梅溪湖国际文化艺术中心大剧场结构设计

2023-10-16边建烽黄泰赟符景明杜元增李源波

建筑结构 2023年18期

边建烽, 黄泰赟, 符景明, 庄信, 杜元增, 李源波

(北京市建筑设计研究院有限公司，北京 100045)

1 工程概况

梅溪湖国际文化艺术中心项目位于湖南省长沙市长沙大河西梅溪湖片区1-01地块节庆路和梅溪湖路交叉口西南角,地上主要包括大剧场、小剧场和艺术馆3个单体建筑,地上有7个主要功能层,地下1层,总建筑面积约12.5万m2,建筑整体效果如图1所示。大剧场主要由内部功能区和非解析异形连续曲面外帷幕造型区两部分组成。大剧场内部主要包含通高前厅、1 800座观众厅(含两层楼座)、品字形舞台区及相关配套用房,主体屋盖结构高度约为32.5m;屋盖标高为+16.000～+48.000m,屋盖造型较为复杂,主要采用玻璃纤维增强混凝土(GRC)帷幕材料。

图1 梅溪湖国际文化艺术中心实景图

以主舞台正交中心线为基线,整个建筑平面呈十字形,四周4个类似于半椭圆平面对接于主舞台四周,如图2所示。各层建筑平面外轮廓随建筑外皮造型变化,竖向关系为放射外扩或内收,以外扩为主,随着竖向高度的变化,A-A和B-B剖面方向的平面尺寸a和b不断变化,a、b最大值分别约为205m和166m。

图2 建筑典型平面及剖面图

本工程为A级高度高层建筑,结构设计使用年限为100年,结构安全等级为一级。抗震设防烈度为6度(第一组)[1],Ⅱ类场地,抗震设防分类为重点设防类,因设计年限为100年,根据安评报告,设防地震动峰值加速度为104.4gal,相当于7度设防地震作用。雪压为0.7kPa(湖南地区考虑冰冻作用,100年重现期);风压为0.4kPa(100年重现期),B类粗糙度,相关风参数按风洞试验取值。基础设计等级为甲级,采用人工挖孔桩基础。

2 结构体系及外帷幕钢结构主要特点

大剧场结构分为内部主体结构和外帷幕钢结构两个部分(图3)。由于剧场建筑功能的特点,本工程存在较多的楼板大开洞、薄弱细腰连接及凹凸等平面不规则项,这些平面不规则项主要集中在前厅、舞台周边区域。主体结构采用整体性较好的框架-剪力墙结构体系。

图3 结构构成示意图

在抗侧力结构布置上,薄弱连接的各个区段内均设置剪力墙,形成独自具有足够抗侧刚度的结构形态,避免薄弱连接楼盖在地震等侧向作用下产生过大协调作用。主体部分楼盖与外帷幕钢结构直接相连的一跨楼盖采用钢梁+钢筋桁架楼承板形式,内部楼盖主要采用钢筋混凝土主、次梁结构,框架梁跨度约为8～12m;其中两层楼座采用钢梁+钢踏步结构形式,楼座最大悬挑约12m;舞台台塔、观众厅屋盖采用H型钢桁架、实腹H型钢梁+钢筋桁架楼承板承重体系。结构典型剖面示意图及平面布置图如图4所示。

图4 结构典型剖面示意图及平面布置图

本工程建筑整体四面大角度倾斜,异形全方向连续的外帷幕及其与楼盖围合形成建筑使用空间,如何实现结构与建筑形态的有机一体,成为本工程结构设计的难点和关键点。外帷幕钢结构主要由周圈立面斜折柱钢框架和墙、屋面一体设计的随形单层钢网格两部分构成。结合钢帷幕支承的需求、几何构成控制线的分区控制以及尽量减少构件加工难度的原则,随形单层钢网格主要采用放射经线+纬线+网格斜撑的构成方式[2-4],其中双向构件采用刚接连接。为使结构具有明确和清晰的传力路径,创新采用整体结构按平面向空间演化控制的设计方式,如图5所示,首先结合建筑的几何组成和下部支承关系,特别是环向造型脊线等特征线,建立分区结构控制分区平面1;然后结合结构受力和构件加工平面化原则,布置经向放射随形平面受力单元2;最后通过环向约束构件及网格内支撑的连接作用,形成由竖向平面抗弯骨架向空间壳体受力转化,最终形成整体空间网格受力结构3。其中Ⅴ、Ⅵ、Ⅶ斜折柱和前厅蜂窝网格结构分别支承于-4.000m和±0.000m标高混凝土梁板结构。

图5 外帷幕钢网格结构整体空间化形成示意图

内部主体框架-剪力墙+外帷幕钢结构完整构成整体竖向承重和抗侧力体系。外帷幕钢结构通过伞撑、钢框架柱等与内部主体结构进行连接,主体结构的刚度、质量等均远远大于外帷幕钢结构,因此,外帷幕钢结构整体上主要依附于内部主体结构,通过连接构件将重力产生的附加倾覆效应、风及地震等作用下的效应传递至主体结构,进而传递至基础。

结构超限设计论证报告[5]和施工图设计表明,由于建筑本身高度较低,且所在地为低地震烈度区,地震等侧向作用不起控制作用,本工程设计难点在于竖向作用传递路径分析及相应的处理措施。结合整体结构布置及受力特点,外帷幕钢框架大尺度倾斜和转折及其与主体结构的相互传力、前厅蜂窝网格壳体与大跨度连廊组合转换承载体系是本结构设计主要特点和难点。因此,本文主要介绍相应竖向荷载作用部分的设计特点和措施。

3 结构主要专项分析

采用SPA2000软件对相关结构进行专项分析,具体如下。

3.1 与外帷幕钢结构相连楼盖在重力荷载下的受力分析

根据建筑空间特点需求,周圈斜折柱支承帷幕钢结构的同时还需支承相关各层楼面结构。斜折柱除五～八区连接过渡区外,整体外倾,其与水平面最小夹角约为45°,斜折柱与楼盖结构的相互作用为本工程重点关注点[6]。图6(a)为在竖向力附加倾覆力距下钢网格和内部主体结构传力关系示意图。结合结构受力(水平构件拉、压效应显著)特点、连接合理性及施工难度,直接与斜折柱相连一跨的楼盖采用钢梁+钢筋桁架楼承板,钢梁与混凝土结构采用铰接连接;同时,考虑柱脚连接的可实施性和可靠性,斜折柱柱脚在地下室顶板-4.000m标高处采用销轴铰接连接形式,见图6(b)。

图7～9为-4.000m、+1.000m标高楼盖在竖向荷载下的受力图(负值为压应力、正值为拉应力)。与图6概念一致,竖向荷载附加倾覆力矩使本层楼盖受到较大的拉、压水平作用。从图7(a)可以看出,在-1.000m标高部分斜折柱落地支座附近楼盖局部的压应力达到-6MPa,其余位置楼板最大压应力约为-1.9MPa,考虑到此楼板压应力较大,设计中楼板加厚至250mm。由于楼板受力类似于深梁,远离钢框架作用点的边缘楼板出现较小的拉应力,如图7(b)所示,其最大拉应力约为0.8MPa。如图8所示,+1.000m标高楼盖在竖向荷载下,主体内部楼板拉应力达到了2.5MPa左右,在部分斜折柱直接传力处,拉应力达到7MPa,但仅位于局部有限范围内,可在节点处通过集中设置钢筋网进行加强处理;楼盖仅局部部位出现受压,整体处于面内受拉状态(图8(b))。

图7 -4.000m标高楼板竖向荷载下主应力云图/MPa

图8 +1.000m标高楼板竖向荷载下柱主应力云图/MPa

在+1.000m标高受拉楼盖处,第一跨钢梁在不考虑组合楼板面内刚度时,钢梁最大轴拉力达到2 000kN(图9),钢梁轴向力作用到混凝土主体后,由于现浇梁板整体受力,钢梁轴力转化为混凝土楼板拉力和混凝土梁的轴力,且大部分轴力主要通过楼板传递至相关抗侧力构件。

图9 +1.000m标高V区混凝土梁竖向荷载下轴力图/kN

通过上述分析,结合斜柱引起拉、压力的传递路径,为保证水平梁板结构传力可靠性,设计中主要采取以下措施:

(1)对与边跨钢梁相邻的现浇受拉混凝土楼盖施加无粘结预应力,在楼盖中建立1～1.5MPa的预压应力,确保楼盖在重力荷载下刚度不退化和正常使用。对于受拉轴力较大的部分楼盖梁,采用加大梁腰筋承担相应轴力或混凝土梁中设置受拉钢骨完全承担相应轴力;同时斜折柱落地处受压位置梁板按压弯构件进行设计,对相关楼板采取加厚措施。

(2)结合钢结构与混凝土结构的施工时间差,在外跨组合楼盖结构楼面外侧留设后浇带,待其内部主体施工完毕结构封顶后封闭后浇带,以保证结构自重引起的外拉力通过钢梁受拉直接传递给内部结构。

(3)楼盖钢梁按不考虑楼板面内刚度验算其拉弯强度;钢梁端部与混凝土结构采用铰接连接,连接设计考虑轴力和双向剪力的耦合作用,钢梁腹板强度不足时采用局部加厚的处理方式,详见图10,确保传力可靠。

图10 受拉钢梁与混凝土铰接连接加强处理大样

(4)加强楼板与剪力墙抗剪和抗拉连接,要求楼板底筋、面筋按全受拉钢筋锚固到剪力墙。

3.2 前厅蜂窝网格壳体与连廊组合转换体系受力分析

大剧场前厅水平尺寸(25～40)m×60m、通高24m、无柱,是本项目设计的一大亮点和难点。为将前厅屋盖支承斜柱相关作用可靠传递到主体结构,结合建筑造型及结构合理性,采用立面“半碗形”造型的蜂窝网格壳体与前厅异形连廊构成的组合转换体系(图11)支承斜柱。蜂窝网格壳体网格采用三边形和四边形形式,网格节间长度约为3～10m,网格尺寸由中部对称轴往两侧逐渐减小加密(由10m渐变至2m),网格与水平面的夹角由中部对称轴往两侧逐渐增大(由45°增加至74°),符合拱体受力特点。由于整个壳体为双向由下向上外扩,构件呈现一定弧度和扭曲的几何特点,截面相对扭转角变化率约为0.024rad/m。蜂窝网格壳体构件截面采用□900×1 100×45×45(Q390GJC),蜂窝网格壳体上、下采用箱形环梁收边,顶部和底部环梁截面分别为□1 200×1 200×45×45(Q390GJC)和□500×1 200×40×40(Q345B);顶部环梁中部区段与11m标高楼面环梁合并,截面为□2 400×1 200×45×45(Q390GJC),落地位置设置11个铰接钢支座(图11(b))与±0.000m标高混凝土结构连接。

图11 蜂窝网格壳体+前厅连廊组合转换体系构成图

蜂窝网格壳体和上、下环梁自身可以形成稳定承载结构,但结构冗余度相对不足,由于壳体倾斜较大,在上部荷载作用下,壳体变形过大,导致屋盖结构附加效应过于明显。蜂窝网格壳体通过顶部+11.000m标高露台结构、3条跨度约30～35m跨异形连廊的连接,与前厅两个中心支撑钢框架筒体组成整体受力体系。双向倾斜壳体受力方式由双向受弯模式转换为面内轴向受力模式,大大提高了壳体受力刚度和冗余度。异形连廊宽度约为2 500mm,采用全箱梁设计,截面为□900×2 500×20×20(Q345B)。前厅结构体系设计主要由竖向荷载控制,主要介绍其竖向荷载下的受力特点。

竖向荷载标准组合下蜂窝网格壳体位移云图如图12所示,顶部环梁位移如表1所示。由图可见,蜂窝网格壳体结构在竖向荷载标准组合下最大总位移发生在中间顶部,最大竖向位移约为-32mm(向下为负,余同),最大侧向位移为-10mm(X轴负方向为负),最大水平位移角(侧向位移与高度比)约为1/1 200,结构具有较好的各向刚度性能。从表1可以看出,顶部环梁水平位移基本关于X轴对称,与结构几何形态较为一致,说明网格壳体内力分布较为均匀合理。

表1 竖向荷载标准组合下顶部环梁位移/mm

图12 竖向荷载标准组合下蜂窝网格壳体总位移云图/mm

竖向荷载下蜂窝网格壳体杆件及顶部环梁轴力如图13所示(红色为压、蓝色为拉)。由图13可知,蜂窝网格壳体网格中部杆件以受压为主,往两边方向,杆件轴压力变小,而顶部环梁主要体现为轴向受拉。落地点处杆件轴力最大,不落地杆件主要起到空间网格的协调作用,避免四边形网格产生较大的剪切变形,中部落地杆件表现出较为明显的拱效应(以受压为主要特征)。

图13 竖向荷载下蜂窝网格壳体杆件及顶部环梁轴力图

图14为+11.000m标高钢连廊在竖向荷载下轴力分布图(红色为压、黄色为拉)。由图可见,箱形连廊A、B、C受拉明显。通过连廊结构的拉结作用,有效地将倾斜蜂窝网格壳体的附加倾覆效应传递至内部中心支撑钢框架筒体,同时连廊受拉钢化在一定程度上提高了连廊整体竖向刚度。由于+11.000m标高楼盖整体受拉显著,在此标高的前厅楼板底设置12mm厚钢板,如图15所示。钢板100%承受长期拉力作用,钢板铺设范围计算时不考虑混凝土楼盖的参与。

图14 +11.000m标高钢连廊竖向荷载下轴力图/kN

图15 +11.000m标高前厅钢板铺设、钢板拉应力和连廊端部连接大样图

图16为蜂窝网格壳体底部-1.100m标高混凝土楼盖内力图。从图16(a)可知,除支座位置(图中红色集中位置处)的楼板局部压应力达到-8MPa外,其余位置楼板压应力在-0.5～-2.5MPa左右,在远离支座位置楼板边缘中部拉应力为1.2MPa左右。从图16(b)可知,环梁轴力分布与板应力分布相似,与支座相连的环梁表现为倒置水平拱受力的偏压构件的受力特点,其最大压力约为-5 500kN,矩形混凝土环梁截面为2 000×1 200,轴压比约为0.14;在远离支座位置的边梁为偏拉构件,最大轴拉力约为250kN。

图16 蜂窝网格壳体底部-1.100m标高混凝土楼盖内力图

3.3 前厅大跨钢连廊人行舒适度分析

连廊A、B、C跨度分别达到19、34、38.6m,结合《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)[7]对人行舒适度的要求,以连廊C为例,采用动力时程分析法[8]进行人群快、慢走等工况下的舒适度验算,结果见图17。从图17可知,连廊C的质量参与系数最大值对应的振型为23阶,此阶对应的自振频率约为2.58Hz;连廊跨中的最大竖向加速度约为0.18m/s2,满足规范要求。

图17 连廊C主振型及人行激励下竖向加速度时程

3.4 前厅蜂窝网格壳体抗连续倒塌分析

采用拆除构件法[9-10]分别验算了蜂窝网格壳体局部构件失效、支承连廊斜柱失效及其中一条连廊失效等情况,结果均满足设计要求。本文仅给出蜂窝网格壳体局部构件失效情况(图18)的分析,表2、3为典型位置节点位移变化和钢支座反力变化情况。

表2 拆除构件前、后典型位置节点位移对比/mm

由表2可见,拆除构件前后,典型位置节点位移变化在可控范围内,拆除构件后节点位移相对拆除构件前约增加30%;由表3可知,与拆除构件直接相邻的支座15、18反力有较大增大,而其他位置的支座反力变化不大,考虑分项系数、材料超强的提高作用,支座15、18承载力可满足要求。由于壳体结构以轴向受力为主,因此拆除部分构件后,网格受力状态变化主要局限在与拆除构件直接相邻的位置上,且位移变化敏感性远小于支座反力,反映出蜂窝网格壳体结构具有良好的内力重分布和抗连续倒塌能力。