广西文化艺术中心位于广西省府南宁,由1 800座的大剧院、1 200座的音乐厅和600座的多功能厅三个单体组成。每个单体呈山的造型,由中间混凝土结构和外围拱形钢屋盖组成。三个钢屋盖通过外围的云状雨篷桁架连为一体。混凝土部分为大剧院、音乐厅等有使用功能的建筑主体结构; 钢结构部分用于构筑立面形态,构成山和云的造型。钢结构与混凝土结构设防震缝脱开,拱脚落在6.5m标高处的环梁上。

　　 大剧院混凝土部分的主要屋面标高为23.5m,观众厅上方屋面标高为26m,主舞台上方屋面标高35.5m; 音乐厅的大屋面标高为22.5m,局部标高为16.8m; 多功能厅的大屋面标高为23.9m,局部标高为16.8m。钢屋盖与雨棚总体宽206m,长214m,最高处51m。建筑总面积11.48万m²,建筑规模位于全国前列。结构初步设计阶段,混凝土部分由华东建筑设计研究总院设计,山和云的钢结构部分由德国SBP结构师事务所与华东建筑设计研究总院共同完成,施工图设计由华东建筑设计研究总院承担。建筑实景图见图1,平面及剖面图见图2。

　　 广西文化艺术中心设计使用年限为50年,安全等级为二级,抗震设防类别为乙类,抗震设防烈度为6度(0.05g),设计地震分组为第一组,场地类别为Ⅱ类。根据安评结果 ^[1],地震影响系数放大至0.085 5,特征周期取0.35s; 混凝土部分的风荷载按重现期50年进行设计,基本风压0.35kN/m²,钢结构部分按重现期100年进行承载力设计,基本风压0.40kN/m²,计算风荷载按广东省建筑科学院提供的风洞试验结果取值 ^[2]; 当地最低月平均气温为6℃,最高月平均气温为36℃,基准温度取值为20～30℃ ^[3]。

　　 南宁市地形是以邕江广大河谷为中心的盆地形态,本场地地处邕江宽广河谷盆地中的冲蚀堆积阶地,根据钻探揭露,场地土层自上而下有①素(杂)填土、②粉质黏土、③粉质黏土、④圆砾、⑤强风化泥岩、⑥中风化泥岩。

　　 基础采用桩-筏板基础。根据详勘报告 ^[4]建议,桩基宜采用PHC静压桩。由于三个观演厅的舞台下方设备需求,局部底板标高较低,最深处埋深约18.2m,底板高低差约10m,若采用PHC管桩,底板高低交界处桩易折断。另外④圆砾层土起伏较大,不利于沉桩施工和控制差异沉降。因此设计桩基采用钻孔灌注柱形式。

　　 基桩采用D800钻孔灌注桩,地下室范围桩基持力层为⑥中风化泥岩,多数桩长为20m,局部深坑处桩长为19m和15m。根据详勘报告 ^[4],场地为新近填土且将来完成的室外地面将比目前自然地面高约2m,需考虑桩基负摩阻力 ^[5]的影响。根据勘察单位的建议,进行室外大台阶下(地下室以外区域)桩基设计时,②粉质黏土层以上部分按-15kPa的下拉力考虑,大台阶下桩基持力层为④圆砾。为尽量使新填土固结对地下室沉降不产生影响,外墙下桩基适当加密,起到隔离桩的作用。

　　 地下室底板厚度约1 000mm,局部舞台深坑处底板厚度为1 200mm。计算表明,柱下最大沉降值为11mm,最大沉降差为0.3‰,沉降量和差异沉降均满足规范要求 ^[6]。

　　 大剧院、音乐厅、多功能厅混凝土部分的结构形式均采用框架-剪力墙结构。根据建筑平面功能,在舞台、观众席周边以及楼梯、电梯周边设置剪力墙,在外围大空间区域设置框架柱,共同构成抗侧力体系。混凝土结构和外围钢结构在6.5m标高以上设防震缝脱开,防震缝宽度为150mm,满足钢结构对缝宽的要求 ^[7],钢结构与混凝土屋面搭接设缝做法见图3。

　　 竖向承重体系由普通钢筋混凝土梁板、钢梁+组合楼板、柱、墙、基础构成。由于混凝土部分和外围钢结构之间需设置防震缝脱开,部分需延伸至外围钢拱的楼板和屋面板的悬挑跨度较大,设计时将最大悬挑跨度控制在6m以内,其余楼面荷载将由钢拱支承的钢梁承担,钢梁的另一端滑动支承于主体混凝土结构上,其支座满足大震不脱落要求。

　　 舞台、观众厅上方为大跨屋面,跨度在20～32m,采用钢梁+组合楼板形式,钢梁按组合梁设计,可有效减小梁高并降低用钢量。2层环梁层及大剧院主要布置见图4(篇幅有限,仅列部分)。

　　 在三个剧院建筑之上设置三个由平面拱桁架形成的山形屋盖结构,拱桁架典型剖面图见图5,在标高20.25m和23.25m之间设置由正交平面桁架形成的云状雨棚,山形屋盖和云状雨棚通过在标高20.25m和23.25m设置的3m高的环状四弦桁架连成一个整体。钢结构坐落在6.5m标高的混凝土环梁上,山形屋盖与云状雨棚共同构成一个独立的受力体系,与剧院的混凝土结构在6.5m标高之上无任何的结构性连接。如图3(b)和图6所示。

　　 大剧院、音乐厅和多功能厅三个山形钢屋盖的高度分别为51,44,39.7m,钢屋盖与雨棚平面布置见图7。钢结构杆件主要采用圆钢管,材料为Q345B。主要构件截面尺寸详见表1。钢屋盖共计约14 600个连接节点,节点连接大部分采用相贯焊接,对于相汇杆件多于8根(9～12根)的158个节点采用铸钢节点,材质为G20Mn5QT。钢屋盖和雨棚整体三维模型图如图8所示。

　　 本项目地下室共1层,地下1层的剪切刚度未达到地上1层剪切刚度的2倍,地下室外墙仅在结构外围提供刚度,因使用功能需求,无法在平面内部设置较多混凝土墙体对每个单体形成对称的嵌固约束,而且1层楼板有较多楼板开洞及错层,难以有效传递水平力。因此1层楼板不适合作为上部结构的嵌固端。本设计将嵌固端设置在地下1层底板处。

　　 钢拱柱脚落在2层(6.5m标高处),2层及下部混凝土结构需要较大的整体刚度,不适合设缝分开。2层及以下为大底盘形式,与地上的三个混凝土单体形成大底盘多塔结构 ^[8]。为确切掌握整个结构的抗震性能及主要构件的内力分布情况,进行了三个单体单独模型和整体模型的对比分析,通过比较每个单体单独模型与整体模型在地震工况下的抗侧性能指标判别结构布置的合理性; 通过对比主要构件在单独模型和整体模型中的内力变化以确保构件安全。构件设计时采用整体模型与单体模型包络设计。

　　 整体模型与单独模型动力特性对比如表2所示,扭转周期与平动周期比值均小于0.8,说明结构整体抗扭能力较强,整体模型中的单体自振周期较单体模型短,说明整体模型中大底盘对上部单体的约束较强 ^[9]。

　　 钢拱柱脚铰接于2层(大底盘顶板)转换环梁上,2层以上钢结构与混凝土在结构上相互独立,无结构性连接。由表3知,2层混凝土结构与上部钢结构刚度比在X向为1 322,Y向为272,下部混凝土刚度远远大于上部钢结构刚度,故2层可作为钢结构的嵌固层,可进行钢结构与混凝土结构的单独计算。

　　 计算混凝土结构时,将上部结构作为荷载输入,进行转换环梁及其转换柱分析时,将上部钢结构整体建入以准确考虑其影响; 计算上部钢结构时,考虑下部结构正常使用变形及沉降差的影响。

　　 三个拱形钢屋盖落在2层,每个单体的拱脚在平面上呈南北2个弧形,结合拱脚分布特点,在2层设置三个混凝土环梁,如图4(a)所示。拱脚之间距离为3m,支撑环梁的转换柱间距约9m,局部跨度较大处由框支大梁提供支点。拱脚对环梁作用有竖向力和水平推力,环梁环状的形式可以使拱脚水平推力形成自平衡,从而减少对支撑环梁的柱及周边楼板的影响。拱脚的竖向力由环梁和支撑环梁的转换柱承担,水平推力由环梁、转换柱及周边楼板共同承担,且三者的刚度是相互影响的。

　　 设计时对不同的环梁截面宽度、转换柱截面高度以及环梁周边的楼板厚度做了充分的比选分析,评估环梁弯矩、环梁剪力、环梁轴力、柱剪力、柱弯矩、楼板应力以及环梁的水平变形量,寻求传力分配的最优解。分析比选时,以大剧院的环梁为基准模型,采用SAP2000通用有限元软件,环梁和转换柱用梁单元模拟,楼板采用壳单元模拟,环梁的分析模型如图9所示。钢拱柱脚的反力通过荷载方式反向施加在环梁上,每个拱脚节点上作用有恒荷载、活荷载、风荷载、地震作用、温度荷载,每种荷载均按竖向分力和水平分力输入,并按规范采用不同的组合。同时还考察了环梁内力受周边框架的影响,为使这种影响更直观,此时不考虑楼板作用。分析模型的类型及结果统计见表4,5。

　　 通过比较各方案的计算结果,可以看出:

　　 (1)改变环梁宽度对环梁弯矩、环梁变形及转换柱剪力影响较大。随环梁宽度增加,环梁弯矩明显加大,水平变形明显减小,显示环梁的环箍效应显著,转换柱剪力明显下降。

　　 (2)增加转换柱高度,结构整体刚度加大,转换柱剪力、弯矩增加。随刚度增加,转换柱分担的推力加大,环梁直杆效应减小,轴向拉力明显减小,环梁水平变形减小。

　　 (3)与环梁相邻楼板厚度的变化对内力影响较小,考虑楼板后可以有效减小环梁水平变形,但楼板厚度加大后这种减小幅度会有所减小。

　　 (4)极端状况下,设定环梁下转换柱截面100×100,即其刚度接近0,环梁截面取4 000×1 200,此时恒荷载作用下环梁的弯矩在环梁弧线段接近直线段处发生变号,整体展现出一种环箍效能。

　　 上述计算展现的力学规律合理,采用环梁、转换柱支撑上部钢结构的方案可行。根据比选多方案中的构件内力及变形,最终确定采用的截面为:弧线段环梁截面4 000×1 200,直线段环梁截面3 000×1 200,环梁下转换柱截面800×3 000。

　　 环梁受力分析采用计入上部钢结构的整体三合一模型,如图10所示。模型以地下1层底板为嵌固端,采用反应谱法分析环梁及框支柱在各工况下的受力情况。小震下阻尼比按混凝土部分5%、钢结构部分2%考虑。分别对环梁在小震组合、中震及大震工况下的变形进行了分析,最终构件的变形及承载力均可满足规范及既定性能目标的要求。

　　 环梁的平面布置见图11,典型的节点剖面如图12所示。环梁内设置了通长的型钢,以便与拱脚处型钢连接,更好地传递拱脚处的水平推力及竖向力,同时也可加强环梁的轴力受力性能。

　　 钢屋盖与雨棚大多采用管桁架直接相贯焊节点。拱桁架、环桁架、雨棚桁架等处的交汇杆件多至9～12根,且杆件内力较大,普通焊接难以实现,采用铸钢节点,典型节点的空间位置如图13所示。

　　 采用通用有限元软件ANSYS对该典型节点进行受力分析,节点的应力云图见图14。结果表明:节点大部分区域处于设计值235MPa以下; 约束端及杆件交汇处应力较大的区域处于200～230MPa之间,最大von Mises应力296MPa位于约束端处,且面积较小。可认为节点整体处于弹性范围,满足承载力设计要求 ^[10]。

　　 (1)本项目为大底板多塔结构,通过单塔与多塔模型分析比对,掌握了结构整体特性,通过对单塔与多塔的包络设计,确保结构的安全性能。

　　 (2)根据下部混凝土结构与上部钢结构的特点,对二者存在相互影响的重点内容进行单独分析,整体分析时可采用独立模型计算,使得各自分析模型简洁可靠,既提高了设计分析的准确性,也加快了项目推进速度。

　　 (3)通过对环梁的充分比选,掌握了环梁的受力特性,确定了环梁的合理形式,通过对环梁的整体计算,确保上部钢屋盖在底部受力可靠。

　　 (4)对复杂钢结构节点进行了有限元分析,结果表明,节点的受力性能良好,承载力可满足要求。

　　 (5)本项目设计过程中还对大底盘的温度应力、上部结构大开洞部位在地震工况下的楼板应力、钢结构的整体验算等内容进行了详细分析,限于篇幅,并未一一展开。