轉載自建築結構《南京金鷹天地廣場超高層三塔連體結構分析與設計》作者：劉明國， 姜文偉， 于琦

［摘要］ 南京金鷹天地廣場由三棟高度均超過300m 的超高層塔樓在200m 左右的高空經6 層結構連接形成，是目前全世界在建的高度最高、連接體跨度最大的非對稱剛性連體結構。介紹了該項目的主要結構體系，研究空中連接體與主塔樓的耦合效應影響，對超高層連體結構的動力特性進行分析，提出關于結構扭轉與剛度突變問題的相關設計建議。結合風洞試驗，研究了該結構體系的風荷載特性。對空中連接體及特殊構件及節點的性能化設計與構造進行闡述。研究表明，超高層連體結構的動力特性和抗震性能與普通超高層結構有較大的區别，現行規範的部分相關規定與計算方法對于這種特殊的結構形式并不适用。提出了一些針對超高層連體結構的分析方法和設計建議，解決了工程中的技術難題。

［關鍵詞］ 超高層建築; 連體結構; 動力特性; 抗震性能; 風荷載; 鋼結構節點

超高層連體結構近年來得到了越來越多的關注和應用，這種結構形式給予了建築師在立面和平面上充分的創造空間，獨特的造型帶來強烈的視覺效果。在使用功能上，通過在不同塔樓間設置連接體将各塔樓連在一起，一方面為解決超高層建築的疏散問題提供了新的思路，另一方面，連接體部分有良好的采光和廣闊的視野，具有巨大的使用價值。目前已建成的超高層連體建築，大多成為了一個國家或地區的标志性建築，如吉隆坡彼得羅納斯大廈、CCTV 主樓［1］、東方之門［2］，新加坡金沙酒店，重慶來福士廣場等。

超高層連體結構形式極其複雜，影響結構抗震性能的因素衆多，且很多因素的作用機理尚不為人們所掌握，這給設計工作帶來了極大的挑戰，相關研究工作變得十分迫切。目前已經建成和在建的超高層連體結構多為雙塔連體結構，相關的研究工作也主要集中在雙塔連體結構。雖然連體結構已有向多塔連體方向發展的趨勢，但這類建築往往是采用滑動或隔震支座的方式進行連接( 杭州市民廣場［3］，北京當代MOMA［4］) ，連廊僅為建築功能上的連接，而非結構層面的連接，因此各塔樓之間的相互影響

較小，各塔樓的動力特性與獨立塔樓基本相當。

金鷹天地廣場項目由三棟高度均超過300m 的超高層建築在高空連體而形成，是目前世界在建的高度最高、連接體跨度最大的非對稱三塔剛性連體結構。本文以金鷹天地廣場為依托，對該項目在力學特性、分析與設計上的關鍵問題進行研究。

該項目位于南京市河西新商業中心南端，是集高端百貨、酒店、辦公等為一體的城市大型綜合體。占地面積約5 萬m2，總建築面積約90 萬m2。地上部分由9～ 11 層裙房及三棟超高層塔樓組成，其中塔樓A 地上76 層，建築高度368m; 塔樓B 地上67層，建築高度328m; 塔樓C 地上60 層，建築高度300m。塔樓B 在平面上與塔樓A，C 呈19° 夾角。三棟塔樓在192～232m 的高度範圍内通過6 層高的平台連為整體，空中連接體最大跨度超過70m。三棟塔樓與裙房間設置防震縫，使三棟塔樓分為獨立的結構單元。建築效果圖、剖面圖和連體樓層結構平面圖見圖1，2。該項目的建築方案由上海新何斐德建築規劃設計咨詢有限公司( 法國) 完成，結構方案到施工圖均由華東建築設計研究總院完成。

本工程結構體型複雜，連接體的存在使得各塔樓相互約束，相互影響。結構在豎向和水平荷載作用下的受力性能的影響因素衆多，力學特性也更加複雜，歸納起來主要有以下5 個方面: 1) 動力特性複雜; 2 ) 扭轉效應顯著; 3) 風荷載的研究資料極少，相關計算方面尚“無章可循”; 4) 豎向剛度突變嚴重，連接體受力狀态複雜; 5) 施工方案對結構設計影響較大［5］。

本項目抗震設防烈度7 度，基本地震加速度峰值0. 10g，設計地震分組第一組，場地類别Ⅲ類，抗震設防類别乙類。根據《金鷹南京所街6 号地塊工程場地地震安全性評價報告》( 簡稱安評報告)和《建築抗震設計規範》( GB 50011—2010) ( 簡稱抗震規範) 要求，經過研究，本工程的地震動參數按以下原則采用: 小震作用地震影響系數最大值αmax = βAmax，其中，β 為動力放大系數，β 取2. 25;Amax為安評報告提供的地震最大加速度峰值。反應譜曲線的相關形狀參數按抗震規範規定取值，見圖3。計算中震與大震作用時，均參照抗震規範相關要求執行。

三棟塔樓均采用框架-核心筒混合結構體系。為了減小牆體厚度和結構自重，并提高核心筒的延性，三棟塔樓在底部部分樓層采用内夾鋼闆的混凝土剪力牆，見圖4，主要豎向構件截面與材料見表1。

空中平台周邊通過5 層高的鋼桁架( 簡稱連接體主桁架) 與主塔樓相連( 圖5) ，連接體主桁架環繞貫通三棟塔樓，确保有效協調三棟塔樓在側向荷載作用下的變形，發揮連體結構的整體抗側作用。空中連接體最下層設置雙向交叉轉換桁架( 簡稱連接體轉換桁架) ，以承擔空中平台的豎向荷載。連接體主要受力構件均采用Q390GJC，截面形式為箱形截面，最大截面尺寸為800 × 600，最大闆厚為100mm。

在建築設備層與避難層處，各塔樓沿高度方向均勻布置環帶桁架加強。伸臂桁架在提高外框與核心筒協同工作方面可以顯著發揮作用，但同時也增大了構件加工與施工難度，對工期有較大的影響。本項目采用了剛性強連接的連體方案，連接體主桁架有效實現了三棟塔樓的共同作用，極大提高了整體結構的抗側剛度。通過效率分析，也結合空中連接體底層轉換桁架的布置需要，僅在各塔樓的轉換桁架層設置了一道伸臂桁架，如圖6 所示，極大降低了施工難度。

根據勘察報告，該工程場地地貌單元為長江漫灘。抗浮設計水位取設計室外地面高程以下0. 5m。屬輕微液化場地。

該工程采用鑽孔灌注樁基礎，為了減小塔樓間不均勻沉降可能帶來的連接體附加内力，三棟塔樓均選擇變形模量較大的中風化泥岩層作為樁基持力層，樁端進入持力層不小于7 倍樁徑，并采用樁底後壓漿技術。塔樓樁徑為1 000mm，有效樁長為46m，塔樓樁身( 水下) 混凝土強度等級為C45。計算表明，三棟塔樓最大沉降差約為10mm。

本工程設4 層地下室，基礎底闆闆面标高為－21. 650m，在純地下室部位需布置抗拔樁。地下室連為整體，不設永久伸縮縫。以地下室頂闆作為上部結構的嵌固端，為使得地下室剛度滿足嵌固要求，地下室在主樓相關範圍内适當增設剪力牆。基坑周邊采用“兩牆合一”，即地下連續牆既作為基坑圍護體，同時兼作地下室結構外牆。

與普通單體結構相比，剛性連體結構分析與設計的最大特點是塔樓與連接體的耦合效應對結構整體性能的影響。本項目中，連接體的位置分别接近塔樓B，C 高度的2 /3 和3 /4，對于塔樓A則在高度的1 /2 ～ 2 /3 之間，總體上均位于各塔樓的中上部位。通過對剛性連體結構中連接體位置的參數化分析［6］可知，随着連接體位置的降低，連體結構整體抗側剛度降低，塔樓的扭轉效應增加，且連接體以上部分的鞭梢效應增強，因此當連接體處于各塔樓的中上部位時，結構的整體抗震性能較好。

表2 為單塔與連體結構剛重比的對比，合理的連接體位置顯著提高了結構的整體穩定性。利用這一有利條件，各塔樓最終僅在連接體最下層設置了一道伸臂桁架，即可滿足結構的剛度需求。

通過對單塔以及連體結構基底傾覆力矩的對比分析( 表3 和圖7) 發現，在水平地震作用下，各塔樓作為連體結構的“柱”所承擔的局部傾覆力矩減小，三棟塔樓承擔的整體傾覆力矩在X，Y 向分别達到總傾覆力矩的24. 4%和26. 5%，表明連體後的結構整體效應明顯，整體傾覆力矩與總傾覆力矩比是判斷連體結構連接強弱的重要指标。進一步分析還表明，由于在承擔水平荷載時，軸向受力構件的工作效率大于受彎構件，因此連體後各塔樓豎向構件的内力也較獨立塔樓有所減小。

5. 1 扭轉效應

剛性連接體雖然增加了連體結構的整體抗側剛度，但剛度不同的塔樓被連接體協調變形後，也使得連體結構的平扭耦合效應明顯，見表4，因此在動力荷載作用下，結構較易發生整體扭轉現象［7］。在設計指标上反映為以扭轉為主的第一周期Tt提前出現或其與以平動為主的第一周期T1之比難以滿足規範要求且整體扭轉位移比超限。

由圖8 可知，連體結構的整體扭轉中心位于各塔樓範圍以外，因此剛性連接體結構的扭轉模态實質是由各塔樓的平動相位差所引起的。進一步分析發現，由于剛性連接體的約束作用，連體結構中各塔樓的扭轉模态難以發生，塔樓A，B，C 的扭轉周期分别出現在6，11，15 階，與第一平動周期之比分别僅為0. 32，0. 21，0. 17; 圖9 為連體結構中塔樓A 的扭轉位移比，除底部幾層外，絕大部分樓層的扭轉位移比均小于1. 1。剛性連體結構中各主塔樓的扭轉效

應較獨立單塔結構有了較大改善，剛性連接體實際增強了塔樓的抗扭剛度。對扭矩相對較大的主要豎向構件進行承載力校核，可以發現，在中震作用下，構造鋼筋即可滿足抗扭承載力要求; 大震作用下，也僅需配置少量抗扭鋼筋即可滿足要求，構件不會由于扭轉而發生破壞。

已有的時程分析和振動台試驗均顯示［8-9］: 扭轉周期比和扭轉位移比并不能真實反映連體結構由于扭轉造成的損傷。現行規範對于結構扭轉效應的限制條件( 扭轉周期比和扭轉位移比) 對于滿足剛性樓闆假定的單塔結構是适用的。但連體結構不滿足整體剛性樓闆假定，同時剛性連體結構的整體剛度較大，扭轉位移超限的樓層水平變形一般較小。如金鷹天地廣場項目整體結構扭轉位移比超過1. 4 的樓層層間位移角均小于1 /1 400。

綜上分析，建議: 1) 适當放松整體結構的扭轉周期比限制條件，盡量減小平動模态的扭轉質量參與比; 2 ) 降低整體結構的扭轉位移比要求，重點控制連體結構各塔樓自身的扭轉位移比; 3) 合理調整各塔樓間的剛度關系，盡量減小水平荷載作用下連接體樓層的變形差是連體結構設計的關鍵。

5. 2 剛度突變

由于剛性連接體的存在，連接體與相鄰樓層存在較大的剛度突變，但由于本項目中除連接體以外僅在加強層設置環帶桁架，因此這些樓層附近的剛度突變問題得到改善，見圖10。圖10 還給出了塔樓A 動力時程分析得到的樓層層間位移角曲線，通

過與反應譜計算結果的對比可以看到，在連接體以上，反應譜計算結果偏小，在連接體以下則相反。因此對于剛性連體結構，連接體以上的樓層存在較明顯的鞭梢效應，反應譜計算結果會偏于不安全，動力時程分析是必要的補充計算手段。

根據該分析結果，設計時采用了如下加強措施: 1) 連接體以上的樓層剪力在反應譜計算結果的基礎上進行适當放大; 2 ) 三塔樓在連接體上下一到兩層的範圍内增設環帶桁架，減輕連接體與上下相鄰樓層的剛度突變，如圖11 所示。3) 提高連接體以上樓層外框架的部分抗側剛度，加大框架梁截面，将其性能目标提高到中震彈性; 4) 對連接體樓層及上下相鄰層的核心筒配筋予以加強，提高構件延性，關鍵構件按時程分析結果複核承載力要求。

連體結構的風荷載受塔樓剛度、形狀、距離、角度以及連接體形狀、位置、與塔樓耦合關系等因素的綜合影響，其作用機理較單塔結構有顯著不同。項目委托同濟大學土木工程防災國家重點實驗室進行了風洞試驗( 圖12) ［10］，模型縮尺比為1 ∶350，地面粗糙度類别為B 類，基本風壓分别為0. 40kN/m2( 對應50 年重現期) ，0. 45kN/m2( 對應100 年重現期) 。

根據風洞試驗結果，對各塔樓連體前後的樓層剪力進行對比分析，以Y 向為例( 圖13) : 塔樓C 的首層剪力連體後較連體前增加了13 095kN，塔樓A的首層剪力連體後較連體前減小了264kN，塔樓B的首層剪力連體後較連體前減小了7 468kN，同時連體部位傳遞到塔樓C 的風荷載為5 363kN，這表明三棟塔樓剛性連接以後，塔樓A，B 通過連接體将部分風荷載傳遞至塔樓C，即風荷載效應在塔樓間存在重分布現象。

對按照《建築結構荷載規範》( GB 50009—2012) 計算得到風荷載進行同樣的分析，得到的樓層剪力如圖14 所示，規範方法計算得到的風荷載無法考慮塔樓間的相互影響，不能反映風荷載重分布現象，因此對于連體結構是不适用的。

7. 1 連接體

連接體不僅承擔重力荷載，還起到協調塔樓變形差異以及不同步振動，提高結構整體剛度及整體穩定性的作用。由于三棟塔樓體型與主方向角各有差異，使得連接體在風荷載和地震作用下的受力狀态較為複雜。此外，塔樓間的不均勻沉降亦會在剛性連接體内産生附加内力。基于這些因素，連接體遵循了以下的設計思路并采取了相應的加強措施。

( 1) 塔樓的剛度差異越大，連接體的内力也越大，通過調整三棟塔樓的剛度比，優化各單塔在連接體高度處的變形差，不僅能夠有效控制連體結構的平扭耦合效應，也會顯著改善連接體在協調塔樓不均勻變形時的受力狀況。

( 2) 對連接體進行抗震性能化設計，提高重要構件的抗震性能目标，見表5。對連接體主桁架上下弦杆所在的樓層闆進行加強，厚度取200mm( 圖

15) ; 根據風荷載和地震作用下的樓闆應力分析結果( 圖16) 進行配筋，并在應力最大的連接體與塔樓相鄰跨設置樓闆面内水平支撐，見圖17。

( 3) 根據施工模拟分析結果确定合理的施工順序，對豎向變形差敏感性較高的連接體杆件采用延遲安裝方案，從而有效減小或消除附加内力的影響。

7. 2 鋼闆混凝土剪力牆

經過計算，塔樓A，B，C 分别在底部20，6，6 層采用内夾鋼闆的混凝土剪力牆，剪力牆端部約束邊緣構件内埋設實腹式鋼柱，同時設置型鋼混凝土暗梁與連梁，形成帶有鋼邊框的型鋼混凝土剪力牆，進一步提高核心筒延性，也提高鋼闆在施工過程中的穩定性，見圖18。

為了确保鋼闆混凝土剪力牆的混凝土澆築質量，控制鋼闆與混凝土的差異變形裂縫，在設計方面，在鋼闆上每隔一定距離設置灌漿孔，确保一定數量的箍筋貫穿鋼闆，同時根據剪力牆的應力分布設置抗剪栓釘，實現鋼闆與混凝土的共同工作。在施工方面，混凝土配比應采取措施減少水化熱，後期加強混凝土的養護。對本項目實地觀測發現，面積較大的鋼闆混凝土剪力牆上僅有極少量細微收縮裂縫，裂縫控制效果較好。

7. 3 鋼結構節點

由于構件類型( 型鋼混凝土柱、型鋼混凝土剪力牆、鋼桁架等) 和鋼結構截面形式( 箱形、H 型等)的多樣性，加之結構體型尤其是連接體的結構布置不規則，使得本項目存在大量複雜的鋼結構連接節點。在構件截面設計和構件布置時，結合節點構造，遵循以下原則: 1) 不同截面形式構件節點，采取措施确保節點連接的可靠性; 如各塔樓與連接體相鄰位置處的柱内型鋼截面，在連接體範圍内由十字形或工字形過渡為箱形，确保與周邊箱形和H 型鋼構件的連接，見圖19。2) 型鋼混凝土構件内，首先保證混凝土澆築密實; 如伸臂桁架中外伸臂構件與剪力牆内型鋼連接時，外伸臂的箱形截面翼緣在混凝土内開洞，剪力牆内部的構件均采用H 型鋼且腹闆沿水平方向放置，見圖20( a) 。又如型鋼混凝土柱與周邊鋼桁架連接時，采用蝶形節點連接方式［11］，H 型鋼構件僅翼緣與鋼柱連接，箱形構件僅腹闆與鋼柱連接，見圖20( b) 。需要注意的是，在計算确定構件的翼緣與腹闆厚度時，應預先充分考慮這種節點的構造特點。

通過對項目在結構布置、動力特性、抗震性能、風荷載特點、重要構件設計等分析和探讨，可得:

( 1) 對于剛性連體結構，當連接體處于塔樓的中上部位時，結構的整體抗震性能較好，合理的連接體位置能夠顯著提高結構的整體剛度，提高抗側力構件的效率。

( 2) 剛性連體結構的整體扭轉效應顯著，但這種整體扭轉實質是由各塔樓的平動相位差所引起的，塔樓的抗扭剛度實際是增大的，《建築結構荷載規範》( GB 50009—2012) 對于扭轉周期比和扭轉位移比的限值對連體結構并不适用。合理調整各塔樓間的剛度關系，盡量減小水平荷載作用下連接體樓層的變形差是連體結構設計的關鍵。

3) 剛性連體結構由于存在較大的剛度突變，鞭梢效應顯著，反應譜計算結果對于部分樓層會偏于不安全，需要補充動力時程分析，并根據分析結果進行相應的設計加強。

( 4) 由于連體結構各塔樓的相互影響，風載效應在塔樓間存在重分布現象，《建築結構荷載規範》( GB 50009—2012) 中的計算方法沒有考慮這種影響，因此對于連體結構是不适用的。

( 5) 剛性連體結構的連接體實現了各塔樓的共同工作，受力狀态較為複雜，是結構設計的關鍵點。一方面要采取措施減小連接體在水平荷載作用下的内力，另一方面對連接體結構進行針對性的加強，保證水平力的有效傳遞，并提高重要構件的安全度。

( 6) 本項目在中國建築科學研究院進行了模拟地震振動台試驗［12］，振動台試驗結果顯示: 主要抗側力構件的實際抗震性能與設計目标相吻合，相關的設計方法與加強措施是合理、準确的，結構的整體抗震能力滿足設計要求，且具有一定的安全儲備。

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［3］ 鄭毅敏，劉永璨，盛榮輝，等． 杭州市民中心多塔連體結構設計研究［J］． 建築結構， 2009，39( 1) : 54-58．

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［5］ 劉明國，姜文偉，于琦． 南京金鷹天地廣場空中連接體施工方案影響分析［J］．建築結構， 2019， 49( 7) : 22-27．

［6］ 華東建築設計研究總院． 超高層連體結構關鍵技術研究［Ｒ］． 上海，2013．

［7］ 李春鋒． 高層連體結構動力特性及地震響應分析［D］．蘭州: 蘭州理工大學， 2008．

［8］ 吳曉涵，韋曉棟，錢江，等． 雙塔連體結構彈塑性時程分析［J］．地震工程與工程振動，2011，31( 3) : 51-58．

［9］ 中國建築科學研究院． 高層連接體結構關鍵技術研究［Ｒ］． 北京，2013．

［10］ 同濟大學土木工程防災國家重點實驗室． 南京金鷹天地廣場項目風荷載研究［Ｒ］． 上海， 2012．

［11］ 包聯進，姜文偉，孫戰金，等． CCTV 主樓外筒關鍵節點設計與構造［J］．建築結構學報，2008，29( 3) : 82-87．

［12］ 中國建築科學研究院． 南京金鷹天地廣場塔樓模拟地震振動台模型試驗報告［Ｒ］． 北京， 2014．21

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