接的变截面柱尺寸为1 300× (1 400～3 600) 。由于建筑外立面造型需求, 同时为减少边跨悬臂梁的悬挑长度, 部分边柱为斜柱, 倾斜率均小于1/6 (即外倾角小于9°) 。主体结构水平力大部分由剪力墙承担, 各层框架部分承受的地震倾覆力矩为23%～35%, 而斜柱数量占全部框架柱的比例约为26%, 因此斜柱部分框架承受的地震倾覆力矩约为5.9%～9.1%, 该部分斜柱的倾斜对结构整体性能的影响很小。斜柱大部分设置在2层以上的楼层, 与斜柱相连、顺斜柱倾斜方向的框架梁均按拉弯构件进行设计 (偏保守地忽略楼板的作用, 拉力全部由框架梁承受) 。斜柱周边的楼板在中震作用下的应力水平与普通柱周边的楼板相差不大, 拉应力在1MPa以内, 在构造上对斜柱周边的楼板配筋进行必要的加强。

　　 在楼盖选型方面, 地下室底板为平板结构, 地下1层采用带柱帽的平板结构, 塔楼内地下室顶板采用梁板结构, 塔楼外地下室顶板采用主梁+加腋大板的结构形式。塔楼标准层采用主次梁梁板结构, 内部次梁单向布置, 周圈次梁环向布置, 主梁高按550～600mm控制, 悬臂梁跨度超过5m时采用缓粘结预应力结构。屋面天窗部位为配合聚四氟乙烯 (PTFE) 充气膜结构, 采用弧形钢梁支承体系。

　　 连廊为主体结构的重要组成部分, 连廊上下两道呈交叉状布置 (图5) , 与东塔及西塔连为整体。3层连廊跨度77.9m, 宽度约17m, 结构高度4.2m, 跨高比18.5, 6～7层连廊跨度86.4m, 跨6层及7层设置, 宽度约20.5m, 结构高度8.4m, 跨高比10.3。结合建筑使用功能需求及结构受力特点, 采用钢桁架结构, 以适应大跨度、大跨高比的需求。

　　 以3层处的连廊为例, 共选取了三种结构形式并进行了比选, 分别为普通桁架、斜腹杆为双拉杆的桁架以及空腹桁架, 如图6～8所示, 桁架主要节间间距约为6m。由于桁架结构端部整体受剪变形, 弦杆会有较大弯矩, 在相同截面面积的前提下, 弦杆截面高度越高, 所承担的弯矩越大, 相应弯曲应力也越大, 弦杆的经济性就越差;同时由于连廊两侧均为透光玻璃, 并且层高只有4.2m, 弦杆截面高度越小, 对建筑效果的影响也越小, 结合以上两个条件, 弦杆均采用宽扁箱形截面^[4]。

　　 方案Ⅰ:普通桁架。弦杆及腹杆均为箱形截面, 材质为Q420, 斜腹杆主要截面为□600×600, 弦杆截面为□600×1 200, 具体截面尺寸如图6所示。

　　 方案Ⅱ:斜腹杆为双拉杆的桁架。斜腹杆采用Q650高强实心钢拉杆, 考虑外观、施工及制造工艺等方面的影响, 拉杆均为并排双拉杆布置, 直径为60～150mm。弦杆及直腹杆均为箱形截面, 材质为Q420, 弦杆截面为□600×1 200, 具体截面尺面见图7。

　　 方案Ⅲ:空腹桁架。为尽可能保证外立面的透视效果, 取消桁架的斜杆, 如图8所示。弦杆及腹杆材质均为Q420, 弦杆截面为□1 200×1 200, 直腹杆截面为□1 200×1 200/□1 200×1 300) 。

　　 从以上三个方案的对比可以看出:1) 空腹桁架方案因缺少斜腹杆有效抗剪, 弦杆及直腹杆均承受较大弯矩, 弦杆截面高度达到1.2m, 直腹杆的最大截面为□1 200×1 300×65, 对净高及立面影响非常大; 2 ) 斜腹杆为双拉杆的桁架方案的弦杆截面高度可控制在600mm, 拉杆直径为60～150mm, 但端部节间的拉杆锚具尺寸达600mm, 视觉效果并不协调;3) 普通桁架方案的斜腹杆最大截面为□600×600×50, 建筑净空满足要求, 整体效果较为均衡。三个方案主要指标如表1所示。综合考虑结构效率、经济性、建筑功能的需求, 本工程最终采用普通桁架方案。结构整体计算模型如图9所示。

　　 由于连廊跨度较大且6～7层连廊的屋面为屋顶花园, 重力荷载作用下两端支座的反力较大, 通过对两道连廊仅底端设支座和顶端、底端均设支座两种方案进行分析, 试算结果表明, 在连廊顶端增加抗压支座后, 两道连廊的下弦支座最大反力值分别减小了41%和31%, 但考虑到上下弦支座的实际受力情况易受吊装施工过程、构件加工误差、支座安装误差等不确定因素的影响, 上下弦支座承担竖向力的比例无法保证与计算值一致, 从确保安全的角度出发, 本项目最终是按“竖向力全部由下弦支座承担, 水平力由上下弦支座共同承担”的思路进行设计的。因此确定桁架两侧顶端和底端共设置8个支座的方式与塔楼连接, 如图10所示。由于两道连廊均与塔楼非正交连接, 支座远近端内力大小不均, 大震作用下最大支座压力约为25 000kN, 常规的铅芯橡胶支座竖向承载力难以满足设计要求, 而且会造成承托牛腿过大, 影响建筑效果。因此, 支座考虑采用可承受更大竖向力和水平力的成品铸钢弹性支座, 并增加设置黏滞阻尼器组成组合减震支座, 以减小大跨度连廊在地震作用下产生的水平剪力及变形, 降低对塔楼结构的不利影响。

　　 为确定合适的组合减震支座设计参数, 针对弹性支座刚度及阻尼器的参数进行了5组支座方案对比分析, 见表2, 表中黏滞阻尼器的刚度为50kN/m, 阻尼系数为3 000kN/ (m/s) , 阻尼指数为0.3。方案对比分析中为横桥向和顺桥向均设置黏滞阻尼器, 其中连廊下弦支座顺桥向黏滞阻尼器布置示意图如图11所示。通过罕遇地震作用下连体结构动力弹塑性分析^[5], 不同方案6～7层连廊的下弦支座内力及变形如表3, 4所示。

　　 由于支座竖向压力主要由静力荷载控制, 不同方案对竖向压力影响不大;仅调整支座水平刚度时, 水平刚度从25 000kN/m减小至10 000kN/m, 支座剪力略有增大, 水平刚度从10 000kN/m减小至5 000kN/m, 支座剪力减小约33%;加黏滞阻尼器后, 支座水平刚度为10 000kN/m的方案和水平刚度为5 000kN/m的方案相比无黏滞阻尼器时的支座剪力分别减小约72%和77%。从不同方案的支座位移分析, 不同方案的侧向弹簧刚度对竖向的变形基本没有影响;仅调整支座水平刚度时, 支座水平刚度越小, 位移越大, 支座水平刚度从25 000kN/m减小至5 000kN/m, 支座水平位移明显增大;加黏滞阻尼器后, 支座水平刚度为10 000kN/m的方案和水平刚度为5 000kN/m的方案相比无黏滞阻尼器时的支座水平位移分别减小约44%和59%。

　　 计算结果显示, 方案1下弦支座剪力过大, 所需要支承支柱的截面过大, 难以满足建筑要求;方案2和方案4支座位移过大, 不能满足建筑要求;方案3和方案5支座剪力和水平位移相对较小, 可满足建筑空间要求。

　　 经上述分析, 并综合考虑两向阻尼器的效能及经济性, 最终实施时仅在顺桥向设置黏滞阻尼器。即连廊与塔楼水平连接最终方案为:上弦支座采用横桥向只压弹性蝶形弹簧支座, 可沿顺桥向单向滑移;下弦支座采用防锁死单向滑移弹簧铸钢支座+黏滞阻尼器 (图12) , 顺桥向弹簧水平刚度取为 8 000kN/m。

　　 整体结构的两道连廊呈十字交叉形, 3层及6～7层连廊上下交错距离仅为8.4m, 考虑交叉连廊的变形特点, 针对连廊对整体结构抗震性能的影响展开了分析研究。

　　 为了分析连廊对结构振动特性的影响, 在塔楼结构及连廊结构形式确定的基础上, 建立了连廊与塔楼刚性连接 (上下弦支座均为铰接支座) 及弹性连接 (上弦支座为横桥向只受压、沿顺桥向单向滑移支座, 下弦支座为顺桥向弹性刚度为8 000kN/m的单向滑移铰支座, 并于下弦支座处设置顺桥向的黏滞阻尼器以缓冲地震作用、控制位移量) 的模型, 采用有限元分析软件MIDAS Gen进行模型分析, 对比地震作用下整体结构与东西塔楼的地震响应, 以及分析连廊对主塔楼的影响。连廊与塔楼采用弹性连接及刚性连接时整体模型的振动特性及小震振型分解反应谱法 (CQC法) 基底剪力对比见表5, 6。

　　 计算结果显示, 与刚性连接相比, 连廊与塔楼采用弹性连接时, 可一定程度上减小整体结构的地震响应。采用弹性连接的整体结构的前3阶自振周期均比采用刚性连接时稍大, X向基底剪力比采用刚性连接时小约7.5%, Y向基底剪力比采用刚性连接时小约3.8%。

　　 对于弹性连接整体模型, 由于是连廊与塔楼采用弹性连接, 并且连廊跨高比较大, 所以两个连廊的水平振动振型 (图13) 先于结构整体振动的振型出现, 在对主体结构进行分析时, 均剔除连廊自身振动的振型。为研究连廊对整体结构振动特性的影响, 对比了弹性连接整体模型与删除连廊模型主体结构前3阶振型, 如图14所示。从剔除连廊振动的前3阶振型可知, 删除连廊后, 结构周期增大0.6%～3.6%, 连廊对结构的振动特性有一定影响, 但影响很小。滑动弹性支座+黏滞阻尼器的措施有效地减小了连体的不利影响, 使得连体之后两栋塔楼的振动特性与独立的两栋塔楼差别不大。

　　 图13 连廊前2阶自振振型

　　 本工程属特大跨度连体的特殊类型超限高层建筑结构, 设计采用结构抗震性能设计方法进行分析和论证。设计根据结构可能出现的薄弱部位及需要加强的关键部位, 依据广东省标准《高层建筑混凝土结构技术规程》 (DBJ 15-92—2013) ^[6] (简称广东高规) 第3.11.1条的规定, 结构总体按C级性能目标要求进行设计, 具体要求如表7所示。

　　 为满足抗震性能目标要求, 采用多种程序对结构进行了弹性、弹塑性计算分析, 除保证结构在小震下完全处于弹性工作外, 还补充了关键构件在中震和大震下的验算。计算结果表明, 结构性能表现良好, 各项指标均满足规范C级性能目标的有关要求。

　　 对中震作用下, 除普通楼板、次梁以外所有结构构件进行承载力验算, 根据其抗震性能目标, 结合广东高规中“不同抗震性能水准的结构构件承载力设计要求”的相关公式, 进行整体模型的结构构件性能计算分析, 并将计算得到的内力对各关键构件进行了详细的构件验算。在计算中震作用时, 采用规范反应谱计算, 水平最大地震影响系数α_max=0.23, 钢结构构件阻尼比取0.02, 混凝土构件阻尼比取0.05, 不考虑黏滞阻尼器的附加阻尼作用。计算结果及相应加强措施如下:

　　 (1) 底部加强区剪力墙 (地下1层至地上2层) 、塔楼A天桥钢箱梁、竖向收进6～8层的周边框架柱、天桥支承梁及其相连柱 (5～6层) 均满足第3性能水准关键构件验算的要求;其他普通构件及耗能构件 (框架梁和连梁) 均满足相应第3性能水准的要求。

　　 (2) 连廊支座节点, 连廊桁架弦杆、斜腹杆、支座处竖杆及节点, 及连廊支座支承体系最大应力比为0.76, 满足“应力比<0.85, 其中支座处杆件<0.75, 节点极限承载力为构件的1.2倍”的要求。

　　 (3) 由于本项目为框架-剪力墙结构, 剪力墙主要分布在角部和边上, 在中震作用下剪力墙存在拉力的情况, 设计时根据拉力的大小在剪力墙内设置一定数量的型钢或抗拉钢筋, 以增加剪力墙的抗拉能力, 当剪力墙拉应力超过1.0f_tk (混凝土轴心抗拉强度标准值) 时, 计算得到的拉力全部通过型钢或钢筋承担。

　　 由于结构体系特殊, 为了解大震作用下结构进入塑性的程度以及结构整体的抗震性能, 本工程采用SAUSAGE软件进行弹塑性时程分析, 验算结构构件的抗震水平, 进而寻找结构薄弱环节并提出相应的加强措施^[5]。主要分析结论如下:

　　 (1) X向作为地震输入的主方向时, 结构最大位移平均值为0.114m, 最大层间位移角平均值为1/134 (表8) ;与X向夹角为51°作为地震输入的主方向时, 结构最大位移为0.098m, 最大层间位移角为1/125;Y向作为地震输入的主方向时, 结构最大位移为0.092m, 最大层间位移角为1/144;与X向夹角为151°作为地震输入的主方向时, 结构最大位移为0.107m, 最大层间位移角为1/153;上述方向大震作用下结构变形均满足规范限值1/125的要求。在7组地震波三向输入作用下, 结构整体刚度退化没有导致结构倒塌, 满足“大震不倒”的设防要求。

　　 (2) 表8数据表明各组地震波作用下, 大震基底剪力接近于小震CQC法基底剪力的5倍, 地震波的选取基本合理。

　　 (3) 连廊桁架弦杆、斜腹杆、支座处竖杆, 塔楼A天桥钢箱梁, 天桥支承梁及其相连柱的钢材未出现屈服。连廊支承柱及其连接梁钢筋未出现屈服。

　　 (4) 底部加强区少量剪力墙出现轻度至中度损伤, 损伤主要集中在转角处和端部剪力墙, 少量剪力墙边缘构件钢筋出现塑性变形;底部加强区以上部位大部分剪力墙为轻微到中度损伤;大部分连梁发生中度到严重损坏。剪力墙受压损伤情况见图15。

　　 (5) 底层大部分框架柱柱底处于受压工作状态, 结构两塔楼部分框架柱混凝土发生轻度到中度受压损伤, 竖向构件均满足抗剪截面验算剪压比要求。

　　 (6) 结构框架梁出现轻微到中度受压损伤, 部分梁构件钢筋进入屈服, 悬臂梁未出现屈服。

　　 (7) 在竖向大震作用下, 3层处连廊结构跨中部位最大竖向变形约为0.035m;6～7层处连廊结构跨中部位最大竖向变形约为0.030m, 连廊钢结构未出现屈服。

　　 (8) 弹性支座附加黏滞阻尼器的最大阻尼力为2 714kN (图16) , 最大变形为71mm, 小于限值200mm, 满足变形要求。

　　 (1) 本工程为大跨度复杂连体结构, 结构设计根据特殊的大跨度连体形式及塔楼的动力特性合理选择结构体系及连接体结构形式, 东西塔楼采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系, 连接体采用钢桁架结构, 并通过弹性减震支座与主体结构连接, 结构整体、结构构件及节点满足设定的性能目标要求, 抗震性能良好。

　　 (2) 复杂连体结构应根据连体跨度、结构高度、连接体与主体结构平面关系等因素合理确定连接方式, 地震作用下, 大跨度连接体与两侧主体结构基本上不能整体协调变形受力时, 宜采用滑动或弹性支座等弱连接方式。本工程连廊最大跨度86.4m, 通过采用设置阻尼器的弹性支座, 可有效地减小连廊结构在地震作用下对塔楼结构的不利影响。

　　 (3) 由于本工程连廊呈特殊的十字交叉形, 与刚性连接相比, 连廊与塔楼采用弹性连接时, 可一定程度上减小整体结构的地震响应。但由于塔楼高宽比较小, 结构刚度较大, 连廊对塔楼刚度及地震作用的总体影响较小。

　　 本工程为地块两个区域上的连体结构, 塔楼平面尺度较大及连体跨度大, 可进一步考虑多点地震动输入的超长平面连体结构的地震作用分析, 研究地震行波效应对复杂连体结构的影响。