随着城市化发展, 大型城市公共建筑成为现代城市重要的地标类型。但由于其单体功能的多样性、地标造型的独特性, 通常给设计建造带来巨大挑战。而这也为现代钢结构应用带来机遇, 非常符合国家目前大力倡导装配式钢结构产业的发展方向。

　　 苏州现代传媒广场由两座塔楼和附属裙楼组成, 内有大型演播楼、酒店楼、商业楼和办公楼等, 是典型的大型公共综合体建筑。

　　 项目由日建设计完成方案和部分扩初设计, 中衡设计完成相关体系课题研究、扩初设计、抗震超限报告、动力弹塑性分析、施工图设计以及实施方案验算设计等^[1], 课题研究参与方还包括东南大学和中亿丰建设。

　　 最终, 该项目以钢结构语言诠释了苏州的古韵今风, 将现代结构设计与饱含丝绸元素的苏州传统古城印象有机结合, 实现了结构与建筑的较好结合、力与美的综合展现。

　　 本文对整个项目组 (包括中衡设计、日建设计、东南大学和中亿丰建设等单位) 在项目实施过程中, 所完成的钢结构技术研究与应用成果进行总结介绍, 以对类似项目提供参考。更详细的试验数据、分析计算和施工工法等可参见相关引用文献。

　　 苏州现代传媒广场 (图1) 地处苏州工业园区, 总建筑面积约35万m²。项目中办公楼地上42层, 地下3层, 建筑高度215m, 采用钢框架-钢筋混凝土核心筒混合结构体系, 外框柱截面尺寸400× (800～900) , 对超高层而言实属纤巧;裙房在纵横向各布置4组钢结构多层桁架, 形成复杂门形空间结构, 以实现建筑40m大跨裙房以及立面21m的外悬挑。

　　 演播楼地上7层, 建筑总高度51.0m, 与办公楼裙房间设有防震缝, 采用预制装配钢框架+支撑+大型空间桁架的结构体系, 其中通过设置双向钢桁架空间结构, 实现跨度近50m大空间以及北立面近16m的悬挑。

　　 酒店楼地上38层, 建筑总高度165m, 采用SRC框架柱+RC框架梁+RC核心筒结构体系。

　　 商业楼建筑总高度32.5m, 地上6层, 采用钢筋混凝土+钢骨混凝土的混合框架结构体系。

　　 M形采光顶为覆盖在基地中央广场上方的大型屋架, 东西向全长约100m, 南北方向底部支座间跨度为34m, 采用铅芯橡胶支座隔震与预应力拉杆组合设计。

　　 针对工程中涉及公共建筑的典型相关难题, 如满足交通通行的大跨度重载连体设计建造, 塔楼与裙楼间大高差屋面墙面的体系构成, 隔震支座、预应力在钢结构设计中的综合应用和自由曲面钢结构找形与设计等问题, 项目组开展了一系列试验研究、理论分析和现场验证, 提出了若干新型结构体系, 总结了新的设计方法用于工程实践。

　　 项目中办公楼裙房连廊需跨越近40m跨度交通通道, 同时需承受上部多个楼层的荷载作用, 属于典型的大跨重载连体结构 (图2) 。

　　 当采用传统桁架时, 斜撑将对门窗等开洞尺寸、位置及形状造成较大的限制, 无法满足建筑功能需求。项目组创造性地用开洞钢板墙代替原有桁架斜腹杆, 融合了钢桁架体系和钢板墙结构各自的优势, 形成新型开洞钢板墙-钢桁架结构体系 (图3) , 并通过理论分析和试验研究, 成功应用于项目中。

　　 与传统单纯的钢板剪力墙结构和桁架结构不同, 开洞钢板墙-钢桁架结构体系将两种结构相结合, 涉及到两种截然不同的结构类型协同工作的问题, 体系中的剪力墙不仅为结构提供水平刚度, 还提供竖向刚度 (图4) 。

　　 非加劲薄钢板墙较易发生平面外屈曲, 导致滞回曲线存在较为严重的捏缩现象, 设计中一般通过设置加劲肋来达到改善作用。

　　 对于本项目中的新型钢板墙, 针对其双向受力的特点, 以先屈服后屈曲、先局部屈曲后整体屈曲, 即τ_y <τ_crl <τ_crg为准则 (τ_crl为加劲区格局部屈曲临界应力, τ_crg为加劲钢板剪力墙整体屈曲临界应力, τ_y为钢板的剪切屈服应力) , 对适用于该体系的加劲肋设计准则进行了理论推导, 并结合《钢结构设计标准》 (GB 50017—2017) ^[2]和《高层民用建筑钢结构技术规程》 (JGJ 99—2015) ^[3]等相关规范, 项目组针对加劲区格高宽比及宽厚比、加劲肋刚度、宽厚比以及加劲肋构造措施提出了设计准则^[4]。

　　 其中加劲区格高宽比 β=s_y/s_x宜控制在1左右, 即:

　　 $\frac{2}{3}\le \beta \le \frac{3}{2}(1)$

　　 加劲区格宽厚比γ宜满足:

　　 $\gamma =\frac{s{}_{\text{x}}+s{}_{\text{y}}}{t{}_{\text{w}}}\le 220\epsilon {}_{\text{k}}(2)$

　　 式中:s_x, s_y分别为钢板加劲肋水平和竖向间距;t_w为钢板墙厚度;ε_k为钢号调整 (修正) 系数。

　　 加劲肋宽厚比为满足加劲肋自身稳定性要求, 参考文献[5]中钢梁腹板加劲肋的相关要求, 定义为:

　　 $\frac{b{}_{\text{s}}}{t{}_{\text{s}}}\le 15(3)$

　　 式中b_s, t_s分别为加劲肋宽度和厚度。

　　 在构建加劲钢板墙的有限元模型 (图5) 时, 一方面需模拟剪力墙周边框架的边界条件, 一方面需排除边框对剪力墙刚度和承载力的贡献, 本文基于剪力墙-边框共同作用模型理论 (图6) , 采用边框梁柱铰接的有限元模型, 同时考虑开洞钢板墙的双向受力特性 (图7) 。

　　 利用有限元模型, 项目组针对体系受力性能特点, 通过参数化分析研究确定了包括非开洞因素 (边缘构件刚度、钢板屈服强度、加劲肋刚度和加载方向等) 和开洞因素 (开洞率、开洞位置和洞口高宽比等) 对加劲钢板墙承载力和刚度的影响规律, 见文献[6]。

　　 定义ξ_F和ξ_K分别为开洞导致的钢板墙承载力降低系数和弹性刚度折减系数, 分析可见, 在符合加劲肋设计准则的基础上, 边缘构件刚度、钢板墙屈曲强度和加劲肋刚度对ξ_F和ξ_K的变化几乎没有影响 (图8, 9) 。

　　 随着开洞率ρ的增大, 承载力降低系数和弹性刚度降低系数均表现出明显的下降趋势 (图10) , 即开洞面积的增大会削弱开洞钢板剪力墙的刚度及承载力。

　　 定义开洞位置参数r为:

　　 $r=\sqrt[]{r{}_{\text{x}}^2+r{}_{\text{y}}^2}/2(4)$

　　 式中r_x和r_y分别为洞口中心坐标与钢板墙尺寸的比值。

　　 当开洞率较小时, 承载力降低系数和弹性刚度折减系数均对开洞位置参数r不敏感;随着开洞率的增大, 开洞位置参数r对各系数影响逐渐明显。开洞位置参数r越大, 即洞口中心越靠近剪力墙中心, 开洞加劲钢板剪力墙的承载力及刚度越小, 但相对承载力来说, 刚度折减更加敏感 (图11) , 图中MiXi (i=1～8) 表示不同开洞位置的构件。

　　 通过研究不同加载方向对开洞加劲钢板墙的性能影响可见, 加劲钢板墙自身尺寸及开洞尺寸等不确定性可能导致加劲钢板墙在水平与竖向加载方向下的性能存在一定差异, 但不同高宽比时, 在水平和竖向两个方向始终具有相同比例的承载力降低系数和刚度折减系数 (图12) 。

　　 在理论分析基础上完成开洞钢板墙的初步设计, 三维模型如图13所示。

　　 在理论分析和初步设计的基础上, 项目组采用1∶5缩尺比, 对开洞加劲钢板墙在低周往复加载试验下的力学性能进行了研究。

　　 表1为试验加载制度, 在钢板剪力墙试件屈服前采用力控制分级加载, 屈服后采用位移控制, 以屈服位移的倍数进行加载。

　　 图14, 15分别为试件SSWO-1 (中部开洞) 和试件SSWO-2 (底部开洞) 最大加载位移时的变形情况。由图16试件SSWO-1, SSWO-2的滞回曲线可见, 基于本文方法进行设计的开洞加劲钢板墙无明显捏缩现象, 具有饱满的滞回曲线, 耗能能力良好;加劲肋可有效限制钢板墙的平面外屈曲, 保证其正常工作阶段下有良好的受力性能。

　　 由图17试验结果与有限元分析结果可见, 两者吻合度较高, 证明了本文研究方法的准确性;另一方面可见不同开洞位置模型的骨架曲线较为接近, 证明在满足加劲设计原则前提下, 开洞位置对开洞加劲钢板墙的承载力和刚度等力学性能影响较小, 与上文理论分析结果一致。

　　 传统带边框钢板墙的建模方法 (图18) 采用梁单元建立边框结构梁柱, 并直接在其中采用壳单元建立剪力墙, 所建立的剪力墙尺寸大于剪力墙的实际尺寸, 并且当剪力墙周边的框架梁柱截面较大时, 剪力墙尺寸将出现较大偏差, 从而导致剪力墙为结构体系贡献的刚度出现偏差, 并进一步影响结构体系的力学性能。如要得到较为精确的结果, 则需要对剪力墙划分较密的单元, 当剪力墙较多时, 将导致整体结构计算缓慢。建模时若要考虑加劲肋, 则需将加劲肋一并在模型中建立, 使得建模过程复杂化。

　　 将剪力墙的水平方向力学性能和竖向方向力学性能分别等效为相应的非线性连接单元, 该非线性连接单元的力学参数由剪力墙本身的有限元建模分析得到;并通过将模拟剪力墙水平和竖向力学性能的非线性连接单元的两个端点分别与相应的框架节点耦合相应的自由度, 完成剪力墙建模。如图19所示, A, B两节点间SW-V单元模拟钢板剪力墙的竖向力学性能, C, D两节点间SW-H单元模拟钢板剪力墙的水平力学性能。

　　 以图20所示的平面结构为例, 通过SAP2000采用等效模拟方法对体系的力学性能进行了分析, 并和通用有限元软件模拟结果进行了对比, 两者吻合良好, 证明通过本文方法设置合理的参数可以较为准确地模拟剪力墙的力学性能。

　　 通过参数化分析研究, 当钢板墙越靠近桁架端部, 其刚度对整个体系的力学性能影响越大。因此当钢板墙靠近桁架端部时, 为保证其具有足够的刚度, 需要适当控制洞口尺寸或增加钢板墙厚度;而当钢板墙靠近桁架中部时, 洞口尺寸可较为自由的调整。

　　 在项目办公楼的结构设计过程中, 同时采用SAP2000和MIDAS Gen中的连接单元对开洞钢板墙的水平及竖向力学性能进行了模拟 (图21) , 两者动力特性计算结果基本一致, 证明本文模拟方法具有较好的适用性。

　　 表2为整体桁架中部分连接单元在不同工况下的内力值, 折算最大应力均小于屈服应力;图22分别为结构桁架在1.0恒载+1.0活载组合作用下的竖向变形和1.35恒载+1.0活载组合作用下的应力分布, 桁架变形和应力最大值分别为30mm和300MPa, 满足计算要求。桁架内力分布较为均匀, 开洞钢板墙和钢桁架可较好地协同工作。

　　 项目中开洞钢板墙-钢桁架结构体系的现场施工过程 (图23) 主要分为4个阶段, 分别为:1) 胎架搭设及初步安装;2) 钢板剪力墙及梁翼缘焊接完成安装;3) 结构卸载;4) 拆除胎架及后续工作。

　　 初步拼装施工期间, 分别在胎架顶部设置小H型钢和沙漏, 以方便后续的结构卸载。钢板墙所在跨梁柱节点处的梁翼缘及钢板剪力墙部分, 需在大跨桁架两端的结构沉降相对稳定后再进行最终焊接。卸载时先后对非钢板墙和钢板墙下方的胎架支撑进行卸载 (焰割和放沙) 。

　　 由于结构在卸载过程中短时间内受力改变较大, 项目组对卸载过程进行现场实测。综合所有测点的位移和应力可知, 卸载完成后结构挠度较小, 基本在2mm以内, 钢板墙竖向变形在1mm以内;所有测点的应力均小于40MPa (图24) , 远小于钢板墙所用Q345钢材的名义屈服强度345MPa。结构卸载完成与支撑胎架脱离, 形成独立受力体系, 结构变形及内力较小, 均在合理范围内。

　　 项目中央广场上方覆盖有M形采光顶, 东西向全长约100m, 南北向底部支座间跨度约34m;采光顶整体搁置在办公楼、演播楼、酒店楼和商业楼4个结构上, 屋面荷载通过边桁架传向各个结构单体 (图1 (d) ) 。

　　 采光顶结构布置如图25所示, 主体凹形部分通过U形主钢管和与之垂直的圆钢管形成网格面, 并在顶部设置斜方向的钢拉杆与周边单体结构相连, 来控制采光顶在自重下的竖向变形;此外为保证在地震等水平荷载以及风荷载作用下的安全性, 在U形钢管中部设置了水平钢拉杆。

　　 由于连接M形采光顶的多个单体在地震时的位移各不相同, 故采光顶在设计时需要满足各个建筑物之间的相异变形并保持稳定状态;本文通过在采光顶与各大楼相接部位设置抗变形能力较强的橡胶隔震支座来释放各单体间的相互影响, 并结合预应力拉杆技术, 解决采光顶连接体复杂的受力和变形问题。

　　 从结构方案考虑, M形采光顶下部较为理想的支座位置应设置于图26所示的A区支座和与之对称的C区节点上, 此时在重力作用下, 由于结构自身较为对称, 上部约束提供对称的水平反力, 下部结构支座主要提供竖向反力即可。然而由于M形采光顶两侧结构不同, 右侧支座只能落在B区, 结构不对称, 重力作用下整个结构将向右下方“倾斜”, B区支座需提供额外的指向中轴线的水平反力。

　　 本文进行了3种结构方案的对比。方案a:固定铰支座, 张拉杆初拉力为200kN;方案b:铅芯橡胶支座, 支座水平刚度分别为2 000, 6 000kN/m, 张拉杆初拉力为200kN;方案c:铅芯橡胶支座, 支座水平刚度同方案b, 张拉杆初拉力为400kN。

　　 表3为3种方案的计算结果, 对比方案a与方案b可见, 采用固定铰支座的可减小结构挠度, 但支座反力较大, 且不利于释放单体相互间地震影响;对比方案b与方案c可见, 张拉力提高一倍后, 结构的变形及内力指标影响较小, 证明在合理范围内的张拉力不影响结构支座的选型;本文最终选择方案b。

　　 在M形采光顶的支座选型中, 选择铅芯橡胶支座 (简称LRB支座) , 其水平方向刚度由橡胶与铅芯刚度组成 (图27) ;首先考虑支座应具有足够的水平刚度, 以提供对水平变形的约束, 防止钢拉杆预应力松弛或者结构变形过大, 其次, 在静载作用下, 隔震支座一般不考虑铅芯刚度 (铅芯蠕变) ^[7], 而在地震作用下铅芯宜快速屈服, 以保证支座起到隔震和耗能作用。故支座型号中, 橡胶优先采用高强度系列, 铅芯则尽可能采用小直径, 以降低初始屈服力。

　　 经过对比试算分析, 最终选择的支座型号为Y4Q1220G10和Y4Q670G10;橡胶材料为G10, 计算得到在1.0恒载+1.0活载工况下结构竖向变形为55mm, 挠跨比为1/600, 满足预定目标要求;构件承载力验算亦满足设计要求。

　　 考虑M形采光顶坐落在两侧主体结构之上, 其地震作用主要由两部分组成:1) 结构自身质量产生的惯性力;2) 来自两侧主体结构所施加的位移荷载。由于M形采光顶自身质量较小, 其地震力主要来源于后者, 故本文采用位移加载方式进行地震作用分析, 位移量取罕遇地震作用下两侧结构对采光顶产生的最大位移。考虑弹塑性最大层间位移角为1/250^[8], 设置地震变形相对位移为±0.12m (罕遇地震动力弹塑性分析下的实际相对位移为±0.055 m) 。

　　 由图28可见, Y4Q1220G10支座铅芯的位移量为-50～0mm;铅芯因蠕变效应在重力荷载下仅产生位移没有内力, 在地震位移荷载下产生塑性变形, 消耗地震能量;橡胶的位移量为-55～0mm, 剪力为-350～0kN, 整个加载过程保持线性刚度。支座变形满足设计要求, 同时经过校核, M形采光顶构件设计满足设计要求。

　　 在M形采光顶施工过程中, 首先施工两侧支座和桁架区域, 其次为U形主钢管弧梁和与之垂直的圆钢管次梁, 最后为钢拉杆部分。考虑到除采光顶中间部位外, 其余主钢管弧梁与竖直平面存在一定角度, 在弧梁承受自重前, 需将其与相邻已完成的弧梁采用小次梁连接, 以防产生指向中部的水平位移, 施工顺序见图29。

　　 结构主体施工结束但未张拉时, 结构仅承受钢结构自重, 脚手架作为施工平台不承受结构重量, 此时M形采光顶变形如图30所示, 最大变形为11.2mm。

　　 结构张拉按图31所示顺序, 第一步张拉M形采光顶最中间拉杆, 第二步为其两侧对称布置的两根拉杆, 第三步依次完成对称张拉 (共7次) ;张拉完成后结构拉杆的内力除端部两根以外, 拉杆轴力约为90±20kN。图32 (a) , (b) 分别为玻璃安装后和承受活载后M形采光顶结构变形。

　　 考虑到有限元分析中采用降温法直接模拟预应力加载, 实际预应力加载过程中, 应保证每次张拉后张拉杆件内力略大于分析结果, 同时对张拉过程中出现的部分端部受压拉杆的变形进行严格控制, 防止出现构件损坏。

　　 办公楼塔楼东侧外立面呈悬链状, 形成大型变高度曲线形中庭 (图33) , 结构形式采用钢结构, 垂直方向跨度42m, 水平方向跨度45m, 高差约50m。

　　 在方案设计阶段, 建筑师将苏州当地丝绸文化融于建筑立面设计中, 选用了垂幕形的造型 (图34) 。

　　 结构设计中首先通过应变能指标进行了找形优化。图35 (a) 为初始形态和优化后形态对比示意, 优化后飘带整体视觉变化较小, 接近悬链状形态, 但应变能较优化前减少近40%。

　　 图36 飘带结构示意

　　 设计中采用分段弧线型钢构件 (H800×400×16×25) ;水平方向上每间隔1.0m设置直径150mm的横向刚性圆形系杆, 与弧形梁形成网格状曲面;在飘带水平向边缘, 通过设置空间三角封边桁架确保平面刚度和水平力传递能力, 协调结构的整体变形;两侧墙面通过设置□800×400～□400×400的变截面矩形钢柱, 抵抗作用于墙面的风压等水平力, 并满足幕墙的变形要求 (图36) 。

　　 飘带弧形梁在重力作用下将产生较大拉力, 设计中通过飘带上端节点处的二力杆转换为拉力和压力传递到主体楼面系统上 (图37) , 由于混凝土楼面结构抗拉能力较弱, 通过在楼面设置平面钢支撑系统将飘带产生的拉力传递到主体核心筒上, 防止混凝土受拉开裂 (图38) ;飘带下方与设置在8层的柱相连, 并通过斜支撑来抵抗水平力。

　　 建造中, 突破传统仅小高差采用滑移技术的限制, 首次将滑移施工工艺应用于该大高差结构 (图39 (a) ) 。通过施工模拟分析可得, 上下梁端在自重下产生的转角较小, 分别为0.13%和0.12%;考虑滑移施工时上下梁端水平变形量难以保持完全一致, 预设梁两端在施工时存在15mm滑移差情况下, 计算得到轨道卡轨力最大为8.8kN (图39 (b) ) , 施工中对下支座增加竖向限位, 保证滑移安全。

　　 项目首层楼面下沉广场内, 设计有水平投影跨度达21.3m、宽为6m的钢楼梯, 要求在跨度范围内不允许设置竖向支撑构件。项目组首次采用预应力交叉张弦钢楼梯体系, 有效跨度可达25m, 形式轻盈、承载能力高、减振效果好, 实现楼梯大跨、无柱、轻巧美观的建筑效果^[9], 钢楼梯平面、立面及局部构造见图40。

　　 楼梯梯梁采用箱形截面, 撑杆采用圆钢管组成的组合平面桁架, 拉索采用钢拉杆, 共计3榀, 各榀梯梁通过横向撑杆、次梁以及楼梯梯板连接, 提供梯梁的侧向刚度, 保证梯梁稳定 (图40) 。

　　 静力荷载作用下楼梯挠度见图41, 分析可知, 楼梯控制因素为其竖向刚度, 故楼梯设计时以控制变形为主, 强度为辅。在最不利工况下, 杆件的最大应力比为0.58;楼梯的跨中最大挠度为-39.2mm, 而预应力楼梯的跨度约为23m, 最大挠度为跨度的1/585<1/400, 满足设计要求。

　　 通过对预应力交叉弦杆楼梯进行特征值分析, 楼梯竖向第1阶自振频率f为1.79Hz<3Hz, 通过试算比较发现, 预应力施加的大小对此体系下的结构竖向第1阶自振频率影响甚微, 楼梯的竖向自振频率无法满足3Hz的要求, 故需考虑人行激励下的竖向加速度是否满足规范要求。

　　 本文采用稳态分析法^[10]对结构在不同人行激励频率下的动力响应进行计算, 考虑跨中位置施加激励, 单人重量取值为0.7kN, 行人步行落脚频率约1～2.8Hz, 不同简谐波阶数对应的动力系数取值见表4, 表中f为频率。

　　 稳态分析中仅考虑刚度比例阻尼, 取值为0.03。参考《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[11]规定, 结构竖向自振频率小于2Hz时, 室外钢楼梯加速度限值为0.22m/s²。经计算, 结构在不同的人行荷载频率下最大加速度响应为0.11m/s² (图42) , 可满足设计要求。

　　 本文以苏州现代传媒广场项目为背景, 介绍了该项目中涉及的多种新型钢结构的技术研究和应用, 对整个项目组在工程中所涉及钢结构设计与研究的技术方法和途径进行了总结, 最终实现了结构与建筑的较好结合。

　　 (1) 办公楼与演播楼之间采用新型开洞钢板墙-钢桁架结构体系, 形成跨度近40m的门式结构, 同时解决大跨重载和人员通行等问题;结合理论分析与试验, 系统研究了其力学性能, 项目组提出相应的设计方法与等效建模方法, 并通过验证证明其可行性和准确性。

　　 (2) 对连接多个单体的M形采光顶, 设计中为提高抗震性能和减小相邻建筑的不利影响, 采用铅芯橡胶支座隔震与预应力拉杆组合设计, 解决了此类连接体受力复杂、差异变形的难题, 在预应力拉杆设计时进行了张拉施工方案模拟, 确定了合理的初始张拉力和张拉顺序, 使施工得以顺利实施。

　　 (3) 针对大高差曲线形中庭, 采用悬链状柔性钢结构体系, 通过应变能优化得到最优中庭曲面形态, 采用曲线形钢梁与钢结构组合柱构成整体, 将自重、地震以及风荷载的作用传递到主楼结构和裙房部位, 传力可靠, 外形流畅。

　　 (4) 项目下沉广场处跨度达21.3m的钢楼梯首次采用预应力交叉张弦钢楼梯体系, 实现了楼梯大跨、无柱、轻巧美观的建筑效果。