北京某文化體育中心籃球館綜合體抗震審查匯報PPT

1、北京某文化體育中心籃球館綜合體抗震審查匯報報告人：抗震專項審查匯報提綱一、基本概況介紹二、結構體系簡介三、超限情況四、技術措施五、計算說明六、主要計算結果介紹基本概況介紹北京某文化體育中心籃球館綜合體是北京2008年第 29 屆奧運會的籃球比賽場地。該建筑基本上有兩大部分組成，其下部為多功能體育館（奧運賽時為專用籃球館），可容納1.8萬觀眾，面積約為5.88萬平方米；上部為體育產(chǎn)業(yè)與文化娛樂中心，面積約為6.08萬平方米。建筑物總建筑面積約為11.9萬平方米?；@球館綜合體的軸線尺寸為120m120m,位于一個人工開挖的凹地內(nèi)。凹地的四壁為斜坡，坡底的深度約為現(xiàn)狀地坪以下10m左右。自坡底算起建

2、筑物的總高度為51.600m。西立面南立面建筑剖面圖競賽層平面圖夾層平面圖首層平面圖二層平面圖三層平面圖四層平面圖五層平面圖六層平面圖七層平面圖八層平面圖九層平面圖結構體系簡介 根據(jù)建筑功能的劃分，在六層以下籃球館需要很大的空間，而上部的商業(yè)區(qū)又要求承擔較大的使用荷載。為滿足其功能上的要求，沿建筑物的周邊布置了柱距為24米的16根柱子和四個角筒。使建筑物的中央部分形成一個120120平方米的使用空間，在籃球館綜合體的上部，利用六層商業(yè)區(qū)的高度，做成一個支撐于沿建筑物周邊設置的16根柱子上的空間桁架，桁架的高度約為32.4米，商業(yè)區(qū)的各層樓板均支撐在空間桁架的腹桿上，從而形成一個復雜的大跨度高層

3、結構。主體部分結構體系BP公司方案結構簡圖BP公司方案深化后結構簡圖初步設計結構計算簡圖四層頂板結構平面圖五層頂板結構平面圖六層頂板結構平面圖七層頂板結構平面圖八層頂板結構平面圖九層頂板結構平面圖結構剖面圖看臺部分結構體系地基與基礎采用天然地基方案。周邊主要承重柱及四個角筒采用條型箱式基礎。看臺部分采用柱下條型基礎或獨立基礎加抗水板的形式。建筑地基基礎等級為甲級，基礎設計安全等級為一級。擬建場地地質(zhì)情況簡介：一、基礎直接持力層為第四紀 卵石、圓礫層。承載力標準值為470kpa。二、標高為2326米以下分布厚約0.22.7米左右的粘土、粉土第7大層。該層土的壓縮性較卵礫石層高，承載力相對較低，承

4、載力標準值為290kpa。三、基底標高約38.4534.15米。四 、地下水的靜止水位標高在27.7628.29米，抗浮設計水位標高為49.50米。基礎平面基礎剖面超限情況 本工程跨度大、荷載大、結構類型特殊，屬復雜超限高層建筑工程。 結構側向剛度和質(zhì)量分布沿豎向變化不均勻。 樓板開洞面積較大。 剪力墻間距大于規(guī)范要求。由于建筑功能的特定要求，建筑物被分成上、下兩個功能完全不同的部分結構沿豎向的側向剛度和質(zhì)量的分布都很不均勻在上部空間桁架和下部看臺結構之間的交接處形 成一個相對薄弱的部位。結構體系中的主要抗側力構件四個混凝土角筒，其筒與筒之間的距離約為100米。五八層樓板的中部開洞面積大于該層

5、樓面面積的30%技術措施將體育館(空間桁架下弦以下)部分的四個角筒墻 體加厚,沿 建筑物周邊設置八道柱間支撐。沿建筑物周邊設置的16棵柱子改為 矩形鋼管混凝土柱，其抗震等級按特一級考慮。四角筒混凝土剪力墻的抗震等級按特一級考慮,并在墻內(nèi)設置型鋼暗柱和支撐。進行多個程序、不同模型的計算分析和比較，并針對樓板開大洞和剪力墻間距過大的情況，計算中考慮樓蓋平面內(nèi)變形的影響，采用彈性樓板的假 定進行分析。技術措施對主體結構進行中震階段結構性能分析，保證主體結構的主要構件在中震基本處于彈性，符合承載力要求。為檢驗整體結構的動力性能,擬進行振動臺模擬試驗,并根據(jù)試驗結果進一步完善設計。鑒于空間桁架中的鑄鋼節(jié)

6、點體積大、造型復雜，且為關鍵部件，為確保結構安全，擬進行鑄鋼節(jié)點的力學試驗，以檢驗節(jié)點的承載能力。 鋼筋混凝土墻加強措施計算說明基本原則 結構的安全等級為一級。不考慮地震作用時，重要性系數(shù)取1.1。 抗震設防烈度為8度，抗震設防類別為乙類。結構的抗震設計基準期按50年標準考慮，分多遇地震、中震和罕遇地震三個水準分別驗算。地震動參數(shù)的取值按如下原則：當“安評”結果小于規(guī)范要求時，以規(guī)范為準，反之則以“安評”結果為準。對主桁架部分考慮15的溫度變化作用。計算模型計算模型分為以下兩個：模型1將結構分成主體結構與 看臺結構兩個部分分別計算。模型2將主體結構與看臺合二為一，做為一個整體模型進行分析。模型

7、一模型一模型二模型二模型二計算標準模型一：主體部分（一）多遇地震作用下，結構處于彈性階段。1、阻尼比：水平地震作用下，取0.035、豎向地震 作用下，取0.02。2、地震動參數(shù)按規(guī)范要求取用（多遇地震作用 下“安評”結果小于規(guī)范要求）。3、計算地震作用時考慮雙向水平地震作用下的扭 轉(zhuǎn)影響。4、計算程序：SATWE、SAP2000、MIDAS/GEN。計算標準模型1主體部分 荷載組合 不考慮地震作用時，按如下組合：(1) 由永久荷載控制： 1.1（1.35恒+1.40.7活）； 1.1（1.35恒+1.40.7活）15(2) 由可變荷載控制的計算 1.1（1.2恒+1.4活+1.40.6風）；

8、1.1（1.2恒+1.4活+1.40.6風）15(3) 用于總撓度控制：1.0恒+1.0活(4) 用于活載作用下的撓度控制：1.0活(5) 用于加工起拱：1.0恒計算標準模型1有地震作用效應時按如下組合(1) 1.2（恒+0.5活）1.3SEX0.715(2) 1.2（恒+0.5活）1.3SEY0.715(3) 1.2（恒+0.5活）1.3SEX0.5SEV0.715(4) 1.2（恒+0.5活）1.3SEY0.5SEV0.715(5) 1.2（恒+0.5活）0.5SEX1.3SEV0.715(6) 1.2（恒+0.5活）0.5SEY1.3SEV0.715(7) 1.2（恒+0.5活）1.3

9、0.715 (8) 1.2（恒+0.5活）1.3 0.715計算標準(9) 1.2（恒+0.5活）1.3SEV0.715(10) 1.2（恒+0.5活）1.3 0.5SEV0.715(11) 1.2（恒+0.5活）1.3 0.5SEV0.715(12) 1.2（恒+0.5活）0.5 1.3SEV0.715(13) 1.2（恒+0.5活）0.5 1.3SEV0.715(14) 1.0（恒+0.5活）1.3SEX0.715 (15) 1.0（恒+0.5活）1.3SEY0.715(16) 1.0（恒+0.5活）1.3SEX-0.5SEV0.715(17) 1.0（恒+0.5活）1.3SEY-0.5S

10、EV0.715計算標準(18) 1.0（恒+0.5活）0.5SEX-1.3SEV0.715(19) 1.0（恒+0.5活）0.5SEY-1.3SEV0.715(20) 1.0（恒+0.5活）1.3 0.715(21) 1.0（恒+0.5活）1.3 0.715(22) 1.0（恒+0.5活）-1.3SEV0.715(23) 1.0（恒+0.5活）1.3 -0.5SEV0.715(24) 1.0（恒+0.5活）1.3 -0.5SEV0.715(25) 1.0（恒+0.5活）0.5 -1.3SEV0.715(26) 1.0（恒+0.5活）0.5 -1.3SEV0.715注：SEV應同時滿足0.1（恒

11、+0.5活）的要求。計算標準構件承載力抗震調(diào)整系數(shù)參照高鋼中的.要求取值.主桁架的上、下弦gRE=0.8（相當于梁）主桁架的腹桿gRE=0.85（相當于柱），節(jié)點gRE=0.9柱間支撐gRE=0.9鋼管砼柱gRE=0.8計算標準（二）中震作用下保證關鍵部位的構件基本處于彈性狀態(tài)，滿足承載力的要求。包括四個角筒、十六棵鋼管砼柱、主桁架的上、下弦及腹桿。1、阻尼比的取值同多遇地震。2、依據(jù)地震“安評”結果取地震動參數(shù)（比規(guī)范大）。方向阻尼比Amax(gal)2maxTg(s)水平0.0351981.12550.480.35豎向0.02140 0.460.35計算標準3. 荷載組合(1) 1.0（恒

12、+0.5活）1.0SEX(2) 1.0（恒+0.5活）1.0SEY(3) 1.0（恒+0.5活）1.0SEX0.5SEV(4) 1.0（恒+0.5活）1.0SEY0.5SEV(5) 1.0（恒+0.5活）0.5SEX1.0SEV(6) 1.0（恒+0.5活）0.5SEY1.0SEV(7) 1.0（恒+0.5活）1.0(8) 1.0（恒+0.5活）1.0(9) 1.0（恒+0.5活）1.0SEV計算標準4、對關鍵部位的構件承載力驗算時：1）材料強度取標準值。2）不再考慮抗震措施中的內(nèi)力調(diào)整系數(shù)。3）承載力設計值的抗震調(diào)整系數(shù)gRE=1.0。計算標準（三）罕遇地震結構進入彈塑性狀態(tài)，通過彈塑性分析

13、控制結構變形，以保證主體結構不倒塌為目標。1、結構的阻尼比：水平、豎向均取0.052、依據(jù)地震“安評”結果取地震動參數(shù)（比規(guī)范大）3、計算程序：ABAQUS、EPDA、MIDAS/Gen。方向阻尼比Amax(gal)Tg(s)水平0.054400.45豎向0.053100.4計算標準 模型一：看臺部分看臺部分采用模型一進行計算只是作為模型二的一個補充，其結果須與模型二中的看臺部分計算結果進行比較分析，取最不利的情況進行截面設計。在抗震驗算中，只考慮多遇地震作用下的情況。而不再做中震作用下的強度驗算和罕遇地震作用下的彈塑性分析。阻尼比：因看臺部分為砼結構，故阻尼比取0.05。地震動參數(shù)按規(guī)范要求

14、取用?？紤]雙向地震作用下的扭轉(zhuǎn)影響?？紤]到看臺部分有斜向布置的抗側力構件，在計算水平地震作用時需考慮0，45，90，135地震作用方向。計算標準荷載組合：不考慮地震作用時按如下組合：1）由永久荷載控制 1.1（1.35恒+1.40.7活）2）由于可變荷載控制 1.1（1.2恒+1.4活）3）用于撓度及裂縫控制 1.0恒+1.0活有地震作用效應時，其組合同主體部分在多遇地震作用下的組合。計算標準模型二：將主體與看臺整體分析計算標準1、阻尼比：水平向取0.035，豎向取0.02。2、中震作用下的計算結果只用于對模型一中提到 的主要構件進行驗算，并將其結果與模型一進行比較、分析，取其最不利情況進行截

15、面設計。3、在計算地震作用時需考慮0，45，90，135地震作用方向。4、計算程序：SATWE、SAP2000。5、其他要求同模型一?？拐鸫胧ǘ嘤龅卣鹱饔孟拢┮弧⒒炷敛糠值目拐鸬燃?1. 剪力墻：做為主要抗側力構件的四個角筒按特一級考慮。 2. 框架：按一級考慮，但對周邊16棵鋼管混凝土柱在計算斷面時需在整體計算的基礎上按特一級的要求調(diào)整柱子的內(nèi)力。（c及vc在一級抗震等級的基礎上增大20%）。二、加強區(qū)的高度：取主桁架下弦向上沿一層的高度（參照框支剪力墻的做法）?？拐鸫胧ǘ嘤龅卣鹱饔孟拢┤?、鋼結構部分內(nèi)力調(diào)整系數(shù)： 1. 柱間支撐：地震作用下組合內(nèi)力設計值乘 以1.5的增大系數(shù)。 2.

16、 主桁架鑄鋼節(jié)點：節(jié)點的組合內(nèi)力乘以1.3的增大系數(shù)。 3. 主桁架腹桿：(1) 不考慮地震作用時，腹桿內(nèi)力設計值乘以 1.1的增大系數(shù)。 (2)考慮地震作用時，腹桿組合內(nèi)力設計值乘以1.3的增大系數(shù)。連續(xù)倒塌的分析連續(xù)倒塌是指在不同誘因下（如地震、火災等自然災害，和撞擊、爆炸等人為突發(fā)事故）使結構遭受局部破壞，在重力荷載作用下引起連鎖反應，造成破壞范圍不斷擴大，直至連續(xù)倒塌的現(xiàn)象。四、連續(xù)倒塌的分析針對發(fā)生人為突發(fā)事故，考慮以下兩種情況進行整體結構的受力分析： 1沿建筑物周邊的16棵主要承重柱中的任意一棵遭到破壞。 2籃球場上方空間桁架的任意一根腹桿遭到破 壞。計算時僅取模型一進行分析，且不

17、考慮同時發(fā)生地震的情況：荷載組合為 1.0D+0.25L+0.6W構件驗算時，取材料強度的標準值。 連續(xù)倒塌的 計算模型一 去拉桿模型連續(xù)倒塌的 計算模型二 去壓桿模型連續(xù)倒塌的 計算模型三去柱模型主要計算結果介紹主桁架豎向位移（單位：mm）恒+活豎向地震模型1-98.741/121511.361/10563模型2-98.201/122211.201/10714主要計算結果介紹模型1周期和振型（彈性板假定）SAP2000MIDASSATWE周期（s）振型周期（s）振型周期（s）振型10.856852y向平動0.918827y向平動0.8298x向平動20.852035x向平動0.908479x

18、向平動0.8251y向平動30.69039扭轉(zhuǎn)0.726996扭轉(zhuǎn)0.6470扭轉(zhuǎn)40.517078中庭部分豎向振動0.515914中庭部分豎向振動0.3866對角線伸縮50.362355x向二階平動0.359677y向二階平動0.2852彈性樓板平面內(nèi)局部振動60.362093y向二階平動0.359390 x向二階平動0.284170.320707對角線伸縮0.344335對角線伸縮0.266780.315139中庭部分豎向振動0.303649中庭部分豎向振動0.263590.276842局部豎向振動0.268051局部豎向振動0.2517 100.2760730.2680110.2515

19、110.2767510.2656880.2448120.2704730.2449630.2337130.2635150.2283740.2141x向平動（筒體受扭）140.2606820.2270370.2128扭轉(zhuǎn)（筒體對稱扭轉(zhuǎn)）150.2587790.2262360.2104y向平動（筒體受扭）主要計算結果介紹模型2周期和振型（彈性板假定）SAP2000SATWE周期（s）振型周期（s）振型10.860775y向平動0.8636y向平動20.830474x向平動0.8319x向平動30.703492扭轉(zhuǎn)0.6790扭轉(zhuǎn)40.516339中庭部分豎向振動0.4017中庭部分振動50.3646

20、15中庭部分豎向振動0.299560.363053x向二階平動0.295570.357228y向二階平動0.2674彈性樓板平面內(nèi)振動80.356583局部豎向振動0.266190.330610對角線縮伸0.2536100.313534局部豎向振動0.2530110.2785710.2450120.2784780.2396130.2762450.2336140.2716930.2296扭轉(zhuǎn)150.2718410.2283模型1基底剪力計算方法SAP2000Ge=1715520.78kNMIDASGe=1698020kNSATWEGe=1894144.31kNV（kN）V/Ge與反映譜比較V（k

21、N）V/Ge與反映譜比較V（kN）V/Ge與反映譜比較 反應譜法x向小震119892.956.99%1120876.60%139009.307.34%時程分析法AHx-50-S87943.8815.13%0.73867105.11%0.7790420.14.78%0.65NHx-50-S199761.545.82%0.83975775.75%0.8791440.64.82%0.66NHx-50-S2178140.7710.38%1.4917291710.18%1.54154524.48.16%1.11平均比值1.021.060.81反應譜法y向小震119275.176.95%1108086.5

22、3%139429.977.36%時程分析法AHy-50-S89969.035.24%0.75935435.51%0.8494394.54.95%0.68NHy-50-S1100165.065.84%0.84941615.55%0.8592760.64.90%0.67NHy-50-S2178120.2410.38%1.491687059.94%1.52151288.98.12%1.11平均比值1.031.070.82x向中震359678.8520.97%33626119.80%417362.6922.03% y向中震353108.3320.58%33242319.58%418631.5322.1

23、0% 模型2基底剪力計算方法SAP2000Ge=2500413.80kNSATWEGe=2543604.60kNV（kN）V/Ge與反應譜比值V（kN）V/Ge與反應譜比值反應譜法x向小震144162.925.77%163596.366.43 %時程分析法AHx-50-S151368.2176.05%1.05115397.304.54%0.71NHx-50-S1116903.9424.68%0.81106027.804.17%0.65NHx-50-S2202720.3218.11%1.41187963.107.39%1.15平均比值1.090.84反應譜法y向小震141390.075.65%1

24、62239.726.38%時程分析法AHy-50-S136101.0385.44%0.96114202.904.49%0.70NHy-50-S1118200.0674.73%0.84108821.004.28%0.67NHy-50-S2213076.0018.52%1.51206727.308.13%1.27平均比值1.100.88x向中震432488.7517.30%493746.0919.41%y向中震424170.2116.96%489289.0019.23%模型1相鄰層側移剛度比層數(shù)層高(m)x方向y方向側移剛度107(kN/m)本層側移剛度與上一層相應側移剛度70%的比值或上三層平均

25、側移剛度80%的比值中之較小者側移剛度107(kN/m)本層側移剛度與上一層相應側移剛度70%的比值或上三層平均側移剛度80%的比值中之較小者SATWESATWE規(guī)范要求SATWESATWE規(guī)范要求-25.527.9062.28311.0027.9992.32221.00-15.117.4614.39601.0017.2244.39821.001+2合并按一層輸入3.0+4.2=7.25.67421.66451.005.59461.61591.0037.24.39961.30331.004.32711.24251.0047.24.21781.24281.004.31961.24181.0056

26、.04.16631.23311.004.33651.27851.0066.04.27511.36171.004.40351.42701.0076.04.28511.48921.004.30501.53331.0086.04.11061.73861.004.01091.75991.0096.03.37761.25001.003.25571.25001.00模型2相鄰層側移剛度比層高(m)x方向y方向側移剛度107(kN/m)本層側移剛度與上一層相應側移剛度70%的比值或上三層平均側移剛度80%的比值中之較小者側移剛度107(kN/m)本層側移剛度與上一層相應側移剛度70%的比值或上三層平均側移剛

27、度80%的比值中之較小者SATWESATWE規(guī)范要求SATWESATWE規(guī)范要求-25.526.2172.56961.0020.7512.44371.00-15.114.5751.58101.0012.0191.41161.0013.013.1702.10791.0012.1642.26871.0024.28.92542.42411.007.65952.19431.0037.25.07631.45081.004.23001.18921.0047.24.40971.25961.004.42721.24281.0056.04.32141.23711.004.43281.26321.0066.04.

28、38971.33731.004.47851.37361.0076.04.41691.46991.004.44751.50091.0086.04.29281.70361.004.23321.70541.0096.03.59981.25001.003.54601.25001.00模型1各層水平位移（x向小震）SAP2000MIDASSATWEMax_xAvg_xMax_Dx(Max_Dx/h)Avg_Dx層間位移比Max_xAvg_xMax_Dx(Max_Dx/h)Avg_Dx層間位移比Max_xAvg_xMax_Dx(Max_Dx/h)Avg_Dx層間位移比918.4818.311.45 (1/

29、3577)1.441.0119.0518.831.42 (1/3662)1.391.0216.8516.750.77 (1/7808)0.761.01(1.17)817.0316.871.76 (1/3414)1.741.0117.6317.441.71 (1/3509)1.691.0116.0815.991.05 (1/5705)1.041.01(1.15)715.2715.141.95 (1/3083)1.921.0115.9215.751.92 (1/3125)1.891.0215.0314.951.40 (1/4293)1.391.01(1.13)613.3313.212.19 (1/

30、2746)2.161.0114.0013.862.17 (1/2765)2.141.0213.6313.561.67(1/3590)1.661.01(1.11)511.1411.062.74 (1/2486)2.711.0111.8311.732.74 (1/2482)2.711.0111.9611.901.98 (1/3024)1.981.00(1.09)48.418.352.27 (1/2638)2.261.019.099.022.31 (1/2485)2.291.019.979.922.98 (1/2416)2.961.01(1.07)36.136.092.70 (1/2664)2.68

31、1.016.876.732.81 (1/2623)2.791.016.996.963.11 (1/2313)3.101.01(1.06)23.433.411.32 (1/3183)1.311.013.973.951.42 (1/3021)1.411.013.883.862.49 (1/2887)2.481.00(1.06)12.112.100.79 (1/3778)0.791.012.552.540.84 (1/3571)0.841.012.422.421.57 (1/4087)1.571.00(1.06)-11.321.310.84 (1/6084)0.831.011.711.701.07

32、(1/4766)1.071.001.391.380.83 (1/6118)0.831.00(1.05)-20.480.470.48 (1/11533)0.471.010.640.640.64 (1/8594)0.641.010.550.550.55 (1/9954)0.551.00(1.06)模型2各層水平位移（x向小震）SAP2000SATWEMax_xAvg_xMax_Dx(Max_Dx/h)Avg_Dx層間位移比Max_xAvg_xMax_Dx(Max_Dx/h)Avg_Dx層間位移比919.3419.001.53 (1/3391)1.501.0217.8317.780.81 (1/73

33、87)0.811.00 (1.18)817.8017.501.85 (1/3240)1.821.0217.0216.981.11 (1/5428)1.101.00 (1.15)715.9515.682.04 (1/2942)2.001.0215.9215.871.47 (1/4070)1.471.00 (1.13)613.9113.682.27 (1/2646)2.221.0214.4414.401.78 (1/3378)1.771.00 (1.11)511.6411.462.80 (1/2427)2.761.0212.6712.632.13 (1/2823)2.121.00 (1.09)48

34、.848.712.32 (1/2590)2.281.0210.5410.513.14 (1/2294)3.131.00 (1.07)36.526.432.84 (1/2533)2.801.027.415.803.16 (1/2277)2.461.28 (1.33)23.683.631.42 (1/2948)1.401.014.254.211.62 (1/2591)1.621.00 (1.07)12.262.230.82 (1/3639)0.811.012.632.590.97 (1/3089)0.971.02 (1.07)-11.431.410.95 (1/5352)0.941.011.661

35、.621.02 (1/5001)1.001.02 (1.09)-20.480.470.48 (1/11446)0.471.010.640.630.64 (1/8615)0.631.02 (1.09)角筒剛度度削弱后分析計算 1. 計算目的 當四個混凝土角筒退出工作后，絕大部分地震剪力由16根鋼管混凝土柱承擔。核算此情況下的結構受力情況。2. 計算模型 采用SAP2000進行計算， 計算模型在模型1的基礎上進行如下修改： 減小角筒混凝土彈性模量：Ec1=0.1Ec 減小角筒剪力墻平面內(nèi)剪切模量：Sc10 小震作用下水平方向阻尼比改為0.05角筒剛度度削弱后分析計算 周期StepNumPeriod

36、UXUYUZSumUXSumUYSumUZRZUnitlessSecUnitlessUnitlessUnitlessUnitlessUnitlessUnitlessUnitless11.4900260.00%93.00%0.00%0.00%93.00%0.00%0.02%21.46904993.00%0.00%0.00%93.00%93.00%0.00%0.06%31.3288980.05%0.02%0.00%93.00%93.00%0.00%91.00%40.5841340.00%0.00%0.00%93.00%93.00%0.00%0.23%50.5812940.17%0.00%0.00%93.00%93.00%0.00%0.00%60.580750.00%0.05%0.00%93.00%93.00%0.00%0.00%70.5804450.00%0.00%0.00%93.00%93.00%0.00%0.00%80.5179880.00%0.00%17.00%93.00%93.00%17.00%0.00%90.4803360.00%0.26%0.00%93.00%93.00%17.00%0.00%100.4793350.00%0.00%0.00%93.00%93.00%17.00%0.03%110.4789890.10%0.00%0.00%93.00