减震一体化建筑设计

［择要］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繁芜高层建筑，塔楼均采取“圆钢管混凝土柱+H 型钢梁或钢桁架+钢筋混凝土核心筒”构造，连接体采取钢桁架构造。
由于超高层核心筒完备偏置在一侧，为减小及掌握旋转振动，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，斜腹杆采取屈曲约束支撑（BRB），以使在大震下连体中部可以高下错动耗能，减小主体构造的旋转。
动力弹塑性剖析及振动台模型比拟试验表明，粘滞阻尼器及BRB 减震效果明显。
其余，还先容了大厅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；稠浊减震；排水抗浮；单层索网幕墙

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，个中地上10.96 万m2，地下3.44 万m2，大屋面构造高度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，别的为车库及设备用房。
地上分为主楼、副楼及裙楼，个中裙楼为8 层，紧张为商业、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 层以上均为高等写字楼；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）通过钢构造连接为一个整体，连接体跨度为42.5m，立面呈“h”形，构造立面图见图2。
工程钢构造总用钢量约11 000t。

该工程构造建筑抗震设防种别为乙类，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，园地种别为Ⅱ类，特色周期为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。

2.1 塔楼根本设计

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，岩石地基承载力特色值分别为5000，2000，2200kPa。
经多方案比较，选定人工挖孔墩根本为最优方案，墩底持力层为中风化岩石（灰岩、泥灰岩、钙质泥岩）。
个中灰岩和泥灰岩分布区内局部有溶洞，设计时哀求在灰岩和泥灰岩分布区域的墩根本完备穿过溶洞及溶蚀层，进入完全的持力

层。
实际施工中，在穿越溶蚀层时采纳了孔内爆破施工。
柱下采取一柱一墩，核心筒下采取群墩根本，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度。
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。
主楼采取整体式承台，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，若采取埋入式柱脚，圆钢管将割断大承台面钢筋，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，可采取外露式柱脚，即将柱脚置于承台面上，柱脚详图见图3。
须要把稳的问题：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，以担保“套箍效应”；3）柱脚周边应设置足够的普通钢筋，以担保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，若采取传统的锚杆或抗拔桩抗浮，本钱过高。
工程园地阵势较高，地下水紧张来自地表水，因此工程采取“隔水-排水”抗浮设计。
隔水方法：基坑回填时在上部设置素混凝土隔水层，回填土哀求采取老黏土分层夯实。
排水方法：地下室底板下设置厚200mm 中粗砂垫层，设置多少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。
通过两年的利用，效果很好。
采取这种抗浮设计的条件是地下水水量较小，且集水井水泵应有双电源。

3.1 构造支配

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主楼与副楼通过钢构造桁架相连，平面尺寸89.25m×59.5m。
主楼、副楼均采取“圆钢管混凝土柱+H型钢梁或钢桁架+钢筋混凝土核心筒”稠浊构造体系；裙楼部分采取钢筋混凝土框架构造；空中连体采取空间钢桁架构造。
钢构造楼板采取钢筋桁架自承式楼板。
紧张构造平面支配见图4～9。
钢构造紧张材料为：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取Q345GJ-C，楼盖钢桁架梁及一样平常钢梁采取Q345B；当板厚≥40mm 时，哀求采取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。
为提高构造的延性，减小柱截面的尺

寸，主、副楼框架柱均采取圆钢管混凝土柱（CFT），圆钢管混凝土柱内采取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比较有较大的优胜性。

塔楼周边框架均采取H型钢梁，标准层紧张截面为H900×300×14×22，与圆钢管混凝土柱刚接，形成外周边框架。
层8 以下楼盖梁采取H型钢梁；为只管即便增大建筑净高，便于穿越设备管线，标准

层内部楼盖梁采取由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构造高度，采取桁架梁比采取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）。

在进行构造整体剖析时，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打算。
构件设计时，从整体打算中读取钢梁内力，在3D3S 软件中进行杆件设计。

工程基本柱距为 8.5m，因两塔楼核心筒完备偏置在一侧，为减小旋转，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，提高主楼构造整体抗扭刚度。
竖向构件截面尺寸见表1。

3.2 连体构造

主楼与副楼在层 16～20 由钢构造连体相连，跨度为42.5m，宽度为25.5m，高度为20.7m。
为知足建筑利用功能，经由多方案比较，该连体构造采取如下空间钢框架构造体系：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；连体内部采取钢柱、钢梁构成的钢框架构造，柱网为8.5m×8.5m，如图12，13 所示。
连体钢构造总质量约为1500t，采取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，故采取箱形截面，截面尺寸均为500mm×500mm，最大板厚为50mm。
腹杆均采取颠倒的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取十字形截面，通过过渡段与节点板连接。

连体构造轴○N 主桁架弦杆及斜撑均延伸至主、副楼尽端，防止因个别杆件的毁坏产生连续倒塌；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，以担保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。
为担保大震下连接体地震水平浸染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。
连体构造设计与剖析详见文［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，采取φ 38 不锈钢拉索，单索预张力为250kN，其旁边节点通过转换钢立柱与主、副楼主体构造相连，钢立柱截面为□400×500×30；竖索为次受力索，采取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。

为了只管即便肃清钢立柱对主体构造的影响，钢立柱与主体构造之间采取销轴支座连接，各层钢立柱间采取套筒连接，以开释水平迁徙改变和竖向变形。
这样，钢立柱仅承受水平索拉力浸染，不参与主体构造受力，见图15。

由于钢索拉力较大，设计中考虑了其对主体构造的变形影响，对索拉力条件下的主、副楼混凝土楼板进行了应力剖析，并在索网与主、副楼节点处设置了水平支撑（图4），用以担保索拉力的有效通报。

4 稠浊减震设计

工程主体构造的特点是：1）两栋塔楼核心筒严重偏置，旋转较严重；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，构造质量大。

以上特点导致构造旋转耦联振动较繁芜。
为减小及掌握主体构造的旋转，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，其与主体构造的连接见图16。

其余，剖析表明，在中、大震下，若连体构造在中部能高下错动，将显著减小主体构造的旋转，为实现此目的，连接体主桁架中间跨腹杆均采取屈曲约束支撑（BRB），BRB 在正常利用及小震下不屈服，以担保正常利用阶段的构造刚度，在中、大震浸染下，BRB 屈从耗能，连接体在中部可高下错

动，以减小主体构造旋转，并耗能保护连体构件。
BRB设计参数见表3，其与主体构造的连接见图17。

非线性粘滞阻尼器（速率干系型阻尼器）与屈曲约束支撑（位移干系型阻尼器）稠浊运用，以实现减小及掌握主体构造在中、大震浸染下旋转的目的［2］。

构造整体弹性阶段比拟剖析（不考虑粘滞阻尼器浸染），采取MIDAS/Gen 进行构造静力弹塑性剖析（不考虑粘滞阻尼器浸染，但可考虑BRB 浸染），采取ANSYS 程序进行构造动力弹塑性剖析（考虑粘滞阻尼器与BRB 稠浊减震浸染）。

工程为超限高层，应进行构造性能设计［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，构造无缺、无损伤，屈曲约束支撑不进入消能事情状态；设防地震时，构造的主要部位的构件轻微破坏，其他部位有部分选定的具有延性的构件发生中等破坏，进入屈从阶段；罕遇地震时，构造部分构件中等破坏，进入屈从，关键构件轻度破坏，消能减震构件充分发挥其耗能浸染，但不失落效。
对付连体构造及与其相连的竖向构件，抗震性能适当提高，在小震下，构造无缺、无损伤；在中震下，构件轻微破坏；在大震下构件轻度破坏。

5.1 弹性打算剖析

在构造整体打算中，梁、柱均采取空间梁单元，混凝土剪力墙、楼板采取壳单元，打算中考虑P-Δ 效应和旋转耦联效应。
根据工程园地地震安全性评价报告， 园地多遇地震加速度有效峰值为0.0267g，园地水平地震影响系数为0.0654，特色周期为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干系结果。
采取不同软件和模型的整体剖析结果见表4。

根据《高层建筑混凝土构造技能规程》（JGJ 3—2010），旋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 中的打算结果均知足干系哀求。

5.2 静力弹塑性剖析

静力弹塑性剖析（Pushover）采取MIDAS/Gen软件利用ATC-40（1996）和FEMA-273（1997）中供应的能力谱法（Capacity Spectrum Method，CSM）评价构造的抗震性能。
根据工程园地地震安全性评价报告，中震园地水平地震影响系数为0.2056，罕遇地震园地水平地震影响系数为0.4809，园地特色周期均为0.32s。
工程采取两种类型的荷载分布模式进行Pushover 剖析，即模态分布模式、加速度常量分布模式（模态分布模式为其掌握模式）。
考虑到构造的非对称性，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形。
工程Pushover 剖析的紧张结果见图18，19。

从 Pushover 的结果来看，构造能力谱曲线较平滑，在设定目标位移范围内未涌现陡降段，各工况

能力谱曲线与中、大震需求谱曲线均存在交点。

大震浸染下，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，均涌如今层8。
从层间位移角曲线看到，构造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，特殊是轴○K ，轴墙体在大震浸染下出铰较多，圆钢管混凝土柱和钢梁在大震浸染下均表现为弹性。
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取，为特一级，并按中震不屈服设计配筋。

从静力弹塑性剖析的结果来看，构造具备一定的安全储备。

5.3 弹塑性时程剖析

弹塑性时程剖析采取 ANSYS 软件评价构造在罕遇地震浸染下的动力相应及弹塑性行为。
根据工程园地地震安全性评价报告，剖析的原型构造所在的园地土为Ⅱ类园地土，故在剖析中选用适用于Ⅱ类园地土的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供应的一条人工波。
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，采取等效刚度的方法考虑配筋影响（即增大混凝土的弹性模量）。
紧张剖析结果如下：

（1）大震浸染下，紧张是连梁、核心筒墙体进入塑性，这与静力弹塑性剖析的结果是同等的，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）主楼连体以上构造旋转效应明显，缘故原由紧张是主楼筒体偏置造成了却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，构造在大震浸染下的最大层间位移角由1/118（不设阻尼器）降落到1/131（设阻尼器），减震效果明显。

（3）在大震浸染下，连体主桁架轴⑨，⑩之间屈曲约束支撑屈从而不屈曲，起到“保险丝”的浸染，减小了整体构造的地震反应。
屈曲约束支撑屈从后连接体局部弦杆进入塑性，但塑性程度较低。

弹塑性时程剖析的结果与静力弹塑性剖析的结果大致上是吻合的，但弹塑性时程剖析更多地反响了高阶振型对构造的影响，并给减震构件设计参数的选择供应依据，对构造设计起到了必不可少的辅导浸染。

武汉保利广场构造体型繁芜，风荷载和地震浸染的影响很大，现有的资料及规范数据已不能知足工程设计的哀求，为了准确节制建筑物在风荷载及地震浸染下的受力规律，进行了风洞试验和振动台试验。

6.1 风洞试验

委托武汉大学构造风工程研究所进行了风洞试验与风致相应剖析［4］，通过丈量模型表面上的均匀风压及脉动风压时程，经由打算剖析及数据处理，得到各风向角风压浸染下的建筑物表面风压值及构造的静、动态相应，为玻璃幕墙及构造抗风设计供应依据。
根据风洞试验的结果，X 向风荷载浸染下产生的基地总剪力及倾覆力矩是按规范取值打算结果的1.2 倍，设计时按风洞试验结果进行打算，使构造设计更加安全和准确。
SATWE 程序按规范打算的风荷载与风洞试验结果比拟见图20。

6.2 整体构造振动台试验

整体构造的振动台试验［5］由广州大学完成，采取1/35 的缩尺模型，检测全体构造在地震浸染下的反应，找出罕遇地震浸染下的构造薄弱部分。
试验中选定四条适用于Ⅱ类园地的地震波（一条人工波，三条自然波），分别测定小震、中震、大震浸染下构造的地震反应。
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）两种情形。

试验过程中，在大震浸染下，模型构造混凝土核心筒连梁位置和洞口角部涌现多条明显的裂痕，钢管混凝土柱未见毁坏迹象，设计中对核心筒及连梁进行了加强；其余，较之不安装阻尼器，安装了阻尼器后的构造柱应变减小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。

（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，且连体与高塔一真个端部相连而非连在中部。
以上缘故原由导致本工程振动非常繁芜，旋转振动较大。
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旋转；其余，设置了非线性粘滞阻尼器和屈曲约束支撑，通过稠浊减震掌握构造旋转振动。

（2）剖析表明，连接体主桁架刚度增大将导致主体构造旋转振动加剧，若取消连体主桁架中部斜腹杆将会明显减小旋转，但主桁架中间空腹将导致正常利用下刚度偏小，且不便于整体提升；在连体主桁架中部斜腹杆采取屈曲约束支撑（BRB）可以办理这一抵牾，既可担保正常利用下的刚度，便于整体提升，又可使在中、大震下连体中部上、下错动耗能，减小主体构造的旋转，并保护连接体其他构件。

（3）动力弹塑性剖析结果及振动台模型比拟试验表明，稠浊减震效果明显。
大震下的最大层间位移角从1/118 降落到1/131。

［1］ 王小南，李霆，袁理明，等. 武汉保利广场大跨减震连接体构造设计［J］.建筑构造，2012，42（12）：13-18，36.

［2］ 李霆，王小南，黄银燊，等. 武汉保利广场稠浊减震连体高层抗震性能研究［J］.建筑构造，2012，42（12）:8-12,31.

［3］徐培福,傅学怡，王翠坤，等.繁芜高层建筑构造设计［M］.北京：中国建筑工业出版社，2005.

［4］ 武汉大学构造风工程研究所. 保利文化广场风洞试验与抗风性能剖析报告［R］. 2008.

［5］ 广州大学构造工程研究所. 武汉保利文化广场仿照地震振动台试验研究报告［R］. 2009

［6］ 尹华钢，李志强，刘晓华，等.北京新保利大厦构造抗震设计［J］.建筑构造，2007，37（4）：1-5.

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