1 工程概况

　　 漳州歌剧院位于福建省漳州市九龙江西溪南岸，与市区建成区隔江相望，是漳州市未来发展中心的标志性建筑。漳州歌剧院形态意向取自漳州市花水仙，花朵式造型将平面分为8个花瓣单元，由内向外沿每个花瓣的方向由下至上逐层平移扩大，形成下小上大的开花式造型，花瓣造型中部围合区域形成歌剧院大空间，歌剧院效果图见图1。

　　 图1 福建漳州歌剧院效果图  

　　  

　　 图2 建筑主要功能分区示意  

　　  

　　 歌剧院总建筑面积106 582m²,建筑总高度45.0m, 外围花瓣结构高度最高点为34.5m, 位于舞台上方的局部升高楼层是结构的最高点，其顶标高为40.5m, 整个建筑长向(X向)120m, 短向(Y向)80m, 沿剧院X向中间剖面主要功能分区如图2所示。位于建筑中部的歌剧院观众厅顶部结构Y向跨度28m, X向跨度30m, 舞台区域上空结构Y向跨度18m, X向跨度30m, 剧院座位数为1 017座，地上8层，地下1层。本工程建筑抗震设防类别为重点设防类，抗震设防烈度为7度(0.10g),场地类别为Ⅲ类，按照第五代地震动区划图设计地震分组调整为第二组 ^[1]。

2 结构设计要点

　　 漳州歌剧院的造型上大下小且具有沿多个方向伸展的花瓣造型，因此在整体分析中应选取足够多的结构振型以考虑高阶振型对反应谱工况的影响，并且应考虑不同方向抗侧力构件的多角度地震计算分析；另外在剧院中部的大空间区域，应考虑荷载不均匀分布对基础设计的影响，同时应注意各层楼板开洞周边的受力以及增强楼板受拉性能的设计。对于建筑周边的倾斜柱以及分叉柱，由于结构外倾产生水平拉力，应进行考虑轴向力的拉弯或压弯构件设计 ^[2]。

3 结构体系介绍

　　 歌剧院上部结构采用混凝土框架-剪力墙结构体系，利用剧院观众厅和舞台大空间周边的竖向交通核，布置混凝土剪力墙筒体作为整体结构的主要抗侧力构件，整体计算模型如图3所示。

　　 歌剧院沿X向剖面如图4所示，整个建筑沿X轴对称，整体结构外围各层由倾斜柱支撑的框架结构组成。观众厅分为两层，下部楼座由下部框架柱支撑的斜框架支撑，高度方向跨越一层高差6.5m, 上部楼座由四层支撑于分叉柱的框架梁悬挑形成，同时沿混凝土剪力墙方向伸出悬挑梁，使得悬挑楼座有双向支撑效果，以增加结构冗余度、提高安全性。楼面框架体系结合建筑平面逐层边界外扩的特点，沿倾斜方向设置斜向框架柱，经外扩方向的楼面框架梁与混凝土剪力墙筒体直接拉结传递外倾力，并在环向用垂直于外倾方向的框架梁进行拉结，形成环箍效应以抵抗由外倾产生的外推力，典型平面结构布置如图5所示。

　　 图3 漳州歌剧院计算模型  

　　  

　　 图4 建筑X向剖面结构模型示意

　　  

　　 图5 典型平面结构布置示意  

　　  

　　 沿建筑平面设置与外围倾斜柱倾斜方向和角度相同的斜向框架柱形成逐层扩大的楼层平面。如图5所示，各层平面跨度沿箭头方向向外侧扩大，但垂直于箭头方向的柱间距不变。剧院外围倾斜柱与竖直方向的夹角为23°。由于竖向构件的倾斜导致楼面沿倾斜方向有较大拉力，这部分拉力应有效传递到竖向抗侧力构件上，因此在柱倾斜方向，在楼面设置框架梁将倾斜柱与混凝土剪力墙筒体相连直接传递倾斜产生的拉力。在与倾斜方向垂直的环向由内至外设置多道环箍，框架梁环箍在楼层闭合或者拉结至混凝土剪力墙筒体。在倾斜方向，柱跨度在底层与垂直混凝土墙体的间距约为7m, 到顶层随着柱向外侧倾斜，倾斜柱距离混凝土墙体距离扩大到11m, 在垂直倾斜方向，柱间跨度为9m, 不随楼层变化。

　　 舞台区域隔音要求较高，需要在舞台的前后台口上方与楼面连接处设置较厚重的建筑隔音墙，考虑到台口大梁与外侧楼面结构连接的便利性及建筑隔音墙需设置拉梁构造柱的要求，采用梁间混凝土竖腹杆柱代替构造柱连接台口大梁形成四层通高的空腹桁架体系(图6),此空腹桁架也作为舞台上部钢桁架的可靠支座。混凝土空腹桁架竖腹杆柱沿水平方向间距4m, 沿高度方向间距2.5m, 沿梁跨度方向均匀设置水平梁，后期建筑隔音墙可直接砌筑而不需要设置圈梁构造柱，从而降低后期施工难度，避免了后植筋等构造柱施工对混凝土主结构的损伤 ^[3]。

　　 图6 舞台顶四层混凝土空腹桁架示意

　　  

　　 图7 观众厅、舞台计算模型及钢桁架示意

　　  

　　 观众厅、舞台顶部大跨度空间采用钢桁架结构，如图7所示。钢桁架平面轴线位置与混凝土筒体的横向墙体对齐，横向墙体中顺应桁架上下弦杆及腹杆位置设置型钢暗柱，以有效传递桁架支座位置的弯矩及剪力，同时结合观众厅顶部中间高两侧低的吊顶造型，对钢桁架与混凝土墙肢相连处下弦进行扩脚放大，以提高桁架的刚度，改善钢桁架受力性能。观众厅顶部三榀主桁架跨度介于26～28m之间，跨中结构高度2.4m, 桁架根部与墙连接扩脚处桁架高度4.3m, 桁架平面间距7.35m, 在整体计算分析中，钢桁架部分应考虑竖向地震工况进行组合设计。为保证桁架在平面外施工阶段和使用阶段的稳定性，使用钢拉杆将钢桁架平面外与楼面混凝土结构相连接保证桁架侧向稳定 ^[4,5]。

　　 舞台顶部空间有众多重量较大的舞台机械，同时也设置了冷却塔设备机房，该区域荷载较大。该区域的结构体系采用单向钢桁架(图7(c)),以舞台前后台口上空的混凝土空腹桁架作为支座，钢桁架跨度17.7m, 高度2.2m, 水平方向间距4.5m, 舞台机械设备悬挂于桁架下部以为保证桁架侧向稳定提供有利条件，同时在桁架下弦垂直于跨度方向的桁架节点处设置横向钢梁，钢梁梁端与混凝土侧墙连接，将各榀桁架平面外相连，以保证舞台上空桁架X向的稳定性。桁架与混凝土结构交接部位钢桁架支座做法示意见图8。

　　 图8 桁架与混凝土结构交接部位钢桁架支座做法示意 

　　  

　　 由于本工程大空间大跨度区域较多，柱下墙下荷载差异较大，同时考虑到建筑下部土层，因此采用柱下桩基承台+防水板的基础结构体系。主楼部分采用600mm直径预制抗压管桩，采用残积黏性土或全风化花岗岩作为持力层，有效桩长约30m; 纯地下室部分采用500mm直径预制抗拔管桩，采用粗砂或砾砂层作为持力层，有效桩长约15m。位于建筑中心位置的剪力墙筒体采用大面积桩基承台来分散集中荷载，柱下墙下桩基础承台厚度介于1 500～2 200mm之间，防水板厚度500mm, 如图9所示。

　　 图9 桩基承台结构布置 

　　  

　　 图10 前三阶振型模态  

　　  

4 超限工程判定

　　 根据《超限高层建筑工程抗震设防管理规定》(建设部令第111号) ^[6],本工程涉及到超限的类别有楼板开洞不连续、局部穿层柱、局部抽柱形成大空间，属于超限工程，根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010) ^[7]确定结构抗震性能目标参照D级执行。针对不同结构部位的重要程度，对主要抗侧力构件以及倾斜构件、大跨度构件设定不同抗震性能要求，采用的抗震性能目标见表1。

5 关键部位抗震性能化设计

5.1 结构性能概述

　　 由于漳州歌剧院下小上大的造型以及质量分布使得结构很容易在前几阶振型中出现扭转为主的振型，因此需要调整竖向构件的抗侧刚度以达到增强结构整体抗扭刚度的目的 ^[8]。本工程主要通过沿X向均匀布置框架柱、剪力墙以及调整混凝土墙门洞宽度及连梁高度来调整整体结构的水平刚度和扭转刚度，调整后的结构动力特性见表2,前三阶振型模态见图10,均满足振型参与系数要求 ^[9]。

　　 抗震性能目标 表1

关键构件	抗震	设防烈度	罕遇烈度
外围分叉柱及 相连框架梁	一级	轻微损坏(抗剪弹 性、抗弯不屈服)	轻度损坏(抗剪弹性、 抗弯不屈服)
剧院支撑看台 分叉柱及相连框 架梁、看台梁	一级
穿层柱	一级	轻微损坏(抗剪弹 性、抗弯不屈服)	中度损坏(满足抗剪 截面要求)
底部加强区剪力墙	一级	轻微损坏(抗剪弹 性、抗弯不屈服)	中度损坏(满足抗剪 截面要求)
钢桁架支座构件	二级	轻微损坏(抗剪弹 性、抗弯不屈服)	中度损坏(满足抗剪 截面要求)
普通竖向构件	一级	中度损坏(满足 抗剪截面要求)	部分构件较严重损坏 (剪力墙满足抗剪截 面要求)

 

　　  

　　 结构周期及平动、扭转比例 表2

振型模态	周期/s	平动比例(X向+Y向)	扭转比例
第一阶	0.744 3(Y向)	0.96(0.00+0.96)	0.02
第二阶	0.626 5(X向)	0.98(0.98+0.00)	0.00
第三阶	0.494 3(扭转)	0.05(0.00+0.05)	0.94

 

　　  

5.2 分叉柱及相连框架梁应力校核

　　 与分叉柱相连的框架梁(图11)在重力荷载作用下会因竖向构件的倾斜产生水平向的轴力，因此需考虑在自重工况下控制混凝土截面应力水平来保证框架梁在正常使用情况下不发生全截面开裂。由弱化楼板计算模型得到自重工况下的框架梁全截面平均应力如表3所示。在配筋设计中尽可能设置通长纵向钢筋以保证轴向拉力有效地传递至混凝土核心筒等抗侧力构件。

5.3 墙肢拉力校核

　　 由于本工程下小上大的建筑造型，楼层总重量随高度的增加而增加，使得上部楼层的鞭梢效应更为明显，导致在地震工况下除了首层墙底有较大拉应力以外，上部墙肢由于轴压力减小以及较大的倾覆力矩，也容易出现较大拉力。图12为未设置混凝土墙肢型钢暗柱时，混凝土墙肢拉应力随楼层增加的变化趋势。可以看出，在中震弹性工况下，位于外圈的墙肢拉应力均达到0.8f_tk(f_tk为混凝土抗拉强度标准值)以上，1层、2层及顶部6,7层A-1,C-1,D-1墙肢存在应力超过2f_tk的情况。结合观众厅顶部的钢桁架，在桁架与墙体连接处设置延伸至基础的钢骨来抵抗拉力，同时减少一部分暗柱纵筋，降低钢骨混凝土墙暗柱的施工难度，观众厅周边墙体设置型钢部位示意见图13。

　　 图11 分叉柱及与其相连框架深编号  

　　  

　　 图12 混凝土筒体墙肢截面中震弹性工况下拉应力校核 

　　  

　　 自重工况下与分叉柱相连框架梁拉应力校核 表3

分叉柱及框架梁编号		梁拉应力/MPa
		2层	3层	4层	5层
1-1	1		0.404	0.313	0.141
	2		0.290	0.297	0.122
	3		0.229	0.142	0.050
2-1	1	1.123	0.386	0.437	0.185
	2	0.739	0.034	0.191	0.151
	3	0.242			0.384
3-1	1	0.548	0.669	0.253
	2	0.537	0.641	0.509
	3	0.257	0.095

 

　　  

　　 图13 观众厅周边墙体设置型钢部位示意  

　　  

　　 图14 弹塑性时程分析有限元模型示意 

　　  

5.4 大震弹塑性时程分析

　　 依据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(2016年版) ^[1]的原则和《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) ^[10],本工程应进行第三水准的大震弹塑性分析。由于地下室抗侧刚度与首层抗侧刚度比值大于2,因此弹塑性时程分析中不考虑地下室部分。用于大震弹塑性计算的结构模型，框架梁、柱、剪力墙连梁采用纤维梁单元模拟，剪力墙采用壳单元与梁单元相结合的方式进行模拟，其中暗柱采用纤维梁单元模拟，暗柱之间的墙体采用壳单元模拟。用于弹塑性分析的墙柱单元钢筋均按相应的抗震设防性能目标工况下配筋结果设置。计算模型如图14所示。

　　 选取三组人工波(Art Wave-RH4,Art Wave-RH2,Art Wave-RH1)、六组天然地震波(Morgan Hill, Cape Mendocino, Chi-Chi Taiwan, Superstition Hills-02,Big Bear-01,Hollister-04),地震波与规范反应谱对比结果见图15。由表4可知所选的地震波基底剪力与反应谱基底剪力的比值均满足规范要求。

　　 大震弹塑性时程分析整体结构计算结果如表5所示。X向、Y向层间位移角平均值分别为1/303,1/176,包络值分别为1/233,1/119,均满足规范限值1/100。由大震弹塑性与弹性时程分析工况下整体结构基底剪力比值可以看出，整体结构在X,Y向的基底剪力由于整体结构的塑性耗能反应，均有22.3%～27.7%的衰减，两个方向的衰减程度相近，表明通过合理地设置耗能构件，整体结构在主方向上抗震耗能特性相近。

　　 图15 大震弹塑性分析用地震波反应谱与 规范反应谱对比 

　　  

　　 图16 大震弹性时程、弹塑性时程层间位移角对比 

　　  

　　 大震弹塑性分析地震波基底剪力与规范谱结果对比 表4

地震波		基底剪力/kN	与规范反应谱值之比
Morgan Hill	X向	285 842.04	136.6%
	Y向	161 679.39	87.2%
Cape Mendocino	X向	263 130.46	121.5%
	Y向	182 163.76	98.2%
Chi-Chi Taiwan	X向	257 673.23	119.0%
	Y向	177 408.32	95.6%
Superstition Hills-02	X向	265 777.45	122.7%
	Y向	159 799.95	86.2%
Big Bear-01	X向	248 393.07	114.7%
	Y向	168 648.82	90.9%
Hollister-04	X向	219 197.53	101.2%
	Y向	174 546.25	94.1%
Art Wave-RH4	X向	282 416.73	130.4%
	Y向	200 660.63	108.2%
Art Wave-RH2	X向	269 876.92	124.6%
	Y向	197 497.52	106.5%
Art Wave-RH1	X向	252 270.76	116.5%
	Y向	179 267.84	96.6%
平均值	X向	261 623.57	120.8%
	Y向	177 963.61	95.9%
规范反应谱值	X向	216 547.19
	Y向	185 482.30

 

　　  

　　 大震弹塑性时程分析整体结构计算结果 表5

地震波	层间位移角		基底剪力比值
			大震弹塑性		大震弹塑性
	X向	Y向	大震弹性		小震弹性
			X向	Y向	X向	Y向
Art Wave-RH1	1/282	1/184	72.6%	65.0%	4.354	3.899
Art Wave-RH2	1/280	1/183	73.7%	86.2%	4.424	5.174
Art Wave-RH4	1/295	1/182	77.3%	76.3%	4.640	4.576
Big Bear-01	1/223	1/216	85.3%	72.8%	5.120	4.366
Cape Mendocino	1/256	1/149	74.9%	85.6%	4.493	5.135
Chi-Chi Taiwan	1/371	1/119	68.8%	88.5%	4.125	5.310
Hollister-04	1/342	1/188	69.5%	73.6%	4.172	4.417
Morgan Hill	1/427	1/257	65.9%	76.3%	3.952	4.580
Superstition Hills-02	1/246	1/163	65.0%	83.4%	3.898	5.003
平均值	1/303	1/176	72.3%	77.7%	4.340	4.661
包络值	1/223	1/119	74.9%	76.3%	4.493	4.580

 

　　  

　　 图16为大震弹性时程、弹塑性时程层间位移角对比曲线。可见在弹塑性工况下结构表现出塑性变形增大的特征；另外，弹塑性时程的层间位移角从3层及以上均有较明显的放大，表明本工程采用弹塑性时程分析可以反映出高阶振型对结构分析的不利影响，对于判断结构薄弱部位以及对应地增强延性设计有指导意义。

5.5 重要构件抗震性能分析

　　 图17 重要构件位置示意 

　　  

　　 在罕遇地震下对重要构件进行弹塑性时程分析，图17为重要构件位置示意图，图18为罕遇地震下，重要构件混凝土损伤示意。由图可知，在罕遇地震作用下，连梁塑性损伤较为严重，剪力墙混凝土受压塑性损伤较大的区域主要集中在与连梁连接部位和底部边角部位，其余大部分墙体混凝土未达到破坏损伤；剪力墙混凝土受拉损伤值较大，但剪力墙钢筋大部分处于未损伤状态，其在整个罕遇地震作用下损伤较轻微。倾斜柱及与其拉结的垂直剪力墙塑性损伤较小，与倾斜柱相连框架梁位置由于轴力较大，出现较明显的塑性损伤，设计中采用设置通长钢筋的方法重点加强该部位的延性设计以增加倾斜柱的安全度。支撑看台的分叉柱在大震弹塑性时程分析中塑性损伤较小，基本处于弹性状态，可保证看台支撑结构体系的安全性，与分叉柱相连框架梁端部出现一定的塑性损伤，但未达到破坏。

　　 图18 罕遇地震下重要构件弹塑性损伤示意 

　　  

6 结语

　　 本工程造型复杂，属于具有多项不规则的超限工程。由于在结构设计中采取了较为合理的结构体系及布置，设定了相应的性能目标并采取了有效的抗震措施，从而减轻了超限所带来的不利影响，使得结构具有较好的抗震性能，设计成果满足现行规范和规程的要求。同时对于上大下小造型的建筑，设计时应注意校核时程分析中高阶振型对结构上部楼层受力的不利影响，这对判断结构薄弱部位以及对应地增强延性设计有指导意义。