無錫秀場結構抗震性能化設計

何禮東 阮永輝 徐旭東

（1.同濟大學建筑設計研究院（集團）有限公司，上海200092；2.融創（萬達）文化旅游規劃研究院，北京100022）

1 工程概況

無錫秀場項目位于江蘇省無錫市濱湖區，是一座為特定演出節目所定制的主題秀場。總建筑面積約2.95 萬m2（其中地上約2.0 萬m2，地下約0.95萬m2），可容納約2 000名觀眾。地下兩層，地上兩側功能區域為3層，層高6 m；中央舞臺、觀眾廳區域為越層通高布置，主屋蓋高度為35.5 m。平面形狀為直徑100 m 的正圓，外圍設置10 m 寬的仿竹林帶。

從抗側能力、布置形式等方面考慮，本結構采用了鋼筋混凝土框架-剪力墻結構體系。屋蓋采用了帶中央受壓環的平面桁架式屋蓋，24 榀主桁架沿徑向均勻布置，每一榀桁架負責承擔15°扇區內豎向荷載。主桁架在屋蓋中央交匯于一個環形桁架，來完成對中部60 m 大跨圓形觀影區的支撐。外周10 m竹林區的屋蓋采用平面為V字形的懸挑鋼梁來實現，如圖1所示。通過在輔助功能區豎向構件頂部設置支座，將屋蓋與主結構連接。

仿竹構件采用底部固接-頂部軸向滑移支座，將自重直接傳給基礎。且仿竹構件為裝飾構件，其細長的特點導致其抗側剛度較小，因此主體結構計算時不考慮仿竹構件的影響。

材料強度：豎向構件及連梁采用C40混凝土，基礎、梁及樓板采用C30混凝土；主體結構主要采用HRB400鋼筋；屋面主要采用Q345B鋼材。

圖1 屋蓋結構體系圖Fig.1 Structural system of roof

嵌固端：本工程地下室頂板中部為觀演區上空，南部為后臺區上空，開洞面積較大，故取地下二層頂板作為嵌固端，并取地下室頂板作為嵌固端的情況做包絡設計。

圖2 效果圖Fig.2 Effect drawing

圖3 建筑平面布置Fig.3 Floor plan layout

2 結構不規則情況及性能化設計原則

2.1 計算參數

本工程設計基準期及耐久性使用年限均為50年，結構重要性系數1.0（豎向構件取1.1），設防分類為乙類，剪力墻抗震等級為一級，框架抗震等級為二級，鋼屋面抗震等級為三級。根據《建筑抗震設計規范》（GB 50011—2010）［1］，地震動輸入參數見表1。

表1 結構地震動輸入參數Table 1 Seismic parameters

2.2 不規則情況

根據建質［2015］67 號《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》附錄一表一、表二、表三，檢查本高層建筑的不規則情況，不規則情況共兩項，如下：

（1）樓板不連續：本建筑二、三、四層樓板有效寬度小于50%，樓板開洞面積分別為50%、60%、60%；第二層外周功能房與外挑馬道形成錯層。

（2）本建筑存在局部的穿層柱（如入口區和后臺區框架圓柱），及個別構件轉換（如二層馬道下梁上立柱）。

2.3 性能化設計原則[2-4]

針對上述不規則狀況，本工程設計時采用了抗震性能化的設計方法，依據《高層建筑混凝土結構技術規程》（JGJ 3—2010）［5］中的第3.11 節確定性能目標，結合建筑規模、建造成本、抗震設防參數、震后損失及修復情況等一系列條件進行判斷，本工程宜選取D 級作為抗震性能設計的目標；考慮到建筑本身造型復雜，平面不規則情況較為特殊，將小震和中震的設防水準提高至C級的標準，最終選定了介于C 級和D 級之間的性能目標及相應的抗震水準措施。詳見表2。

3 多遇地震分析結果

3.1 結構動力特性

為保證分析結果的準確性，采用兩個有限元計算程序（YJK、MIDAS）相互驗證的方式對結構動力特性進行分析，模態結果如表3 所示。第一階模態為Y 向平動，第二階模態為X 向平動，第三階為扭轉模態。軟件計算結果相近，驗證了計算結果的可靠性與準確性，且均能保證結構扭轉為主的第一周期與平動為主的第一周期的比值小于規范0.85的限值。

表2 結構構件抗震性能表Table 2 Table of seismic performance of structural members

表3 自振周期（僅列出前3階振型作為對比）Table 3 Natural vibration periods

3.2 反應譜法結構地震響應分析結果

從位移角及剪重比結果看出，兩個方向的抗側剛度較為接近，且較規范限值有一定富裕度。位移比未超出1.2，表明結構抗側力構件布置較為均勻、對稱，扭轉效應不明顯。結果見表4。

表4 反應譜法分析的主要結果Table 4 Main results of Response-spectrum analysis

4 設防地震及罕遇地震分析結果

4.1 設防地震分析結果

除普通樓板、次梁以外所有結構構件的承載力，按中震不屈服計算。計算時，不計入作用分項系數、承載力抗震調整系數和內力調整系數，材料強度取標準值。采用《高規》中的等效彈性方法，利用YJK 對結構構件在中震下進行彈性驗算判定。主要計算參數取值如下：連梁剛度折減系數0.4，地震最大影響系數0.23。主要計算結果如表5所示。

表5 中震分析的主要計算結果Table 5 Main calculation results under moderate earthquake

由于連梁剛度退化，基底剪力及傾覆彎矩均不是線性增大，層間位移角符合規范中“需一般修理，采取安全措施后適當使用”的性能目標，說明宏觀上結構能夠實現性能3的水準目標。

4.2 罕遇地震分析結果

4.2.1 豎向構件剪壓比結果

采用等效彈性方法，應用YJK 程序對結構進行大震計算。主要計算參數如下：周期折減系數1.0，αmax=0.50，Tg=0.5，連梁折減系數0.3，材料采用標準值。

圖4 和圖5 給出了大震下部分關鍵框架柱和剪力墻底部加強區剪壓比(VGE+V*Ek)/0.15fckbh0，結果表明大震下柱的剪壓比遠小于性能化目標要求的1限值，預期的性能目標可以實現。

4.2.2 彈塑性分析結果

圖4 部分框架柱底部加強區剪壓比Fig.4 Shear-compression ratios of columns at bottom strengthened region

圖5 部分剪力墻底部加強區剪壓比Fig.5 Shear-compression ratios of walls at bottom strengthened region

雖然本工程存在局部樓板不連續的情況，但樓板分布形成了環狀板帶，且設計時對樓板薄弱部位進行了加強，能較好地傳遞水平力，因此采用MIDAS/GEN 有限元計算軟件對結構進行靜力彈塑性（Push-Over）分析，以評估此建筑主體結構在罕遇地震作用下的抗震性能［2，7］。本文擬將FEMA曲線（圖2）中各相關準則點按以下關系對應于中國規范的性能設計水準中的構件破壞程度：AB之間的階段對應構件完好、無損傷；B～IO 階段對應于構件輕微損壞；IO～LS 階段對應于構件輕度損壞；LS～C 階段對應于構件中度損壞；C～E 階段對應于構件嚴重損壞。［2］

按規范要求的“大震不倒”抗震設防目標，采用PUSH 程序對建筑在罕遇地震作用下進行靜力彈塑性推覆分析，共進行X 向、-X 向、Y 向、-Y 向四個方向的推覆驗算。［2］

（1）整體指標

由表6 可知，在罕遇地震作用下（水平地震影響系數最大值取0.50），性能點處各層彈塑性位移角最大值小于規范限值1/100，符合《高規》第4.6.5 條的規定，建筑物可實現“大震不倒”的抗震設防目標。此外，從表6 中的等效阻尼比數值可定量了解到結構整體的損傷程度。

圖6 塑性鉸FEMA骨架曲線Fig.6 FEMA constitutive relation curve of plastic hinge

表6 靜力彈塑性分析主要結果Table 6 Main results of the elasto-plastic analysis

圖7為+Y方向的能力譜需求曲線，可以看出，結構在大震下進入塑性，性能點位于能力曲線的陡降段，可以說明大震作用下，結構尚有一定的安全儲備。

圖7 抗倒塌能力曲線圖（+Y）Fig.7 Check diagram of anti collapse ability（+Y）

（2）損傷情況分析

從表7、圖8構件損傷情況及塑性鉸分布情況來看，在大震下部分剪力墻及框架柱出現塑性角。剪力墻基本能滿足中度損壞的要求，少量嚴重損壞的情況主要出現在剪力墻轉角處小墻肢，設計時采用增設約束邊緣構件及增加其配筋等措施對其進一步加強。同時，框架柱出鉸較少，損傷較輕，能滿足大震下二道防線的作用。

表7 罕遇地震性能點時結構損傷情況Table 7 The damage situation of structure under rare earthquake performance

圖8 罕遇地震性能點時結構鉸情況Fig.8 Structure hings under rare earthquake performance

5 洞口周邊樓板及穿層柱受力分析

5.1 樓板薄弱區域分析

（1）采用等效彈性分析方法，對樓板進行設防地震作用下應力分析。從計算結果圖9 可以看出，樓面除樓板邊界凹角處、樓板大開洞薄弱處及個別核心筒周邊和角部之外，樓板應力分布較小，主拉應力均在1 MPa 以下，通過適當增加拉通鋼筋配置量即可保證安全。針對個別開洞凹角及細窄板帶處應力較大的位置，施工圖階段將以中震下樓板應力的計算結果指導配筋，并加大板厚，確保樓板的傳力作用，從而達到性能水準的要求。

圖9 典型樓層（三層）設防地震作用下樓板應力Fig.9 The typical floor（3rd floor）principal stress under medium earthquake

（2）在罕遇地震下，大洞口周邊板寬較小的區域，可能早于抗側力構件發生破壞.一旦剪切破壞，樓板兩側的結構不能共同工作，結構動力特征變化顯著，抗震承載力遭到較為嚴重的破壞。依據《混凝土結構設計規范》（GB 50010—2010）［6］附錄G.0.3，對薄弱區樓板的截面抗剪承載力進行校核，驗算剖面示意見圖10，計算結果見表8。

5.2 穿層柱分析

北側入口區及南側后臺區樓板缺失范圍較大，外周邊形成穿層柱。由于長柱容易產生相對較大的二階彎矩，且從試驗結果來看，其骨架曲線下降段較陡，延性較差，因此分析和設計時均需重點關注，以避免大震作用時由于長柱破壞引起局部坍塌以及連續倒塌。

計算分析時，復核軟件對于長柱計算長度的取值，并按照中震不屈服對長柱進行配筋設計，之后采用彈塑性分析軟件對其大震下的破壞情況進行驗證。經截面放大及中震配筋后，彈塑性分析結果顯示其下方三層的躍層區段處于輕微破壞階段，可滿足性能水準的要求，大震下剪壓比小于0.15。摘錄彈塑性分析結果如圖11所示。

表8 水平地震作用樓板抗剪承載力驗算Table 8 Checking calculation of shear capacity of floor under horizontal earthquake

圖10 典型樓層（三層）細窄板帶大震驗算位置示意Fig.10 Checking location of the typical floor（3rd floor）under rare earthquake

圖11 中震作用下框架柱塑性鉸分布結果Fig.11 Structure hings under medium earthquake

由于穿層柱線剛度相對較小，計算時分擔的地震作用較小，造成配筋相對較小，當高水準地震作用時，其他豎向構件逐漸部分退出工作，內力重分布可能造成穿層柱承載力不足。因此，在設計時，取穿層柱實際地震剪力和樓層柱平均剪力較大值進行配筋［8］。

6 結 論

結合本項目的特點以及抗震分析和設計的全過程，得出如下幾點結論：

（1）劇場項目往往由于其大空間觀演功能的需求，平面形狀相對特殊，樓板缺失情況突出，且缺失范圍和數量較多，從而引起豎向構件協同工作效果差。結構工程師宜從方案階段進入配合，盡量保證豎向構件布置的均勻性和對稱性，形成較好的抗側力構件布局及較高的結構整體抗扭剛度。設計時宜采用性能化設計方法，針對性地指定性能目標及設計原則。

（2）對薄弱環節細窄板帶應進行重點分析，確保其在中、大震作用下連接的有效性。豎向構件分析設計時，宜偏安全地認為按照樓板連接失效進行包絡設計。

（3）對于樓板缺失引起的穿層長柱，應復核軟件中計算長度取值，按照性能化設計要求進行分析設計，并采用彈塑性分析方法進行驗證。在設計時，取穿層柱實際地震剪力和樓層柱平均剪力較大值進行配筋。