高斌斌，李元，夏堯

（中機第一設計研究院有限公司，合肥230601）

1 工程概況

某縣級體育中心，建筑面積約30 000 m2，固定座位數(shù)約1.5 萬個，分為西側看臺與東側服務配套用房。體育場效果圖如圖1 所示。西側混凝土看臺上方設置鋼罩棚。鋼罩棚采用月牙形，東西向長220 m，南北向寬52 m，結構最大高度50 m，最大懸挑長度約18 m。鋼罩棚三維軸測圖如圖2 所示。

圖1 體育場效果圖

圖2 鋼罩棚三維軸測圖

鋼罩棚主要由前拱桁架、后拱桁架及屋面徑向次拱桁架組成，頂部三角形鏤空桿件按裝飾構件考慮，非主受力構件。環(huán)向后拱桁架支承于混凝土柱，前拱桁架支座采用鑄鋼鉸支座節(jié)點，埋入拱腳混凝土基礎。

2 結構設計參數(shù)及荷載

建筑結構安全等級為一級，當?shù)乜拐鹪O防烈度為7 度，設計基本地震加速為0.1g。由于該建筑抗震設防類別為重點類，因此地震作用計算采用7 度0.15g，設計地震分組為第二組，場地類別Ⅲ類，Tg=0.55 s，多遇地震下水平地震影響系數(shù)最大值為0.08[1]。鋼結構阻尼比取0.02，混凝土部分阻尼比取0.05。

鋼罩棚荷載包括結構自重、吊掛荷載、活荷載、地震作用、溫度影響、裹冰荷載、風荷載及支座位移，結構自重由計算軟件自動統(tǒng)計，其余荷載按荷載規(guī)劃和實際情況考慮[2,3]。體育場館內屋面風荷載，通常為控制荷載，應當引起足夠的重視[4]。通長可采取數(shù)值模擬或風洞試驗來確定風荷載取值。本工程罩棚荷載取值，按類似工程的風場數(shù)值模擬結果取值。迎風面風壓系數(shù)+1.3，背風面風壓系數(shù)-1.3，屋頂風吸系數(shù)-1.3，屋頂風壓系數(shù)+0.5；組合值系數(shù)取0.6，風振系數(shù)取2。溫度荷載根據(jù)規(guī)范取值，當?shù)啬曜罡邷囟?7 ℃，最低溫度-8 ℃。最大溫差45 ℃，設計合龍溫度按15 ℃考慮。

3 設計指標

非抗震組合和常遇地震組合，重要桿件應力比不大于0.8，一般桿件不大于0.85。中震不屈服組合，桿件應力比≤1.0（不考慮承載力調整系數(shù)）。屋蓋關鍵構件壓桿長細比≤120。一般壓桿長細比≤180，屋蓋拉桿長細比≤200。荷載與活載組合、恒載與風載組合下屋蓋撓度≤L/250，主拱撓度≤L/400（L為跨度）。

4 靜力分析

利用Midas Gen 進行整體結構彈性計算分析，空間桁架結構采用桁架單元建模，拱腳邊界條件為鉸接，混凝土柱頂?shù)膹较蜩旒苤c為鉸接。尾部V 形拉桿與混凝土牛腿亦為鉸接。

鋼結構罩棚在1.0 恒載+1.0 活載作用下的最大變形出現(xiàn)在頂部裝飾結構兩側，最大豎向變形Midas 計算為-58.93 mm，故撓度為1/594＜1/250，利用3D3S 軟件計算，豎向變形為-56.06mm，撓度為1/624＜1/250；徑向桁架最大變形出現(xiàn)在其懸挑端部位置，最大豎向變形Midas Gen 計算為-52.33 mm，撓度為1/357＜1/125；前拱桁架最大變形出現(xiàn)在跨中區(qū)域，最大豎向變形Midas Gen 計算為-52.33 mm，撓度為1/4170＜1/250，滿足規(guī)范要求?？紤]結構外觀及后期維護系統(tǒng)可靠性，體育場罩棚安裝施工時，懸挑桁架應預起拱，桁架端部起拱量為L1/300（L1為桁架懸挑長度）。

桁架弦桿最大應力比Midas Gen 為0.77≤0.80，桁架腹桿最大應力比Midas Gen 為0.82≤0.85，尾部V 形構件最大應力比Midas Gen 為0.77≤0.80，均滿足應力比控制要求。

鋼結構罩棚在1.0 恒載+1.0 風壓組合作用下最大變形出現(xiàn)在徑向懸挑桁架端部，最大豎向變形為-61.04 mm（撓度約為1/306＜1/250）；1.0 恒+1.0 風吸組合作用下最大豎向負變形出現(xiàn)在頂部裝飾結構兩側，變形量為-67.60 mm，最大豎向正變形出現(xiàn)在懸挑端部位置，變形量為+5.70 mm?？紤]溫度作用，1.0 恒+1.0 升溫組合作用下最大豎向負變形出現(xiàn)在頂部裝飾結構兩側，變形量為-32.41 mm，最大豎向正變形出現(xiàn)在前拱桁架柱腳區(qū)域，變形量為+34.74 mm；在1.0 恒+1.0 降溫組合作用下，最大變形出現(xiàn)在頂部裝飾結構兩側，最大豎向變形為-89.19 mm，徑向桁架最大變形出現(xiàn)在其懸挑端部位置，最大豎向變形為-63.01 mm。豎向地震下，徑向桁架最大變形出現(xiàn)在其懸挑端部位置，最大豎向變形為-3.65 mm。均滿足變形控制要求。包絡工況下的最大位移和應力比分別如圖3、圖4 所示。

圖3 包絡工況下最大位移

圖4 包絡工況下應力比

5 動力特性

多遇地震下整體模型分析，第1～9 振型為頂部裝飾構件的局部振動，剔除局部振動，鋼結構的整振型、周期如表1 所示。低階陣型頂部裝飾構件局部振動形態(tài)如圖5 所示，鋼罩棚整體振動形態(tài)如圖6 所示。

表1 鋼罩棚特征值分析

圖5 低階陣型頂部裝飾構件局部震動。

圖6 鋼罩棚整體振動形態(tài)

6 性能化設計

采用等效彈性分析方法對結構在設防地震和罕遇地震作用下的抗震性能進行了分析。驗算關鍵構件、普通豎向構件及耗能構件，在中、大震作用下，正截面和斜截面能否滿足性能目標要求。計算模型為結構整體模型，包括主體結構、鋼屋蓋。根據(jù)JGJ 3—2010《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》，確定體育場抗震性能目標C，構件抗震性能水準如表2 所示。

表2 構件抗震性能水準

定義徑向桁架弦桿、徑向桁架支座處腹桿（臨支座2 個區(qū)格）、前拱桁架弦桿、前拱桁架支座處腹桿（臨支座2 個區(qū)格）、尾部V 形構件為關鍵構件。徑向桁架非支座處腹桿、前拱桁架非支座處腹桿、環(huán)向桁架、頂部裝飾構件、水平支撐為普通構件。關鍵構件大震應力比如圖7 所示。

圖7 關鍵構件大震應力比

中震作用下，性能水準3 要求結構為輕度破壞，結構層間位移角不應大于1.5～2.0 倍的彈性層間位移角限值。因此，中震作用下，混凝土框架的層間位移角限值取為1/250；大震作用下，性能水準4 要求結構為中度破壞，結構層間位移角不應大于規(guī)范彈塑性層間位移角限值；大震作用下，混凝土框架的層間位移角限值取為1/100。鋼結構罩棚整體滿足抗震性能目標。

7 抗連續(xù)倒塌與關鍵節(jié)點分析

安全等級為一級的高層結構應進行抗連續(xù)倒塌設計[5]。本工程采用拆除構件法進行抗連續(xù)倒塌設計，逐個分別拆除結構重要構件，剩余結構的內力和變形采用彈性靜力分析方法，對直接與被拆除構件相連的構件豎向荷載動力放大系數(shù)取2.0，其余構件取1.0；選取的失效部位為：前拱下弦桿（應力最大處）失效、尾部V 形桿（應力最大處）銷軸失效、后拱混凝土支座失效。

分析結果表明：（1）前拱桁架單根下弦失效、尾部V 形桿（應力最大處）銷軸失效時結構在1.0 恒+1.0 活作用下最大豎向變形未發(fā)生明顯增大，變化幅度小于5%，失效節(jié)點附近構件應力比未發(fā)生明顯變化。（2）支承混凝土柱失效后結構在1.0 恒+1.0 活作用下最大豎向變形為-90.93 mm，相對設計狀態(tài)下未發(fā)生明顯增大（設計狀態(tài)下結構在1.0 恒+1.0 活作用下最大豎向變形為-58.93 mm，增加32 mm），失效混凝土柱附近構件應力比略有增大，但未出現(xiàn)構件應力比超標，結構不會發(fā)生整體倒塌。

本工程部分節(jié)點受力情況復雜，對結構安全有重大影響。構造復雜的重要節(jié)點應通過有限元分析確定其承載力，并應進行試驗驗證[6]。本工程對關鍵節(jié)點采用Abaqus 進行了有限元分析，并要求鑄鋼節(jié)點應進行驗證性試驗。網(wǎng)格精度25mm，單元類型Tet（四面體）線次單元C3D4。鑄鋼節(jié)點材料力學性能如表3 所示。

表3 鑄鋼節(jié)點材料力學性能

鑄鋼節(jié)點桿件5 倍設計荷載下柱頂鑄鋼節(jié)點及支座節(jié)點應力如圖8、圖9 所示，柱頂鑄鋼節(jié)點的最大位移0.76 mm，支座節(jié)點的最大位移3.1 mm。通過1～5 倍荷載下的荷載系數(shù)-位移曲線，得出極限承載力為設計荷載值的3.5 倍，其值大于3倍的設計承載力，鑄鋼節(jié)點承載力滿足規(guī)范要求。

4.5 促進城市生態(tài)動態(tài)與社會動態(tài)協(xié)同發(fā)展

彈性建設策略提倡整合城市社會和生態(tài)動態(tài)，關注城市社會生態(tài)系統(tǒng)的發(fā)展過程、動態(tài)和功能，應對不可預測的變化和動蕩。為設計選擇一種更具適應性和靈活性的方法。具體的設計策略包括通過增強樹池、池塘、庭院、沼澤等功能的設計來構建基于生態(tài)系統(tǒng)的雨水滲透系統(tǒng)，這些微流域都可以方便就地存儲雨水。

5 結語

加快城市化和經濟快速發(fā)展的重要部分是全面增強國力的有效途徑。盡管我國的整體生活水平有所提高，但面對全球變暖、生態(tài)失衡、能源消耗、環(huán)境污染和經濟結構失衡這些不確定因素，都將影響城市的自然抵抗能力。與傳統(tǒng)的城市規(guī)劃、空間規(guī)劃設計不同，彈性城市建設將成為當前發(fā)展中高層思維研究的新趨勢和焦點，并將成為城市發(fā)展的強大動力。