淺談昆明滇池國際會展中心展館主體抗震設計

邵文標

深圳中深建筑設計有限公司 深圳 518000

摘要：建設工程抗震審查是一項關系到公共安全、技術性很強的工作。針對某大型公共高層綜合體建筑，對結構選型、結構超限情況及抗震設計的計算結果進行了分析與論述，提出適合該類型結構的抗震措施。

關鍵詞：抗震設計；抗震審查；高層綜合體建筑；框架剪力墻更多還原

1.工程概況

昆明國際會展中心位于昆明市主城區南部的官渡區，處于新昆明重點規劃“一湖四區”、“一湖四片”的中心區域。用地南部緊鄰滇池。項目總建筑面積約為404萬平方米。本文涉及的項目為2#地塊B項目（展館區）建筑為高層綜合體建筑。建筑共四層；地下一層，地上三層，局部設有夾層。地下一層為車庫，附有少量設備用房，地上一層為展館、展館會議及多功能廳、展館報告廳、展館車庫、展館配套及商業地上二層為展館、展館會議、洽談、宴會廳及商業地上三層為展館、展館辦公、展館設備用房及商業層高：地下一層為5.20m，地上一層為7.00m，地上二層為7.00m，地上三層層高分別為14.00m、16.00m及18.00m。展館區建筑總平面圖如圖一所示。

圖一 展館區建筑總平面圖

2.結構體系

2.1 結構單元的劃分

本工程根據建筑功能區將混凝土主體結構分為展廳和序廳兩大部分，其中展廳分為13個結構單元（如圖二），序廳分為7個結構單元（如圖二）。

展廳結構單元分為5個類型，為A1～A5型；序廳結構單元分為3個類型，為B1～B3型；

A1型：1、13號展廳 A2型：2、3、11、12號展廳

A3型：4、5、9、10號展廳 A4型：6、8號展廳 A5型：7號展廳

本文主要以A2型為例進行論述。

圖二 展館區結構單元的劃分

2.2 結構體系優選

由于本工程抗震設防烈度8度，IV類場地土；且展廳柱網柱距普遍較大，使用活荷載較大。采用框架結構體系不能滿足雙重抗側力結構體系的要求；采用框架—支撐結構體系，其抗側力較弱，導致框架柱截面尺寸過大，且支撐的布置影響到建筑空間。因此展廳部分采用鋼筋混凝土框架—剪力墻結構體系，上述二部分中，以鋼筋混凝土剪力墻為主要抗側力體系，主要承擔80%以上的基底剪力及70%左右的傾覆彎矩；框架以承受垂直荷載為主，通過鋼筋混凝土樓蓋與剪力墻相連接，使二者有效協同工作。序廳為兩層結構，柱網柱距普遍適中，使用活荷載相對較小。因此采用框架結構體系，局部加設鋼支撐，增加側向剛度。展廳屋蓋為拉索-拱結構，這里主要對主體結構論述。

2.3 剪力墻

展廳剪力墻采用鋼筋混凝土結構。根據建筑平面，主要布置在相鄰展廳之間的三角區域，由底部的900逐漸減薄至頂部的400厚，確保了連續均勻的剛度變化和合適的壓應力水平。

2.4 框架

框架由框架柱與其相連的框架梁構成。為增加框架柱的延性，減小柱截面，部分框架柱采用型鋼混凝土，型鋼截面為大型焊接組合截面，含鋼率控制在4%左右；部分框架梁采用型鋼混凝土。因展廳的剪力墻最大間距為63m，超過了《高規》規定的40m，為使框架柱成為第二道防線，結構形成雙重抗側力結構體系，對雙層大跨的4～9號展廳設計中柱時，采用弱化剪力墻為深梁的方法補充計算中柱的配筋。

2.5 樓蓋設計

各層樓面采用現澆鋼筋混凝土樓板，板厚120～350mm，各層樓板起到“橫隔”作用，協調框架柱與剪力墻在水平荷載下的變形。因展廳的剪力墻最大間距為63m，超過了《高規》規定的40m，對該層樓板進行有限元應力分析，加大樓板配筋，保證樓板內抗水平力鋼筋為中震彈性、大震不屈服；為了保證樓面結構的剛度、強度及水平力的有效傳遞。

2.6 上部結構嵌固端

本工程塔樓與裙房之間在地下室頂板以上考慮設置抗震縫，使其完全獨立。首層以下與整個地下室大底盤相連，施工階段設置后澆帶以減低沉降差異及施工期間混凝土的溫度應力。由于對首層樓板作了全面加厚處理，并對首層樓板開洞處四周采取合適的加強措施，使樓板平面內剛度足夠將塔樓底層的基底剪力傳遞至較大范圍直至四周的連續墻，進而作用在四周的土體中。

本工程考慮將嵌固端設置在地下室頂板，并確保地下一層等效剪切剛度大于主樓首層等效剪切剛度的2倍，本層樓板板厚不小于180mm，配筋為雙層雙向，板配筋率不小于0.25%，地下室墻體配筋不少于上部墻體配筋，地下室柱配筋不小于上部柱配筋的1.1倍。

2.7 抗震縫、沉降縫、伸縮縫

本工程地庫平面尺寸為外徑415.5m、內徑256.6m的半圓環，為超長結構。地下室不設沉降縫，上部結構荷載相差較大處設置沉降后澆帶，其它地下室區域按30～40m設置貫通底板、頂板、墻體的溫度后澆帶，相鄰展廳的頂板及地下室側墻設置誘導縫。

2.8 A2型展館平面及豎向構件布置

圖三 A2型展館3層（14m標高）展區結構平面布置

3.結構超限情況判別

A2型展廳為框架-剪力墻結構，出地面結構高度約39m，滿足《建筑抗震設計規范》第6.1.1條及《高層建筑混凝土結構技術規程》第3.3.1條對框架-剪力墻結構建筑的最大適用高度，屬A級高度鋼筋混凝土高層建筑。展廳的高寬比遠小于規范規定的限值。

3.1 扭轉不規則

規范規定，在規定水平力作用下，樓層的最大彈性水平位移（或層間位移）大于該樓層兩端彈性水平位移（或層間位移）平均值的1.2倍，即屬于扭轉不規則。本工程各結構單元在X向、Y向最大位移比均普遍超過1.20，不超過1.40，屬于扭轉不規則；最大位移比超過1.20的節點部位是支承鋼屋蓋的角柱，主要原因是鋼屋蓋的剛度較弱。

3.2 夾層和穿層柱

A2型（2、3、11、12區展館）：10.3標高有夾層；夾層沿扇形平面周邊（三邊）帶狀分布，占總面積34.4%；主要功能為管理用房，活載2.0 kN/m2。整體結構計算時采用了不考慮層概念的計算分析軟件PMSAP（2010版本）、Midas gen（800），整體結構的控制指標不考慮夾層的影響。

3.3 不規則情況匯總

根據以上分析，主要存在以下兩項不規則，分別為扭轉不規則及局部有夾層及穿層柱。根據《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》的相關內容，本工程結構不超限。

4.多遇地震下彈性分析

對A2型展館結構在多遇地震及風荷載作用下彈性分析，并對PMSAP（SATWE）和Midas gen兩種軟件的結果進行對比，目的在于確定結構的構件尺寸，保證整體結構具備必要的承載力、合適的剛度、良好的變形能力和消耗地震能量的能力，各項指標滿足規范的要求。PMSAP計算的組合阻尼比為0.04700。

表A2型（4-1）各樓層質量分布

樓層（樓層標高） 樓層質量（t） 質量比（Gi/Gi-1）

PMSAP MIDASGEN PMSAP MIDASGEN

總質量 153940.6 153593.23 除14m標高展館層外均小于1.5

注：兩種軟件計算的樓層質量、地上總質量及質量比基本一致。

表A2型（4-2）構振型周期

周期 PMSAP MIDAS GEN

周期（s） 平動因子+扭轉因子（模態） 周期（s） 振型方向

T1 0.489 1.00+0.00（X向） 0.454 X向

T2 0.456 1.00+0.00（Y向） 0.446 Y向

T3 0.415 0.09+0.91（扭轉） 0.386 扭轉

Tt/T1 0.85 0.85

第一振型以X向平動為主，第二振型以Y向平動為主，第三振型為扭轉。由上表中數據可知，PMSAP以結構扭轉為主的第一自振周期Tt和以平動為主第一自振周期T1之比為0.85，MIDAS該比值比為0.85，均小于0.90，且T1的扭轉成分不大于30%，滿足規范要求。結構在兩個主軸方向的動力特性相近，第二平動周期與第一平動周期的比值不小于0.80。.

表A2型（4-3）位移比及位移角

X向樓層最大位移比（剛性樓板） Y向樓層最大位移比（剛性樓板） X向樓層最大位移角（彈性樓板） Y向樓層最大位移角（彈性樓板）

PMSAP MIDASGEN PMSAP MIDASGEN PMSAP MIDASGEN PMSAP MIDASGEN

1.24 1.19 1.28 1.22 1/1698 1/1825 1/804 1/815

根據計算結果，局部樓層位移比稍大于1.2，所有樓層均不大于1.4。根據高規3.7.3條，建筑高度為28m，多遇地震作用下的層間位移角不大于1/800，根據計算結果，本工程各樓層均滿足規范要求。

表A2（4-4）二層剪力及剪重比

樓層 PMSAP MIDASGEN

X方向 Y方向 X方向 Y方向

剪力（kN） 剪重比（%） 剪力（kN） 剪重比（%） 剪力（kN） 剪重比（%） 剪力（kN） 剪重比（%）

2F 104175.2 11.32 105160.4 11.43 106618.34 12.3 83865.22 9.7

兩種軟件計算多遇地震作用下的樓層剪力基本一致。《建筑抗震設計規范》及《高層建筑混凝土結構技術規程》對8度區基本周期小于3.5s的建筑結構樓層最小地震剪力系數為3.2%。計算分析后，結構各層剪重比均滿足規范要求。

表A2（4-5）地下一層與地上一層剛度比

樓層 方向 PMSAP

剪切剛度（kN/m） 與上層剛度比

1F X向 0.386E+08 ——

Y向 0.313E+08 ——

-1F X向 0.118E+09 3.06

Y向 0.108E+09 3.45

本工程地下室頂板為高層建筑的嵌固位置，地下一層與地上一層的剛度及剛度比比值大于2.0，滿足樓層剪切剪切剛度比的要求。

表A2（4-6）側向剛度及剛度比

最不利樓層 坐標

方向 側移剛度（RJX3/RJY3）（kN/m） 剛度比（Ratx1/ Raty1） 剛度比（Ratx2/ Raty2）

PMSAP MIDASGEN PMSAP MIDASGEN PMSAP

2F X向 0.433E+08 0.578E+08 1.76 1.925 1.23

Y向 0.366E+08 0.449E+08 2.46 2.393 1.72

表A2（4-7）抗剪承載力比值

最不利樓層 X方向（kN） Y方向

抗剪承載力 抗剪承載力與上層比 抗剪承載力 抗剪承載力與上層比

2F 0.350E+06 0.84 0.257E+06 0.85

本工程均滿足規范的要求，未形成薄弱層。

表A2（4-8）軸壓比

樓層 墻最大軸壓比 柱最大軸壓比

-1F 0.19 0.68

展館主體結構為鋼筋混凝土框架剪力墻結構體系，框架柱抗震等級為一級，軸壓比限值為0.75。剪力墻的抗震等級為一級，軸壓比限值為0.5。在多遇地震地震荷載作用下，，底層剪力墻軸壓比最大值為0.19，框架柱軸壓比最大為0.68，豎向構件的延性滿足要求。。

表A2（4-9）框架承擔剪力比

樓層 X向 Y向

剪力（kN） 占比 調整系數 基底剪力 剪力（kN） 占比 調整系數 基底剪力

5F 1561 14.5% 1.00 10795 3409 28.3 % 1.00 12063

4F 3553 13.6 % 1.00 26084 7134 20.3% 1.00 35058

3F 11571 13.9% 1.00 83507 18962 21.6 % 1.00 87975

2F 15119 14.5 % 1.00 104352 18647 17.6 % 1.00 105814

1F 5797 11.5 % 1.00 50462 8172 11.4% 1.00 71390

為增強框架作為第二道防線的抗震能力，各層框架柱承擔的地震剪力按《高規》9.1.11條進行分段調整，7m～14m標高為段1，14m～28m標高為段2。

表A2（4-10）框架承擔的傾覆彎矩比

樓層 X向 Y向

框架傾覆彎矩（kN.m） 占比 框架傾覆彎矩（kN.m） 占比

5F 15727 31.6% 22802 28.9%

4F 31140 25.0% 80230 23.7%

3F 111410 23.2% 211993 21.2%

2F 214216 13.6% 341260 19.6%

在規定水平力作用下，框架承擔的地震傾覆力矩沿高度變化均勻，X方向由底部的13.6%逐漸變化到頂部樓層的31.6%，Y方向由底部的19.6%逐漸增加到中部樓層的28.9%，符合框架-剪力墻結構的受力特點。對框架柱承擔的抗剪力及框柱承擔的傾覆彎矩進行了全面的分析，通過采取內力調整及結構構造措施，確保框架能充當結構的第二道防線。

表A2（4-11）剛重比

計算軟件 PMSAP MIDASGEN

計算方向 X向 Y向 X向 Y向

剛重比（EJd/GH2） 13.97 27.94 16.7 20.6

5.彈性時程分析

對A2型展館結構單元進行整體的彈性時程分析，與振型分解反應譜法的計算結果相比較，以確保結構分析的全面性，保證結構受力安全可靠。時程分析按建筑場地類別和設計地震分組選用一組人工模擬的加速度時程曲線和兩組實際強震記錄。時程分析地震波選用PMSAP自帶地震波進行。所選三條時程波的加速度曲線與地震影響系數曲線吻合程度較好，各條波的平均地震影響系數曲線在主要周期點上的差值均控制在20%以內，其平均加速度曲線與振型分解反應譜法所采用的地震影響系數曲線在統計意義上相符。

圖（5 1）X向樓層剪力 圖（5 2）Y向樓層剪力

圖（5 3）X向樓層位移

圖（5 4）Y向樓層位移 圖（5 5）X向最大層間位移角

圖（5 5）X向最大層間位移角

表A2（5 1）彈性時程分析樓層剪力

時程曲線編號 X向地震作用 Y向地震作用

底層剪力（kN） 與CQC的比值 底層剪力（kN） 與CQC的比值

RH3TG09 94758 0.95 1.04e+005 0.89

TH1TG09 97192 0.98 1.03e+005 0.88

TH3TG09 86575 0.87 79617 0.68

平均 92841 0.93 95498 0.89

CQC 98910 —— 1.17e+005 ——

彈性時程分析法補充計算結果表明，下部混凝結構結構層間變形位移曲線光滑無尖角，與振型分解反應譜法計算結果基本一致。通過彈性時程分析法補充計算表明，展館下部混凝土結構X、Y方向在各時程波作用下樓層剪力計算值均不超過反應譜計算的樓層剪力，采用反應譜法計算結果作為設計依據。

6.結構構件的中震不屈服分析

對結構構件進行詳細的計算分析，確保相應部位結構構件在設防烈度地震下的受力性能。計算表明，結構關鍵結構構件（支承屋蓋拱的豎向構件）受剪承載力在中震下不屈服。

7.大震靜力彈塑性分析（pushover）

進行Pushover變形計算。驗證結構整體和主要抗側力構件剪力墻屈服時，框柱未進入屈服，可仍具有充足的強度和變形能力形成第二道防線，結構仍有一定的安全儲備，可保證大震不倒。

7.1 X向能力曲線、需求曲線及抗倒塌演算結果如下圖所示：

從上圖可以看出：本工程與需求點對應的加載步的結構頂點位移為111mm，層間位移角為1/269<1/100，滿足罕遇地震作用下規范規定的變形要求。與需求點對應的總加載步號為104。

7.2 Y向彈塑性靜力推覆分析

從上圖可以看出：本工程與需求點對應的加載步的結構頂點位移為167.0mm，層間位移角為1/172<1/100，滿足罕遇地震作用下規范規定的變形要求。與需求點對應的總加載步號為157

7.3 靜力彈塑性分析結論

X方向大震性能點對應位移角為1/269，Y方向大震性能點對應位移角1/172；推覆分析表明結構在罕遇地震下位移角小于規范限值，能滿足大震不倒的設防目標。

8.設防地震、罕遇地震下樓板抗剪承載力驗算

對結構樓板（主要是14米標高層樓板）提出了中震彈性、大震不屈服的性能要求，從而保證樓板在地震中能夠作為豎向抗側力構件的有效聯系。采用相關有限元軟件對樓板進行有限元應力分析，這里不予表述。

9.結構體系的計算分析

由于受到建筑功能的限制，各區展廳結構單元在Y向（平面上是徑向）的剪力墻布置最大間距為63m，超過了《高規》規定的40m，因此需要進一步的計算分析，確保整體結構可靠有效的抵抗地震作用，主要結構構件受力安全可靠。

9.1 大震靜力彈塑性分析（pushover）的計算結果表明：結構整體和主要抗側力構件剪力墻屈服時，框柱未進入屈服，可仍具有充足的強度和變形能力形成第二道防線，結構仍有一定的安全儲備，可保證大震不倒。

9.2 對14m標高的樓板進行了罕遇地震下的有限元應力分析。根據樓板的應力計算結果，設置樓板水平鋼筋，確保樓板在大震下仍具有充足的強度，起到“橫隔”作用，協調框架柱與剪力墻在水平荷載下的變形。

9.3 框架柱作為第二道防線的主要結構構件，為了確保具有充足的強度，對展廳設計中柱時，采用弱化剪力墻為深梁的方法補充計算中柱的配筋，層高7m時深梁高度取2.5m，層高5m及5.5m時深梁高度取2m，層高4m時深梁高度取1.5m。比較A2型展廳中部相同位置的徑向框架柱三種計算模型的柱底剪力，三種計算模型分別是框剪結構、框架（深梁）結構、PK框架。計算結果表明：采用弱化剪力墻為深梁的方法計算中柱的配筋，框架柱具有充足的承擔地震剪力的能力，框架柱配筋在較為合理的范圍。

結語

根據展館項目的復雜程度，抗震設計嚴格依照“小震不壞、中震可修、大震不倒”的三水準設防原則，并且具有足夠的安全儲備。本文采用的結構分析及抗震設計方法可為類似實際工程提供有價值的參考。

參考文獻：

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[2]JGJ 3-2010 高層建筑混凝土結構設計規程[S]

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