贺程

（中国中元国际工程有限公司，北京100089）

1 工程概况

本工程总建筑面积为4125m2，其中地下2层建筑面积1576m2，采用钢筋混凝土框架结构，功能为库房；地上建筑面积2549m2，由2幢4层混凝土框架结构主楼及中部通高钢结构中庭组成，主要屋面高度为21.1m，其功能为商业营业厅。建筑剖面图如图1所示。抗震设防类别为标准设防类，抗震设防烈度为8度（0.2g），建筑场地类别为III类，设计地震分组为第二组。

图1 建筑剖面图

2 连体结构选型及布置

地上中部区域为通高钢结构中庭，其顶部屋盖为支撑于两侧主楼混凝土梁上的钢拱连接体，为减小连体结构的扭转和两楼耦连给整体带来的不利影响，连接体与主体结构采用弱连接形式，即一端与西侧主楼支座固接，另一端与东侧主楼支座滑动连接。

3 结构计算

连体结构连接体部分受力复杂，是结构的关键部位。在水平荷载作用下，连接体承受较大的平面内力，而且由于连接体跨度较大，竖向地震作用的影响也较为明显[1]。

3.1 基于性能设计的抗震性能目标

中庭屋顶钢拱连接体支撑在两侧混凝土梁上，为提高构件的安全度，采用性能化设计方法对连接体和两侧主楼支承构件进行中震弹性设计，即在计算地震作用时，水平地震影响系数最大值放大2.8倍。放大倍数算法：8度区设计基本地震加速度为0.2g=0.2×980cm/s2=196cm/s2，小震下地震加速度时程曲线最大值为70cm/s2，二者比值为196/70=2.8。

连接体和两侧主楼支承构件须考虑竖向地震影响，按规范反映谱方法计算竖向地震作用，竖向地震影响系数最大值取水平地震影响系数最大值的65%[2]。

中庭屋顶连接体滑动端滑移量限值取两侧塔楼大震下支座位置反向位移之和，经计算其值为87mm。按照GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》的要求，工程防震缝最小宽度为100mm，将缝宽定为100mm，以满足大震下不碰撞的要求。

3.2 设计计算方法和计算软件选用

用Midas对中庭钢结构构件进行分析设计，单体模型如图2所示，模型考虑钢结构的各支座实际约束情况，算得的各支座最大反力加到两侧混凝土单体模型对应构件上，按压弯构件手算复核柱承载力。

图2 中庭Midas模型

采用PMSAP建立包括两侧塔楼和中庭连接体的整体模型进行整体分析（见图3）。同时，为了对比塔楼计算结果，还建立了无中庭连体的单体模型（见图4）（模型施加中庭钢结构支座反力荷载）。中庭钢结构设计和塔楼配筋设计采用包络的设计方法，取整体与单体模型的计算结果包络值。

图3 PMSAP整体模型

图4 PMSAP单体模型

3.3 多遇地震作用抗震分析及计算结果

整体与单体模型的动力特性对比如表1所示。各模型1、2阶周期均为X、Y向水平震动周期，且均较为接近，说明2个塔结构布置对称性好，连接体弱连接方式对单体周期影响较小。3阶周期为扭转周期，整体模型比单体模型的周期比（Tt/T1）大，说明中庭连接作用使各塔楼的扭转效应增大，但均满足要求。

最大层间位移角和最大扭转位移比分别按单体和整体模型计算，结果如表2所示。由表2可知，风荷载不起控制作用，位移角及扭转位移比均小于规范限值。

表1 结构自振周期

表2 层间位移角及位移比

4 结语

本文对中庭顶部连接体及其支撑混凝土构件采用了基于性能的抗震设计方法，提出相关抗震性能目标。设计时采用包络的设计方法，取单塔模型和整体模型计算结果包络值。也对滑动支座的设计和防震缝的宽度控制做了介绍，可供类似工程参考。