珠海横琴铁建广场项目位于广东省珠海市横琴新区十字门商务区,总建筑面积约30万m²。项目地上由T1～T4四栋塔楼及裙房组成,建筑主要功能为办公、商业和餐饮。T1塔楼建筑高度为179.4m,地上40层(包含两层出屋面机房层),标准层层高4.4m;T2,T3塔楼建筑高度为99.7m,地上20层,标准层层高4.9m;T4塔楼建筑高度为145.7m,地上33层(包含两层出屋面机房层),标准层层高4.4m;四栋塔楼在空中通过钢结构连桥相连;地上裙房为四层,首层层高6.0m,2～4层层高均为4.9m。地下室连为一体,共4层,地下4层～地下1层层高分别为3.9,3.9,3.9,6.4m,建筑功能为车库、配套用房、设备用房和人防。基础底面相对标高约为-19.1m,地下室最大轮廓尺寸约为263m×143m。四栋塔楼分别在高位设置了大跨度外挑楼面,最大悬挑长度约为13m。T1塔楼高位长悬挑位于89.30,94.20,99.70,104.6m标高处;T2,T3塔楼高位长悬挑位于84.4,89.30,94.20,99.70m标高处;T4塔楼高位长悬挑位于84.4,89.30,94.20m标高处。悬挑梁采用钢梁,楼面采用钢筋混凝土压型钢板组合楼板。建筑在上述高度范围内,通过钢结构连桥将四栋塔楼全部连接在一起:T1塔楼在高度89.30m处通过钢结构连桥与T2塔楼连接;T2和T3塔楼在高度89.30m和94.20m处通过钢结构连桥连接在一起;T3塔楼在高度84.40m和94.20m处通过钢结构连桥与T4塔楼连接。项目建筑效果图如图1所示,建筑立面图如图2所示。

　　 裙房与T1～T3塔楼结构之间不设永久缝,为大底盘三塔结构,仅T4塔楼与裙房之间设置永久防震缝,同时T1～T4塔楼在高位连接。结构存在扭转不规则、楼板不连续、尺寸突变、竖向构件不连续、大体盘多塔等一般不规则项,同时存在复杂连接和多重复杂两项特别不规则项,属于复杂超限高层建筑 ^[1]。裙房分缝示意如图3所示。

　　 本工程设计使用年限为50年,抗震设防烈度为7度(0.10g),设计地震分组为第二组,1～4层商业抗震设防类别为重点设防类(乙类),5层及以上办公为标准设防类(丙类),场地类别为Ⅲ类。50年一遇基本风压为0.85kN/m²,地面粗糙度类别为B类。T1,T4塔楼采用钢筋混凝土框架-核心筒结构体系,T2,T3塔楼采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系。裙房部分层层退台,平面收进后有部分框架柱无法落地,采用托柱转换。裙房周边和中庭部位为大悬挑楼面,悬挑长度最大约为10m。首层主入口位置采用大跨度钢结构桁架,跨度分别为27m和34m。裙房非主楼范围内有部分框架柱和剪力墙无法落到基础,均在地下室顶板标高位置转换。

　　 高位空中连桥与四栋高度、动力特性相差较大的塔楼之间连接形式的选择、计算分析及钢结构连桥结构设计是本项目首先要解决的重要问题。

　　 本项目位于珠海横琴,当地每年夏季都会受到台风影响,2017年的“天鸽”台风和2018年的“山竹”台风均对珠海造成了较大破坏。因此结构不光要承受地震作用,还要经受日常使用中较大风荷载的考验。

　　 为了更好地满足建筑需要,同时让结构设计更加安全、合理、经济,结构工程师对高位连桥与塔楼之间连接形式的四种方案进行了比选:1)方案一,连桥与四栋塔楼全部刚性连接。2)方案二,连桥与四栋塔楼均采用一端刚性连接、一端滑动连接。3)方案三,T1塔楼在高度89.30m处与T2塔楼连接(1号连桥),连桥在T1塔楼一端为刚接,在T2塔楼一端为滑动连接;T2塔楼和T3塔楼在高度89.30m和94.20m处通过钢结构连桥连接在一起,连桥(4,5号连桥)两端均为刚接;T3塔楼在高度84.40m和94.20m处与T4塔楼连接(分别为2,3号连桥),连桥在T4塔楼一端为刚接,在T3塔楼一端为滑动连接。4)方案四,在方案三的基础上,在连桥滑动端增加黏滞阻尼器。四塔模型见图4。

　　 高位多塔连体一般优选方案一,连桥两端刚性连接,连接处建筑、机电构造做法容易处理。采用刚性连接,结构计算分析和连接构造更容易把握,更加安全可靠。但是对于本项目高位四塔连体结构,建筑效果要求每层连桥尽量轻薄,类似云飘带,连桥结构仅能选择截面高度有限的箱形钢梁。同时每座连桥均通过塔楼角部斜向连接两个塔楼,连桥跨度较大,刚度有限,无法协调高度和动力特性相差较大的四栋塔楼使其共同工作,连桥受力较大且受力复杂,结构用钢量大 ^[2]。四塔全部刚性连接给风洞试验也造成一定困难。方案二,每栋塔楼连桥均有一端滑动,伸缩缝数量较多;T2,T3塔楼之间连桥位于顶部两层,平面上没有足够空间为T2,T3塔楼之间连桥设置滑动支座,但结构用钢量最小。方案三,T2,T3塔楼顶部平面逐渐收进形成托住转换,T1,T4塔楼之间连桥可以利用其平面收进形成的平台设置滑动支座;T2,T3塔楼由于高度和结构形式相同,结构动力特性基本一致,经计算分析两塔之间连桥可采用两端刚性连接,用钢量也相对合理。方案四,经过对方案三的初步计算分析,结构在风荷载和小震作用下,高位连桥滑动端滑动量均较大,尤其是T4塔楼在风荷载作用下的位移量达到±7.8cm,伸缩缝处日常使用维护都比较困难,连桥水平向舒适度也不容易满足,无阻尼器连桥模型见图5,无阻尼器时T1塔楼和T4塔楼滑动支座相对于地面滑动量分析结果见表1和表2。为了解决方案三的不足,最终设计选择采用方案四,即在连桥滑动端增加黏滞阻尼器。

　　 高位连桥滑动端阻尼器的设计原则是能够有效减小滑动支座在小震和风荷载下的位移,满足日常使用时舒适度限值和建筑、机电的构造要求。在大震下,适当减小滑动支座滑动量,控制阻尼出力和连桥内力不要过大,尽量弱化高度和动力特性相差过大的塔楼之间的相互作用,避免过大的变形缝。

　　 黏滞阻尼器的阻尼力F与活塞运动速度ν之间具有下列关系:F=Cv^α,其中C为阻尼系数,α为速度指数 ^[3]。本项目选择α<1的非线性黏滞阻尼器,其在较低的相对速度下,可输出较大的阻尼力,而速度较高时,阻尼力的增长率较小,与本项目阻尼器设计原则一致。选定的阻尼器行程为±0.8m,阻尼系数C为81.7kN/(mm/s),速度指数α为0.4,设计阻尼力为1 300kN。

　　 在方案设计初期,连桥滑动端支座比选了铅芯橡胶支座、摩擦摆式支座和平板滑动支座。为了抵抗设防烈度地震和大震下的水平剪力,同时满足位移需求,若选择铅芯橡胶支座,就需要较大的支座尺寸和较多的支座数量 ^[4]。摩擦摆式支座虽然具有较好的自复位功能,但是支座中不允许出现拉力,如果有拉力产生,就会造成支座破坏。由于建筑轻薄造型的需要,本项目高位连桥均采用钢梁式结构,自重较小。在珠海极端风荷载条件下,支座有出现拉力的可能,使用摩擦摆式支座有一定风险。经过比选,最终采用平板滑动支座。平板滑动支座摩擦面采用MHP板,摩擦系数很小,连桥结构自重很轻,支座摩擦力仅45kN。经计算分析,依靠连桥自身的刚度,在小震和风荷载作用下的连桥位移能够自行复位。

　　 初步设计阶段对不同阻尼器参数、数量和不同阻尼器布置的位置、角度组成的八种方案进行了减震效果对比分析,最终确定的1～3号连桥的黏滞阻尼器布置方案如图6所示。

　　 相对位移定义为阻尼器两端连接处主体结构与连桥之间的时程相对位移峰值。1号连桥的相对位移为2号点与10号点的时程相对位移峰值,2号连桥的相对位移为5号点与11号点的时程相对位移峰值,3号连桥的相对位移为8号点与12号点的时程相对位移峰值。地震动时程分析时采用1组人工波和2组天然波(天然波1、天然波2),3组地震波下的相对位移数据计算结果见表3。

　　 从表3可以看出,连桥设置阻尼器可以有效地减小滑动支座的位移,对连桥起到了很好的限位作用。减震效率最大达到71.45%。

　　 1号连桥固接在T1塔楼,2,3号连桥固接在T4塔楼,对T1,T4塔楼整体指标的分析有助于了解阻尼器的设置对塔楼整体结构的影响。T1塔楼在小震下层间剪力及层间位移角如图7、图8所示,T4塔楼在小震下层间剪力及层间位移角如图9、图10所示。从图7～10可以看到,阻尼器对结构整体有很好的减震效果,地震作用下,T1塔楼和T4塔楼层间剪力和层间位移角均有明显减小。小震下阻尼器最大出力约为360kN,其对整体结构影响很小,施工图设计时阻尼器出力取400kN,复核了与阻尼器相连的构件承载力。

　　 进行时程分析时,根据阻尼器设置的参数,依据《建筑消能减震技术规程》(JGJ 297—2013) ^[5]第6.3.2条规定,基于能量法求出阻尼器附加阻尼比约为1.2%,总等效阻尼比约为6.2%。由于各阻尼器滞回曲线均相似,图11仅给出了阻尼器2-1在地震波作用下的滞回曲线。由图11可以看出,阻尼器滞回曲线饱满,阻尼器发挥了良好的耗能作用。

　　 大震下,3组地震波(1组人工波和2组天然波)下的相对位移数据计算结果见表4。从表4可以看出,由于大震时阻尼力增长率较小,连桥设置非线性黏滞阻尼器虽然能够减小滑动支座的位移,但是减震效率不及小震下,减震效率最大为44.82%。通过有无阻尼器模型的非线性分析,能够得到大震下较为准确的支座滑动量,为支座参数的选择提供了依据。

　　 大震下T1塔楼层间剪力及层间位移角如图12、图13所示,T4塔楼层间剪力及层间位移角如图14、图15所示。由于各阻尼器滞回曲线均相似,图16仅给出了阻尼器3-3滞回曲线。由图12～16可知,大震下阻尼器对结构整体的减震效果没有小震下显著,层间剪力和层间位移角减小较为有限,有阻尼器和无阻尼器时的层间剪力曲线基本重合。通过计算得出,大震时与阻尼器相连的钢筋混凝土结构构件有轻度损坏,钢构件没有屈服。阻尼器在大震下基本做到了适当减小滑动支座滑动量,控制阻尼器出力和连桥内力不要过大,弱化高度和动力特性相差较大的塔楼之间的相互作用,避免设置过大变形缝的设计原则。大震下阻尼器最大出力约为1 150kN,其对整体结构影响很小。用能量法求出的结构弹塑性附加阻尼比约为3.2%,阻尼器阻尼比约为0.7%,总等效阻尼比约为8.9%。由图16可以看出,阻尼器滞回曲线饱满,阻尼器发挥了一定的耗能作用。

　　 珠海每年都会遭遇台风袭击,50年重现期基本风压为0.85kN/m²,风振控制对结构设计变得尤为重要。业主委托华南理工大学进行了铁建广场项目风洞试验和结构风振分析,给出了各栋塔楼连桥和顶层位置在各风向角下的加速度曲线,最大加速度为0.101 5m/s^{2 [6]}。不同风向角下塔楼和连桥峰值加速度曲线如图17所示,可以看出,各风向角下加速度均满足规范限值。

　　 根据风洞试验报告 ^[6]选取了T1,T4塔楼的最不利风向角140°和40°作为最不利工况,对空中连桥滑动端最不利风向角度下的位移和阻尼器减振效果进行了分析。

　　 首先,将风洞试验报告提供的10年重现期各栋塔楼每一层的风荷载时程数据按角度和重现期进行折减,将折减后的时程数据输入到计算模型对应结构层上进行计算分析,得到10年重现期风荷载下塔楼顶层加速度,与风洞试验报告对比,以验证计算模型和风洞时程数据的准确性。最不利风向角和塔顶峰值加速度提取点如图18、图19所示。

　　 根据《结构抗风分析原理及应用》 ^[7],进行高层建筑人体舒适度验算时,建筑物不同部位考虑顺风向、横风向最大加速度的向量叠加及考虑扭转风向时可乘以折减系数。考虑到风洞报告中风时程数据的性质,计算的塔顶峰值加速度取整个风时程加权加速度,对乘以折减系数后的加速度同风洞报告中的加速度进行对比,计算结果见表5、表6(表中仅列出前10个提取点的数据)。

　　 由表5,6可以看出,计算加速度和风洞报告加速度平均误差小于5%,说明风洞数据和计算模型可靠。

　　 50年重现期风荷载下结构计算模型中阻尼器布置方式及连桥编号均与地震下计算模型相同。考虑到一开始结构由稳态进入瞬态反应,位移、加速度反应偏大,提取50年重现期风荷载下连桥支座处位移峰值时,剔除前20s的数据以规避掉开始时结构的瞬态反应,这样才能得到更加接近真实情况的风振效果。选取连桥两个支座处1号点和2号点的位移结果进行分析,计算结果见表7。

　　 从表7中可以看到,设置阻尼器能够很大程度上减小连桥结构位移,整个风振时程分析过程中的位移最大减震效果X向达到了40.36%,Y向达到了48.12%。

　　 风荷载作用下1,2号点在有阻尼器和无阻尼器时的位移时程曲线和阻尼器滞回曲线见图20、图21。由于各阻尼器滞回曲线均相似,图21仅列出部分阻尼器数据。

　　 从图20、图21可以看出,风荷载下阻尼器发挥了良好的作用,有效地减小了支座滑动量,提高了结构在风荷载下的舒适度,降低了日常使用期间的维护成本,增加了结构的安全性。阻尼器滞回曲线饱满,起到了很好的耗能减震效果。

　　 本文主要对珠海横琴铁建广场高位钢结构连桥与四栋塔楼连接形式的选择和连接体滑动支座、阻尼器的设计原则进行分析和计算验证。计算结果如下:

　　 (1)本项目四塔连体结构确定的连接方式,能够满足竖向荷载、风荷载及不同水准地震动作用下的各项指标要求,设计合理有效,结构安全可靠。

　　 (2)对于体型复杂的建筑,从设计初期结构工程师就对连桥与塔楼连接方案做了大量的对比和分析,最终采用减隔震技术,使得连桥在大震下受力更

　　 加均匀;既大幅减小了连桥与塔楼之间的相互作用,又保证了建筑日常使用的需要,取得了良好的经济效果。

　　 (3)连桥支座类型和阻尼器参数的多方案比选,使得选择的支座和阻尼器在风荷载及地震作用下均能够实现连接体滑动支座+阻尼器方案的设计原则。

　　 (4)对于多台风沿海地区的超高层多塔连体结构设计,不仅要考虑结构的抗震性能化设计,还需要满足风荷载下的性能化设计要求。结构方案不仅要满足建筑的结构安全,还应满足建筑日常使用的需要。