绍兴特色钢结构设计（绍兴某超高层大跨高位连体结构设计剖析）
绍兴特色钢结构设计（绍兴某超高层大跨高位连体结构设计剖析）本工程采用基于性能的抗震设计方法：总体的抗震性能目标为 C 级，搁置连廊的框架柱梁和塔楼顶钢构架抗震性能目标为 B 级，钢连廊抗震性能目标为 A 级。根据《高规》第3.7.3 条之规定，本工程多遇地震作用下结构层间位移角不大 于1/750。罕遇地震作用时，层间弹塑性位移角不大于 1/100。根据本工程超限情况，拟定结构抗震性能水准见表 1。本工程钢连廊跨度大，位置高，采用双层钢桁架结构，自身刚度不足以协调两边塔楼的位移，因而与塔楼的连接采用弱连接。连廊下弦搁置塔楼处设置四个铅芯橡胶隔震支座，上弦侧面设置四个限位橡胶支座。铅芯橡胶支座选取合适的刚度、阻尼和屈服力，使支座在风荷载和小震作用下保持弹性工作状态，连廊的变形满足正常使用要求，又使连廊对相连双塔的影响力减至最小。支座的最大塑性变形量大于罕遇大震作用下的支座位移。图 1 塔楼二十层平面图在南北塔楼的 20~21 层（标高 79.1~86
免责声明：本文来自第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文《绍兴某超高层大跨高位连体结构设计剖析》作者：童来富 恽波 单玉川等，版权归原作者所有
摘 要：绍兴某超高层双塔在标高 79.100 米处采用钢连廊进行连接，成为高位连体结构。因为连廊跨度(45.0m)较大，自身刚度不足以协调双塔的变形，连廊与塔楼按弱连接的原则进行设计。采用铅芯橡胶支座的连接形式，在保证连廊的变形满足正常使用要求下，尽量减小连廊对双塔的影响。本工程采用抗震性能化目标的设计方法，通过单塔和整体模型在小震、罕遇地震下的静力和动力分析，对比塔楼有无连廊的动力响应。分析结果表明，工程整体和各构件均可达到既定的抗震性能化目标；设置隔震支座的连廊对塔楼的影响有限，按单塔进行设计并局部采取加强措施是能够满足实际工程要求的。
关键词：钢连廊，铅芯橡胶支座，弱连接，抗震性能化目标
1 工程概况本项目建设地点位于绍兴迪荡新城 CBD 的核心区块内的 B2 地块，工程总用地 12997 平方米，总建筑面积 176658 平方米，其中地上 134514 平方米，地下 43038 平方米。本工程地下 3 层，采用整体地下室，主要功能为地下车库和设备用房；地上结构长 141.5 米，宽 55.5 米，设两条伸缩缝（兼做抗震缝），把上部结构分为三个结构单体。南面结构单体 1~5 层为商业，5~41 层为办公；北面结构单体 1~5 层为商业，5~41 层为宾馆；中间结构单体共五层，为商业。南北塔楼屋面高度为 161.1m，以上为泵房、机房和水箱层。中部裙房采用全现浇钢筋混凝土框架结构，塔楼均采用全现浇钢筋混凝土框架—核心筒结构，标准层层高皆为3.6 米。在标高 60.1 米（15 层）和 115.1 米（30 层）各设置一个避难层，层高 4.6 米。
图 1 塔楼二十层平面图
在南北塔楼的 20~21 层（标高 79.1~86.3 米，图 1、图 2）设置连接两塔的钢连廊，钢连廊采用空间钢桁架结构（图 3），宽 6.6 米，高 6.8 米，跨度 45.0 米，分为楼面和屋面两层，均采用现浇钢筋混凝土楼板（自承式钢筋桁架模板）。在南北塔楼的水箱层（标高 167.7 米）核心筒上有莲花形钢构架，高18.9 米。钢构架顶部有 24.2 米高桅杆，桅杆顶部标高 210.8 米。按照现行《建筑抗震设计规范》及《高层混凝土结构设计规程》，本项目属于 B 级高度的连体超高层建筑。
本工程抗震设防类别为丙类，设防烈度为 6 度，场地类别为Ⅱ类，设计地震分组为第一组。基本风压取 100 年重现期的风压 0.50KN/m2 ，并考虑塔楼互相干扰放大系数 1.1，地面粗糙度为 B 类。本工程塔楼总高度 161.1 米，超过 A 级高度高层建筑的限值（150 米）11.1 米，属 B 级高度高层建筑，且在标高 79.1米处有一大跨度的钢结构连廊与两塔楼连接，所以本工程属抗震特别不规则建筑，应进行超限工程抗震审查。
本工程钢连廊跨度大，位置高，采用双层钢桁架结构，自身刚度不足以协调两边塔楼的位移，因而与塔楼的连接采用弱连接。连廊下弦搁置塔楼处设置四个铅芯橡胶隔震支座，上弦侧面设置四个限位橡胶支座。铅芯橡胶支座选取合适的刚度、阻尼和屈服力，使支座在风荷载和小震作用下保持弹性工作状态，连廊的变形满足正常使用要求，又使连廊对相连双塔的影响力减至最小。支座的最大塑性变形量大于罕遇大震作用下的支座位移。
本工程采用基于性能的抗震设计方法：总体的抗震性能目标为 C 级，搁置连廊的框架柱梁和塔楼顶钢构架抗震性能目标为 B 级，钢连廊抗震性能目标为 A 级。根据《高规》第3.7.3 条之规定，本工程多遇地震作用下结构层间位移角不大 于1/750。罕遇地震作用时，层间弹塑性位移角不大于 1/100。根据本工程超限情况，拟定结构抗震性能水准见表 1。
铅芯橡胶支座选用 GZY800-200（图 4） 性能参数如下：
竖向压力设计值：2500KN 竖向压缩刚度设计值：2300KN/mm
屈服力设计值：240KN 屈服前刚度设计值：18.85KN/mm
屈服后刚度设计值：1.450KN/mm 最大水平位移设计值：±300mm
采用 3D3S 和 MIDAS GEN 两种软件，分析独立钢连廊在风荷载、水平地震和竖向地震共同作用下受力状况。结果表明在风载和小震作用下，支座最大剪切变形为 11.04mm（风荷载下），见表 2；支座最大水平反力 206.3KN（风荷载下）小于屈服力，铅芯橡胶支座处于弹性工作状态；由竖向地震产生的支座拉力，远小于连廊自重引起的支座轴向压力；连廊的竖向自振频率大于 5Hz。
本工程连廊两边支座搁置在塔楼框架梁上，桁架端部伸入塔楼，距框架梁边 700 毫米，防止在罕遇地震下坠落，并在每个支座对应部位设置连接钢桁架与框架柱的防坠落装置，提供防坠落的第二道防线。在与钢桁架端部对应的塔楼位置设置 50mm 厚的橡胶垫，作为缓冲防撞措施。
4 单塔模型风荷载和小震下计算根据高规（JGJ3-2010）B 级高度的连体结构，应采用至少两个不同力学模型的结构分析软件进行计算。本工程分别采用 SATWE/PMSAP/MIDAS BUILDING 进行南北塔楼的单体弹性计算分析（反应谱和弹性时程）。时程分析时，选取了三条地震波，分别是 SATWE 自带的特征周期为 0.35 秒的人工波：RH1TG035 和两条天然波。按双向地震波输入，主次方向的峰值加速度最大值按 1:0.85 的比例调整。主要计算结果如下：
4.1 周期
4.2 小震下位移和位移角
在小震作用下，顶部最大水平位移南塔楼 70.8mm(X 向)，北塔楼 70.3mm(X 向)。南塔楼在地震荷载作用下，三个程序计算得到的 X 向及 Y 向最大层间位移角分别为 1/2071 和 1/2544；北塔楼在地震荷载作用下，三个程序计算得到的 X 向及 Y 向最大层间位移角分别为 1/1759 和 1/2474，满足高范框架-核心筒结构弹性层间位移角 1/800 限值的规定；南北塔楼大部分楼层扭转位移比均满足规范限值 1.2，局部楼层超过1.2。南塔楼最大扭转位移比 1.40，北塔楼最大扭转位移比 1.36，满足规范 1.4 的限值。
4.3 弹性时程分析
弹性时程分析下，顶部最大水平位移南塔楼 73.5mm(X 向)，北塔楼 75.2mm(X 向)。三条时程曲线计算得到的结构底部剪力的平均值不小于振型分解反应谱方法求得的底部剪力的 80％，符合规范要求。三条时程曲线计算得到层间位移角均满足规范要求。X、Y 向的最大楼层位移曲线、 最大层间位移角曲线、最大楼层剪力的分析结果与振型分解反应谱方法计算结果趋势基本是一致的，没有出现异常情况。
4.4 风荷载下位移和位移角
在风荷载作用下，顶部最大水平位移南塔楼 134.7mm(X 向)，北塔楼 148.0mm(X 向)。南塔楼在风荷载作用下，三个程序计算计算得到的 X 向及 Y 向最大层间位移角分别为 1/1286 和 1/1645；北塔楼在地震荷载作用下，三个程序计算计算得到的 X 向及 Y 向最大层间位移角分别为 1/1212 和 1/1651，满足规范框架-核心筒的限值 1/800；对比常遇小震作用下的层间位移角，本工程的侧向位移由风荷载控制。
5 双塔带连廊模型风荷载和小震下计算分析采用 MIDAS GEN8.0 对整体模型进行弹性分析，整体模型包括钢连廊和塔楼屋顶钢构架。分析的主要结果如下：
5.1 周期
6 小震和风荷载下单塔模型和连体模型计算比较
由上面的单塔模型和连体模型的计算结果可以看出，钢连廊的设置将使南北塔楼的平动和扭转刚度相比单塔有微量的增大。X 向的第一平动周期减小 0.153 秒，为单塔第一平动周期的 3.7%。Y 向的第一平动周期减小 0.186 秒，为单塔第一平动周期的 4.9%。第一扭转周期减小 0.306 秒，为单塔第一扭转周期的9.9%。相比单塔振型，钢连廊使 X 向的第一平动振型的振动方向因子中，平动成分减小，扭转成分增加；Y 向的第一平动振型和第一扭转振型的振动方向因子基本没有变化。地震作用下整体计算的各塔支座处位移和单塔模型计算的结果相比有减小，但减小幅度不大，最大减小 3.2mm。
在垂直于连廊的风荷载（X 向）作用下，由于连廊跨度大刚度小，又采用了铅芯橡胶支座，连廊对双塔基本没有影响，表现为支座搁置点 X 向位移基本相等，最大相差 4.0%；
在平行于连廊的风荷载（Y 向）作用下，连廊的设置使南塔 Y 向位移减小，北塔 Y 向位移增大，对两塔楼的刚度有中和作用，但影响非常有限，南塔位移减小了 1.9%，北塔位移增加了 3.8%。
综合周期、振型和位移，南北塔楼在小震下基本各自振动，在风荷载作用下连廊对双塔的影响较为有限，按单塔各自设计并局部采取加强措施是能够满足工程要求的。
7 罕遇地震下单塔弹塑性动力时程分析采用 EPDA 和 MIDAS BUILDING 两个独立程序对南北结构单体进行罕遇地震下弹塑性动力分析，对结构进入弹塑性阶段的抗震性能进行分析研究，找出结构中首先屈服的薄弱部位，采取相应的设计方法和构造措施予以加强，并根据连廊支座处的弹塑性位移来确定铅芯橡胶支座的最大允许塑性变形量。
选取了三条地震波，分别是两条天然波：USER1030、USER2100。EDPA 中另选取一条自带的特征周期为0.65 秒的人工波：RH1TG065，MIDAS BUILDING 中选取一条人工波 RH13TG065。两程序中波皆按双向地震波输入，主次方向的峰值加速度最大值按 1:0.85 的比例调整。主要分析结果汇总见表 8。
罕遇地震下支座平行于连廊的最大响应位移南塔为 193.6mm，北塔为 202.1mm，取两者的平方根为 279.9mm，小于铅芯橡胶支座的最大允许塑性变形量 300mm，所选的支座GZY800-200 满足设计要求。
8 工程现状本工程于 2013 年 8 月顺利通过了浙江省超限工程抗震审查，得到了专家较高的评价。本工程主体已经结顶，钢连廊也基本安装到位，见图 5(连廊下部斜撑仅为装饰)。
9 结论
（1）本工程的侧向位移由风荷载控制。在风荷载和小震作用下，钢连廊支座处于弹性工作状态，连廊的变形能满足正常使用要求，竖向自振频率大于 5Hz。
（2）在罕遇地震下，钢连廊支座进入塑性状态，但支座变形量小于最大允许塑性变形量 300mm。
（3）在小震和风荷载下，采用铅芯橡胶支座连接的钢连廊对双塔的影响比较有限，对双塔按单独设计并局部采取加强措施是能够满足实际工程要求的。
（4）通过小震、中震和罕遇地震下单塔与整体模型的分析，本工程各构件和整体均可以达到所设定的抗震性能目标。
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