淮州新城国际会展中心抗震性能化设计

谢 军， 孙亚琦， 邹 翔， 贾雨萌， 樊钦鑫， 杨超杰

(1 中国航空规划设计研究总院有限公司， 北京 100120；2 成都淮州新城建设投资有限公司， 成都 610404)

1 工程概况

淮州新城国际会展中心(简称会展中心)位于成都市金堂县，建筑面积4.5万m2，建筑高度35m。建筑功能主要是展厅、办公会议、航空博物馆等，无地下室，地上共4层(1层有5m高夹层)，屋面为轻质铝板和玻璃幕墙屋面[1]，建筑效果如图1所示。结构设计基本参数见文献[1]。

图1 建筑效果图

2 结构体系

会展中心基础采用独立柱基、条形基础，下部采用钢框架-支撑结构体系；屋盖采用主、次钢桁架，并通过3道环向桁架连接形成整体空间结构(主桁架以框架柱为支承条件，次桁架以环向桁架为支承条件)，桁架之间通过屋面网格形成整体。为提高结构整体抗侧刚度和抗震性能，在楼梯间位置设置屈曲约束支撑(BRB)。中庭屋面采用跨度为40m，矢跨比为1/5.4的单层网壳。结构体系组成见图2～4。

图2 结构整体模型

图3 典型结构剖面

图4 典型屋盖结构单元

根据《四川抗震设防超限高层建筑工程界定标准》(DB 51/T5058-2014)与住建部《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》(建质〔2015〕67号)[2]规定，经初步判断，本工程的抗震设防专项审查内容及主要超限情况为：1)有效楼板宽度小于楼层典型宽度的50%，见图5；2)结构1，2层的位移比大于1.2，分别为1.26，1.24；3)结构1，3层存在穿层柱，见图6。

图5 有效楼板宽度小于楼层典型宽度的50%示意图

图6 结构穿层柱示意

3 抗震性能化设计

3.1 结构性能目标

本工程结构体系相对复杂，故主要根据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)[3](简称抗震规范)进行抗震性能化设计。综合考虑抗震设防类别、设防烈度、场地条件、结构超限程度等因素，确定结构的性能目标为性能3(即小震弹性，中震不屈服，大震中等破坏)，主要构件抗震性能指标见表1。

主要构件抗震性能指标 表1

3.2 关键构件

关键构件及节点确定基本原则：1)通过增加承载力保证结构预定传力路径的构件和节点；2)关键传力部位；3)薄弱部位。

依据此原则，本工程的关键构件为：穿层柱、与屋盖桁架连接框架柱、屋盖与框架柱连接桁架弦杆和腹杆、复杂关键节点。

3.3 设防地震性能化设计

应用MIDAS软件建立结构三维杆系有限元模型进行计算分析。其中，弹性设计时采用式(1)，不屈服设计时采用式(2)。

γGSGE+γESEk(I2,ζ)≤R/γRE

(1)

SGE+SEk(I,ζ)≤Rk

(2)

式中:SGE为重力荷载代表值的效应；SEk为地震作用(设防或罕遇地震)标准值的效应；γG为重力荷载分项系数；γE为地震作用分项系数；I2为设防地震动；I为设防或罕遇地震动；ζ为考虑部分次要构件进入塑形的刚度降低系数；R为截面承载力设计值；Rk为截面承载力标准值，按材料强度标准值计算；γRE为抗震承载力调整系数。

3.3.1 穿层柱弹性验算

因为穿层柱的计算长度大，刚度小，所以软件计算的地震作用小。但从结构的多道防线角度考虑，穿层柱易在内力重分配过程中形成薄弱部位，故设定其设防地震的性能目标为截面弹性[4]。

结构在1，2层之间及3，4层之间存在部分穿层柱。经式(1)计算，穿层柱在设防地震下的轴压比控制在0.5以下，计算最大应力比为0.69，满足弹性性能目标，具有适当的安全储备。穿层柱最不利内力控制位置见图7，具体结果见表2。

图7 穿层柱最不利内力控制位置图

典型穿层柱设防地震性能指标表2

3.3.2 其他框架柱不屈服验算

经式(2)计算，在设防地震下，其他框架柱的最大应力比为0.83，能够达到截面不屈服的性能目标。最不利位置位于结构1，2层，具体结果见表3。

典型其他框架柱设防地震性能指标 表3

3.3.3 与屋盖桁架连接框架柱、屋盖与框架柱连接桁架弦杆和腹杆的弹性验算

在设防地震下，与框架柱连接的屋面钢结构桁架弦杆、腹杆(图8)的受力较大，承担着传递屋顶水平地震作用和增加整体结构刚度的作用，破坏后果较为严重，故设定其设防地震的性能目标为截面弹性[5]。

图8 与屋盖桁架连接框架柱、屋盖与框架柱连接桁架弦杆和腹杆示意图

经式(1)计算，构件应力比(考虑抗震承载力调整系数)满足中震弹性控制要求，最大值为0.999。具体结果见图9。

图9 与屋盖连接关键构件设防地震下的构件应力比

3.3.4 与支撑连接框架梁、框架柱设防地震不屈服验算

对于钢框架-中心支撑，在设防地震作用下，支撑为结构主要的耗能构件，在设防地震下屈服。为增强耗能，采用BRB，同时应确保与支撑相连的框架梁、框架柱设防地震不屈服，能够提供足够的刚度。按照式(2)计算，支撑及其子框架的应力比结果见图10。从图10中可看出，支撑的应力比大于1，达到了屈服状态，而与其连接的子框架应力比最大值为0.7，具有足够的安全储备，可以确保BRB充分发挥耗能作用。

图10 与支撑连接框架梁、框架柱中震不屈服应力比

3.3.5 关键节点设防地震弹性验算

本工程屋盖及中庭单层网壳为大跨钢结构，其钢结构节点存在多管相贯情况，构造形式及应力分布较为复杂，部分节点采用铸钢节点，为实现“强节点、弱构件”的设计要求，对结构重要节点进行了有限元应力分析，保证了节点中震弹性的性能目标。

应用SoildWorks进行节点三维建模，使用ANSYS16.0进行计算分析。铸钢节点有限元分析采用Solid92四面体单元[6]，钢材采用双线性随动强化模型，材料性能按《铸钢节点应用技术规程》(CECS 235∶2008)[7]取值，钢材屈服强度fy=300MPa，钢材的抗拉强度最小值fu=480MPa，钢材的弹性模量E=2.06×105MPa，泊松比取0.3。单元网格采用自由划分，计算准则采用多线性随动强化和von Mises屈服准则。

(1)节点一

节点一位于中庭单层网壳顶部(图11)，与12根截面相同的矩形钢管相交，如果采用常规相贯节点，则会形成大量锐角焊缝，很难保证连接质量。为此，将节点一制作成齿轮状的铸钢节点，12个齿轮分别与12个杆件连接，不但可以方便施工，同时还可以有效避免应力集中。铸钢节点自重较大且位置不利，节点一中心开一个直径300mm的圆孔可减小节点自重。图12为节点一的三维模型及有限元网格划分。

图11 节点一位置示意

图13为节点一在设防地震下(式(1))的应力状态，最大应力约为73 MPa，出现在支管与环形铸钢交接处。节点一处于弹性状态，满足设防目标。图14为节点一的荷载-位移曲线图，可以看出，节点一失效时的极限荷载约为设计荷载的2.3倍，节点具有足够的安全储备。

图13 设防地震下节点的应力/MPa

图14 节点一荷载-位移曲线图

(2)节点二

节点二位于屋盖主桁架悬挑端的转折处(图15)，8个结构杆件相贯，且杆件间的夹角较小，为确保施工可靠性，避免应力集中，设计成铸钢节点。图16为节点二的三维模型及有限元网格划分。

图15 节点二位置示意

图16 节点二三维模型及有限元网格划分

图17 设防地震下节点的应力/MPa

图18 节点二荷载-位移曲线图

图19 穿层柱罕遇地震不屈服剪切应力比

图20 与支撑连接框架、与框架柱连接桁架罕遇地震不屈服剪切应力比

节点二在设防地震下(式(1))的应力状态见图17，最大应力约为88MPa，最大应力出现在2，3，4号支管与7，8号支管交接处外围，设计中应保证此处倒角变化平缓，以减少应力集中的不利影响。

图18为节点二的荷载-位移曲线图，可以看出，节点二失效时的极限荷载约为设计荷载的2.0倍，节点具有足够的安全储备。

3.4 罕遇地震性能化设计

3.4.1 等效弹性抗剪不屈服验算

为方便设计，先通过等效弹性方法对关键构件在罕遇地震下的受力状态进行分析。采用MIDAS三维杆系模型，考虑BRB已经进入耗能状态，且部分框架梁出现屈服，将结构在等效弹性分析时的阻尼比设置为0.05。根据性能化设计目标，关键构件应满足在罕遇地震下抗剪不屈服(式(2))的抗震性能化要求，构件应力比计算结果见图19，20。其中，穿层柱截面的最大剪切应力比约为0.20，与支撑连接的子框架、与框架柱连接桁架弦杆、腹杆的最大剪切应力比约为0.72，可满足抗剪不屈服控制要求。

3.4.2 弹塑性时程分析

基于表1的罕遇地震性能目标，本节进行了罕遇地震下结构动力弹塑性时程分析，通过结构整体指标和构件性能两个方面来评判结构的可靠性。结构整体指标包括罕遇地震弹塑性层间位移角、基底剪力，构件性能评估指标包括构件塑性发展的区域、损伤程度等，在找出结构薄弱部位的同时，对结构采取加强措施。

采用SAUSAGE软件进行罕遇地震的弹塑性分析，其主要振型的周期同MIDAS Gen软件的计算结果基本吻合，相差仅3%左右，见表4。钢材的非线性材料模型采用双线性随动硬化模型(图21)，在循环过程中，钢材无刚度退化，考虑了包辛格效应。钢材的强屈比设定为1.2，极限应力所对应的极限塑性应变为0.025。在循环过程中，钢材无刚度退化。

MIDAS Gen与SAUSAGE模型周期对比 表4

图21 钢材的双线性随动硬化模型

本工程结构动力弹塑性时程分析采用特征周期Tg=0.4s的2条天然波(TH1TG040，TH4TG040)和1条人工波(RH2TG040)分别进行主次双向地震作用计算，地震动参数在主次方向的比值为1∶0.85。地震波持续时间均大于10s，大于结构基本周期的5倍。加速度峰值均为220gal，结构阻尼比为0.04。地震波时程曲线见图22。

图22 地震波时程曲线

3.4.3 弹塑性层间位移角、层间剪力

在罕遇地震下结构最大弹塑性层间位移角沿楼层的分布如图23所示。各条地震波作用下楼层最大弹塑性层间位移角见表5。从图23和表5可以看出，最大弹塑性层间位移角均小于性能指标限值1/50，满足“大震不倒”的性能目标要求。

图23 楼层最大弹塑性层间位移角

楼层最大弹塑性层间位移角 表5

表6统计了动力弹塑性时程基底剪力与等效大震弹性基底剪力、小震反应谱基底剪力的比值。从表6中可以看出，动力弹塑性时程基底剪力与等效大震弹性基底剪力数值十分接近，说明等效大震的

基底剪力对比结果 表6

计算结果有效；弹塑性时程分析基底剪力为小震反应谱基底剪力的5～5.4倍，处于合理范围。这是因为结构在确保整体刚度的同时，部分构件进入塑性、刚度退化从而增大了结构的阻尼比，使得地震作用减小。

3.4.4 BRB耗能分析

本工程的BRB主要承受水平荷载，支撑与梁夹角在45°～60°之间[8]，BRB的布置一方面要结合建筑的使用功能，另一方面要起到调整结构的扭转位移比的作用。本工程中共设置了63个BRB，其数量分布、承担的剪力见表7。从表7中可以看出，BRB分担的剪力占比在8.2%～31.3%之间，设置BRB后可以将结构的扭转位移比从1.41降低到1.26。

BRB在多遇地震下保持弹性，为结构提供抗侧刚度，而在罕遇地震下无论受拉还是受压均能实现全截面充分屈服，从而耗散地震能量，并不会出现普通支撑的整体屈曲或局部屈曲破坏。图24为普通支撑与BRB的工作状态区别。

图24 普通支撑与BRB的工作状态

图25为BRB在罕遇地震下的滞回曲线，形态较为饱满，耗能状态良好。图26为罕遇地震下结构整体的能量分布曲线，其最下部曲线所围合的面积为BRB耗散的能量。并可依据式(3)计算出BRB提供的附加阻尼，结果见表8。

图25 罕遇地震下典型BRB滞回曲线

图26 罕遇地震下结构整体能量分布曲线

BRB数量分布及承担的剪力 表7

(3)

式中：ξa为BRB提供的附加阻尼比；Wcj为第j个BRB在结构预期层间位移往复一周所消耗的能量；Ws为结构在预期位移下的总应变能。

BRB耗能附加阻尼比 表8

3.4.5 与支撑相连的框架柱抗震性能

罕遇地震工况下与支撑相连的框架柱的最不利损伤情况如图27所示，框架柱大部分无损伤，少数框架柱根部轻微损坏，满足框架梁柱的性能目标高于支撑的设计要求，从而能够确保支撑发挥其耗能作用。

图27 框架柱塑形损伤状态

3.4.6 普通支撑和框架梁的抗震性能

普通支撑大部分发生屈服，可充分耗能；部分框架梁端部发生轻微和中度损伤，可提供部分耗能，并满足“强柱弱梁”的设计要求。

4 结语

(1)淮州新城国际会展中心建筑造型复杂，存在多条超限项目，为不规则建筑。为确保结构的安全可靠，需要进行抗震性能化设计，其关键是根据工程的抗震设防类别、设防烈度、场地条件、结构超限程度等因素确定结构的抗震性能目标，明确结构整体及各构件的抗震性能指标。并通过对结构在各个设防水准地震作用下的详细计算分析及构造措施，确保结构抗震设计的安全合理，满足既定设防目标。

(2)地震作用下，关键节点的受力复杂，破坏后果严重，是抗震性能化设计的重点。结构在罕遇地震下的性能表现十分重要，是对结构的承载力和耗能能力的综合考量，可通过设置BRB提高结构刚度和耗能能力。合理布置BRB，一方面可以在多遇地震作用下为结构提供刚度，降低结构扭转位移比，另一方面可以在罕遇地震作用下为结构提供有效的耗能。