許昌體育場結構設計

王 雷,蘇 敏,董全利,王文標

(1.中建研科技股份有限公司，北京 100013； 2.悉地(北京)國際建筑設計顧問有限公司，北京 100013)

1 工程概況

許昌市體育會展中心體育場項目位于許昌新城北部區域的曹魏生態園南側，魏莊生活社區區域，總建筑面積45 500 m2，為中型乙級體育建筑，總坐席數32 450席。

體育場看臺高度10.483 m～27.740 m，為上下兩層不連續看臺。看臺外輪廓近似為圓形，南北長約225 m，東西寬約215 m。主體育場看臺上覆蓋了完整的環狀花瓣造型的鋼結構罩棚，罩棚由18片造型相同的單元組成，寬約57.1 m。罩棚外邊緣東西向和南北向長均約270 m，罩棚最高點標高47.715 m(結構中心線)。體育場立面效果圖見圖1。

主體結構采用鋼筋混凝土框架剪力墻結構，上部鋼結構罩棚采用空間桁架組成的空間網格結構。罩棚設內外兩個支座，外支座位于2層室外平臺，內支座位于看臺框架柱頂部。

本項目建筑結構安全等級一級，抗震設防類別為重點設防類[1]。地基基礎設計等級甲級[2]，建筑樁基安全等級一級。混凝土框架及剪力墻抗震等級均為一級[3]。

基本雪壓取值為0.45 kN/m2(100年重現期)。

由于本項目罩棚體型復雜、跨度較大，其風致動力效應較為顯著，根據GB 50009—2012建筑結構荷載規范規定，本項目進行了風洞試驗，根據風洞試驗結果，進行風致振動分析。設計中的風荷載采用荷載規范與風洞試驗結果進行包絡取值，風洞試驗縮尺模型見圖2。

本項目規范風荷載取值如下：基本風壓ω0=0.45 kN/m2(50年重現期，混凝土結構取值)；ω0=0.50 kN/m2(100年重現期，鋼結構取值)。風壓高度變化系數μz最大值為1.6，風振系數罩棚前端βz=1.8，罩棚根部及墻面βz=1.4[4]。

結合許昌當地近20年氣象統計資料，本項目溫度作用取值如下：1)下部混凝土結構升溫溫差+25 ℃；降溫溫差-25 ℃；2)上部鋼結構升溫溫差+30 ℃；降溫溫差-30 ℃；3)合攏溫度取為(15±2)℃。考慮混凝土徐變變形引起的構件應力松弛，應力松弛系數取0.4。

抗震設防烈度7度；設計基本地震加速度0.10g；設計地震分組為第一組；場地類別Ⅱ類；水平地震影響系數最大值αmax=0.08；特征周期Tg=0.35 s。

2 地基基礎

各土層力學指標見表1。

表1 土層力學指標

本工程基礎采用鉆孔灌注樁，樁徑分為φ600 mm和φ800 mm兩種，自承臺底面算起有效樁長約28 m。樁端持力層為第⑨層或第⑩層粉質黏土層，樁端全截面進入持力層不小于2.5倍樁徑。φ600 mm和φ800 mm樁單樁承載力特征值分別為2 250 kN和2 900 kN。

樁基承臺間設置雙向基礎拉梁，基礎拉梁截面300 mm×700 mm,300 mm×800 mm，單樁承臺厚度1 m，多樁承臺厚度1.5 m，承臺及基礎梁頂面標高為-1.500 m。

3 下部混凝土結構

下部混凝土結構外輪廓平面近似圓形，南北長約為225 m，東西寬約為215 m，看臺頂標高為10.483 m～27.740 m。其中，東西看臺地上3層，為兩層不連續看臺；南北看臺地上2層，為一層半看臺。首層觀眾平臺層高6.3 m，2層層高4.5 m，3層層高隨看臺頂標高變化。利用看臺建筑四周對稱分布的樓電梯間、設備管井均勻布置剪力墻，形成框架-剪力墻結構體系，為上部鋼屋蓋提供可靠支承。下部混凝土結構主要柱網尺寸約7 m～11 m，主要結構布置及截面如下：

1)框架柱截面尺寸見表2。

表2 框架柱截面尺寸

2)框架梁及次梁：框架梁截面為400 mm×700 mm,400 mm×800 mm和400 mm×900 mm；局部鋼結構下支座托梁截面600 mm×1 200 mm；觀眾疏散樓梯梯柱托梁600 mm×1 000 mm；次梁主要截面300 mm×700 mm和300 mm×800 mm；看臺斜梁截面500 mm×900 mm,600 mm×900 mm和600 mm×1 000 mm，看臺密肋梁截面180 mm×600 mm,180 mm×700 mm。

3)樓層板厚120 mm，2層平臺室外區域板厚140 mm，看臺前端挑板厚度150 mm，斜看臺板厚度100 mm。

4)剪力墻厚度均為400 mm。下部混凝土結構模型三維圖見圖3。

本工程混凝土結構外輪廓全長近700 m，整個平臺范圍內主體結構未設永久縫，屬超長混凝土結構。設計中采取了以下措施來減小混凝土收縮和溫度應力的不利影響：1)根據《混凝土結構設計規范》[5]的規定，沿看臺環向、徑向每隔30 m～40 m設一道伸縮后澆帶。2)混凝土中應摻一定量的粉煤灰和高效減水劑。3)基礎底板及承臺利用混凝土60 d強度代替28 d強度進行配合比設計，減少水泥用量。4)粗骨料采用連續級配，細骨料采用中砂，控制粗、細骨料的含泥量。5)嚴格控制后澆帶封閉時間，后澆帶澆筑氣溫在15 ℃左右。6)適當摻入膨脹纖維抗裂防水劑，其膨脹成分可補償混凝土的收縮，纖維則可有效提高混凝土的抗裂能力。7)看臺等超長部位混凝土澆筑在氣溫相對較低時進行,施工單位應提出具體詳細的施工方案，進行專項論證后，方可施工。8)根據氣象統計資料以及施工過程，并考慮混凝土材料收縮徐變特性以及基礎的彈性剛度約束，根據溫度作用計算分析結果，在拉應力較大的部位適當配置溫度鋼筋。目前本項目混凝土結構已經完工，后澆帶也已合攏，現場反饋效果良好。混凝土結構現場航拍圖見圖4。

4 上部鋼結構罩棚

混凝土看臺頂部支承完整的環狀花瓣造型的鋼結構罩棚，覆蓋大部分觀眾坐席。罩棚外輪廓平面為圓形，直徑約270 m，罩棚寬約57.1 m，最大懸挑長度37 m，罩棚結構最高點標高48.45 m。

整個鋼罩棚由18片造型相同的單元組成，以“花瓣”為母體，經過模數化處理后，每個單元包含大、小兩種花瓣組。鋼結構罩棚三維計算模型俯視圖見圖5。

4.1 大花瓣構成

每個大花瓣由徑向主桁架、環桁架及桁架間單層網殼構成，其中徑向主桁架采用了倒三角形組合截面，主桁架最大懸挑長度約37.6 m，桁架肩部高度8 m，前端收至2.8 m。徑向主桁架之間設置了三道環桁架，分別位于徑向主桁架的懸挑前端及鋼結構上支座支承位置，環桁架最大跨度約31 m，最大高度約5 m。徑向主桁架和環桁架之間區域采用單層網殼填充，單層網殼支承于主桁架和環桁架上弦。大花瓣結構構成見圖6。

為了加強屋蓋的整體剛度，在各徑向主桁架及環桁架自身上弦平面設置了斜腹桿，形成有效的屋蓋上弦支撐體系。

4.2 小花瓣構成

大花瓣環桁架貫通小花瓣區域，并采用單層網殼填充大花瓣徑向主桁架和小花瓣環桁架圍合空間，并結合建筑造型，在墻面單層網殼收口位置設置端部水平桁架拱，小花瓣單層網殼支承于徑向主桁架、環桁架及桁架拱上弦。小花瓣結構構成見圖7。

鋼結構罩棚構件總用鋼量5 815 t(包括內支座937 t)，按罩棚展開面積60 269 m2計，罩棚用鋼量指標為96.5 kg/m2，考慮支座節點以及加勁肋等構造因素，鋼結構實際用鋼量較理論用鋼量增大約15%～20%。鋼結構罩棚主要桿件截面尺寸見表3。

表3 主要桿件截面尺寸 mm

5 結構分析

本工程分析采用SAP2000 V20，Etabs 18兩款通用結構軟件進行分析，兩者計算結果較為接近。

5.1 計算模型及假定

采用上部鋼結構及下部混凝土結構整體三維計算模型對本工程進行結構有限元分析，模型中梁柱采用Frame單元，樓板、混凝土剪力墻采用殼元并細分模擬；樓梯及看臺斜板采用膜元，主要計算參數：

阻尼比：0.02用于上部鋼結構設計，0.035用于下部混凝土結構設計。嵌固端為基礎承臺頂面。

懸挑桁架弦桿為剛接連續，腹桿與弦桿采用剛接、鉸接包絡計算，單層網殼兩端剛、鉸接雙控計算，內支座上端與主桁架下弦鉸接，內支座與柱頂、外支座與看臺連接節點按鉸接考慮。

整體結構三維計算模型簡圖見圖8，模型剖面圖 9。

5.2 反應譜分析

經整體分析，結構模態分布如下：

第1階為鋼結構x向振型(Tx=1.127 s)；第3階為鋼結構y向振型(Ty=1.006 s)；第8階為鋼結構豎向振型(Tz=0.646 s)；第12階為鋼結構扭轉振型(Tx=0.562 s)；第23階為整體結構x向平動主振(Tx=0.386 s)；第24階為整體結構y向平動主振型(Ty=0.273 s) 。

主體結構前幾階均為鋼結構平動及豎向振動，鋼結構豎向振動頻率1.54 Hz>1.0 Hz，滿足要求。鋼結構扭轉主振型出現在第12階，扭轉周期與平動周期比Tt/Tx=0.562/1.127=0.498<0.9，滿足規范要求。

結構第23階以后為混凝土結構主振型，第23階，第24階分別為混凝土結構X向和Y向平動主陣型，混凝土結構無明顯扭轉主振型。下部混凝土結構最大層間位移角為1/1 639，滿足要求。結構最小剪重比為3.16%，滿足規范要求。

5.3 靜力分析

鋼結構在主要靜力荷載組合下的應力分布如圖10所示。

大部分桿件的最大應力比均受恒、活荷載以及風荷載組合控制，應力比均低于0.9，滿足規范要求[6]。恒+活標準組合下罩棚前端最大豎向位移見表4。

表4 罩棚懸挑前端最大位移值

懸挑端部最大位移1/203<1/125,滿足要求。鋼結構豎向位移云圖如圖11所示。

在恒、活、風、溫及小震最不利組合工況下，看臺最內圈短柱配筋率0.95%～4%，最外圈柱配筋率約0.95%～1.5%，支承鋼結構下支座V型柱配筋率為1.3%～2.9%，支承鋼結構上支座柱配筋率為1.15%～1.5%，其他柱縱筋基本為構造配筋。

看臺斜梁配筋率0.8%～1.9%，其他梁配筋率0.5%～1.7%。

混凝土結構框架柱軸壓比為0.15～0.65，看臺前排柱軸壓比較低，其配筋主要為受彎控制。剪力墻最大軸壓比0.30。

5.4 溫度作用分析

在降溫單工況下，2層(標高6.300 m)樓板的應力云圖見圖12，圖13。其中,S11為徑向應力，S22為環向應力。

首層樓板在降溫工況下，樓板拉應力為1.0 MPa～1.5 MPa，適當加強樓板配筋即可滿足溫度作用的影響要求。依據許昌市氣象統計資料細化整體結構溫度的計算，與施工過程結合，考慮混凝土的收縮徐變效應，準確反映結構在全年溫度變化下受力形態。并在施工過程中采用合理措施減小溫度應力對結構的負面影響。2層、3層樓板拉應力水平較低，均在1.0 MPa以下。

降溫作用下，在東西兩側筒體底部有拉應力產生，約2.5 MPa～3.0 MPa，在局部洞口邊緣有應力集中，約4 MPa，通過墻肢均勻配筋可滿足要求。

框架柱受溫度作用影響較大，平臺外圈柱和看臺前端柱尤其明顯。考慮溫度作用時，東西側內圈框架柱配筋率約1.0%，南北側內圈框架柱配筋率約3.5%，平臺框架柱配筋率約0.95%～1.5%。框架梁受溫度影響也較為明顯，配筋增大約5%～15%。

5.5 中震復核

1)中震彈性：水平地震影響系數最大值αmax=0.224，場地特征周期Tg=0.35 s。不考慮地震組合內力調整系數，材料強度取設計值，考慮承載力抗震調整系數γRE，考慮雙向水平地震作用及偶然偏心影響。

2)中震不屈服：水平地震影響系數最大值αmax=0.224，場地特征周期Tg=0.35 s。不考慮地震組合內力調整系數(即強柱弱梁、強剪弱彎調整系數)，取1.0。各項作用分項系數取1.0，不計抗震承載力調整系數，材料強度取標準值。

經復核鋼結構桿件均滿足中震彈性要求。中震彈性工況下，鋼結構下支座V型柱配筋率略有增大，增至3.4%，南北看臺鋼結構上支座配筋率增大至1.73%。

中震不屈服工況下，東西看臺最內側柱配筋率增加至2.59%～3.28%，較恒、活、風、溫及小震組合工況下有較大增大，其他柱中震不屈服工況配筋率未增加。

5.6 非線性屈曲分析

本項目對鋼結構進行了整體非線性屈曲穩定分析。

結構達到穩定性極限承載力時，對應的豎向基底總反力FZ=1 241 379 kN。靜力計算中在恒荷載和活荷載標準值作用下，基底總反力為139 203 kN，結構穩定性極限承載力臨界系數K=1 241 379/139 203=8.91>4.2，滿足規程要求[7]。計算結果見圖14。

6 節點設計

鋼結構罩棚上支座混凝土柱均采用型鋼混凝土柱，柱直徑1 200 mm，內置十字鋼骨。看臺斜梁及環梁與此處相交位置鋼筋與鋼骨的關系較為復雜，典型節點做法見圖15。

罩棚上支座四根支座桿件交匯，交匯處相貫節點焊接較為困難，局部采用鑄鋼節點，鑄鋼件材質為G20Mn5QT，做法見圖16～圖18。

7 結語

經過上述分析，本項目很好的實現了既定的結構性能目標，經濟性也控制在合理水平，建筑效果得到了很好的實現。目前本項目混凝土結構已經全部封頂，鋼結構加工已經部分完成,望這篇文章可供類似項目借鑒參考。