免责声明：本文来自减震技术《武汉保利广场混合减震连体高层结构设计》作者：李 霆，王小南，范华冰等
［摘要］武汉保利广场是由两栋高度不同的塔体组成的高位大跨连体复杂高层建筑，塔楼均采用“圆钢管混凝土柱 H 型钢梁或钢桁架 钢筋混凝土核心筒”结构，连接体采用钢桁架结构。由于超高层核心筒完全偏置在一侧，为减小及控制扭转振动，除两端加密柱外，还设置了非线性粘滞阻尼器。在42.5m 大跨连体主桁架中部，斜腹杆采用屈曲约束支撑（BRB），以使在大震下连体中部可以上下错动耗能，减小主体结构的扭转。动力弹塑性分析及振动台模型对比试验表明，粘滞阻尼器及BRB 减震效果明显。另外，还介绍了大厅42.5m×55.9m 单层索网幕墙设计及4 层地下室“隔水-排水”抗浮设计等。
［关键词］超高层；连接体；粘滞阻尼器；混合减震；排水抗浮；单层索网幕墙
1 工程概况武汉保利广场位于武汉市洪山广场南侧，总建筑面积约14.4 万m2，其中地上10.96 万m2，地下3.44 万m2，大屋面结构高度209.9m，总高度219.0m，建筑效果图见图1。工程地下4 层，层高从下而上分别为5.1，4.7，4.7，5.6m；地下层1 有局部商业，其余为车库及设备用房。地上分为主楼、副楼及裙楼，其中裙楼为8 层，主要为商业、娱乐、餐饮等，屋面标高51.0m；主楼和副楼在层1～8与裙楼连接为一个整体，8 层以上均为高级写字楼；副楼20 层，屋面标高101.0m，标准层层高4.1m；主楼46 层，大屋面标高209.9m，标准层层高4.1m。主、副楼在层16～20（共5 层）通过钢结构连接为一个整体，连接体跨度为42.5m，立面呈“h”形，结构立面图见图2。工程钢结构总用钢量约11 000t。
该工程结构建筑抗震设防类别为乙类，抗震设防烈度为6 度，设计基本地震加速度为0.05g，设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类，特征周期为0.35s；风荷载按武汉市100 年重现期的基本风压取值，为0.40kN/m2，地面粗糙度为C 类。
2 基础与地下室设计2.1 塔楼基础设计
根据地质勘察报告，下部基岩有灰岩、泥灰岩、钙质泥岩三种，中风化岩层面距地下室基坑底面约0.5～10.0m，岩石地基承载力特征值分别为5000，2000，2200kPa。经多方案比较，选定人工挖孔墩基础为最优方案，墩底持力层为中风化岩石（灰岩、泥灰岩、钙质泥岩）。其中灰岩和泥灰岩分布区内局部有溶洞，设计时要求在灰岩和泥灰岩分布区域的墩基础完全穿过溶洞及溶蚀层，进入完整的持力
层。实际施工中，在穿越溶蚀层时采取了孔内爆破施工。柱下采用一柱一墩，核心筒下采用群墩基础，墩身混凝土强度等级为C35，墩身及扩底尺寸根据持力层岩层分布进行调整。墩身直径最小为0.9m，最大3.2m；扩底直径最小1.3m，最大5.6m。主楼采用整体式承台，厚度3.0m。由于大承台（筏板）厚度超过了2.0m，在承台中部设置钢筋网片。厚筏剪应力最大处位于板厚中间部位，因此，板厚中部设置钢筋网片可提高抗剪承载力及增大抗剪延性。
高层框架柱为圆钢管混凝土柱，若采用埋入式柱脚，圆钢管将切断大承台面钢筋，造成钢筋连接及施工困难。因工程有4 层地下室，柱底弯矩及剪力很小，可采用外露式柱脚，即将柱脚置于承台面上，柱脚详图见图3。需要注意的问题：1）因柱底压应力较大，承台必须进行局部承压验算并配置局部承压钢筋；2）钢柱脚下二次灌筑的细石混凝土周边应补设钢环，以保证“套箍效应”；3）柱脚周边应设置足够的普通钢筋，以保证柱在大震下有足够的抗拔力。
2.2 地下室抗浮设计
地下室基坑深达 21m，抗浮水位为室外地面，若采用传统的锚杆或抗拔桩抗浮，成本过高。工程场地地势较高，地下水主要来自地表水，因此工程采用“隔水-排水”抗浮设计。隔水措施：基坑回填时在上部设置素混凝土隔水层，回填土要求采用老黏土分层夯实。排水措施：地下室底板下设置厚200mm 中粗砂垫层，设置若干道碎石盲沟通向集水井，地下室底板集水井与下部盲沟连通，这样底板下存在地下水时可排入集水井，然后抽排进入建筑中水系统。通过两年的使用，效果很好。采用这种抗浮设计的前提是地下水水量较小，且集水井水泵应有双电源。
3 上部结构体系3.1 结构布置
主楼平面尺寸为 25.5m×58.5m，副楼为21.25m×25.5m；层1～8 主楼、副楼及裙楼连为一体，平面尺寸为89.25m×59.5m；层9～10 及层16～20主楼与副楼通过钢结构桁架相连，平面尺寸89.25m×59.5m。主楼、副楼均采用“圆钢管混凝土柱 H型钢梁或钢桁架 钢筋混凝土核心筒”混合结构体系；裙楼部分采用钢筋混凝土框架结构；空中连体采用空间钢桁架结构。钢结构楼板采用钢筋桁架自承式楼板。主要结构平面布置见图4～9。钢结构主要材料为：钢框柱、钢骨柱、钢框梁及连体构件、城市大客厅桁架构件均采用Q345GJ-C，楼盖钢桁架梁及一般钢梁采用Q345B；当板厚≥40mm 时，要求采用Z 向性能钢材。
钢筋混凝土核心筒混凝土强度从下至上由 C60至C40 递减。为提高结构的延性，减小柱截面的尺
寸，主、副楼框架柱均采用圆钢管混凝土柱（CFT），圆钢管混凝土柱内采用C60～C50 混凝土。圆钢管混凝土柱延性很好，无轴压比限值，且由于“套箍效应”的存在，混凝土强度可以充分发挥。因而圆钢管混凝土柱与钢骨混凝土柱相比有较大的优越性。
塔楼周边框架均采用H型钢梁，标准层主要截面为H900×300×14×22，与圆钢管混凝土柱刚接，形成外周边框架。层8 以下楼盖梁采用H型钢梁；为尽量增大建筑净高，便于穿越设备管线，标准
层内部楼盖梁采用由T 型钢作弦杆、双角钢作腹杆的轻钢桁架梁（图10，11）。由于利用了设备管线高度作为结构高度，采用桁架梁比采用H 型钢梁高度大，因而可减小用钢量。主楼标准层楼盖钢桁架梁跨度为12.75m，副楼钢桁架梁跨度为17.0m。楼盖桁架梁在端部转变为实腹式H 型钢梁，因此与柱、墙的连接与H 型钢梁相同。内部钢框梁均与柱刚接，与核心筒先铰接后刚接（即待徐变基本完成后再将翼缘焊接）。
在进行结构整体分析时，将模型适当简化，即将钢桁架梁根据抗弯刚度等代为实腹钢梁进行计算。构件设计时，从整体计算中读取钢梁内力，在3D3S 软件中进行杆件设计。
工程基本柱距为 8.5m，因两塔楼核心筒完全偏置在一侧，为减小扭转，在主、副楼南北两侧设置密柱，并加强框架梁，形成较大刚度框架，提高主楼结构整体抗扭刚度。竖向构件截面尺寸见表1。
3.2 连体结构
主楼与副楼在层 16～20 由钢结构连体相连，跨度为42.5m，宽度为25.5m，高度为20.7m。为满足建筑使用功能，经过多方案比较，该连体结构采用如下空间钢框架结构体系：在沿轴N ，K 的42.5m跨度方向的连体外侧边设置2 榀主钢桁架，与主副楼框架柱或核心筒刚接；在层16 沿轴⑧，⑨，⑩，○11 的25.5m 方向（宽度方向）设4 榀次桁架，两端与主钢桁架刚接；连体内部采用钢柱、钢梁构成的钢框架结构，柱网为8.5m×8.5m，如图12，13 所示。连体钢结构总质量约为1500t，采用千斤顶整体提升施工。
连接体桁架弦杆在多种工况组合下为压弯或拉弯构件，故采用箱形截面，截面尺寸均为500mm×500mm，最大板厚为50mm。腹杆均采用倒置的H 型钢。在节点中杆件轴力通过翼缘直接传至节点板，各轴力汇交于节点板取得平衡。腹杆H 型钢高度均为500mm，翼缘宽度500～700mm，最大板厚60mm。屈曲约束支撑端部采用十字形截面，通过过渡段与节点板连接。
连体结构轴○N 主桁架弦杆及斜撑均延伸至主、副楼尽端，防止因个别杆件的破坏产生连续倒塌；轴○K 主桁架与主、副楼筒体剪力墙相连，桁架弦杆均伸入剪力墙墙体内，并设置栓钉，以保证桁架端节点的节点力有效传至主、副楼筒体。并在层18，20 的节点受拉区设置贯穿筒体剪力墙的预应力筋，以防止混凝土墙体受拉开裂。为保证大震下连接体地震水平作用能可靠传至两端的核心筒，在连接体楼盖及两端主、副楼楼盖中设置水平钢桁架。
由于工程连接体位置较高，跨度及体量较大，工程考虑了竖向地震的影响。连体结构设计与分析详见文［1］。
3.3 单层双向索网玻璃幕墙
建筑北立面大厅的单层双向索网玻璃幕墙（图14），宽42.5m，高55.9m，与主、副、裙楼形成四面围合的“城市大客厅”（图14）。水平索为主受力索，采用φ 38 不锈钢拉索，单索预张力为250kN，其左右节点通过转换钢立柱与主、副楼主体结构相连，钢立柱截面为□400×500×30；竖索为次受力索，采用φ 26 不锈钢拉索，单索预张力100kN，其下部与地下室顶板相连，上部与城市大客厅屋盖钢桁架相连。
为了尽量消除钢立柱对主体结构的影响，钢立柱与主体结构之间采用销轴支座连接，各层钢立柱间采用套筒连接，以释放水平转动和竖向变形。这样，钢立柱仅承受水平索拉力作用，不参与主体结构受力，见图15。
由于钢索拉力较大，设计中考虑了其对主体结构的变形影响，对索拉力条件下的主、副楼混凝土楼板进行了应力分析，并在索网与主、副楼节点处设置了水平支撑（图4），用以保证索拉力的有效传递。
工程主体结构的特点是：1）两栋塔楼核心筒严重偏置，扭转较严重；2）两栋塔楼高度、质量相差很大，且连接体与高塔的一端端部（而非中部）相连，属严重不对称连体高层；3）连接体跨度大，达42.5m，共有5 层，结构质量大。
以上特点导致结构扭转耦联振动较复杂。为减小及控制主体结构的扭转，除在塔楼长向两端加密框架柱外，还设置了一批非线性粘滞阻尼器，阻尼器的设计参数见表2，其与主体结构的连接见图16。
另外，分析表明，在中、大震下，若连体结构在中部能上下错动，将显著减小主体结构的扭转，为实现此目的，连接体主桁架中间跨腹杆均采用屈曲约束支撑（BRB），BRB 在正常使用及小震下不屈服，以保证正常使用阶段的结构刚度，在中、大震作用下，BRB 屈服耗能，连接体在中部可上下错
动，以减小主体结构扭转，并耗能保护连体构件。BRB设计参数见表3，其与主体结构的连接见图17。
非线性粘滞阻尼器（速度相关型阻尼器）与屈曲约束支撑（位移相关型阻尼器）混合应用，以实现减小及控制主体结构在中、大震作用下扭转的目的［2］。
结构整体弹性阶段对比分析（不考虑粘滞阻尼器作用），采用MIDAS/Gen 进行结构静力弹塑性分析（不考虑粘滞阻尼器作用，但可考虑BRB 作用），采用ANSYS 程序进行结构动力弹塑性分析（考虑粘滞阻尼器与BRB 混合减震作用）。
工程为超限高层，应进行结构性能设计［3］。经综合考虑，本工程抗震性能目标确定为性能目标“C”，即：多遇地震时，结构完好、无损伤，屈曲约束支撑不进入消能工作状态；设防地震时，结构的重要部位的构件轻微损坏，其他部位有部分选定的具有延性的构件发生中等损坏，进入屈服阶段；罕遇地震时，结构部分构件中等损坏，进入屈服，关键构件轻度损坏，消能减震构件充分发挥其耗能作用，但不失效。对于连体结构及与其相连的竖向构件，抗震性能适当提高，在小震下，结构完好、无损伤；在中震下，构件轻微损坏；在大震下构件轻度损坏。
5.1 弹性计算分析
在结构整体计算中，梁、柱均采用空间梁单元，混凝土剪力墙、楼板采用壳单元，计算中考虑P-Δ 效应和扭转耦联效应。根据工程场地地震安全性评价报告， 场地多遇地震加速度有效峰值为0.0267g，场地水平地震影响系数为0.0654，特征周期为0.32s。设计基本风压按100 年重现期，取0.4kN/m2，并考虑了风洞试验的相关结果。采用不同软件和模型的整体分析结果见表4。
根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010），扭转周期与平动周期的比值不得大于0.85，层间位移角不得大于1/590，表4 中的计算结果均满足相关要求。
5.2 静力弹塑性分析
静力弹塑性分析（Pushover）采用MIDAS/Gen软件使用ATC-40（1996）和FEMA-273（1997）中提供的能力谱法（Capacity Spectrum Method，CSM）评价结构的抗震性能。根据工程场地地震安全性评价报告，中震场地水平地震影响系数为0.2056，罕遇地震场地水平地震影响系数为0.4809，场地特征周期均为0.32s。工程采用两种类型的荷载分布模式进行Pushover 分析，即模态分布模式、加速度常量分布模式（模态分布模式为其控制模式）。考虑到结构的非对称性，每种荷载分别按X，Y 两个主方向，每个方向分别考虑正负不同情况。工程Pushover 分析的主要结果见图18，19。
从 Pushover 的结果来看，结构能力谱曲线较平滑，在设定目标位移范围内未出现陡降段，各工况
能力谱曲线与中、大震需求谱曲线均存在交点。
大震作用下，第1 振型（Y 向）性能点处层间位移角1/175，第2 振型（X 向）性能点处最大层间位移角 1/250，均出现在层8。从层间位移角曲线看到，结构位移的突变均发生在竖向不规则处，例如层9（裙楼屋面）、连体附近，在设计中，将这些层作为薄弱层考虑。
从塑性铰的出铰顺序来看，连梁出铰较早，其次是剪力墙，特别是轴○K ，轴墙体在大震作用下出铰较多，圆钢管混凝土柱和钢梁在大震作用下均表现为弹性。根据以上结果，设计时将薄弱处剪力墙抗震等级提高一级采用，为特一级，并按中震不屈服设计配筋。
从静力弹塑性分析的结果来看，结构具备一定的安全储备。
5.3 弹塑性时程分析
弹塑性时程分析采用 ANSYS 软件评价结构在罕遇地震作用下的动力响应及弹塑性行为。根据工程场地地震安全性评价报告，分析的原型结构所在的场地土为Ⅱ类场地土，故在分析中选用适用于Ⅱ类场地土的El Centro 波（南北向）和Taft 波两种自然波，以及由武汉地震工程研究院提供的一条人工波。根据地震安全性评价报告，罕遇地震最大地面运动加速度为0.1963g。由于ANSYS 中的壳单元没有考虑配筋的功能，在模型中根据配筋率，采用等效刚度的方法考虑配筋影响（即增大混凝土的弹性模量）。主要分析结果如下：
（1）大震作用下，主要是连梁、核心筒墙体进入塑性，这与静力弹塑性分析的结果是一致的，设计中对墙体配筋进行了加强；圆钢管混凝土柱及钢梁均表现为弹性或轻微塑性。
（2）主楼连体以上结构扭转效应明显，原因主要是主楼筒体偏置造成了结构质心和刚心的严重偏离。设计时在层间位移比较大的楼层的四角设置粘滞阻尼器，结构在大震作用下的最大层间位移角由1/118（不设阻尼器）降低到1/131（设阻尼器），减震效果明显。
（3）在大震作用下，连体主桁架轴⑨，⑩之间屈曲约束支撑屈服而不屈曲，起到“保险丝”的作用，减小了整体结构的地震反应。屈曲约束支撑屈服后连接体局部弦杆进入塑性，但塑性程度较低。
弹塑性时程分析的结果与静力弹塑性分析的结果大致上是吻合的，但弹塑性时程分析更多地反映了高阶振型对结构的影响，并给减震构件设计参数的选择提供依据，对结构设计起到了必不可少的指导作用。
6 结构试验武汉保利广场结构体型复杂，风荷载和地震作用的影响很大，现有的资料及规范数据已不能满足工程设计的要求，为了准确掌握建筑物在风荷载及地震作用下的受力规律，进行了风洞试验和振动台试验。
6.1 风洞试验
委托武汉大学结构风工程研究所进行了风洞试验与风致响应分析［4］，通过测量模型表面上的平均风压及脉动风压时程，经过计算分析及数据处理，得到各风向角风压作用下的建筑物表面风压值及结构的静、动态响应，为玻璃幕墙及结构抗风设计提供依据。根据风洞试验的结果，X 向风荷载作用下产生的基地总剪力及倾覆力矩是按规范取值计算结果的1.2 倍，设计时按风洞试验结果进行计算，使结构设计更加安全和准确。SATWE 程序按规范计算的风荷载与风洞试验结果对比见图20。
6.2 整体结构振动台试验
整体结构的振动台试验［5］由广州大学完成，采用1/35 的缩尺模型，检测整个结构在地震作用下的反应，找出罕遇地震作用下的结构薄弱部分。试验中选定四条适用于Ⅱ类场地的地震波（一条人工波，三条自然波），分别测定小震、中震、大震作用下结构的地震反应。各工况下试验又分为安装阻尼器（有控）和不安装阻尼器（无控）两种情况。
试验过程中，在大震作用下，模型结构混凝土核心筒连梁位置和洞口角部出现多条明显的裂缝，钢管混凝土柱未见破坏迹象，设计中对核心筒及连梁进行了加强；另外，较之不安装阻尼器，安装了阻尼器后的结构柱应变减小10.6%～13.6%，底部剪力墙应变减小14.6%～16.8%，主楼水平位移最大值减小11.3%，副楼水平位移最大值减小8%，可见阻尼器的减震效果显著。
7 结论（1）工程塔楼核心筒严重偏置，刚心与质心偏差较大；两栋塔楼高度与质量差异较大，且连体与高塔一端的端部相连而非连在中部。以上原因导致本工程振动非常复杂，扭转振动较大。为此，工程选用了延性较好的圆钢管混凝土柱，并在长向两端加密柱距以减小扭转；另外，设置了非线性粘滞阻尼器和屈曲约束支撑，通过混合减震控制结构扭转振动。
（2）分析表明，连接体主桁架刚度增大将导致主体结构扭转振动加剧，若取消连体主桁架中部斜腹杆将会明显减小扭转，但主桁架中间空腹将导致正常使用下刚度偏小，且不便于整体提升；在连体主桁架中部斜腹杆采用屈曲约束支撑（BRB）可以解决这一矛盾，既可保证正常使用下的刚度，便于整体提升，又可使在中、大震下连体中部上、下错动耗能，减小主体结构的扭转，并保护连接体其他构件。
（3）动力弹塑性分析结果及振动台模型对比试验表明，混合减震效果明显。大震下的最大层间位移角从1/118 降低到1/131。
参 考 文 献［1］ 王小南，李霆，袁理明，等. 武汉保利广场大跨减震连接体结构设计［J］.建筑结构，2012，42（12）：13-18，36.
［2］ 李霆，王小南，黄银燊，等. 武汉保利广场混合减震连体高层抗震性能研究［J］.建筑结构，2012，42（12）:8-12,31.
［3］徐培福,傅学怡，王翠坤，等.复杂高层建筑结构设计［M］.北京：中国建筑工业出版社，2005.
［4］ 武汉大学结构风工程研究所. 保利文化广场风洞试验与抗风性能分析报告［R］. 2008.
［5］ 广州大学结构工程研究所. 武汉保利文化广场模拟地震振动台试验研究报告［R］. 2009
［6］ 尹华钢，李志强，刘晓华，等.北京新保利大厦结构抗震设计［J］.建筑结构，2007，37（4）：1-5.
免责声明：本文来自减震技术《武汉保利广场混合减震连体高层结构设计》作者：李 霆，王小南，范华冰等，版权归原作者所有，本次仅用于分享学习，如涉及侵权，请联系删除！
,
