科威特国民银行新总部大楼位于科威特城金融区的中心地带, 是目前该国钢结构体量最大的超高层建筑。建筑设计理念源于当地传统的贝壳和帆船, 结构形式为带桁架加强层的钢筋混凝土核心筒+巨型钢框架结构, 结构设计使用年限60年, 地下3层, 地上58层;主楼塔高306m, 总建筑面积126 000m², 钢结构总体量2.6万t, 建成后将是该国第2高楼。塔冠部分位于塔楼标高287.000m到顶部位置, 是整个结构的屋面合龙部分, 如图1所示。

海外项目设计院主要侧重于概念设计, 具体的施工和细部设计都是由施工单位完成。初始结构设计方仅提供了所有构件截面, 并在原设计图纸中明确表示需要施工方验算塔冠结构并将55, 56层的反力反馈给原设计方以校核下部结构。本工程参照美标AISC 360-10、利用SAP2000有限元分析软件进行了复核。

塔冠东西面呈现外凸式曲面, 南北面为内凹式曲面。东西面塔冠竖向结构为下部结构柱上延, 水平向构件为结构柱之间连梁;南北面塔冠水平向构件支撑在由东西面塔冠构件支撑的两个主拱 (主拱为下部结构柱上延相交形成) 上, 竖向T形截面连接在水平向构件上, 最后连接在顶层楼板边圆弧钢梁上, 塔冠组成构件如图2所示。

所有杆件均采用梁单元模拟, 梁单元之间的幕墙以虚面单元模拟, 虚面单元没有刚度, 仅用于施加幕墙自重、风荷载等, 结构刚度由各钢结构构件联合形成。塔冠底部所有构件刚接于主体结构连接处, 主拱内部连续且固定于底部支座;连梁内部连续, 两端刚接于主拱;T形构件上下端与横梁铰接, 所有连接形式与现场实际连接形式 (全熔透焊接、铰接) 相吻合。

所有构件截面均参照原设计提供的截面进行建模, 所有材质均为A572M G_r50 (f_y=345MPa) 。东西面连梁构件截面为梯形, 顶端为一直径60mm的钢圆棒, 梯形2条斜边和下部1条边为23~28mm厚钢板, 以1mm为极差, 同一连梁截面采用的板厚相同;梯形高200~450mm, 以50mm为极差;梯形下边有150mm和200mm两种。总计有 (150~200) mm×60mm× (200~450) mm× (28~23) mm共14种尺寸, 如图3所示。

主拱构件截面有 (200~300) mm× (300~1 500) mm×20mm共16种尺寸。T形截面构件尺寸均为120mm×120mm×20mm。所有在塔冠东西面的下部结构柱均为变截面, 箱形柱截面从300mm×1 200mm渐变到200mm×400mm。所有柱壁厚均为20mm, 整个柱呈现锥形, 如图4所示。

校核时考虑了恒载、活载、风荷载、地震、温度作用。恒载包括结构自重和附加恒载, 附加恒载根据塔冠外围围护结构及玻璃幕墙自重等按1.5k N/m²考虑, 该荷载由幕墙和GRC分包商提供。屋面活载根据美标规范ASCE7-2005表4-1按0.96k N/m²考虑。风荷载根据风洞试验报告提供的最大风荷载压力施加在结构上, 如表1所示。

地震荷载参数采用美标通用建筑设计规范 (UBC97, uniform building code) , 科威特为一类地区 (地震区域系数Z=0.075) , 场地土类别Sc (地震参数C_a=0.09, C_v=0.13) , 地震反应谱如图5所示。由于塔冠位于整个结构顶部, 考虑3倍的鞭梢效应安全系数。根据UBC97规范1612.2条荷载抵抗系数设计法 (LRFD) 设计。温度荷载考虑科威 (按±30℃考虑) 。塔冠阻尼比取0.02。荷载根据设计方法组合, 具体如表2所示, 共考虑80种荷载组合进行分析。

整个塔冠重力荷载代表值为540t (5 400k N) , 前三阶周期分别为0.334, 0.272, 0.252s, 周期普遍偏小证明整个塔冠相对刚度较大。各模态质量参与系数均超过90%, 证明相应的反应谱分析结果已经获得足够的质量参与, 分析精度良好。各荷载组合作用下结构的最大位移均远小于限值。对塔冠结构进行整体稳定性分析, 得到前三阶整体屈曲因子, 一阶失稳模态为北面横梁失稳, 屈曲因子符合规范要求。结构计算分析得到各构件、节点、柱脚的包络设计内力。对构件进行承载力复核, 构件最大利用率87%, 大部分构件利用率不超过50%, 证明整体结构趋于保守, 安全性良好。

由于塔冠结构处于整体结构的顶部, 所以必须考虑塔冠对下部结构的影响, 从模型里导出塔冠柱脚设计内力交由原设计方进行下部结构整体复核。原设计方经过整体复核发现原设计锚固层楼板配筋不足以承担塔冠下端锚固产生的局部应力, 故将塔冠锚固影响区域原设计双层双向10@100的楼板配筋增大为16@100双层双向配筋。由于1号柱对应的塔冠锚固点处于最边缘, 导致该锚固点设计内力大于其他锚固点, 故在1号柱内牛腿上焊接钢板作为楼层钢筋锚固套筒的固定点 (该位置水平拉力过大, 原有栓钉不足以承担该剪力) , 如图6所示。

根据原设计提供的杆端力对连梁和柱节点进行有限元分析发现节点处应力偏大, 设置加劲板抗剪, 连梁与柱节点处在柱牛腿对应位置加2块20mm厚加劲板, 因为加劲板做不到四边全部从内部焊接, 故加劲板三边与柱壁全熔透焊接, 剩余一边通过在柱壁开均匀分布的20mm孔的方式焊接, 如图7所示。

主拱与连梁及T形截面连接节点处设置3块加劲板, 1块设置在连梁和T形杆件中心连线位置, 另外2块为该加劲板的支撑, 3块加劲板形成1个由3个三角形组成的局部支撑体系。因为不能做到所有加劲板都从内部焊接, 故采用和柱加劲板相同的处理方法。

能满足塔冠区域构件吊装的有2台塔式起重机, 1台型号为POTAIN MR-225A, 最大吊装半径55m, 最大吊重14t;1台为POTAIN MR-605B, 最大吊装半径60m, 最大吊重32t。塔冠部位构件吊装主要由塔式起重机POTAIN MR-225A完成, 塔冠最终分段如图8所示。

塔冠安装顺序为东西面一起对称安装, 先安装下部柱, 再安装主拱, 最后安装上部柱。具体安装步骤为:下部柱→胎架→主拱下部→主拱上部→东西主拱间连接→上部柱。

胎架作为塔冠结构安装过程中的临时支撑结构, 同时上部可以作为施工平台使用。胎架的设计验算采用STAAD软件, 共分3个施工阶段设计, 第1阶段安装下部柱, 第2阶段安装主拱, 第3阶段安装上部柱, 与之前安装方案顺序吻合。在软件中考虑结构自重和250kg/m²的风荷载。胎架由H型钢和圆管组成, 材料强度等级A36, 胎架下部锚固螺栓采用标准螺栓。在软件中建立胎架和塔冠模型, 并分别验算3个阶段下胎架的承载力, 计算结果表明各部分杆件的挠度等指标均满足规范要求。

为了避免胎架支座对下部结构梁施加集中荷载而产生过大应力和挠度, 在支座下部设置分配梁, 将上部荷载分散传递到支座周边和钢筋混凝土核心筒上, 节点如图9所示。

将上部胎架支座底部反力输入下部结构模型 (原始结构和下部支撑结构) 对应位置, 验算下部结构在胎架作用下的变形及应力。比较在胎架作用下各结构梁杆端力和原设计杆端力, 从而确定按原设计的杆端力节点是否安全。经过验算所有构件利用率都远小于1.0, 最大为0.666。所有构件在施工荷载和上部胎架荷载作用下的杆端力均小于原设计杆端力, 证明在现有支撑体系下原设计节点安全可靠, 无需再采取额外加固措施。

由于制作场地限制未能进行塔冠整体预拼装, 塔冠主拱为双面扭曲异形构件, 故主拱在工厂进行预拼装, 如图10所示。柱和连梁的连接全部现场焊接, 在工厂将连梁一端点焊在柱相应位置, 以便到现场结合实际误差调整。

连梁构件由钢板和大直径钢棒组成, 焊接时细部需特别处理, 在钢板内侧焊接30mm宽、6mm厚的临时支撑板作为钢棒支撑点和连梁组拼连接件。主拱封口焊细部如图11所示, 在需要封口一侧内部加10钢筋作为焊接内部垫件。

所有连梁在工厂一端点焊在柱上, 现场初步安装到位后测量相应点位与设计点位偏差进行调整, 东西侧塔冠共有连梁构件154根, 需逐根进行调整, 控制点位与设计点位误差在10mm以内, 确保后续幕墙和GRC顺利安装。

钢结构塔冠无论设计复核还是现场安装都是整个结构的难点, 目前塔冠在现场东西面已施工完毕。本文主要从设计校核和现场安装2个方面介绍了需着重控制的部位, 为其他类似结构的设计和施工提供借鉴。