湖北广场立柱建筑设计

［择要］ 结合某大跨度屋盖构造设计，分别采取型钢混凝土梁、钢-混凝土组合梁、钢-混凝土组合桁架这三种方案进行打算，对其混凝土用量、型钢用量、钢筋用量、竖向挠度等指标进行比拟。
结果表明，采取钢-混凝土组合桁架在减轻构造自重、方便设备管线及马道支配、降落综合层高方面具有明显上风。
然后对钢-混凝土组合桁架支座处高下弦杆局部弯矩过大的问题提出了改进方法，打算结果证明了改进方法的有效性。
末了对组合桁架屋盖施工阶段的稳定性进行了剖析。

［关键词］ 大跨度屋盖; 钢-混凝土组合桁架; 局部弯矩; 稳定性

该项目位于湖北省武汉市武昌区，是一集滑雪场、主题乐园于一体的巨型综合体验式购物中央，建筑效果图见图1。

该项目C 区为连忙过山车、旋转木马等大型游乐设备的超限项目［1］，构造剖面见图2。
乐园内部开洞形成大空间，致使屋面跨度达到27m×33m。
本文紧张先容该C 区主题乐园的大跨度屋面的设计

图1 项目建筑效果图

图2 C 区构造剖面示意

思路。

荷载条件如下: 附加恒荷载7. 5kN/m2( 栽种屋面) ; 活荷载7. 0kN/m2( 考虑屋面放置机电设备) ;吊顶及马道荷载1. 5 kN/m2，构造自重由软件自动打算，其他荷载按《建筑构造荷载规范》( GB50009—2012) ［2］取值。
楼板采取钢筋桁架楼承板，厚度为120mm。

本文采取型钢混凝土梁、钢-混凝土组合梁、钢-混凝土组合桁架这三种方案进行剖析打算。
图3 为三种方案屋盖中部标准跨构造支配。
建立局部楼层模型进行比拟剖析，因恒、活荷载较大，比拟模型中不考虑地震浸染及风荷载。

图3 大屋面构造平面( 局部)

2. 1 方案一: 型钢混凝土梁

型钢混凝土梁构造支配见图3( a) 。
主框架梁截面为: 800×2 800( 钢骨: H2 400×500×32×60) ，次框架梁截面为: 600 × 1 900，边框梁截面为:700×2 000( 钢骨: H1 600×400×20×40) ，楼板厚度为120mm。

2. 2 方案二: 钢-混凝土组合梁

钢-混凝土组合梁构造支配见图3( b) 。
主框架梁( 27m 跨) 截面为: H2 800×700×50×80，次框架梁及边框梁截面为: H2 200 × 500 × 40 × 60; 主次钢梁( 33m 跨) 截面为: H2 200×500×34×60，次钢梁( 9m跨) 截面为: H700×300×14×30，楼板采取钢筋桁架楼承板，厚度为120mm。

2. 3 方案三: 钢-混凝土组合桁架( 高下弦杆均与框架柱刚接)

钢-混凝土组合桁架构造支配见图3 ( b) 。
沿27m 跨支配主桁架，沿33m 跨支配次桁架，次桁架间距9m，次桁架之间每3m 支配一道次钢梁，钢桁架中央高度为3m，高下弦杆之间支配马道。
某主桁架局部立面见图4。
钢桁架弦杆采取箱形宽扁截面，下弦最大截面为□( 600 ～ 1 000) × 500 × 60 × 60( 当截面宽为1 000mm 时呈罗马数字Ⅱ型) ，上弦最大截面为□600×500×50×50，腹杆采取弱轴在桁架平面内的工字形截面，腹杆最大截面为H600×500×60×60。

2. 4 方案一至方案三材料用量比拟

表1 为三种方案材料用量比拟结果，未包含框架柱材料用量以及楼板钢筋用量。
方案二中未包含梁下吊顶及马道所需支撑构件。
方案三中桁架下弦每隔6m( 桁架下弦节点处) 设置次钢梁作为次桁架平面外支撑，同时作为马道支撑构件。
方案三中型钢用量包含了该部分材料用量。

由表1 可知，采取型钢混凝土梁方案自重所占比例较大，失落去了合理性。
方案二挠度靠近规范限值，方案三挠度最小，表明钢-混凝土组合桁架具有较高的竖向刚度。
方案二钢梁高度为2 800mm，考虑钢梁下马道设置需求，其总构造高度会超过方案三的总构造高度，但方案二的含钢量有一定上风。
方案三的钢-混凝土组合桁架构造总高度为3 500mm，其型钢含量最高。
本项目综合考虑马道及其他设备支配需求，采取钢-混凝土组合桁架方案，将马道支配于桁架高下弦杆之间，马道荷载直接由次桁架平面外支撑梁通报至钢桁架下弦节点。

2. 5 桁架高下弦杆与框架柱铰接及刚接比拟剖析

因桁架高度较大，高下弦杆分别与框架柱铰接也能达到整体固接的浸染，本文对高下弦杆与框架柱铰接和刚接进行比拟剖析，剖析结果如下。

2. 5. 1 桁架内力及挠度比拟

图5，6分别为在标准荷载组合下某主桁架的轴力及弯矩，个中图6 为高下弦杆与框架柱刚接。
由图5，6可知，1) 桁架高下弦杆与框架柱刚接时支座弦杆产生了较大的弯矩，此弯矩对付支座弦杆的应力贡献起主导浸染，对付此局部弯矩本文在第3 节提出了应对方法。
2) 桁架高下弦杆与框架柱铰接时，支座上弦杆( 支座斜腹杆为压杆，故对下弦杆轴力影响较小) 的轴力有一定增加( 15%旁边) ，因没有局部弯矩，支座弦杆设计较随意马虎。
但支座斜腹杆内力相应增加约56%，第二根斜腹杆内力增加约10%，其他斜腹杆内力基本相同。
建议此时支座斜腹杆设置为拉杆。
3) 桁架高下弦杆与框架柱铰接时，跨中下弦杆轴力增大约10%。
4) 高下弦杆与框架柱刚接及铰接时跨中挠度分别为18. 5，21. 6mm，增大约17%，但因桁架高度较大，挠度数值上差别不明显。

2. 5. 2 整体构造抗侧刚度比拟

本项目因室内乐园大开洞，导致大量框架柱成为跃层柱，钢桁架屋面层柱网跨度为27m×33m，在超限剖析时该层最大弹塑性层间位移角为1 /206。
为了剖析桁架高下弦杆与框架柱铰接是否会对构造抗侧刚度产生影响，采取MIDAS Building 对整体模型进行比拟剖析。
大震弹塑性剖析时采取人工波2进行打算，该地震波下构造弹塑性层间位移角最大。
比拟结果见表2。

由表2 可知，桁架高下弦杆与框架柱刚接或铰接，整体构造的抗侧刚度基本不变。

3. 1 主桁架内力剖析

图7，8分别为各荷载浸染下27m 跨主桁架( 图3( b) ) 不考虑弹性楼板浸染时的轴力和弯矩。
由图7，8可知: 1) 地震浸染内力占比很小，即桁架设计由恒、活荷载浸染掌握; 2) 柱支座边第1 跨高下弦杆存在较大的局部弯矩; 3) 主桁架三分点处为次桁架支座，此处下弦杆存在较大局部弯矩。

以桁架左支座上弦杆为例进行打算，剖析其弯矩及轴力的应力贡献，详细如下，该箱形上弦杆截面假定为□600×800×70×70。
轴力设计值N 为:

载下分项系数; NG，NQ分别为恒、活荷载下轴力标准值; MG，MQ分别为恒、活荷载下弯矩标准值。

依据《钢构造设计标准》( GB 50017—2017) ［3］，轴力对上弦杆的应力贡献σ1为:

σ1 = N/An= 128MPa

弯矩对上弦杆的应力贡献σ2为:

σ2 = M/γxWnx= 203MPa

式中: An为构件净截面面积; γx为截面塑性发展系数; Wnx为对主轴的净截面模量。

从上述打算可以看出，主桁架支座上弦杆按弹性打算时弯矩对上弦杆的应力贡献为轴力应力贡献的1. 6 倍，应力叠加后的协力已大于抗拉强度设计值。
经打算，若加大支座高下弦杆截面，也会增大弦杆刚度，进而引起弦杆所受局部弯矩进一步增大，形成恶性循环。
为此，须要对支座弦杆采纳特定的加强方法。

3. 2 主桁架支座弦杆加强方法

针对主桁架支座弦杆局部弯矩对其应力贡献过大的问题，本文供应两种方案，分别先容如下。

3. 2. 1 方案A: 端部弦杆内添补自密实混凝土

端跨高下弦杆中添补混凝土，管内加焊焊钉，形成钢管混凝土梁，以提高承载力。
依据《矩形钢管混凝土构造技能规程》( CECS 159 ∶ 2004) ［4］第6 章进行打算，端部弦杆截面依然为□600×800×70×70，管内添补C35 自密实混凝土。
轴力对上弦杆的应力贡献为:

管内添补自密实混凝土后，弯矩对其应力贡献为对应箱形钢梁的68%。
由此可见，矩形钢管混凝土梁抗弯承载力有一定提高。
但管内添补混凝土并不能改变桁架支座上弦杆拉弯受力特性，根据边缘屈从准则上弦杆上翼缘首先屈从，若不考虑塑性发展，则材料利用效率较低。

3. 2. 2 方案B: 桁架支座弦杆加强

桁架端部采取高下弦连在一起的梁，使局部弯矩由高下弦杆分别承担转为共同承担。
建立图9 所示比拟模型。
方案B1 支座弦杆为钢管混凝土梁，梁截面为□600×800×60×60，管内添补C35 自密实混凝土。
方案B2 支座弦杆为箱形梁，梁截面为□600×3 500×60×60，且取消支座斜腹杆。
方案B3支座弦杆为箱形梁，梁截面同方案二，支座斜腹杆不取消( 图中粗实线所示) ，考虑到支座斜腹杆与加强梁有面积重叠，实际斜腹杆仅为60mm 厚的斜钢板，支座斜腹杆按截面面积相等原则在模型中按工字钢梁H480×200×50×20 输入。
其他杆件截面均相同，均不考虑弹性楼板的浸染，楼板自重按荷载输入。

图10 为三种方案恒载浸染下的竖向位移，由图可知，方案B1 竖向位移最小，表明其竖向刚度最大。
方案B2 与方案B3 比较，取消支座斜腹杆后竖向位移略有增加，与实际符合。

图11，12 分别为标准荷载组合下三种方案的轴力及弯矩，图12 中其他杆件弯矩相对较小，图中未详细标注。
由图11，12 可以得出如下结论: 方案B1支座弦杆弯矩及轴力均较大，桁架支座上弦杆为拉弯构件，而下弦杆为压弯构件，由弹性打算边缘屈从准则可知，此类构件材料不能充分利用，轴力应力分量与弯矩应力分量叠加后导致上弦杆上边缘或下弦杆下边缘首先屈从。
方案B1 左支座上弦杆若不考虑管内混凝土，上翼缘应力比为0. 97，考虑管内混凝土后上翼缘应力比为0. 77。

方案B2 与方案B3 除端部加强梁受力有差别外，其他杆件内力基本同等。
加强梁表现出以受弯为主的受力特点，轴力较小。
方案B3 中因未取消支座斜腹杆，使得端部加强梁负弯矩略有减小但同时轴力略有加大。
方案B2 旁边端加强梁应力比分别为0. 64，0. 79，方案B3 旁边端加强梁应力比分别为0. 57，0. 74，但方案B3 中左支座斜腹杆应力比达

到了0. 9。
由此可知，方案B3 不取消支座斜腹杆，使得布局繁芜，但应力改进并不明显。

由此可知，桁架端部加强使得支座弦杆由拉弯或压弯构件变为纯弯构件( 轴力较小) ，高下翼缘应力大小相等，材料利用更加充分，具有一定上风。

3. 3 钢桁架施工阶段稳定性剖析

本项目钢桁架跨度大，钢桁架离下部楼面高度达到30～40m，浇筑混凝土楼板时若在钢桁架下设置临时支撑，施工用度昂贵，故假定钢桁架在施工时不设置临时支撑，须要对钢桁架进行施工阶段的应力及整体稳定性剖析。
施工阶段荷载为: 附加恒荷载即楼板自重，施工活荷载2. 0kN/m2，经打算，施工阶段钢桁架应力能知足哀求，本文仅补充施工阶段钢桁架的整体稳定剖析结果。

采取MIDAS Gen( V855) 软件建立整体有限元模型，见图13。
楼面荷载以线荷载办法输入到次钢梁上，考虑初始荷载( 1. 0 恒荷载+1. 0 活荷载) 进行构造线性屈曲剖析［5-7］，经打算，屈曲模态均表现为次钢梁局部失落稳，无法得到钢桁架整体失落稳模态。

为了得到钢桁架整体失落稳模态，将由次梁通报至钢桁架的荷载改为直接输入到钢桁架上，这样将延缓次钢梁的失落稳，从而得到钢桁架整体失落稳模态。
次钢梁施工阶段的稳定由手算复核。
由此得到的临界荷载系数见表3。

表3 中第3，5，6，7阶模态为钢桁架整体失落稳模态，见图14，15。
由图14，15 可知，第3，5，6 阶失落稳模态均表现为某一跨内次桁架连同该跨边框柱沿同一方向整体失落稳。
第7 阶失落稳模态表现为框架柱连同桁架整体失落稳。
第3 阶屈曲临界荷载系数达到19. 83，表明钢桁架在施工阶段具有较高的整体稳定性。

以第3 阶屈曲模态作为构造几何初始毛病分布，毛病最大值取33mm( 跨度的1 /300) ，采取位移法分步加载［8-9］进行循环迭代剖析，得到如图16 的

荷载-位移曲线。
由图可知，在1. 0 恒荷载+1. 0 施工荷载标准值浸染下，几何非线性剖析的整体稳定极限荷载为11. 2×( 1. 0 恒荷载+1. 0 施工荷载) ，构造具有足够的整体稳定性。
能够知足《空间网格构造技能规程》( JGJ 7—2010) ［10］的哀求。

本文结合某项目大跨度钢-混凝土组合桁架屋盖设计过程，先容了钢-混凝土组合桁架的受力特点。
针对桁架支座弦杆与框架柱刚接时弦杆局部弯矩过大的问题，提出了详细的加强方法。
通过对钢桁架进行了施工阶段的稳定性剖析，表明钢桁架在施工阶段具有足够的整体稳定性。
可以看出，大跨度重载屋盖，结合建筑净高哀求及马道支配需求，采取钢-混凝土组合桁架方案是一种合理的构造形式。

［1］ 谢先义，李苹，邱剑，等． 武汉梦时期广场室内乐园主体构造设计［J］． 建筑构造， 2020， 50( 17) : 40-45．

［2］ 建筑构造荷载规范: GB 50009—2012 ［S］． 北京: 中国建筑工业出版社， 2012．

［3］ 钢构造设计标准: GB 50017—2017 ［S］． 北京: 中国建筑工业出版社， 2017．

［4］ 矩形钢管混凝土构造技能规程: CECS 159 ∶2004 ［S］．北京: 中国操持出版社， 2004．

［5］ 罗永峰，韩庆华，李海旺．建筑钢构造稳定理论与运用［M］．北京: 公民交通出版社， 2010．

［6］ 赵阳，田伟，苏亮，等． 世博轴阳光谷钢构造稳定性剖析［J］． 建筑构造学报， 2010， 31( 5) : 27-33．

［7］ 胡文进，王新，温四清，等． 新疆国际会展中央二期构造设计［J］． 建筑构造， 2018， 48( 17) : 8-12．

［8］ 马青，陈志华，闫翔宇，等． 广饶国际博览中央弦支网壳屋盖构造设计［J］． 建筑构造， 2019， 49( 4) : 13-18．

［9］ 张映洲，张雪峰，欧阳元文．南京牛首山佛顶宫大穹顶树状柱构造设计［J］． 建筑构造， 2020， 50( 3) : 34-39．

［10］ 空间网格构造技能规程: JGJ 7—2010［S］． 北京: 中国建筑工业出版社， 2010．

注：本文转载自建筑构造《某大跨度钢-混凝土组合桁架屋盖设计》，作者：谢先义， 邱剑，仅用于学习分享，如涉及侵权，请联系删除！