湖南省博物馆新馆改扩建工程位于长沙市开福区东风路50号湖南省博物馆现址,湖南省博物馆是首批国家一级博物馆,新馆在原址上改扩建而成,是集文物收藏、研究、展示、教育、服务于一体的具有国际水准的综合性博物馆。新馆以鼎作为建筑外部形象的设计元素,屋顶象征洞庭湖水的凝固与升华,整个建筑寓意着鼎盛时期的湖湘文化,建筑效果图见图1。

　　 改扩建后的建筑结构平面主要为矩形,东西长约232m,南北宽约118m,总建筑面积约84 499m²,其中地下三层、地下二层为地下停车场、库房及设备用房,地下一层至地上三层(含夹层)包含展厅、办公用房、综合用房与顶层学术报告厅等,混凝土结构屋面标高为15.450m(二夹层二),屋面钢结构顶标高为37.650m,典型建筑剖面图如图2和3所示。

　　 本工程下部主体结构采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构,由中间展厅、北展厅、南展厅及东侧办公楼组成,钢屋盖采用空间钢桁架结构,钢屋盖支承在中间展厅和办公楼区域主体结构的框架柱上。本工程建筑场地东高西低,地下一层西侧开敞,以地下一层楼面(标高为-9.450m)作为主体结构的嵌固端,一层楼面(标高为±0.000m)以下结构连为一体,一层楼面以上将主体结构东侧的办公楼与西侧的中间展厅及南北展厅之间设缝脱开,中间展厅与南北展厅在部分楼层通过现浇钢筋混凝土相连,中间展厅与办公楼部分楼层通过钢连廊相连,钢屋盖不设结构缝。主体结构分区示意及结构缝设置情况见图4。

　　 钢屋盖采用空间H型钢桁架结构,平面投影(如图4中的虚线所示)尺寸为144.2m×83.6m,共由16榀横向主桁架、8榀围合主桁架及周边多个悬挑桁架组成,其中最大跨横向主桁架的跨度为50.4m,钢屋盖桁架平面布置图及最大跨桁架立面分别如图5和图6所示。钢屋盖上下弦杆件截面分别为H600×500×40×50和H600×300×16×32;腹杆截面为H600×400×18×20和H400×300×12×20;水平支撑为刚性拉杆D80与D30。屋面檩条采用高频焊接H型钢,屋面上下表皮均采用金属屋面板,上表皮采用0.7mm厚锌合金金属板,下表皮采用铝合金蜂窝板。根据建筑功能需求,本工程钢屋盖内腔ZHJ-2～ZHJ-7之间设置了学术报告厅及相关功能用房(如图5中阴影区域所示),报告厅楼盖采用压型钢板组合楼板,因报告厅楼盖具有较大的自重及使用荷载,本工程钢屋盖属于重型屋盖。

　　 钢屋盖支承于下部主体混凝土结构中的16处支承柱上。根据建筑方案设计,位于入口大厅的4处支承柱,从地下一层楼面(标高为-9.450m)到钢屋盖为通高设置,最大柱高为34.8m。因入口大厅较为空旷,建筑师希望此处支承柱做成格柱构形式,以增强视觉效果。故本工程就此提出入口大厅4处支承柱采用十字型组合柱方案,组合柱由1根中柱和4根分肢柱组成,中柱与分肢柱之间通过钢梁相连,构件均采用Q345GJG方钢管,中柱尺寸为1 100×40,内灌注C50混凝土,分肢柱和钢梁的尺寸均为600×35,组合柱形式详见图7。其余12根支承柱位于主体结构内,均为单肢钢管混凝土柱,与各层楼盖相连。钢屋盖支承体系详见图8。

　　 因组合柱方案在国内外可借鉴的工程实例较少,现行规范中也没有明确的计算方法,为研究组合柱的受力、变形和抗震性能,建设方及项目组委托湖南大学土木工程学院对组合柱进行试验研究以指导结构设计 ^[1]。试验采用1∶8缩尺模型,分别对中柱灌混凝土与中柱未灌混凝土的两种组合柱方案进行了轴压静力加载试验、拟动力试验、低周往复抗震性能试验等。主要试验内容及结论 ^[1]如下:

　　 (1)轴压试验结果表明,灌混凝土后中柱竖向承载能力相比未灌混凝土提高了66.7%,水平承载能力提高了50%。组合柱的上部单柱内力变化以及位移均较大,且最终由于局部发生了屈曲破坏而导致整个组合柱构件承载能力急剧下降,而与分肢柱相连的中柱及分肢柱始终处于弹性受力阶段,没有发生破坏。轴压试验破坏形态照片见图9,由于分肢柱的共同受力,较大地提高了中柱的竖向承载能力。

　　 (2)分别对灌与未灌混凝土的组合柱完成了3条地震波6种工况下拟动力试验,试验结果表明,两种组合柱结构整体均处于弹性受力范围,钢结构焊缝、构件均未发现明显屈曲、脱焊、开裂等现象,上部单柱的地震反应明显高于下柱。相比于未灌混凝土组合柱,灌混凝土的钢管混凝土组合柱在试验工况下,位移与速度反应均较小,抗力较大,中柱应变反应也较小,表明钢管混凝土组合柱具有较好的抗震性能。

　　 (3)图10为组合柱低周往复试验柱顶抗力与侧向位移的滞回曲线,由曲线可见,未灌混凝土组合柱最大水平位移为90mm,最大抗力为75.8kN,灌混凝土组合柱最大水平位移为180mm,最大抗力为96.1kN。在低周往复荷载作用下,两个组合柱试件均发生了破坏,未灌混凝土组合柱在水平位移90mm时,柱顶部钢管局部屈曲(图11(a)),其他部位钢材、焊缝均未发现断裂、起鼓、脱焊以及屈曲的破坏。灌有混凝土组合柱在水平位移150mm时,沿作动器方向的两个组合柱与连梁位置焊缝均发生了断裂(图11(b)),在水平位移约180mm时,柱顶部钢管局部屈曲(图11(c)。低周往复加载试验结果表明,相对于中柱未灌混凝土的纯钢组合柱,灌混凝土的钢管混凝土组合柱抗震性能有较明显增强,延性有较大提高,且在地震作用下,四个分肢柱是主要耗能构件,在周边分肢柱破坏后,中柱在竖向荷载与水平荷载共同作用下,柱顶钢管才开始发生局部外鼓屈曲破坏。

　　 综上,试验结果证明内灌混凝土的钢管混凝土组合柱既能满足建筑需求,又较好的受力、变形和抗震性能,作为本工程钢屋盖的支承体系是可行的。同时,设计时对试验中出现的薄弱部位采取一定的加强措施以保证结构的安全可靠,如在组合柱上部单柱部分增加纵肋,改善中柱、分肢柱与钢梁的焊接工艺,采用等强全熔透焊接等。

　　 结合本工程的特点与建筑功能要求,主体混凝土结构采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系,局部采用斜柱或型钢混凝土梁、墙、柱。

　　 主体结构的抗侧力体系由钢筋混凝土剪力墙和框架柱组成。中间展厅的剪力墙设置在四个楼梯间内且与支承屋盖的单肢钢管混凝土柱相连围合成核心筒,为增强剪力墙的延性及剪力墙与钢管混凝土柱(见图8中的5～12号柱)间的拉结作用,在顶层高度范围内的核心筒剪力墙内设置钢骨形成钢骨混凝土剪力墙,二层、主体结构屋面层(二夹层二)结构平面布置图如图12和13所示。另由图13可见,入口处的两组组合柱各有一个分肢柱作为大厅顶盖的点支承,该分肢柱位于组合柱的最内侧,该点作为支承点既不会影响组合柱的通高效果,也不影响幕墙的安装和美观性,这也是本工程考虑组合柱方案的理由之一。

　　 南北展厅平面尺寸为122m×22m,为长矩形平面,分别在南北展厅的中部和靠近东西端部的三个楼梯间内设置剪力墙,最大的核心筒剪力墙间距为58m,超过50m但仍小于4倍剪力墙间的楼盖宽度88m。因此,设计中加强剪力墙间楼板厚度及配筋以增强楼盖平面刚度,同时适当增强核心筒间框架柱的截面和配筋以减小因楼盖刚度削弱而增大框架柱内力的影响,增强二道防线作用。

　　 本工程剪力墙厚度从下至上为400～200mm,混凝土强度等级从下至上为C50～C40,部分墙内设钢骨,型钢钢号为Q345B。一般框架柱为钢筋混凝土柱,截面为800×800,部分框架柱内设钢骨,柱混凝土强度等级为C50和C40,钢材等级为Q345B。

　　 根据建筑功能要求,本工程部分大跨展厅平面尺寸为21m×58.8m及25.2m×58.8m(展厅位置见图12和图13)。为减轻大跨楼盖自重并保证梁下净空要求,本工程大跨展厅楼盖采用密肋钢梁加钢筋桁架楼承板体系,钢梁间距2.1m,采用Q345B焊接H型钢,与两端混凝土结构铰接。21m跨度钢梁截面尺寸H1 350×400×25×30,25.2m跨度钢梁采用不等宽度和厚度翼缘以减小自重,截面尺寸为H1 500×400(300)×25×35(30),其中括号内尺寸分别为上翼缘的宽度和厚度,钢梁应力比小于0.85,挠度控制在l₀/400(l₀为钢梁跨度)以内,且按0.2%预先起拱,楼盖采用150mm厚钢筋桁架楼承板,桁架铺设方向与钢梁垂直。

　　 考虑到大跨单向楼盖对人行激励比较敏感,本工程采用动力时程法对大跨展厅进行楼盖舒适度分析,以梁跨为25.2m的展厅为例,计算得到楼盖的最小自振频率为4.01Hz,大于规范3.0Hz的限值;单人快走和大量人群慢走时的竖向加速度峰值分别为0.065 m/s²和0.106 m/s²,均小于高规 ^[2]限值0.15 m/s²。同时设计中还另外明确了本展厅如需做表演场地用途,需先对楼盖的动力特性进行实测,以采取减振措施,并参考类似项目 ^[3]在设计中预留阻尼器的重量负载。

　　 本工程中间展厅与南北展厅分别在二层及混凝土屋面层通过两块连接板形成连体结构,连廊楼板及其周围一跨楼板板厚为200mm。因连接部位较为薄弱,对中间展厅和南北展厅同时按多塔模型和单塔模型进行计算分析和包络设计,同时对连接板按中震弹性设计。

　　 1)考虑偶然偏心时结构扭转位移比大于1.2(但小于1.4),属于扭转不规则。2)一层、二层、大屋面层平面凸出尺寸大于相应边长的30%,属于平面凹凸不规则。3)一层楼板开大洞,楼板有效宽度小于50%,属于楼板不连续。4)在主体结构屋面以上,钢屋盖通过12根钢管混凝土柱支承在中间展厅的混凝土结构内,混凝土屋面以上、钢屋盖以下区域的楼层与钢屋盖层刚度变化大于70%,属于竖向刚度突变。5)根据建筑效果要求,南北展厅和中间展厅的东西向外框架根据建筑立面要求设置斜柱,展厅区域在各主要楼层间均设置夹层,局部开洞区域存在穿层柱,属于局部不规则。6)中间展厅与南北展厅分别在二层及混凝土屋面层通过两块连接板形成连体结构;又因该连接部位较薄弱,同时嵌固端设在地下一层楼面而一层楼面以下未设结构缝,故中间展厅、南北展厅、办公楼形成多塔结构;且如第4)条所述钢屋盖支承柱在混凝土屋面以上形成转换层;一层楼面、地下一层楼面局部存在错层。综上,属于特别不规则中的多重复杂结构。

　　 根据本工程超限情况,依据抗规 ^[4]和高规 ^[2]相关规定,确定结构抗震性能为C级,抗震性能目标见表1。

　　 湖南省博物馆是首批国家一级博物馆,存放一批国家一级文物,考虑新馆的重要性及建设方的要求,本工程结构安全等级为一级,结构设计使用年限为50年,耐久性使用年限为100年,抗震设防类别为重点设防类,场地抗震设防烈度为6度,设计基本地震加速度值为0.05g,设计地震分组为第一组,场地类别为Ⅱ类,建筑场地特征周期为0.35s,多遇地震和设防地震的地震影响系数最大值取安评报告和抗规 ^[4]中的较大者,分别为α_max=0.069和α_max=0.213,罕遇地震按规范地震动参数进行动力弹塑性分析。本工程50年一遇基本风压为0.35kN/m²,地面粗糙度为C类。主体结构根据荷载规范 ^[5]进行风荷载作用下的结构设计,钢屋盖计算风荷载时风振系数按荷载规范 ^[5]确定,风压高度变化系数和风荷载体型系数取风洞试验结果和规范的包络值。

　　 本工程采用SATWE及MIDAS Building两种软件对主体混凝土结构进行对比计算分析,计算模型中对钢屋盖进行了简化处理,并分别进行了单塔和多塔对比分析;另外采用3D3S和MIDAS Gen 两种软件对钢屋盖构件进行对比计算分析,最终采用MIDAS Gen 对整体总装模型进行计算分析。MIDAS Gen 总装计算模型如图14所示,MIDAS Building屋盖简化计算模型立面见图15,图15同时给出了建筑楼层与计算模型楼层的对应关系。

　　 多遇地震下的弹性分析结果表明,SATWE和MIDAS两种软件得到的各项指标相近,并满足规范要求,可认为计算结果可靠并在多遇地震下均处于弹性工作状态。计算发现,小震作用下单塔模型(主要指中间展厅)、总装模型(钢屋盖简化)、总装模型(钢屋盖按实际)的最大层间位移角均出现在图15中的第8层,即在混凝土屋面以上、钢屋盖以下区域的楼层出现刚度突变,见表2、表3和图16所示。

　　 多遇地震下弹性时程分析选用2组天然波和1组人工波,均为水平双向输入,时程分析计算得到的基底剪力与反应谱基底剪力的比值满足抗规 ^[4]中的相关规定。时程分析得到的中间展厅层间位移角平均值X向为1/1 026,Y向为1/1 019,也出现在第8层,且比上下层层间位移角增大较多,时程分析结果也反映出混凝土屋面以上、钢屋盖以下区域的楼层出现刚度突变。

　　 中震作用下,为保证结构安全,本次设计中提高了重要结构构件的安全度水平,对部分重要构件采取“中震弹性”或“中震不屈服”的设计措施。

　　 动力弹塑性分析分为两部分:1)采用MIDAS Building分析下部主体混凝土结构在大震作用下的弹塑性行为;2)采用MIDAS Gen分析上部屋盖钢桁架结构在大震作用下的弹塑性特性。本工程弹塑性时程分析采用了1条人工地震波以及2条天然地震波,分析时均采用前22～25s进行时程分析,并采用X,Y,Z三向地震波输入模型,分项系数分别取为1.0,1.0,0.65。结构计算模型中钢材采用随动硬化模型,混凝土材料采用修正武田三折线滞回模型。

　　 主体结构计算模型,因钢屋盖结构刚度比主体结构刚度小很多,钢屋盖的结构响应对主体结构整体响应影响很小,所以为减少时间、提高计算效率,主体结构模型中采用刚性连接替代大屋盖钢桁架结构,采用节点荷载替代大屋盖钢桁架结构的自重以及屋盖结构的作用荷载,同时不建立嵌固端以下地下室结构以简化分析,分析模型如图15所示。

　　 3组时程曲线得到的基底剪力为各自大震弹性时基底剪力的74%～84%。结构最大弹塑性层间位移角出现在第8层为X向1/176,Y向1/230,均能满足抗规 ^[4]中“小于1/100”的规定和预定性能目标要求。

　　 主体混凝土结构动力弹塑性分析结果表明,大部分混凝土框架梁出现弯曲塑性铰,但均为初始开裂和初始屈服状态,无极限铰出现,表明构件承载力未出现降低;钢梁未出现塑性铰;混凝土框架柱未出现轴力铰和剪力铰,仅少量混凝土框架柱出现初始开裂和初始屈服状态的P-M-M弯曲塑性铰,但未出现极限状态弯曲塑性铰;剪力墙未出现轴力铰和弯曲铰,中间展厅与支承屋盖的钢管混凝土柱相连部位的剪力墙出现少量受剪应力集中,核心筒的剪切应变状态见图17。

　　 对出现剪应力集中部位的剪力墙进行的斜截面复核验算结果表明,剪力墙斜截面受剪承载力满足规范要求。总体而言,大震作用下,主体混凝土结构的关键构件、竖向普通构件和耗能构件基本满足预期性能目标要求。

　　 屋盖钢桁架结构的动力弹塑性分析采用MIDAS Gen,结构计算模型如图14所示。为突出显示效果,本节仅展示屋盖钢桁架及其支承柱部分的分析结果。

　　 图18为大震作用下前3阶振型图,振型分析表明,屋盖钢桁架结构及下部混凝土结构均未出现局部振动,即无特别薄弱区域;同时从各振型中看出,本结构属于下刚上柔型,振型的主要变形基本均发生在屋盖,这导致与上部屋盖钢桁架结构连接处可能存在鞭梢效应,在设计中特别加强此区域的构造措施。当大震结束时,屋盖钢桁架结构构件以及下面支承的大钢管混凝土柱基本处于弹性状态,仅有极少量的铰处于初始屈服状态。其中大钢管混凝土柱的轴力、剪力、弯矩铰均处于弹性状态,满足预期性能目标要求,见图19。

　　 本工程组合柱最大高度为34.8m,其计算长度不能依据现行规范进行确定,依据《实用高层建筑结构设计》 ^[6]中的相关理论,本工程采用屈曲分析的方法,并利用欧拉公式反算支承柱的计算长度。首先通过对组合柱的线性屈曲分析得到柱发生屈曲失稳时的临界荷载,前3阶屈曲模态如图20所示,再由欧拉公式反推得到柱的实际计算长度为24.1m。最后在整体模型中输入柱的实际计算长度进行整体分析,各组合柱的强度应力比最大值不超过0.6,稳定应力比不超过0.7。

　　 分析计算表明,在大震作用下,中间展厅与钢管混凝土支承柱相连的核心筒剪力墙在顶部两层出现一定数量的塑性铰,为提高该部分剪力墙的承载力和延性,在其内部增设一定数量钢骨,含钢率为5%,钢骨剪力墙构造如图21所示,并在墙顶埋入型钢梁,将各段钢骨与两端的钢管混凝土柱连为整体,提高整体受力性能。

　　 除了屋盖尾部两个支承柱外,其余支承柱全部落在中间展厅范围内。大震作用下构件的出铰情况表明中间展厅混凝土屋面在与上部屋盖钢桁架支承柱相连的区域出现一定的塑性铰,为增强此区域的连接强度,减小钢屋盖鞭梢效应带来的不利影响,减小混凝土屋面的应力集中现象,本工程在设计中适当加强中间展厅混凝土屋面板的板厚并采用双层双向配筋,适当加大梁截面和配筋,同时在与钢管混凝土柱相连的混凝土楼面区域采用型钢混凝土梁,为钢屋盖提供可靠的锚固作用。

　　 中间展厅与南北展厅在二层、二夹层二(混凝土结构屋面层)仅通过少量混凝土连接板连接,本工程对二层及混凝土屋面层进行中震及大震作用下的楼板应力分析,分析结果表明,南北展厅与中间展厅刚度相差较大,连接部位薄弱,为协调两侧单体变形,连接楼板及周边区域会出现较大的拉应力。为加强单体间连接作用,将混凝土连接板及其周边区域的楼板板厚增大至200mm,按中震弹性的应力计算结果配筋并对大震不屈服状态进行复核。

　　 以屋面连接板为例,中震作用下楼板X向最大拉应力1.6MPa,Y向最大拉应力3.6MPa,超过C35混凝土抗拉强度设计值1.57MPa,X向配双层■12@100,Y向配双层■18@100,用钢筋承担全部拉力;大震作用下楼板X向最大拉应力2.1MPa,Y向最大拉应力4.8MPa,楼板钢筋承担全部拉应力,并处于不屈服状态。

　　 根据建筑造型要求,南北展厅和中间展厅的外墙在地下一层楼面标高或一层楼面标高以上向内倾斜,倾角5°。倾斜墙面区域内的框架柱采用斜柱,图22为施工中的斜柱框架。因斜柱存在一部分水平分力,会传至与其相连的楼盖,故设计中适当加强与斜柱相连的外框架梁的箍筋和抗扭筋,同时加强与之相连的内侧梁板的配筋。

　　 考虑斜砌砖墙施工难度较大且质量难保证,设计采用150mm混凝土斜板作为填充墙。本工程柱间距为8.4m,在斜墙区域水平向每隔2.1m设置钢筋混凝土构造柱,每两个构造柱间混凝土斜墙在四周及竖向中间位置设置20mm分隔缝,将斜墙板分成若干块小尺寸墙板,尺寸为350×(720～1 460),构造柱、斜墙板与主体结构间预留插筋,混凝土二次浇筑,斜墙分缝示意及构造做法如图23所示。

　　 该构造措施在一定程度上可以减小混凝土斜墙对结构整体的刚度贡献,避免长墙开裂,同时为了保证计算模型假定与结构实际刚度接近,通过适当减小周期折减系数(本工程取0.6)以考虑混凝土填充墙刚度对结构自振周期的影响。

　　 本工程属超限建筑工程,结构体型较不规则,在结构设计中采取了较为合理的结构方案,并采取了有效的抗震加强措施,使得结构具有良好的抗震性能。对钢屋盖支承柱的试验研究表明,内灌混凝土的钢管混凝土组合柱具有良好的受力、变形和抗震性能。通过计算结果可以看出,本结构方案在多遇地震下均处于弹性工作状态,各项指标均满足现行规范要求;在设防地震下屋盖支承柱和钢桁架为弹性工作状态,其余竖向构件能够满足抗剪弹性、抗弯不屈服;在罕遇地震下结构最大弹塑性层间位移角小于规范限值,所有关键构件均能满足抗剪截面控制条件。综上,结构基本能够满足预期性能目标和性能水准,同时满足“小震不坏、中震可修,大震不倒”三水准的设计要求。