武漢琴臺大寺院設計

1獨特的設計理念武漢琴臺大劇院位于武漢市岳湖濱水走廊和漢江濱水走廊。俯瞰湖南古秦臺。它是該市的一座獨特建筑群。它主要包括1個1800座大劇院,1個400座多功能廳及排練廳、公共服務空間等部分,功能以演出大型歌(舞)劇為主,能滿足國內外各類大型舞臺類演出的使用要求,地下1層(局部4層),地上6層,總建筑面積約7萬m2,建筑總高度約40m。本工程建筑造型新穎獨特,酷似一架“古琴”,頂部4道尺度巨大的大跨度構架形成“琴鍵飛奔、水袖飛舞”般的外伸造型,最大跨度達106m,建筑實景如圖1所示,典型建筑平、剖面如圖2所示。該項目于2004年5月動工,2007年9月完工并投入使用。本工程獨特的造型和復雜的平面功能給結構設計帶來諸多難題,因此設計中大量采用了承載力和剛度較大而重量較小的鋼結構體系。本文重點介紹大跨度屋蓋結構和超大跨度造型構架的設計情況。2設計規范系數根據《劇院建筑設計規范》和業主要求,本工程設計使用年限為100年,但由于我國現行結構規范均以50年為設計基準期,要真正按100年的使用年限進行設計,在材料強度和活荷載取值方面缺乏依據,因此設計中活荷載及材料強度仍按現行規范取值。風、雪荷載按100年重現期取值,其中風荷載修正后的基本值0.4kNm2,風載體型系數由風洞試驗確定,修正后的基本雪壓0.6kNm2,屋面積雪分布系數參照規范要求確定。抗震設計以100年10%超越概率的地震水平為設防烈度,常遇地震作用按場地地震安全性評價報告提供的100年63.2%超越概率的地震動參數計算,水平地震影響系數最大值取為0.093。溫度作用按+30℃的綜合溫差考慮,以涵蓋各種復雜條件下的溫度作用對結構的不利影響,荷載組合中溫度作用分項系數取1.0,組合系數取0.7。3鋼結構體系本工程鋼結構主要應用在屋蓋和幕墻體系,以及部分大跨度樓蓋上。整體鋼結構軸測圖如圖3。3.1舞臺區、東北部屋蓋造型各分區根據建筑造型,劇院主體的整個屋蓋系統可分為以下幾個部分(如圖4),即造型飄帶1～4和休息廳、咖啡廳、觀眾廳、主舞臺區、前廳屋蓋及辦公區等對應的屋蓋。建筑中部立面和屋蓋造型的主要特征是玻璃條帶和銅板條帶沿縱向相間布置,其中玻璃條帶內要求盡量減少結構構件,以保證完全通透的建筑視覺效果和夜間泛光照明效果。同時各部分屋蓋的標高不盡相同,彼此聯系很弱,因此結構整體性較差,設計上根據不同區域的跨度、受力情況和建筑造型要求,分別采用不同形式的結構體系。結構體系設計4道超大尺度的造型飄帶是整個建筑設計意念的點睛之筆,其后端支承在后區主體結構墻柱上,前端直接從35m高空直接轉折下地,其中飄帶1～4的水平投影最大跨度分別為96,52,112,60m,飄帶寬度5～25m。飄帶四周外覆清水混凝土裝飾掛板,其平均折算厚度達到50mm,重量遠大于常規的大跨度輕型屋面,且建筑師為了表現剛勁有力的建筑觀感,對結構的變形控制提出了很高的要求,同時建筑造型又限制了構架前、后端結構高度分別約為1.8m和3.5m,各飄帶跨度最大跨間平均結構高度僅約2.4m,對結構設計造成了很大的難度。飄帶1最大跨間(96m)及其相鄰跨采用鋼箱梁結構(如圖5a),箱型梁截面(1800～3500)×600×50×15(96m跨間平均高度約2.4m),箱型梁間布置橫向聯系桁架,提高結構的抗扭剛度。構架前端落地端采用箱型柱加柱間支撐形成格構鋼架,上端與鋼箱梁剛接,下端鉸接于主體結構首層樓蓋。飄帶1后部跨度較小處采用鋼管桁架體系,桿件采用矩形管,腹桿KT型布置,節點采用相貫節點,桁架上下弦平面均設置平面鋼管支撐,提高結構的空間整體剛度。飄帶2、4的結構跨度相對較小,縱向采用高度1.8～3.5m的鋼管桁架結構(見圖5b、d),縱向桁架間設置橫向聯系桁架,桁架上下弦平面設置平面鋼管支撐,桁架中后區支承在主體結構墻柱上,飄帶4上肢前端與落地格構剛架相連,下肢前端和飄帶2前端則支承在前廳幕墻鋼管柱上。飄帶3最大跨度達112m,最大跨間平均結構高度僅2.4m,為控制結構的變形,飄帶全長采用鋼箱梁結構(如圖5c),箱梁截面寬800mm,翼緣厚度最大60mm,腹板厚15mm,內設橫向加勁肋。最大跨內縱向箱梁間設置橫向聯系箱型次梁,其他跨內設置橫向聯系桁架,提高飄帶的空間整體剛度,縱向箱梁前端與落地格構剛架剛接。各飄帶通過抗震球形鋼支座支承在主體混凝土結構框架柱或剪力墻上,主要采用固定鉸支座。為減小超長飄帶的溫度應力,控制鋼結構對其支承墻柱的水平反力,其中部分支座采用滑動支座或彈性支座,支座剛度視受力要求為(3000～15000)kNm。下部結構設計主舞臺屋蓋必須承受舞臺工藝大量的設備荷載,包括2層柵頂、3層馬道、各種吊機和卷揚機的重量和使用荷載。設計采用平面鋼桁架體系(如圖6a),桁架沿舞臺進深方向布置,兩端分別支承在前后臺口上的主桁架上,桁架跨度25m,間距與建筑條帶尺寸相吻合(約2.7m),銅板條帶內的2榀桁架間設置橫向聯系桁架,屋蓋中部設1道通長橫向桁架,上弦平面鋪設壓型鋼板現澆100mm厚混凝土隔聲層。受力桁架高2.4m,上下弦桿采用T型截面T345×300×30×45,豎腹桿和斜腹桿分別采用2根C型鋼2C20A、2C25C與PL12鋼板構成的組合截面。前后臺口主桁架上弦支承屋蓋縱向受力桁架,跨度25m,桁架高2.4m,弦桿采用H400×600×30×45軋鋼,腹桿截面H400×400×25×35。所有桁架鋼材均為Q345B。觀眾廳屋蓋采用同樣平面桁架體系(如圖6b),桁架沿縱向兩端分別支承在前臺口主桁架和觀眾廳外圍混凝土剪力墻上,最大跨度42m,桁架高2.2m,間距約2.7m,橫向設置3道通長聯系桁架,上鋪壓型鋼板現澆100mm厚混凝土隔聲層。桁架弦桿為T型截面T395×300×30×45,腹桿為2根C型鋼(2C20A、2C25C)與PL8鋼板構成的組合截面,材質為Q345B。墻面帶鋼架的設置前廳屋面及主入口墻面是建筑觀感要求最高的空間,要求嚴格遵循縱向條形構造,同時要求結構形式盡量簡潔,玻璃條帶范圍內不設結構構件,該部分屋面部分跨度約35m,墻面部分高度約26m。設計采用門式剛架結構,剛架間距與建筑造型的條帶寬度相吻合,約2.7m,梁柱均采用H型截面H900×450×16×25,銅板條帶內2榀剛架間設置橫向聯系次梁及平面斜撐形成平面桁架,墻面剛架柱頂設置通長橫梁H900×200×14×25,形成空間剛度。墻面主入口門頂設置焊接箱型托換梁,跨度26m,截面1800×900×45×20,內側剛架柱鉸接于觀眾廳外圍剪力墻墻頂,外側剛架柱柱底鉸接于托換梁頂或主體結構樓面梁。前廳屋蓋兩側利用建筑造型的變化,分別設置一道空間矩形桁架和倒三角形桁架,空間桁架下弦與前廳兩側屋蓋連接。辦公區屋面與墻面建筑造型與前廳相同,采用門式剛架結構,剛架間距約2.7m,前端與后臺口主桁架下弦鉸接,中部鉸接支承在主體混凝土結構的2道框架梁上,形成3跨連續剛架。屋蓋跨度最大24m,墻面高度23m。剛架梁柱截面采用Q235B熱軋H型鋼HM588×300×12×20。銅板條帶內的兩榀剛架間設置間距3.5m的橫向聯系次梁,剛架柱頂設置通長聯系梁HM588×300×12×20,端部條帶內設置平面斜撐,提高整個屋蓋的平面內剛度和墻面的抗側剛度。入口門頂設置H1200×590×18×25焊接鋼梁,剛架柱底端鉸接于門頂大梁或主體樓蓋混凝土梁。梁、屋蓋結構休息廳與咖啡廳分別位于前廳的兩側,屋蓋標高低于前廳,其中休息廳幕墻采用柔性單索玻璃幕墻,預應力索頂端錨固于休息廳屋蓋鋼梁上,屋頂采用玻璃作為圍護材料。根據建筑的效果要求,休息廳屋蓋采用平行墻面布置的雙向交叉梁系結構,屋蓋梁在周邊支承于幕墻鋼管柱上,在內側支承于樓蓋混凝土梁和前廳屋蓋空間矩形桁架上。結構跨度約24m,為滿足構件盡量纖細的建筑要求,框架主梁采用箱型截面400×300×14×10,次梁截面采用矩形管200×150×10,主梁交叉處下設豎向壓桿,底端設雙向張弦式拉桿,形成矢跨比約110的張弦梁結構,豎向壓桿采用A190～A400×12的錐形管,拉桿采用A80不銹鋼拉索。屋蓋周邊柱頂框架梁采用箱型截面700×350×25×16,滿足錨固單索幕墻預應力索的受力要求和變形控制要求。咖啡廳屋蓋結構形式與休息廳屋蓋基本相同,跨度較大處采用張弦梁結構,跨度較小處采用雙向交叉梁結構,主梁截面400×250×12,次梁截面300×150×10。屋蓋鋼梁在內側與飄帶2下弦連接。3.2主梁和鋼結構本工程前區2層以上為高大空曠的入口大堂,玻璃幕墻高度達到20m以上,周邊柱子主要支承幕墻及屋蓋鋼結構,采用A451～A850直徑的圓形鋼管柱,材質Q345B,柱腳插入下層混凝土柱中,保證柱腳節點的固接剛度。入口大堂左側3層(10.8m標高)設有咖啡廳,主梁跨度達到26m,除支承咖啡廳樓蓋荷載外,還需支承樓梯、電動扶梯及連接觀眾廳的26m跨人行天橋,結構受力很大。為控制結構高度,保證下層凈高,咖啡廳樓蓋及大跨度人行天橋采用鋼結構。咖啡廳樓蓋主梁采用1000×800×30×16的Q345B焊接鋼箱梁,兩端支承在A1000鋼骨柱上;樓蓋橫向布置間距3m的次梁,采用H450×250×10×16工字型截面。根據建筑造型要求,26m跨人行天橋采用Q345B鋼板直接焊接成900mm高的梯形截面,截面內部設1道12mm厚縱向加勁肋,且每2m設1道10mm厚橫向加勁肋,天橋一端與咖啡廳鋼箱梁剛接,另一端通過縱向滑動支座支承在觀眾廳混凝土牛腿上。4正常使用狀態下結構變形預起拱設計考慮到屋蓋鋼結構體系本身整體性較差,空間協同工作效應不強,為節省計算成本,結構計算中對屋蓋鋼結構分區進行單獨建模,以主體結構作為其邊界約束,分析其在重力荷載、風荷載、地震作用、溫度作用和支座沉降差等工況下的應力和變形,計算程序主要采用STAADPRO。以跨度最大的飄帶3為例,正常使用狀態下的結構變形如圖7,跨中節點最大豎向位移達463mm,其中恒載產生的位移為403mm,必須采用預起拱才能滿足變形控制在L400范圍內的要求,設計要求按恒載下的結構變形進行起拱,起拱由多點控制,避免僅按跨中點起拱造成構架最終形態偏離建筑要求。為了分析整體結構的動力特性,設計中對混凝土主體結構和適當簡化后的屋蓋鋼結構進行了整體建模(如圖8),研究整體結構的自振特性和地震反應,并與僅考慮主體結構(屋蓋鋼結構的作用按外加荷載考慮)的模型進行比較。結果表明,采用主體結構模型,忽略相對輕柔