黎巴嫩國家高等音樂學院項目結構設計

孟永杰，王富洋，李 明，崔國勇，張 速，張 勇

(中國中元國際工程有限公司，北京 100089)

1 工程概況

黎巴嫩國家高等音樂學院項目位于黎巴嫩首都貝魯特市大貝魯特海岸區(qū)，總建筑面積約26 000m2，主要包括一個1 200座規(guī)模的大音樂廳、350座的小音樂廳和可容納600名學生的音樂學院綜合教學樓。本工程地下為1層，地上音樂學院為8層，大音樂廳為大跨空曠結構，三層通高。音樂學院屋面高度34.9m，大音樂廳屋面高度23.1m。建筑效果圖如圖1所示，結構平面布置圖如圖2所示。

圖1 項目建筑效果圖

圖2 結構平面布置圖

由于黎巴嫩當地結構設計以歐洲標準為依據，同時該項目屬于中國政府援建項目，項目設計需由黎巴嫩及國內審查機構同時審查，要求設計同時滿足中歐標準。本文重點以中國標準為基礎對項目結構設計進行介紹，同時簡單介紹中歐標準設計結果的對比。

按照中國標準GB 50011—2010(2016年版)[1]，項目主體結構設計使用年限為50年，結構安全等級一級，抗震設防類別為乙類，抗震設防烈度為8度，設計基本地震加速度為0.25g。

對于地震加速度取值，當地100年設計基準期加速度值為0.3g，不同設計基準期的加速度值之間通過重要性系數γⅠ進行換算，50年與100年對應的重要性系數為：

式中：TLR為項目采用的設計基準期；TL為100年設計基準期；k為基于地震活動性的指數。

因此，100年超越概率10%地震加速度(0.3g)換算至50年超越概率10%地震加速值為0.3/1.26=0.238g。最終確定用于設計的加速度值取為0.25g(設計基準期為50年)。

按照歐洲標準EN 1990∶2002[2]和EN 1998-1∶2004[3]，設計使用年限為50年，可靠性等級為CC3，對應可靠性系數取1.1(對應中國標準GB 50011—2010(2016年版)重要性系數1.1)。按照中等延性結構設計，性能系數q取為3.6。設計基本地震加速度值同樣取為0.25g。

場地基本風壓0.7kN/m2。本項目場地局部存在輕微～嚴重液化土層，基礎設計等級為乙級。

材料方面，本項目鋼筋及鋼材均從國內采購，相關標準采用中國標準GB 50011—2010(2016年版)。混凝土為當地供應，按歐洲標準EN 1990∶2002和EN 1998-1∶2004執(zhí)行。

2 結構方案

本項目包含大音樂廳、小音樂廳及音樂學院三部分，建筑設計將三部分融為一整體。結構方案通過防震縫將其劃分為兩個結構單元。其中大音樂廳為一獨立單元，小音樂廳和音樂學院為一獨立單元，地下室作為整體不設縫。

大音樂廳抗側體系采用現澆鋼筋混凝土框架-剪力墻結構，在大音樂廳觀眾廳周圈交通核部位布置鋼筋混凝土剪力墻，形成較強的抗側力體系；大音樂廳屋面為上人種植屋面，跨度最大36m，采用鋼桁架+次梁+鋼筋桁架樓承板方案；大音樂廳入口大廳屋面最大柱距19m，框架柱均為23m通高，屋面采用實腹組合鋼梁，框架柱采用鋼骨柱；大音樂廳樓座采用葡萄園式布置方案，樓座采用鋼筋混凝土框架結構方案。

小音樂廳及音樂學院單元為高層建筑，抗側體系采用現澆鋼筋混凝土框架-剪力墻結構，由于小音樂廳位于音樂學院底部，因此在小音樂廳頂部存在局部轉換。結構整體計算模型如圖3所示。

圖3 項目結構計算模型

3 基礎設計

本項目勘察工作由黎巴嫩和中國勘察單位合作實施，中黎雙方按照各自標準出具相應地勘報告，相關土層劃分及參數均按照各自標準執(zhí)行，但基本設計指標一致。根據中國勘察單位的地勘報告，項目所處場地從上至下、由新至老地層依次為：①填土、②中粗砂、③細砂、④粉質黏土、⑤細砂、⑥灰?guī)r及各層中的夾層等。土層分布及主要物理力學指標見表1。根據標貫試驗結果，②中粗砂在地震作用下有發(fā)生液化的可能，液化等級從輕微～嚴重不等。

項目場地距地中海海岸100m左右，場地在豎直方向上地基土的工程性質差異大，在水平方向上各土層的厚度存在較大變化，下部灰?guī)r埋深最小處不足20m，最深處鉆孔鉆至40m未見⑥灰?guī)r層。因此，若采用樁基礎樁長差異大，樁端持力層無法統一，沉降難以控制，施工不確定因素多，故本項目基礎排除樁基方案。結合當地實際經驗及本項目特點，最終采用振沖擠密法(不加填料)對②中粗砂層進行場地液化處理，同時采用CFA樁(長螺旋鉆孔灌注樁)復合地基方案。

地基土主要物理力學性質指標 表1

振沖處理采用130kW振沖器，孔點布置采用正方形布孔，間距2m×2m，處理深度為②中粗砂層層底，同時進入下層50cm以上[4]。CFA樁根據上部結構平面采用樁徑及間距不變、變樁長的原則進行布置，樁間距2m×2m，樁徑600mm，樁長從20～30m不等，處理后復合地基承載力特征值不小于260kPa。通過調節(jié)樁長可達到控制基礎變形的目的，基礎最大位移不超過40mm(圖4)，同時柱間沉降差滿足規(guī)范GB 50007—2011[5]要求。

圖4 基礎變形云圖/mm

基礎采用筏板基礎，筏板厚度600mm，核心筒及部分框架柱下局部加厚，加厚區(qū)域筏板最厚1 400mm?；A設計的重點是承載力及變形的控制，由于大音樂廳觀眾廳周邊布置核心筒，樓屋面荷載主要通過核心筒傳至基礎，而觀眾廳區(qū)域上部結構僅為1層地下室和局部單層看臺，荷載小，表現在基礎變形上為筏板出現類似“鍋底”的變形(圖5)。分析基底壓力，大音樂廳中廳區(qū)域實際基底壓力(平均60kPa)大于按上部結構重量直接計算所得到的基底壓力(平均50kPa)，表明，周圈核心筒下沉過程中將帶動中廳區(qū)域筏板，使得中廳區(qū)域筏板負載增加，在基礎分析過程中應考慮上部結構剛度，控制中廳區(qū)域與核心筒之間沉降差；其次在配筋設計時，應對中廳區(qū)域筏板的上鐵鋼筋以及周圈核心筒與中廳交界處的筏板下鐵鋼筋進行加強。

圖5 筏板三維沉降示意圖

4 大音樂廳結構設計

大音樂廳入口大廳三層通高，觀眾廳屋面為大跨度重屋面。雖為框架-剪力墻結構，但框架柱多為三層通高柱，抗側能力有限，主要抗側構件為布置在觀眾廳周圈的核心筒。采用YJK及ETABS對結構進行計算分析，主要結果對比見表2?？梢钥闯?，兩種軟件計算結果相近，主要指標均滿足標準GB 50011—2010(2016年版)要求。

大音樂廳主要計算結果 表2

4.1 池座設計

大音樂廳池座效果圖如圖6所示，池座采用葡萄園式，圍繞舞臺周圈布置，每個單元交叉錯落布置，標高從0到10m之間變化，所有單元均為弧形，且與軸網無對應關系。池座采用鋼筋混凝土框架結構，通過三維放樣，結合建筑平面對結構構件進行精確放樣和定位，由于框架柱布置沒有規(guī)律，無法直接下落至基礎，故在首層進行轉換，池座結構布置如圖7所示。池座主梁截面為300×700，看臺梁寬200mm，高度根據臺階高度確定。

圖6 大音樂廳池座效果圖

圖7 大音樂廳池座結構布置圖

由于池座看臺框架梁高差變化大，在地震作用下會對結構有很強的斜撐作用，看臺斜梁及相連框架柱將會吸收較多的地震能量，導致外圍結構所分配地震力偏小，因此在外圍結構設計時，采用考慮看臺和不考慮看臺兩種模型進行包絡設計[6]。

4.2 屋面結構設計

大音樂廳觀眾廳屋面尺寸44m×36m，入口大廳屋面最大跨度19m，兩部分屋面連為整體。屋面結構布置圖如圖8所示。觀眾廳屋面沿短跨布置上弦支承平面鋼桁架，桁架間距4m，由于屋面沿長跨方向通過結構進行找坡，屋面高差達到800mm，而下弦作為設備轉換層，要求下弦平面在同一標高，故設計過程中通過調整桁架上弦支座高度來實現屋面坡度的變化，通過調整桁架高度使下弦標高一致。桁架高度3～3.3m，上弦主要截面□500×400×34×34，下弦主要截面□500×400×28×28，腹桿主要截面□300×300×12×12，材質均為Q355B鋼。

圖8 大音樂廳屋面結構平面布置圖

入口大廳采用實腹組合鋼梁，由于屋面為變坡度，采用變高度鋼梁。鋼梁最大截面H1 300×400×25×50，材質為Q355B鋼。入口大廳23m通高幕墻下掛于懸挑屋面處，沿幕墻弧線布置次梁，次梁支承于懸挑梁上。由于幕墻為弧形布置，導致懸挑梁出挑長度不同，最大出挑4m，最小不到1m。而為保證玻璃幕墻的安全性，要求相鄰幕墻立柱豎向位移差值不大于3mm。因此，在屋面結構布置時，通過調整懸挑梁間距及截面來控制懸挑部位的變形，計算時，將幕墻立柱作為結構構件與主體結構進行整體計算，同時考慮施工先后次序的影響，最終幕墻立柱的位移差控制在容許值內。

4.3 關鍵構件設計

大音樂廳主要抗側力構件為布置于觀眾廳周圈的核心筒。而入口大廳部位的框架柱均為23m通高躍層柱，地震剪力基本由核心筒承擔，結構呈現出左柔右剛的分布模式，剛度中心偏置。為保證入口大廳結構在地震作用下的安全性，對該部位按單獨結構及整體結構進行包絡設計。單獨結構計算時，將與核心筒相連部位按滑動支座考慮；整體結構計算時，將躍層柱地震剪力放大2倍，抗震等級提高一級。最終確定入口大廳處通高柱采用鋼骨混凝土圓柱，直徑1m。

由于入口大廳與觀眾廳兩部分剛度差異大，地震作用下主要通過屋面板達到變形協調，因此相連區(qū)域的屋面板需進行重點設計，按中震彈性對屋面板進行應力配筋設計，中震下樓板應力如圖9所示。屋面板采用鋼筋桁架樓承板，板厚200mm。

圖9 Y向地震作用下大音樂廳屋面板主應力云圖/MPa

5 小音樂廳及音樂學院結構設計

音樂學院結構高度34m，平面尺寸67m×16m，小音樂廳三層通高，平面尺寸30m×20m。音樂學院及小音樂廳在平面上存在重疊，整體平面呈L形布置，在小音樂廳頂對重疊部分進行托柱轉換。結構存在扭轉不規(guī)則、凹凸不規(guī)則、樓板不連續(xù)、豎向尺寸突變及豎向構件不連續(xù)等多個不規(guī)則項，屬于超限高層建筑。結構模型如圖10所示。主要剪力墻厚300～400mm，主要框架柱為圓柱，直徑700～800mm，框架梁截面500×500，樓板厚度180mm，無次梁。

圖10 小音樂廳及音樂學院結構模型

根據結構高度和規(guī)則性程度，確定結構構件性能指標見表3[7]。

構件抗震性能目標 表3

5.1 小震分析

同時采用YJK及ETABS對結構進行計算，主要結果對比見表4，結構前3階振型如圖11所示?？梢?，兩種軟件計算結果誤差較??；前兩階振型以平動為主，第三階振型以扭轉為主。

小音樂廳及音樂學院主要計算結果 表4

圖11 小音樂廳及音樂學院前三階振型示意圖

對結構進行小震彈性時程動力分析，采用七組加速度記錄作為動力時程分析的地震波輸入。地震波反應譜如圖12所示。

圖12 7條地震波反應譜與規(guī)范反應譜對比圖

樓層剪力和層間位移角的平均值與規(guī)范反應譜的結果基本吻合，樓層無明顯薄弱層，表明規(guī)范反應譜法計算結果合理，其中，時程和CQC分析的X向樓層剪力和層間位移角曲線如圖13所示。時程分析的X向樓層剪力在頂部7～8層大于CQC的結果，在小震構件承載力設計時，將相應樓層剪力按比例調整放大。

圖13 小震彈性的計算結果

5.2 中震分析

中震下考慮剪力墻連梁端部出現大量塑性鉸等因素，采用等效阻尼的線性化方法(規(guī)范反應譜分析)進行關鍵構件的承載力設計及性能目標驗算。具體周期折減系數取0.95，阻尼比取7%，連梁剛度折減系數取0.3。根據等效線性化模型分析結果，墻體配筋較小震計算結果有所增加，關鍵墻體保證中震抗剪彈性，其他墻體保證中震抗剪不屈服。

5層為音樂廳頂板及轉換層樓板，6層局部樓板弱連接，對此兩層樓板進行重點分析。圖14為中震(1.0恒載+0.5活載+1.0X向地震)下樓板主應力云圖?？梢钥闯?，5層樓板在中震作用下，除在核心筒角部區(qū)域存在應力集中外，其他區(qū)域均未超過混凝土抗拉強度標準值2.0MPa，對應力集中區(qū)域樓板加大配筋率，墻體角部布置放射筋。6層音樂廳頂部局部樓板與音樂學院部分連接，該區(qū)域樓板主應力較大，加厚連接區(qū)域的板厚至250mm，增大板配筋，保證中震作用下樓板鋼筋不屈服。

圖14 樓板主應力云圖/MPa

5.3 大震分析

采用SAUSAGE軟件對結構進行大震彈塑性時程分析，采用三組強震加速度記錄作為動力時程分析的地震波輸入。表5列出了各地震波下最大頂點位移及最大層間位移角?？梢钥闯觯Y構在X，Y兩個方向的樓層最大層間位移角均未超過1/100，滿足標準JGJ 3—2010[8]要求。

大震作用下彈塑性位移 表5

對結構在大震作用下的損傷特性進行分析，圖15為典型地震波作用下剪力墻及連梁損傷。從剪力墻損傷情況來看，剪力墻連梁大部分損壞嚴重，損傷因子達到0.9；剪力墻損傷較輕，剪力墻損傷因子大部分處在0.00～0.30之間，局部在0.61～0.76之間；框架梁、框架柱損傷較小，框架柱大部分處于彈性階段。大震作用下主要依靠剪力墻連梁吸收地震能量。同時為避免墻體在大震作用下發(fā)生脆性破壞，對墻肢進行大震下的抗剪截面驗算，抗剪承載力滿足標準JGJ 3—2010要求。

圖15 典型地震波作用下剪力墻及連梁損傷

5.4 關鍵構件設計

豎向收進層(5層)以下墻體抗震等級均按特一級執(zhí)行；所有墻體保證中震抗剪不屈服，大震下滿足墻肢受剪截面控制條件。小音樂廳周邊墻體按中震抗剪彈性、抗彎不屈服執(zhí)行。

對躍層柱，按中震彈性、大震不屈服進行性能設計，對構件進行小震、中震和大震截面承載力驗算。小震作用下，躍層柱抗震等級提高一級，參照相鄰正常樓層柱剪力對躍層柱剪力進行放大；中震作用下考慮二道防線的調整，同時參照相鄰正常樓層柱對躍層柱剪力進行調整。

小音樂廳屋面跨度20m，在同一跨內需上部轉換2根框架柱，上部共4層，同時上部屋面設置露天廣場，廣場布置1層高臺階，圖16為小音樂廳區(qū)域建筑剖面圖。屋面采用型鋼混凝土框架梁，截面尺寸700×2 000，型鋼截面H1 700×300×25×40，對應框架柱采用鋼骨柱。轉換柱及轉換梁性能目標按中震彈性、大震不屈服設計，同時考慮豎向地震的影響[9]。

圖16 小音樂廳區(qū)域建筑剖面

6 中歐標準設計對比

由于本項目最終需在黎巴嫩進行審查，設計需滿足中歐標準。通過分析對比發(fā)現，由于中國標準GB 50011—2010(2016年版)在框剪結構計算時針對框架存在0.2V0的調整，導致框架梁彎矩及剪力有較大的提高，框架梁配筋要明顯大于按歐洲標準EN 1998-1∶2004計算的結果。豎向構件結果對比取決于所選取的不同的性能目標，本文選取其中一個核心筒為例，針對不同性能目標及不同標準體系下墻體設計結果進行對比[10]。分別按照中國標準GB 50011—2010(2016年版)小震彈性(墻體抗震等級分別按一級及特一級進行計算)，中震抗剪彈性、抗彎不屈服，中震抗剪不屈服、抗彎屈服，以及歐洲標準EN 1998-1∶2004這5個模型進行計算。圖17為墻體編號，表6，7分別為不同中歐標準及性能目標下墻體內力及配筋結果對比。

圖17 音樂學院剪力墻編號示意圖

墻體內力對比 表6

墻體配筋對比/mm2 表7

根據表6和表7，對于墻體抗剪要求，中震抗剪彈性剪力最高，是抗剪不屈服剪力的1.3倍左右，水平筋配筋面積約為抗剪不屈服的1.4倍。小震特一級墻體抗剪要求介于小震一級與中震不屈服之間。而歐洲標準對于墻體抗剪計算要求在底部加強區(qū)剪力值放大1.5倍，放大后的墻體剪力值比中國標準GB 50011—2010(2016年版)中震抗剪彈性略高，為五種工況中最高。對于墻體剪力配筋，采用歐洲標準EN 1998-1∶2004規(guī)定的中等延性方法對墻體進行配筋設計。總體要求對比如下：中震抗剪彈性>歐洲標準EN 1998-1∶2004>小震特一級>中震抗剪不屈服>小震一級。綜上，墻體抗剪設計考慮采用歐洲標準EN 1998-1∶2004進行設計，中國標準GB 50011—2010(2016)年版按小震特一級進行計算校核，同時滿足中震抗剪不屈服的性能目標。

對于墻體抗彎設計，由于小震彈性設計對彎矩及軸力無調整，故按中震抗彎不屈服進行抗彎設計，彎矩及邊緣構件配筋提高幅度較大。中震抗彎不屈服的配筋是小震彈性的兩倍以上。而按歐洲標準EN 1998-1∶2004設計彎矩介于中震抗彎不屈服與小震特一級之間，邊緣構件配筋是小震特一級的兩倍左右，主要在于其計算邊緣構件配筋時不考慮墻體豎向鋼筋以及混凝土的作用，但邊緣構件的長度較中國標準GB 50011—2010(2016年版)大1.5倍以上，故總體配筋率與中國標準GB 50011—2010(2016年版)小震特一級相當。綜上，對墻體抗彎設計考慮采用歐洲標準EN 1998-1∶2004進行設計，按中國標準GB 50011—2010(2016年版)小震特一級進行計算校核。

7 結論

(1)本項目地基土的均勻性差，場地存在不同程度的液化可能性，同時基巖埋深差異大。采用振沖法消除液化，采用CFA樁(長螺旋鉆孔灌注樁)進行地基處理，并根據上部結構的不同調整樁長來控制結構沉降差。對于上部空曠區(qū)域的基礎設計，基礎與上部結構應同時設計，考慮相互之間的影響，以控制沉降差。

(2)大音樂廳屬于大跨度空曠結構，屋面跨度大，荷載重，采用變高度平面桁架實現結構與建筑的協調統一；由于大音樂廳結構左右布置不對稱，剛心偏置，對于剛度較弱部分應進行獨立驗算，與整體結構進行包絡設計，同時應加強連接區(qū)域的屋面板。

(3)小音樂廳及音樂學院結構單元屬于超限高層建筑，針對結構不規(guī)則項設定具體合理的抗震性能目標，通過小震彈性、大震彈塑性驗算，結構承載力滿足要求，安全可靠。

(4)本項目剪力墻采用歐洲標準設計，同時按中國標準小震特一級進行計算校核，并且滿足中震抗剪不屈服的性能目標。