首鋼演播廳結構設計

朱洪祥， 夏為民， 孫會郎， 倪興惠

(杭州中聯筑境建筑設計有限公司上海分公司， 上海 200092)

0 概述

為了更好地為冰雪運動等體育文化產業發展提供空間載體，創立中國冰雪運動教育基地，基于秀池、群明湖等首鋼現有的環境優勢，對北京首鋼制氧廠南地塊進行了改造，其中D#樓分為3350車間改造和新建演播廳兩部分，兩部分設縫脫開。新建演播廳包含大演播廳和中小演播廳，其中小演播廳面積380.6m2，中演播廳面積803.2m2，大演播廳面積1 785m2。地塊整體效果圖如圖1所示。

圖1 地塊整體效果圖

1 結構概況

1.1 結構體系及結構布置方案

大演播廳和中小演播廳的主體均采用鋼筋混凝土框架+抗震墻結構體系。附屬部分采用鋼管混凝土柱+鋼梁體系。樓面均采用現澆鋼筋混凝土樓板，中小演播廳主體屋蓋為現澆鋼筋混凝土樓板，大演播廳主體屋蓋為平面整體鋼桁架輕鋼屋面。大演播廳和中小演播廳頂部由鋼屋面連接，連接鋼屋面在大演播廳一側采用雙向滑動，與中小演播廳一側做剛性連接。

本文主要介紹大演播廳部分，大演播廳主體部分平面尺寸為62m×38m，柱截面為800×800～1 000×1 500，梁截面為200×400～800×1 000，建筑高度29.9m。大演播廳整體結構透視圖如圖2所示，左右兩側為大演播廳附屬結構。大演播廳主體2層平面布置如圖3所示，主體剖面圖如圖4所示。

圖2 大演播廳整體結構透視圖

圖3 大演播廳主體2層平面圖

圖4 大演播廳主體剖面圖

1.2 地震作用參數

抗震設防烈度為8度；設計基本地震加速度為0.20g；設計地震分組為第二組；場地類別為Ⅱ類；多遇地震和設防地震時，設計特征周期為Tg=0.40s，罕遇地震時，設計特征周期為Tg=0.45s；結構阻尼比按材料取值，鋼筋混凝土取0.05，鋼骨梁柱取0.04，鋼結構在多遇地震和設防地震下取0.04，在罕遇地震下取0.05。水平地震影響系數最大值：多遇地震取0.16，設防地震取0.45，罕遇地震取0.9[1]。鋼結構屋蓋計算時考慮豎向地震作用。

《建筑抗震設計規范》(GB 50011—2010)(2016年版)[1](簡稱抗規)規定，采用時程分析法，當取三組加速度時程曲線(二組實際強震記錄和一組人工模擬的加速度時程曲線)輸入時，計算結果宜取時程法的包絡值和振型分解反應譜法(CQC法)的較大值；當取七組(五組實際強震記錄和二組人工模擬的加速度時程曲線)及七組以上的加速度時程曲線時，計算結果可取時程法的平均值和CQC法的較大值。根據建筑場地類別和設計地震分組，選取七條地震波，包括兩條人工波(ARH2T，ARH4T)和五條天然波(CL_NO151，NPS_NO526，N06_NO1716，BB_NO1874，CV04_NO563)，進行多遇地震下的彈性時程分析。規范譜與反應譜平均值對比如圖5所示。

圖5 規范譜與反應譜平均值對比

抗震等級確定：根據《建筑工程抗震設防分類標準》(GB 50223—2008)[2]第6.0.4條及條文說明，大演播廳座位為1 200座，建筑抗震設防類別為重點設防類(乙類)，房屋高度按照框架-剪力墻主體受力體系支撐高度24.5m計，框架和剪力墻抗震等級為一級[1,3]。

1.3 不規則項判斷

根據《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》(建質〔2015〕67號)附錄一，大演播廳不規則項如表1所示。

一般不規則項對照 表1

綜上所述，大演播廳如只考慮主體部分，不規則項主要是樓板不連續(2層至屋面層樓板有效寬度小于樓層總寬度的50%，開洞面積大于樓層總面積的30%)。整體結構不規則項為：扭轉不規則、偏心布置、樓板不連續、局部不規則(局部穿層柱)[4]。

2 針對不規則項的具體措施及抗震性能目標

2.1 針對不規則項的具體措施

彈性分析采用YJK，MIDAS Gen兩種軟件比較印證計算結果，并采用彈性時程法補充計算。結構采用性能化抗震設計。嚴格控制周期比和位移比，以盡可能限制結構的扭轉效應。大演播廳附屬結構單獨建模計算，嚴格控制最大層間位移角。附屬結構通過增設支撐等方式加強抗側剛度，設法減小結構的扭轉位移比。主體采用鋼筋混凝土框架-抗震墻結構，剪力墻部分按照框架-剪力墻結構計算時承擔的剪力和彎矩超過90%，故剪力墻部分按照剪力墻結構計算，并復核剪力墻部分的配筋；框架部分按框架-剪力墻結構進行設計。穿層柱采用方鋼管混凝土柱。針對樓面大開洞和窄樓面，進行樓板有限元應力分析，確保樓板的平面剛度[5]。

2.2 抗震性能目標

本工程抗震設計，根據性能化抗震設計的概念，針對結構不規則情況，結合《高層建筑混凝土結構技術規程》(JGJ 3—2010)[3](簡稱高規)第3.11.1條，確定抗震性能目標選用D級。即多遇地震下結構達到性能水準1的要求；設防地震下結構達到性能水準4的要求；預估的罕遇地震下結構達到性能水準5的要求[3]。

3 靜力計算和多遇地震計算

3.1 結構分析輸入信息

彈性計算分析分別采用YJK，MIDAS Gen兩種計算軟件對整體結構的總體性能進行分析對比。通過兩種不同力學模型的三維計算軟件同時對模型進行分析，相互校驗分析結果是否可靠；保證兩種軟件的分析結果均能滿足規范有關要求，對結構進行進一步調整。經計算各層質量均相差在5%以內，在允許誤差范圍內，模型結果可用于互相比較[6]。

3.2 結構動力特性分析

YJK，MIDAS Gen計算的結構前6階周期的振型對比見表2。

結構前6階周期振型對比 表2

由表2可知：兩種計算軟件的分析結果接近，且扭轉與平動周期的比值均≤0.90，滿足抗規要求。

3.3 地震響應分析

CQC法計算的結構地震響應計算結果見表3。由表3可知：1)YJK與MIDAS Gen兩種計算軟件得到的結果基本一致，可以作為設計依據。2)大演播廳X向最小剪重比為5.179%，Y向最小剪重比為4.185%；地震作用下的底層剪重比均大于3.2%，滿足要求。3)大演播廳X向最大層間位移角為1/9 999，Y向最大層間位移角為1/3 216；最大層間位移角均小于1/1 000，滿足要求。4)大演播廳X向最大位移比為1.15，Y向最大位移比為1.35；樓層Y向位移比大于1.2，但小于1.5，滿足要求。

結構地震響應計算結果 表3

3.4 彈性時程法補充計算

取七組加速度時程曲線輸入時，計算結果可取時程法的平均值和CQC法的較大值。七條地震波主方向峰值加速度70cm/s2，次方向峰值加速度59.5cm/s2(按照主方向與次方向峰值加速度比值1∶0.85考慮)。彈性時程法及CQC法計算得到的大演播廳地震剪力及彎矩如表4所示。由表4可知：1)針對底部剪力和傾覆力矩，CQC法計算結果與彈性時程分析結果的平均值相近，且每條時程曲線計算所得結構底部剪力均不小于CQC法計算結果的65%、七條時程曲線計算所得結構底部剪力的平均值不小于CQC法計算結果的80%，滿足高規4.3.5條的規定，說明了時程曲線選取的合理性。2)在結構的X向，七條波的底部剪力平均值為CQC法計算的底部剪力的1.019倍，在構件設計時采用CQC法的地震剪力放大系數值取為1.019。3)在結構的Y向，七條波的底部剪力平均值為CQC法計算的底部剪力的1.039倍，在構件設計時采用CQC法的地震剪力放大系數值取為1.039。

彈性時程法及CQC法地震剪力、彎矩計算結果對比 表4

大演播廳彈性時程法計算的位移角結果如表5所示。由表5可知：1)時程法及CQC法計算的層間位移角滿足規范限值要求。2)結構兩個主方向時程法計算的層間位移角分布與CQC法計算結果在分布規律上基本一致，數值上略有不同。

彈性時程法及CQC法位移角計算結果對比 表5

4 設防地震、罕遇地震下重要構件設計

4.1 構件性能目標

為保證結構的安全，根據不同構件失效后對結構產生的破壞性大小，將穿層柱、大演播廳主體框架梁柱、剪力墻、轉換構件、大演播廳鋼屋蓋承重構件按照關鍵構件考慮，其余普通框架柱按照普通豎向構件考慮，框架梁按照耗能構件考慮。分別選擇中震性能水準4和大震性能水準5進行計算復核[7]。

中震性能水準4:關鍵構件正截面承載力及抗剪承載力應符合下式的規定：

SGE+SEhK+0.4SEvK≤Rk

(1)

式中：SGE為重力荷載代表值的效應；SEhK為水平地震作用標準值的效應；SEvK為豎向地震作用標準值的效應；Rk為結構構件承載力標準值。

普通豎向構件抗剪承載力應符合下式的規定：

VGE+VEK≤0.15fckbh0

(2)

式中：VGE為重力荷載作用下的剪力；VEK為地震作用下的剪力標準值；fck為構件抗壓強度標準值；b為構件寬度；h0為構件截面高度。

大震性能水準5:關鍵構件正截面承載力及抗剪承載力宜符合式(1)的規定。

4.2 構件計算結果

4.2.1 中震計算結果

計算結果表明，在中震作用下大演播廳主體框架梁柱、剪力墻、轉換構件、大演播廳鋼屋蓋承重構件等關鍵構件及普通豎向構件正截面承載力及抗剪承載力均能夠滿足性能目標的設防要求；普通豎向構件的抗剪承載力均能夠滿足性能目標的設防要求。大演播廳計算得到的X向最大層間位移角為1/4 674(2層)，Y向最大層間位移角為1/1 390(2層)，滿足抗規要求。

4.2.2 大震計算結果

計算結果表明，在大震作用下大演播廳主體框架梁柱、剪力墻、轉換構件、大演播廳鋼屋蓋承重構件等關鍵構件正截面承載力及抗剪承載力均能夠滿足性能目標的設防要求；普通豎向構件的抗剪承載力均能夠滿足性能目標的設防要求；大演播廳耗能構件局部進入屈服階段，大部分構件未破壞。大震作用下，結構的關鍵構件及豎向構件均未進入屈服階段，僅部分耗能構件發生屈服破壞，本工程結構能夠滿足在大震作用下的性能目標。

5 罕遇地震作用下結構及構件彈塑性性能評估

本工程彈塑性分析采用基于顯式積分的動力彈塑性分析方法，采用SAUSAGE軟件，桿件非線性模型采用纖維束模型，主要用來模擬梁、柱、斜撐和桁架等構件。剪力墻、樓板采用彈塑性分層殼單元[8]。

5.1 剪力結果

各組地震波(RH2TG040，TH064TG040，TH037TG040)作用下彈塑性基底剪力和剪重比計算結果如表6所示。

彈塑性基底剪力和剪重比計算結果 表6

根據表6，各工況下與CQC法比值均在5%左右，剪重比滿足要求。

5.2 位移結果

地震波作用下彈塑性位移計算結果如表7所示。根據表7，大演播廳結構在大震下最大層間位移角X向為1/227，Y向為1/138，均小于規范限值1/120。

彈塑性位移計算結果 表7

5.3 結構損傷

在RH2TG040_X波作用下，剪力墻、框架梁及框架柱的損傷情況如圖6所示。剪力墻在大震作用下部分發生輕度損傷，未發生中度及以上的損傷。框架柱在大震作用下未出現塑性鉸。框架梁在大震作用下部分出現塑性鉸。屋頂桁架在大震作用下無塑性開展。

圖6 RH2TG040_X波作用下構件損傷云圖

5.4 性能化評估

在RH2TG040_X波作用下，剪力墻、框架梁及框架柱的性能指標如圖7所示。結構在大震作用下能達到大震不倒的性能目標。

圖7 RH2TG040_X波作用下構件性能指標

6 樓板有限元應力分析

大演播廳存在樓面開大洞、局部樓面寬度較小等情況，為保證樓板在中大震作用下的結構安全性，驗證在地震作用下樓板能有效傳遞水平荷載和協調所連接結構的變形，進行樓板應力分析，以確保薄弱部位樓板在設防地震作用下不屈服。本工程用YJK軟件對整體樓蓋模型進行了中大震下的應力分析[9-10]。

大演播廳在中震作用下，X向和Y向樓板拉應力最大值絕大部分均不大于2.20MPa，僅在樓板開洞、轉角及框架柱、剪力墻處出現應力集中。2層樓板應力計算結果如圖8所示。

圖8 中震下2層樓板面內主應力云圖/(N/mm2)

在大震作用下，X向和Y向樓板應力比較均勻，并且應力值普遍較小，在樓板開洞、轉角及框架柱、剪力墻處應力集中較為嚴重。2層樓板應力計算結果如圖9所示。

圖9 大震下2層樓板面內主應力云圖/(N/mm2)

分析認為樓板應力集中主要受樓板開洞影響及框架柱、剪力墻等豎向構件的約束導致，通過加強洞口角部附加鋼筋、框架柱周邊框架梁及樓板配筋解決應力集中問題，使其在中大震作用下鋼筋不屈服，保證樓板能夠有效地傳遞水平荷載。

7 結論

(1)采用兩個不同力學模型的結構分析軟件YJK和MIDAS Gen 進行小震的整體計算和校核，兩種計算軟件的計算結果基本一致，可以作為設計依據，相應計算結果能夠滿足規范要求。

(2)采用兩組人工波和五組天然波，進行彈性動力時程分析，并將時程分析平均結果與規范反應譜分析結果相比較，取其包絡值進行設計。

(3)根據高規要求，本工程采用D級性能目標，并采用YJK進行中大震下結構性能驗算。計算結果表明，大演播廳能滿足中大震下規范的層間位移角要求，各構件在中大震作用下的預期性能目標均能實現。

(4)采用SAUSAGE軟件進行罕遇地震作用下的動力彈塑性時程分析，以確保結構能滿足設定的抗震性能目標要求。

(5)大演播廳附屬結構較多，為避免附屬結構產生過大的側向位移而影響主體結構的承載力、穩定和使用要求，附屬結構單獨建模計算，增設支撐，減小結構的扭轉位移比，嚴格控制其最大層間位移角，使其具有足夠的抗側剛度。

(6)針對樓面大開洞和窄樓面，進行樓板有限元應力分析，確保樓板的平面剛度。