1 工程概况

　　 援塔吉克斯坦议会大楼项目为我国政府援外项目，位于塔吉克斯坦首都杜尚别市，建筑功能主要包括上下议院会议厅、联席会议厅、接待厅、各职能部门会议及办公用房、配套后勤保障用房等，总建筑面积约4.4万m²,建筑效果图见图1,建筑高度74.94m, 建筑平面轮廓尺寸185m×115m, 通过变形缝(兼防震缝)将主体结构分为A,B,C,D共4个区，见图2。其中A区地上共5层，建筑高度32.64m; B,C区地上共4层，建筑高度26.58m; D区地上共2层，建筑高度19.54m。各区结构均采用框架-剪力墙结构体系，出屋面穹顶采用钢框架结构，地基基础形式采用基础梁+桩基础+防水板。

　　 图1 建筑效果图 

　　  

　　 图2 结构单元分区图  

　　  

　　 图3 计算简图  

　　  

　　 本项目由中国(中方)与塔吉克斯坦(塔方)双方联合设计，执行中方规范并结合塔方有关规范。根据中方地勘 ^[1]和塔方地震区划图，本项目按照地震烈度9度(0.4g)进行设计，由于抗震规范的定义差别，中方和塔方的场地类别分别为Ⅲ类和Ⅱ类。结构安全等级为一级，属于重点设防类，设计地震分组为第一组，特征周期T_g=0.45s, 小震作用下的水平地震影响系数最大值α_max=0.32。因为篇幅有限，本文以A区为例，重点介绍结构设计。

2 中方与塔方的地震作用计算方法对比

　　 塔方结构设计规范无设计基准期概念，抗震计算方法采用振型分解反应谱法，根据建筑物所在地区的抗震设防烈度和场地类别来确定项目的场地烈度。然后根据结构重要性、结构类型、结构层数等来计算水平地震作用，第i振型质点k的水平地震作用S_ik计算公式如下：

　　 Sik=K1K2K3S0ik         (1)S0ik=QkAβiKψηik         (2)ηik=Xi(xk)∑j=1nQjXi(xj)/∑j=1nQjX2i(xj)         (3)K3=1+0.05(n−5)         (4)Sik=Κ1Κ2Κ3S0ik         (1)S0ik=QkAβiΚψηik         (2)ηik=Xi(xk)∑j=1nQjXi(xj)/∑j=1nQjXi2(xj)         (3)Κ3=1+0.05(n-5)         (4)

　　 式中：S_0ik为根据结构弹性变形假设，第i振型质点k的水平地震作用，未考虑结构重要性、结构类型、结构层数等影响；K₁为根据建筑物重要性确定的系数，共7个等级，与中方《建筑工程抗震设防分类标准》(GB 50223—2008) ^[2]中抗震设防类别的大致对应关系见表1;K₂为根据建筑物结构类型确定的系数，钢筋混凝土框架-剪力墙结构取1.1;K₃按式(4)计算，为根据建筑物层数n确定的系数，取值范围为1.0≤K₃≤1.5;Q_k为集中于质点k的建筑物重量，恒载组合系数取0.9(用于钢结构体系时为0.95),长期活载取0.8,短期活载取0.5,由于活载占比较小，可取Q_k≈0.9G_k,其中G_k为集中于质点k的重力荷载代表值；A为地震系数，场地烈度为7,8,9度及9度以上时，分别取0.1,0.2,0.4,0.6;K_ψ为根据建筑物结构类型确定的耗能系数，共3个等级，本项目为第3等级，取1.0;η_ik为质点k第i振型建筑物的变形系数，计算简图见图3;X_i(x_k)为第i振型质点k的水平地震位移；Q_j为质点j的重量；X_i(x_j)第i振型质点j的水平地震位移；β_i为按表2中公式计算的建筑物第i振型的反应谱影响系数，其中T_i为建筑物第i振型的自振周期。

　　 K₁取值与中方抗震设防类别大致对应关系 表1

抗震设防类别	K1	建筑物类型(根据建筑物重要性区别)
特殊设防类	1.0	第1等级：结构损坏对人和环境造成危险影响的建筑，不允许结构有残余变形和局部损坏(沉降、裂缝等)
重点设防类	0.4	第2等级：有密集人员长期聚集的建筑(如机场、大型火车站、室内体育馆、音乐厅及其他娱乐设施等),博物馆、美术馆及其他具有重大艺术和历史价值的纪念碑
	0.35	第3等级：在地震和其他灾害发生后必须使用及用于保护公众的建筑(如能源系统、供水设施、灭火系统、通信设施、国家安全机构、军营及应急响应机构等)
	0.35	第4等级：幼儿园、小学、初中、高中、大学及其他教育机构，医院、疗养院，监狱等建筑物
标准设防类	0.25	第5等级：第1～4等级未具体说明的住宅、行政、公共建筑、工业和农业建筑物

 

　　 注：塔方第6,7等级与中方适度设防类基本对应，且适度设防类主要为临时建筑，在此不赘述。

　　  

　　 反应谱影响系数计算公式 表2

场地类别	计算公式	备注
Ⅰ类场地	βi=1+15Тi(Тi ≤0.1s) βi=2.5(0.1s<Тi ≤0.35s) βi=2.5(0.35/Тi)4/5(Тi>0.35s)	βi不应小于0.8
Ⅱ类场地	βi=1+15Тi(Тi≤0.1s) βi=2.5(0.1s<Тi≤0.5s) βi=2.5(0.5/Тi)4/5(Тi>0.5s)	βi不应小于0.9
Ⅲ类场地	βi=1+15Тi(Тi≤0.1s) βi=2.5(0.1s<Тi≤0.8s) βi=2.5(0.8/Тi)4/5(Тi>0.8s)	βi不应小于1.2

 

　　  

　　 中方《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(2016年版) ^[3](简称抗规)中采用振型分解反应谱法计算第j振型质点i水平地震作用F_ji,计算公式如下：

　　 F_ji=α_jγ_jX_jiG_i (i=1,2……n,j=1,2……m) (5)

　　 γj=∑i=1nXjiGi/∑i=1nX2jiGiγj=∑i=1nXjiGi/∑i=1nXji2Gi (6)

　　 式中：α_j为第j振型自振周期的地震影响系数；X_ji为第j振型质点i的水平相对位移；γ_j为第j振型的参与系数；G_i为集中于质点i的重力荷载代表值。

　　 根据塔方抗震规范 ^[4],本项目属于表1中的第2等级，K₁=0.4,由抗震设防烈度9度和场地类别Ⅱ类可查得项目的场地烈度为9度；另外，根据塔方建筑结构和基础可靠性的有关规定，按照建筑物责任度，本项目须考虑结构可靠性系数γ_n=1.05,用于计算结构内力及位移。本项目第i振型质点k的水平地震作用计算如下：

　　 S_ik=γ_nK₁K₂K₃Q_kAβ_iK_ψη_ik=1.05×0.4×1.1×1.0×0.9G_k×0.4β_i×1.0η_ik=0.166 3β_iη_ikG_k (7)

　　 根据公式(5)～(7),可知本项目按照中塔抗震规范计算的地震影响系数分别为α_j和0.166 3β_i,对比见图4。本项目属于表1中的第2等级，为了使中塔地震作用对比更具有普遍性，图4增加了相同场地烈度下塔方一般项目(表1中第5等级)的地震影响系数。从图4可以看出，当T≤1.85s时，塔方一般项目(表1中第5等级)的地震影响系数小于中方，此时按中方抗规设计可以满足塔方要求。而对于第2等级(如本项目)和T>1.85s的塔方一般项目，需结合周期折减系数、分项系数、抗震措施等进一步对比中塔地震作用。

　　 图4 中塔地震影响系数对比  

　　  

　　 在计算地震作用下结构位移及配筋设计时，塔方抗震规范不考虑周期折减系数，荷载组合时地震作用分项系数为1.0。按《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010) ^[5](简称高规)的规定，本项目周期折减系数可取0.8,地震作用分项系数为1.3,考虑周期折减系数与地震作用分项系数的中塔地震影响系数的比值见图5。

　　 图5 考虑系数的中塔地震影响系数比值  

　　  

　　 从图5可以看出，本项目考虑周期折减系数的地震影响系数(用于计算结构位移),塔方仍大于中方。按照塔方抗震规范，钢筋混凝土框架-剪力墙结构的层间位移角限值为1/250,当自振周期T≤1.5s时，中塔地震影响系数比值约为0.8,按比值换算即中方层间位移角为1/250×0.8=1/312.5时，可满足塔方层间位移角规范限值1/250的要求，远大于中方层间位移角规范限值1/800。为满足中方层间位移角规范限值，中方设计的竖向构件截面尺寸应明显大于塔方，即按中方规范进行位移设计可以满足塔方要求。本项目考虑了周期折减系数和地震作用分项系数的地震影响系数(用于配筋计算),当自振周期T≤1.5s时，中方地震影响系数大于塔方(T<0.12s时，塔方地震影响系数稍大，但此时的振型参与系数一般很小，可忽略)。由于本项目第一主振型周期约为0.8s, 且塔方抗震规范无抗震等级、二道防线、轴压比、剪压比等抗震措施要求，因此按中方规范进行配筋设计可以满足塔方要求。

　　 综上所述，本项目按中方规范进行抗震设计可以满足塔方要求。表3为初步设计时中塔均满足各自规范的试算模型(塔方模型含A～C区，设缝脱开)的主要构件截面，中方构件截面明显大于塔方，可以验证上述结论，中塔双方的结构计算模型见图6。

　　 中塔试算模型主要构件截面 表3

国家	主要柱截面/mm	主要梁截面/mm	主要墙厚度/mm
中国	1 000×1 000, 1 200×1 200,ϕ900	600×1 000, 800×1 000	600
塔吉克斯坦	600×600,ϕ700,ϕ800	400×800	400

 

　　  

　　 图6 中塔双方结构计算模型  

　　  

　　 另外，从图5可以看出，对于T>1.5s的第2等级项目，以第一主振型周期6s为例(周期越大，塔方地震影响系数较中方越大),用于计算配筋的中塔地震影响系数比值约为0.5,塔方远大于中方；而此时用于计算位移的中塔地震影响系数比值约为0.4,按比值换算即中方层间位移角为1/250×0.4=1/625时，可满足塔方层间位移角规范限值1/250的要求，此时与中方层间位移角规范限值1/800相差约30%,在考虑抗震措施和适当结构设计冗余度后，按中方规范设计的部分构件可能不满足塔方要求。对于T>1.85s时，相同场地烈度下的塔方一般项目，仍以第一主振型周期6s为例，用于计算位移的中塔地震影响系数比值约为0.66,按比值换算即中方层间位移角为1/250×0.66=1/378时，可满足塔方层间位移角规范限值1/250的要求，远大于中方层间位移角规范限值1/800;而用于计算配筋的中塔地震影响系数比值约为0.85,塔方与中方仅相差约17%。因此在考虑了抗震措施和适当结构设计冗余度(不小于17%)后，按中方规范进行抗震设计可以满足塔方要求。

　　 图7 1层顶板结构平面图 

　　  

3 结构超限判定及加强措施

　　 本项目A区结构主要特点如下：1)基座层顶板高出室外地面约4.9m, 结构嵌固端取基础梁顶；2)竖向构件两次收进，见图6(b)计算模型，室外地面至4层顶板距离32.64m, 室外地面至局部出屋面混凝土顶板距离53.69m, 室外地面至钢结构穹顶距离70.75m; 3)1层、2层、4层顶板楼板开大洞，1层顶板结构平面图见图7;4)Ⓐ轴10根穿层柱在1～3层通高设置，高度21.7m。

　　 根据《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) ^[6](简称超限审查要点),本项目A区结构存在一项“不规则”,但是不属于超限项目，结构超限判定具体见表4。

　　 结构超限判定 表4

不规则类型	超限判定
高度超限或 尺寸突变	出屋面混凝土结构和钢结构穹顶投影面积为4层顶板投影面积的21%,参考《建筑抗震设计规范应用与分析》(2版)[7]第6.1.1条，可视为局部突出楼层，不存在“尺寸突变”不规则项，房屋高度取室外地面至4层顶板，为32.64m, 高度不超限
楼板不连续	1层纵向顶板(扣除楼梯)有效宽度40%,存在“楼板不连续”不规则项
局部不规则	对比有无穿层柱两个模型，结构的侧向刚度、楼层剪力、层间位移角、扭转位移比差别不大，根据超限审查要点附件1表2注说明判断，不存在“局部不规则”

 

　　  

　　 根据塔方抗震规范，本项目在层高、建筑物长度、对称性等方面上超出规范限值，见表5。根据塔方相关文件规定，塔方相关单位制定了适用于本项目的特殊技术条款。根据A区结构特点，结合塔方特殊技术条款，采取的结构加强措施见表6。

　　 塔方规范超限项目 表5 

规范要求	项目情况
公共建筑层高不超过5m	基座层层高6m, 1层层高8.7m, 2层层高6m, 3层层高7m, 4层层高6m, 出屋面混凝土结构高度21.05m, 钢结构穹顶高度17.06m
场地烈度为9度时，框架-剪力墙结构建筑物长度不应超过60m	A区结构最大长度61.800m, B,C区结构最大长度64.000m, D区结构最大长度71.300m
质量与刚度均匀分布及保持轴对称性	A～D区承重构件大部分不对称，且相对于纵向和横向轴线不均匀

 

　　  

　　 结构加强措施 表6

类型	加强措施
塔方特殊技术条款(与中方措施类似时省略)	结构耐久性使用年限100年；框架柱和剪力墙尽量布置均匀并对称；楼、电梯周边墙体应采用钢筋混凝土剪力墙；剪力墙纵筋配筋率不小于0.5%,楼板单层单向配筋率不小于0.25%;结合中国规范，进行弹性时程分析和静力弹塑性分析
中方性能化目标	框架及剪力墙抗震等级均为特一级；局部出屋面范围内的框架柱和剪力墙、穿层柱(即图7中云线所圈部分的竖向构件)指定为关键构件，采用型钢混凝土柱；剪力墙内置型钢和钢板，均采用中震不屈服设计；小震作用下，结构层间位移角不超过1/800(钢结构穹顶层间位移角不超过1/250);大震作用下，结构层间位移角不超过1/100

 

　　  

4 地震作用分析

　　 本项目采用PKPM软件进行结构分析，其中小震弹性分析和中震不屈服设计采用SATWE模块，静力弹塑性分析采用PUSH&EPDA模块。

4.1 小震弹性分析

　　 小震作用下考虑双向地震和偶然偏心作用，周期折减系数为0.8,连梁刚度折减系数为0.5,计算结果见表7,考虑层高修正的楼层侧向刚度比、楼层受剪承载力分别见图8、图9。从表7以及图8,9可得，结构的周期、振型、层间位移角、剪重比等指标均满足规范要求。

　　 小震作用下的计算结果 表7

结构总质量/t		57 256.3
周期/s	T1	0.800 2(Y向平动)
	T2	0.769 7(X向平动)
	T3	0.624 0(扭转)
扭转周期比Tt/ T1		0.780
刚重比	X向	16.77
	Y向	18.07
剪重比	X向	17.17%
	Y向	17.79%
基底倾覆力矩/(kN·m) (框架承担比例)	X向	3.3×106(21.90%)
	Y向	3.4×106(21.70%)
最大层间位移角	X向	1/802(钢结构穹顶1/345)
	Y向	1/804(钢结构穹顶1/338)
最大位移比及层间位移比 (取大值)	X向	1.10
	Y向	1.12

 

　　  

　　 图8 楼层侧向刚度比  

　　  

　　 图9 楼层受剪承载力 

　　  

　　 同时，本项目选取程序自身提供的3条地震波进行了小震弹性时程分析的补充计算，地震波反应谱与抗规反应谱的差值见表8,不同地震波作用下的结构基底剪力对比见表9,楼层剪力对比见表10。从表8～10可以看出，地震波的选取满足高规要求，需对反应谱计算时的顶部地震作用进行调整放大，出屋面混凝土楼层(第6标准层)放大1.1,钢结构穹顶(第7标准层)放大1.5。

4.2 中震不屈服设计

　　 采用等效弹性分析进行中震不屈服设计，部分计算参数如下：α_max=0.90,周期折减系数取1.0,结构阻尼比取0.06,连梁刚度折减系数取0.3,构件内力不做调整，材料强度采用标准值，作用分项系数、抗震承载力调整系数均取1.0。为了降低中震不屈服设计时剪力墙暗柱区域的纵筋配筋率及满足墙肢抗剪截面验算要求，在剪力墙内布置型钢及钢板。

　　 地震波反应谱与抗规反应谱差值 表8

周期/s	RH2TG045	TH1TG045	TH119TG045	差值平均值
T1	9.33%	-18.46%	18.90%	3.26%
T2	4.22%	-17.57%	21.84%	2.83%
T3	0.26%	-23.41%	8.54%	-4.87%

 

　　  

　　 基底剪力对比 表9

地震波	X向基底剪力 /kN	Y向基底剪力 /kN	时程法平均值 反应谱 时程法平均值 反应谱
			X向	Y向
反应谱	98 313.9	101 859.0	—	—
RH2TG045	91 150.2	84 971.9	0.927	0.834
TH1TG045	72 558.7	68 562.3	0.738	0.673
TH119TG045	89 030.8	94 958.1	0.906	0.932
时程法平均值	84 246.6	82 830.8	0.856	0.813

 

　　  

　　 楼层剪力对比/kN 表10

标准层	时程法包络值		反应谱		时程法包络值反应谱时程法包络值反应谱
	X向	Y向	X向	Y向	X向	Y向
7	4 250.2	4 171.2	4 027.1	4 036	1.06	1.03
6	29 119.1	30 759.4	28 087.8	29 391.4	1.04	1.05
5	48 579.2	48 183.4	48 983.1	50 618.2	0.99	0.95
4	65 554.1	67 324.2	71 148.1	73 394.5	0.92	0.92
3	76 308.5	80 703.3	84 506.8	87 338.9	0.90	0.92
2	86 105.2	89 942.7	94 677.7	97 982.7	0.91	0.92
1	91 150.2	94 958.2	98 313.9	101 859.0	0.93	0.93

 

　　  

4.3 静力弹塑性分析

　　 本项目小震弹性模型X,Y向第一振型剪力占比结构基底剪力的97%,地震反应以第一振型为主，可以采用Pushover 分析验算结构的弹塑性层间位移角，明确结构在大震作用下的屈服机制，查找薄弱部位。Pushover分析采用刚性楼板假定，考虑P-Δ效应，荷载类型采用弹性CQC地震力。

　　 Pushover分析在小震、中震、大震性能点处的分析结果和SATWE小震弹性分析结果见表11。从表11可得，小震弹性分析的第一振型周期和Pushover小震性能点周期差距在10%以内，结果比较吻合；Pushover大震性能点基底剪力和小震性能点基底剪力的比值在3～4之间，地震力比较合理，Pushover分析方法可以比较准确地评估结构的抗震性能。

　　 弹塑性与弹性分析结果 表11

分析 方法	周期/s		最大层间位移角		基底剪力/kN
	X向	Y向	X向	Y向	X向	Y向
小震弹性	0.800 2	0.769 7	1/802	1/804	98 313.9	1.02×105
小震弹塑性	0.715	0.697	1/1 128	1/1 188	84 300.5	72 696.7
中震弹塑性	0.830	0.810	1/359	1/372	1.91×105	1.68×105
大震弹塑性	0.964	0.925	1/186	1/195	2.58×105	2.40×105

 

　　  

　　 大震作用下结构塑性铰分布图见图10,统计表见表12。从图10和表12中可得，在大震性能点处，大部分梁仍处于弹性状态(A～B),但部分梁出现破坏并丧失承载能力(BeyondE),经仔细观察出现BeyondE阶段铰的部位主要是连梁；框架柱约有一半开始屈服但未进入破坏状态，绝大多数墙肢未出现破坏，3层局部有墙肢破坏但可以承受重力荷载(C～E),关键构件未出现破坏。结构塑性铰的分布和发展顺序较为合理，框架柱和主要墙体未出现破坏，最大层间位移角也满足规范要求，表明整个结构具有较好的延性，在大震作用不发生倒塌，抗震性能良好，满足制定的性能化目标。

　　 塑性铰统计 表12

塑性铰类型		塑性铰状态
		A～B	B～CP	CP～C	C～E	BeyondE
梁铰	X向	5 180	206	9	127	29
	Y向	5 112	188	5	206	37
柱铰	X向	1 475	1 234	67	0	0
	Y向	1 514	1 176	86	0	0
墙铰	X向	768	116	2	7	0
	Y向	756	128	2	10	0

 

　　 注：根据PKPM软件说明书、美国规范ATC-40 ^[8]及参考文献 [9],AB为弹性段；BC为强化段，强化段又分为IO,LS,CP,代表铰的能力水平，分别对应直接使用、生命安全、防止倒塌；CD为卸载段；DE为塑性段。B点为出铰点，代表屈服；C点为倒塌点，代表极限承载力；D点代表残余强度；E点代表完全失效。

　　  

　　 图10 大震作用下结构塑性铰分布图  

　　  

　　 本项目的薄弱部位为3层的局部剪力墙，正是约束边缘构件向构造边缘构件变化的楼层，因此将3层设置为过渡层，适当提高箍筋和纵筋布置要求。同时为避免大震时连梁丧失承载能力，对破坏连梁采取加设抗剪斜筋或钢骨的措施，保证连梁耗能能力的同时提高连梁的抗剪能力。

5 支援建设项目问题

　　 在援外项目中，设计师经常不了解受援国的具体状况，因此需要做详细的专业考察，重点应关注以下几项：

　　 (1)项目选址尽量避开不利地段，避免复杂地基状况，同等条件下选择整体性好的基础方案。

　　 (2)熟悉当地规范，确定设计标准。援外项目按中国规范设计但仍需满足当地规范的关键性条文，设计标准不应低于或落后于当地要求。

　　 (3)设计方案不宜突破受援国设计规范，必须突破时应及时与受援国相关部门沟通，必要时与当地的设计单位合作，制定合理的加强措施。

　　 (4)选择合适的建筑材料，重点参考当地中资企业的实际做法和经验教训。

　　 (5)了解当地的常规设计方案，要结合当地的常见做法和施工可行性，并考虑当地情况采用合理的构造措施。

6 结论

　　 (1)通过地震效应的对比验证，本项目按中方规范进行抗震设计可以满足塔方要求。若本项目的主振型周期T>1.5s, 则按中方规范设计的部分构件可能不满足塔方要求。

　　 (2)相同场地烈度下的一般项目，考虑抗震措施和适当结构设计冗余度后，按中方规范进行抗震设计可以满足塔方要求，与结构自振周期无关。

　　 (3)根据中方超限审查要点判定结构不超限，按照塔方抗震规范，在层高等方面该项目超出规范限值，根据结构特点，结合塔方特殊技术条款，制定出合理的加强方案。

　　 (4)在小震弹性分析的基础上进行中震不屈服设计和大震Pushover分析，计算结果表明，整体结构及构件均满足规范要求和性能化目标。