山东国际会展中心展馆结构设计

2021-12-10杨晓东孙钦学王岩辉冯贵森

建筑结构 2021年22期

魏强，杨晓东，孙钦学，王岩辉，冯贵森

(同圆设计集团股份有限公司，济南 250101)

1 工程概况

山东国际会展中心项目位于山东省济南市槐荫区，二环西路西侧、滨州路东侧、威海路南侧、日照路北侧。项目一期包含1～5号展馆、共享大厅、卸货平台和地下车库四部分，展馆之间以共享大厅和卸货平台连接，地上总建筑面积为226 240m2。图1为山东国际会展中心展馆实景图。展馆与卸货平台之间以及各展馆之间设置结构缝，将各单体分开，见图2。

图1 1～5号展馆鸟瞰图

图2 1～5号展馆结构缝布置图

展馆的结构设计基准期为100年，结构安全等级为一级，展馆均无地下室，地基基础(桩基础、抗浮锚杆等)设计等级为甲级，抗震设防烈度为7度(0.1g)，抗震设防类别为乙类，设计地震分组为第三组，场地类别为Ⅱ类；楼屋面活荷载根据建筑使用功能按《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2012)[1](简称荷载规范)选用，展馆1层地面、2～3层楼面活荷载取值分别为50，30，10kN/m2；地面粗糙度为B类，基本风压按100年重现期取值为0.50kN/m2，场地风荷载按照风洞试验与荷载规范取包络设计；基本雪压按100年重现期取值为0.35kN/m2，屋面积雪分布系数按荷载规范取用。

图3 展馆结构体系布置

2 结构体系及特点

图4 1～5号展馆剖面图

1号展馆主结构为地上3层展厅，是国内首个3层会展展馆，图3(a)为1号展馆三维轴测图。建筑总高度49.75m，结构形式为钢框架-支撑结构+大跨空间钢结构，2，3层展厅楼面最大跨度27m，展厅大跨楼面主受力构件采用主次布置的平面钢桁架，楼板采用钢筋桁架楼承板，图3(b)为1号展馆典型楼层(2层)结构平面示意图。展厅区域采用了矩形钢管混凝土柱[2]，共享大厅通高区域采用了圆钢管混凝土柱，内灌C40自密实混凝土。框架梁采用焊接H型钢梁，共享空间及周边功能房间的次梁采用波纹腹板H型钢梁，主要构件截面尺寸及材料强度如表1所示。屋面横向跨度70m，呈南高北低的S形反曲面造型，横向主受力构件采用倒三角形空间管桁架。1号展馆为增强整体抗扭刚度，在展厅纵向两端功能附房位置，设置8道柱间支撑，为整体结构提供了较大的抗侧抗扭刚度，柱间支撑具体结构形式见图3(c)。结构体系示意见图3(d)。为减小屋盖竖向荷载及温度作用引起的对支座框柱的水平推力或拉力，在屋盖桁架低端设置盆式铰支座，桁架高端设置顺桁架方向的盆式单向滑动支座，见图3(e)。

其他2～5号展馆采用钢框架结构+大跨度空间钢结构。其中，2号展馆、3号展馆为地上2层展厅，4号展馆、5号展馆为地上单层展厅，楼面的跨度、荷载、结构形式及屋面结构形式与1号展馆相同，3号展馆及车库底部有地铁线路经过，地铁埋置深度范围约10～19m，3号展馆与地铁相对关系示意图如图3(f)所示。整体五组展馆及卸货平台地上建筑南北长520m，东西宽370～520m，为超长结构，展馆与卸货平台之间以及各展馆之间设置结构缝，见图2。

主要构件截面尺寸及材料强度表1

3 主体结构设计

3.1 地基基础

根据《济南西部新城会展中心(一期)岩土工程勘察报告》，展馆基础采用钻孔灌注桩，并采用桩端桩侧后压浆工艺，1～3号展馆桩径分别为900，1 000mm，单桩竖向承载力特征值分别为6 000，8 000kN，桩长分别不小于39，43m，桩端持力层为第层强风化辉长岩，混凝土强度等级为C40。4～5号展馆桩径均为600mm，桩长均不小于28m，桩端持力层为第⑧层黏土层或第⑨层粉质黏土层，单桩竖向承载力特征值均为2 000kN，混凝土强度等级均为C30。

3号展馆及车库下-19～-10m处有地铁线路经过，车库范围采用明挖，3号展馆范围后期采用盾构，展馆结构进行以下调整以满足后期地铁盾构要求：1)展馆中柱地铁影响范围内，调整桩基距地铁外轮廓线2.5倍桩径以上，并不考虑地铁高度范围内地基土对桩基的作用；2)展馆局部柱在地铁轨道上部时，地面以下采用1 500×4 000的转换梁(内设型钢作为钢柱柱脚)；3)车库与地铁柱网错位，为保证地铁空间，车库搭接柱节点设计时，采用搭接柱解决框架柱错位的问题。地铁线路与展馆基础关系如图5所示。

图5 地铁线路与展馆基础关系

3.2 结构缝

图6 2层大跨度楼面桁架轴测及典型节间关系图

山东国际会展中心地上建筑南北长520m，东西宽370～520m，超过了《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)(2015年版)[3](简称混凝土规范)对建筑长度的限值，通过结构缝分割为六组结构单体，分别为1～5号展馆和卸货平台。1～5号展馆各单体展厅纵向两端均为多层附房，附房层高相对展厅层高较小，刚度较大，增强了整体结构的抗扭刚度。在各展厅西侧是通高的共享大厅，共享大厅通过结构缝分割为5部分，分别附属连接在相近的5个展馆单体上。展馆东侧为卸货平台，通过结构缝与各展馆脱开。各单体长度仍超过混凝土规范的限值(现浇楼面不超过55m)，为增强展馆在使用阶段抵抗温度作用的能力，展厅楼面采用双层双向配筋。

3.3 大跨度楼面及屋面布置

3.3.1 大跨度楼面布置

多层展馆展厅楼面的典型跨度为22.5m和27m，2，3层楼面活荷载取值分别为30，10 kN/m2，温度荷载考虑升降温差均为±30℃。设计荷载远超一般楼面荷载，且需要协调板底设备管线空间和结构构件的高度的关系，控制下层净高不小于12m。综合各方面因素，在保证结构构件安全可靠的前提下，桁架总高度取3.70m，设备管线可从桁架空间内穿过；展厅净高为12.04m，减少了设备管线对展厅净高的影响，有利于室内净高的控制和展厅内部方案效果。展厅楼面次梁为H型钢组合梁，次梁间距约为3m。此外，桁架下弦设置水平支撑，保证受压弦杆的稳定，2层展厅楼面桁架布置轴侧图如图6(a)所示。图6(b)为展厅楼面桁架典型节间关系示意图；图6(c)为现场施工完后楼面桁架效果图。

3.3.2 大跨度屋面选型及布置

屋面主受力结构横向跨度70m，呈南高北低的S形反曲面造型。屋盖的选型过程中，对张弦梁轻屋盖、网架屋盖与空间管桁架屋盖进行了比对分析。张弦梁轻屋盖，外观轻盈，室内视觉空间效果优异，但桁架矢高较大，70m跨度的张弦梁轻屋盖的桁架矢高合理范围约为7～10m，无法满足本项目方案对展厅室内净高(12.04m)的控制要求；另外，屋盖顶面为曲面反向弯曲的S形，需要张弦梁上弦杆呈S形，S形的受压杆较难承受大荷载。

图7(a)和图7(b)分别为网架结构和空间管桁架结构建立的屋盖模型。二者构件高度相差不大，均在5m左右。空间管桁架结构与网架结构的技术差异主要体现在以下几个方面：1)几何形态。网架结构为四边传力，长宽相近，传力性能会较好，空间管桁架结构主要沿桁架方向单向传力，对于长宽比较大的屋面较为合适。2)结构刚度。两种结构的刚度都很大，但网架结构刚度比空间管桁架刚度更大。3)整体稳定性。网架结构整体稳定性较高，空间管桁架结构侧向稳定性较弱，需加侧向支撑予以固定。

图7 两种展馆大跨度屋面结构体系比较

本项目屋盖长宽比约为2.3，是典型的长方体空间，空间管桁架结构的两边支撑能更好的达到传力效果。空间管桁架结构的节点单元无需添加外部构件，各根杆件采用焊接的方式，避免了现场安装加固螺栓球的繁琐程序，因此具有施工简便的优点。空间管桁架能够使得结构外观简洁、纵横分明，既较好地实现了屋面整体造型，又保证了流畅的视觉效果，是较优的选择。

空间管桁架屋盖跨度较大，两端支座受荷较大，采用盆式支座与主体连接。屋盖重心高于桁架两端支点的高度，在竖向荷载作用下，桁架对框柱形成沿桁架方向的外推力。另外，在建筑的使用过程中，温度作用也会引起桁架对支座框柱沿桁架方向的水平力。为减小支座框柱所受水平力，在屋盖桁架低端设置盆式铰支座，桁架高端设置顺桁架方向的盆式单向滑动支座。在设计过程中，为保证结构整体的安全性，桁架两端支座分别按一端铰接、一端单向滑动，桁架两端均为铰接建模计算，进行包络设计，以保证支撑屋盖的下部框架能够满足和承受未来使用过程中可能出现的多种支座限位情况和整体的受力状态。

由于场馆体量庞大，5个屋盖的高度呈台阶状递增，且展馆区域内拟建裙房和高层建筑，风荷载的相互干扰效应明显。此外，山东国际会展中心屋盖呈波浪状起伏，屋盖周围悬挑出挑长度达6m，需要通过风洞试验确定建筑表面的实际风压分布情况与结构风振响应，为确定结构与幕墙的风荷载值提供设计依据。风洞试验模型如图8所示。风向角按逆时针方向增加，在0°～360°范围内，试验风向角间隔取为15°，即该试验共模拟了24个风向的作用。

图8 风洞试验模型

由风洞试验得出结论：风荷载作用下的连续形大跨屋盖部分的极值风压分布很不均匀，边缘区域风压系数较大，局部极大值达到2.5左右，局部极小值达到-5.0左右。屋盖中间区域体型系数较小，故在屋面围护结构的抗风设计时，应对屋盖进行合理的分区，不同区域采用不同的抗风措施，以实现其安全经济性[4]。

3.4 楼面关键节点承载力分析

在最不利荷载组合工况作用下，对展厅楼面次桁架端部铰接节点以及主桁架与钢框柱刚接连接节点等关键节点进行有限元分析，进行薄弱位置加强和板件厚度优化。

图9为楼面桁架节点有限元模型及其在最不利工况下的应力分布云图。模型的节点区域板件均采用壳单元模拟，为确保正确的网格划分和分析，构件相连部位均进行了节点耦合[5]。分析结果表明：次桁架端部铰接节点区域，桁架所搭主梁的最大应力约144.55MPa，小于钢材抗压强度设计值295MPa；桁架以下弦杆底板应力最大，板件边缘局部角点位置有应力集中，板件与应力集中区域在同一横截面的大部分区域应力小于230.46MPa，板件整体应力比小于0.80，满足要求。主桁架与钢框柱刚接节点，腹杆受力较大，腹杆最大应力约为242.5MPa，小于钢板抗压强度设计值330MPa；下弦杆底板局部应力集中，板件大部分区域应力约212.23MPa，小于钢板抗压强度设计值310MPa。经有限元分析，少量杆件局部角点应力集中，但区域很小，且应力均小于钢材屈服强度，与板件相邻区域协同受力，整体应力均小于钢材的抗压、抗拉强度设计值，且有一定富余，满足《钢结构设计规范》(GB 50017—2003)[6]对钢材强度的要求。

图9 楼面桁架节点有限元模型及在最不利工况下应力云图

3.5 波纹腹板H型钢的应用

波纹腹板(曲线形腹板)H 型钢，由波纹腹板和上下翼缘板组成；其中波纹腹板的波纹为通过严格试验确定的波形，可以是梯形、正弦曲线、矩形、折线等形状[7]。本工程采用了梯形波纹腹板H型钢，主要应用于共享空间及周边功能房间内次梁，以减小该范围内次梁腹板厚度。梯形波纹腹板H型钢梁样式详见图10。

波纹腹板 H 型钢较普通焊接H型钢的力学性能优势明显。相比于平腹板H型钢，波纹腹板H型钢具有更高的抗屈曲能力，腹板厚度一般不小于高度的1/80；波纹腹板克服了平腹板容易局部失稳变形的问题，腹板厚度可以达到H型钢高度的1/500，只要适当增大梁高，妥善控制好波纹板与翼板之间的拼焊质量，降低波纹腹板与翼板处的应力，H型梁腹板失稳问题就能够完全得到解决；梁的抗弯惯性矩与高度平方成正比，翼缘对截面惯性矩的贡献比腹板大很多，H型钢梁的抗弯强度主要取决于H型钢梁的高度和翼缘板的截面尺寸。在大跨度建筑中，采用腹板更薄的波纹腹板H型钢梁具有很高的性价比[8]。

Q345B普通 H 型钢梁 H550×200×10×16 与Q345B波纹腹板H型钢梁 600×200×3×18(1号展馆8.0m平面布置BGL4)两者抗弯强度相当。表2为两种不同腹板形式的H型钢梁用钢量对比，其中，在计算腹板钢材用量时，考虑波纹板展开长度增加量系数为1.2。由表2可以看出，对于普通 H 型钢梁 H550×200×10×16，波纹腹板H型钢梁H600×200×3×18腹板节约用钢量为[(406-165)/406]×100%=59%。由此可见，与材质相同、强度相当的普通H型钢梁相比，波纹腹板H型钢梁能显著减少用钢量，经受最大承重量设计，兼具最优化自重。

图10 波纹腹板H型钢梁样式图

截面参数及用钢量对比表2

4 结构性能分析

4.1 结构周期和振型

本工程属于A级重点设防类建筑，存在多个超限项，采取抗震性能化设计。鉴于本项目的重要性及其复杂程度，设计过程中按《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ 99—2015)[9](简称高钢规)第3.8节要求，确定结构整体性能目标参照C级性能目标进行抗震性能设计，详见表3。采用YJK作为主要计算分析软件，同时采用MIDAS Gen对YJK分析结果进行校核(表4)，采用3D3S软件对钢结构构件进行分析，以1号展馆作为展馆的代表进行分析。

另外，1号展馆在展厅纵向两端功能附房位置的柱间支撑，为整体结构提供了较大的抗侧抗扭刚度，是整体结构重要的抗侧力构件。在抗震性能化设计中，柱间支撑应作为关键构件，满足多遇地震作用下保持构件弹性，设防地震、罕遇地震作用下均应保持构件不屈服状态[10]。

抗震性能目标表3

1号展馆YJK和MIDAS Gen周期计算结果对比表4

4.2 中震及大震作用下关键构件受力性能验算

各个展馆的性能目标均相同，以1号展馆为例，对关键构件在中震及大震作用下的受力性能分析进行说明。

计算表明：在中震作用下，关键构件(如支撑屋面及大跨度楼面的钢管混凝土柱、支撑大荷载作用下楼面的框架柱、柱间支撑)，能满足不屈服的要求，大跨度桁架能也满足不屈服的要求，少部分耗能构件进入了屈服阶段，但未发生破坏；在大震作用下，相关关键构件能满足不屈服的要求，大跨度桁架能满足不屈服的要求，部分耗能构件进入屈服阶段，但未发生破坏。由此可见，本项目主要构件不仅满足抗震设计要求，且满足设定抗震性能目标。

图11 弹性时程层间剪力及层间位移角曲线对比

此外，根据高钢规第3.8.3条，第4性能水准的结构应进行弹塑性分析计算，对该单体主楼结构进行罕遇性地震作用下的动力弹塑性时程分析。根据抗震规范要求，本工程按建筑场地类别和设计地震分组共选用三组地震波，选用两条实际地震记录和一组人工模拟的加速度时程曲线。计算过程中，峰值加速度取225gal(罕遇地震)，地震波持续时间取15～30s。

动力弹塑性时程分析结果为：1)各楼层最大层间位移角小于1/50，满足抗震规范“大震不倒”的抗震设防要求；2)由于结构在罕遇地震作用下发生损伤，结构的侧向刚度随之减弱，得到的基底剪力比大震作用下振型分解反应谱法计算的结构基底剪力及弯矩普遍偏小。

综合以上分析，主楼结构在给定的地震波的罕遇地震作用下整体受力性能良好，能够满足罕遇地震下的抗震性能目标。

4.3 弹性时程分析计算结果

表5为多遇地震作用下弹性时程分析的主要计算结果。通过表5及图11中弹性时程计算和反应谱计算的楼层位移、层间位移角及楼层剪力曲线的比较可知：

(1)每条弹性时程曲线计算得出的结构基底剪力均大于振型分解反应谱法(CQC法)求得的结构基底剪力的65%，多条地震波计算得出的结构基底剪力的平均值大于振型分解反应谱法求得的结构基底剪力的80%，满足高钢规第4.3.5条中关于地震波选择方面的规定。弹性时程分析的结果可以作为振型分解反应谱法的补充。

(2)高钢规第5.3.3条中第4条及抗震规范第5.1.2条规定，当取3组地震波进行分析时，结构的地震作用效应宜取时程曲线计算结果的包络值和振型分解反应谱法的较大值。由楼层剪力曲线图(图11(a))可知，弹性时程法计算楼层剪力均小于CQC法计算结果，在施工图设计时，仅需采用CQC法的楼层剪力进行结构设计。

(3)由层间位移角曲线图(图11(b))可见，弹性时程法和CQC法计算所得层间位移角均未超过位移角限值1/250，满足抗震规范要求。

综上所述，时程法计算结果与CQC法计算结果基本吻合，符合设计标准的有关要求。