高层建筑大跨度钢桁架转换结构施工模型试验

2021-10-18刘劲松肖从真王翠坤

中南大学学报（自然科学版） 2021年9期

刘劲松，肖从真，王翠坤

(1.东南大学建筑设计研究院有限公司，江苏南京，210096；2.中国建筑科学研究院建筑结构研究所，北京，100013)

近年来，高层建筑朝着多元化、多功能和多类型发展，建筑立面变化丰富，平面功能复杂，这对建筑功能、空间及美学要求不断提升。为满足建筑底层大空间、大跨越和立面形态等要求，经常采用梁式和桁架式转换结构。梁式转换结构竖向传力直接、明确，但当转换梁跨度较大且承受竖向荷载较大，转换梁截面尺寸较大时，影响建筑正常使用功能。钢筋混凝土桁架结构具有高承载力和大跨度等优势，但其侧向刚度大、节点构造复杂、施工难度大。一般而言，钢筋混凝土桁架的经济适用跨度为15.0～30.0 m。张誉等[1−5]分别依托不同的背景工程，对不同形式的空腹桁架转换层结构进行了试验研究，分析了模型结构的耗能及变形能力，认为经合理设计的空腹桁架结构整体具有较好变形和耗能能力，桁架上弦杆和下弦杆属于偏心受压构件。

近年来，由于钢桁架结构具有质量轻，强度高，延性好等优势，并且地震荷载作用下良好的耗能能力，钢桁架构件可在工厂分段制作，现场焊接拼装，施工质量有保证，在解决大跨度转换难题时，越来越受到结构设计师的青睐。

国内采用大跨钢桁架转换结构的典型工程实例有北京中国银行总部大厦、南京徐矿国际商务中心、湖北省图书馆新馆等[6−16]，其转换钢桁架结构跨度在30.0～60.0 m，上托3～8 层框架结构。可见，转换钢桁架结构跨度较大，上托结构层数较多，承受竖向荷载较大，钢桁架转换结构受力复杂，给结构设计带来极大挑战。

目前，针对高层建筑中大跨度钢桁架转换结构的研究主要依靠理论计算，分析其整体和节点受力性能，试验研究成果较少。为检验理论计算结果，苏卫东等[11]对重庆西永综保区监管大楼工程进行了振动台试验和节点试验，提出进一步提高支承筒体的延性构造，加强转换桁架弦杆与筒体连接；唐兴荣等[2−3]对预应力混凝土空腹桁架结构进行了静力及拟动力试验研究，提出钢桁架或型钢混凝土桁架具有更好的延性性能；张石钰等[17]对钢桁架节点进行了抗震性能试验，认为桁架端部弦杆翼缘容易产生塑性变形，并最终会发生剪切破坏。

高层建筑中大跨度钢桁架转换结构受竖向荷载、地震荷载、施工荷载和基础不均匀沉降等诸多因素影响，钢桁架结构受力复杂。其中，施工措施和施工荷载施加顺序等是保证转换层施工质量的关键。HE 等[18−20]采用有限元计算，分析转换结构施工过程，受计算模型和手段限制，难以全面准确反映施工过程中大跨转换结构的受力性能。目前，国内外对大跨钢桁架转换结构施工试验研究甚少。为研究施工过程中大跨钢桁架转换结构的传力机制、应变发展、承载能力及支座节点的安全可靠性等，本文作者针对浙江省电力调度大楼大跨度钢桁架转换结构展开施工全过程试验，以期为钢桁架转换层结构设计和施工提供依据。

1 试验概况

1.1 工程简介

浙江省电力调度大楼位于杭州市西湖区，总建筑面积约8.5 万m2，由东西2 栋塔楼组成，均属于超限高层。尤其是东塔楼，平面和竖向均为特别不规则。主体结构长为89.9 m，宽为48.8 m，建筑高度为65.4 m，地上14 层，第15 层为构架层，地下3 层，上部结构采用型钢混凝土框架−剪力墙结构体系。建筑南侧入口大厅高大宽敞，立面复杂，如图1所示。

图1 建筑南侧视角效果图Fig.1 Building renderings on the south

为实现建筑功能和立面效果，结构以筒体剪力墙A，B 和C 为支座，在第10 和11 层设置三榀高8.0 m 转换钢桁架HJ1，HJ2 和HJ3，如图2所示。三榀桁架跨度不等，桁架HJ1为单跨桁架，跨度为48.8 m，HJ2 和HJ3 为连续两跨桁架，跨度分别为32.0+16.3 m 和38.5+16.2 m，桁架上托5 层钢筋混凝土框架结构，属大跨度高位转换结构。三榀不等跨桁架跨度大，承受竖向荷载差异较大，施工阶段桁架的支承约束不确定等，明确钢桁架转换结构在这些复杂因素下的传力机制和承载性能，是工程设计与施工的技术难点。

图2 第10层结构平面图Fig.2 10th floor structural plan

对东塔楼整体结构计算分析可知，三榀钢桁架跨度差异较大，受力及变形不同，桁架之间型钢支撑和钢筋混凝土梁板起到了协调空间变形的作用。若仅对单榀桁架进行计算和试验，不能如实反映各榀桁架受力变形的相互影响；同时，考虑桁架HJ2和HJ3均为连续两跨桁架，跨度、受力和变形较接近，故文中选取跨度和荷载差异较大的相邻两榀桁架HJ1和HJ2整体作为研究对象，考察阶段施工对转换钢桁架结构受力的影响。

1.2 模型设计

根据钢桁架转换层的实际尺寸和试验条件，并保证模型边界条件与实际情况相似[21−23]，试验模型的长度方向取转换钢桁架及两端支座剪力墙，宽度取钢桁架HJ1和HJ2之间范围，高度自桁架下0.5 m 至其上一层结构，按1.0∶7.5 缩尺模型设计，试验模型总长度为9 570 mm，高为2 892 mm。

模型结构构件截面尺寸按1.0:7.5 相似系数设计，钢桁架采用Q235 钢板焊接制作，剪力墙及桁架上部结构混凝土强度等级为C35。根据等强度原则确定剪力墙、型钢混凝土柱和楼板中的配筋以及钢构件与混凝土交界面处的栓钉布置。结构原型与模型主要构件截面尺寸见表1。

表1 主要构件截面尺寸Table 1 Section dimension of structural members

1.3 模型制作

1)将试验模型的两榀钢桁架各分3段在加工车间放样制作，之后运输到实验室拼接。钢桁架拼接之后，对其校准成型，消除制作误差对试验的影响。

2)施工混凝土剪力墙到钢桁架下弦，校准钢桁架支座剪力墙在同一水平标高，即可安装钢桁架，并在两榀桁架之间焊接H 型水平系杆，在弦杆和水平系杆上焊接栓钉。

3)浇筑钢桁架转换层混凝土，并按设计要求在桁架跨中设置混凝土后浇带，端部预留后浇块，以减小桁架上部结构施工过程中混凝土剪力墙对桁架的约束，消除剪力墙的附加应力。

4)待模拟施工加载完成后，再封闭钢桁架跨中后浇带和端部后浇块。

1.4 试验加载机制

第1 阶段加载试验。为检验钢桁架加工质量，对单榀钢桁架HJ1加载试验，控制结构变形在弹性范围，桁架钢板的最大应力在100 MPa以内，得到单榀桁架的受力规律。为加载方便，将钢桁架倒置，千斤顶由下向上加载，加载试验装置见图3(a)。5 个千斤顶同步加载，单个千斤顶每级加载5 kN，分级加载到200 kN，为施工荷载的1.33 倍，设计荷载的0.82倍。

第2阶段加载试验。整体模型施工阶段加载试验，如图3(b)所示。模拟实际工程施工措施，此阶段模型留设楼层跨中后浇带和桁架两端后浇块。施工过程中恒荷载为结构自重，活荷载取1.5 kN/m2，模拟施工加载采用铁块堆载。1 层、2 层和3 层堆载比例为1.00∶1.00∶2.71，分级堆载到总荷载量为472.0 kN。

图3 不同阶段加载试验装置Fig.3 Loading devices of model at different stages

第3阶段加载试验。整体模型使用阶段加载试验，如图3(c)所示，模型后浇带及后浇块封闭。使用阶段加载采用5个竖向千斤顶通过5根分配梁加载到顶层10 个柱上。首先使用千斤顶加载替换部分模型上的铁块，然后加载到竖向设计荷载，测试结构在设计状态下的性能，接着逐级加载，直至结构破坏。

1.5 位移及应变测点布置

在试验加载之前，根据对钢桁架整体受力和位移的分析结果，在钢桁架HJ1 和HJ2 上布置了4类位移计及大量应变片，如图4所示。

图4 钢桁架测点布置Fig.4 Layout of monitoring points on steel trusses

在桁架HJ2上位移计布置情况见表2。

表2 桁架HJ2位移计布置Table 2 Section dimension of structural members

同时，在桁架关键受力杆件截面上对称黏贴电阻应变片，测试加载过程中应变。另外，支承桁架的筒体剪力墙受力性能是整体转换结构承载的重要部位，为研究其受力性能，在混凝土筒体侧面布置了较多应变片，尤其在筒体A靠近桁架HJ1一侧。

2 单榀桁架HJ1试验结果

在试验逐级加载过程中，由于控制了试验最终加载，桁架各测点竖向位移增量呈线性增加，整个桁架变形符合简支梁的受力变化规律，构件表现出良好的线弹性受力性能。同时，采用有限元结构分析软件SAP2000 对单榀桁架HJ1 进行静力弹性计算分析，得到桁架下弦位移以及上弦跨中应力的计算值与试验值对比如图5所示。

图5 桁架HJ1位移及应力试验值与计算值对比Fig.5 Comparison of experimental displacement and stress of truss HJ1 with calculated value

在最终加载量时，桁架下弦跨中最大位移计算值为4.8 mm，比试验值偏大4.2%；桁架上弦跨中最大压应力计算值为89.1 MPa，比试验值偏大4.9%。试验值与计算值吻合较好，表明模型加工精度较高。同时，通过有限元计算分析，在桁架节点处未见明显应力集中现象，表明桁架结构形式及节点构造合理。

3 整体模型试验结果

3.1 试验现象

在模型试验加载过程中，当荷载加载低于设计荷载793 kN时，模型结构上无肉眼可见裂缝。

当荷载加载为893 kN 时，在桁架弦杆及端部混凝土发现个别细微裂缝。

当加载至1 296 kN 时，前期出现的细微裂缝加宽，并新增较多裂缝，继续加载，裂缝发展较快。

当荷载加载至1 760 kN 时，试验模型达到极限承载力，钢桁架上部混凝土框架柱中部发生脆性破坏，同时端部混凝土剪力墙上出现明显水平弯曲裂缝。在加载试验过程中钢桁架构件没有发生塑性变形。

结构典型裂缝发展及破坏形态如图6所示。由图6可见：当试验荷载大于设计荷载后，桁架跨中混凝土水平裂缝为弦杆和混凝土梁之间相对滑移裂缝，这是弦杆轴力增大致使两者界面发生剪切破坏；在桁架端部混凝土剪力墙对上下弦杆有固定约束作用，剪力墙内会产生较大抵抗弯矩，因而剪力墙会出现水平弯曲裂缝。在整个加载试验过程中，直至钢桁架上部混凝土柱达到承载极限出现脆性破坏，钢桁架仍表现出良好的承载性能。

3.2 位移结果及分析

在模型施工阶段的加载过程中，桁架HJ1 和HJ2下弦跨中最大挠度分别为1.99 mm和1.65 mm，分别为跨度1/3 408 和1/3 272。钢桁架端部剪力墙设置了后浇块，钢桁架简支搁置在混凝土剪力墙上，将试验结果与端部下弦分别为简支、铰接和固接3种约束条件模型的计算结果对比，发现其受力和变形接近于下弦简支的约束条件模型。

在模型使用阶段加载过程中，桁架端部后浇块已经封闭，桁架弦杆端部受到剪力墙固定约束，这样桁架和混凝土结构形成整体，共同承受外部荷载作用。在设计荷载作用下，桁架HJ1和HJ2下弦跨中最大挠度分别为2.38 mm 和1.95 mm，分别为跨度1/2 850和1/2 769。

在模型试验加载过程中，桁架下弦跨中的荷载−位移曲线如图7所示。由图7可见：在桁架中间后浇带及端部后浇块封闭以后，转换桁架结构整体刚度有所增强，但随着试验荷载逐级增加，钢桁架和混凝土结构出现相对滑移和表面裂缝，结构刚度会略有降低。

图7 桁架跨中荷载−位移曲线Fig.7 Load−displacement curves of truss midspan

在模型施工阶段加载过程中，在桁架上下弦端部布置的水平位移计测试桁架水平最大位移为0.20 mm，表明在施工荷载加载条件下，桁架相对剪力墙支座会发生水平滑动，混凝土剪力墙仅承受竖向力，几乎没有水平力和弯矩作用，符合设计预期。

试验测试桁架HJ2上下弦L-L1和N-N1的平面外相对侧移。在施工荷载加载条件下，N-N1 最大相对侧为0.41 mm，为高度的1/2 602；在使用荷载加载条件下，钢桁架和混凝土结构形成组合作用，桁架最大侧移为0.49 mm，直至加载至结构破坏之前，桁架侧移量变化不明显。可见，桁架平面外侧向位移主要产生在施工阶段，应引起施工重视；但总体来看，整体结构侧向稳定性可以满足施工和设计要求。

试验测试桁架HJ1 上弦相对混凝土梁的滑移。在使用阶段，桁架HJ1的B和C位置点处产生的最大相对滑移为0.03 mm左右。可见，桁架与混凝土之间相对滑移较小，表明弦杆和混凝土梁之间的连接抗剪栓钉起到了抗滑移作用，栓钉承受剪力较小，变形不大。

3.3 受力结果及分析

由模型试验各应变片测试结果可以推算出各测点应力。从整体来看，桁架跨中上下弦杆和端部腹杆的应力较大，上弦为压应力，下弦为拉应力，与下支点相连的支座斜腹杆受压，与上支点相连的支座斜腹杆受拉。模型试验在施工荷载、设计荷载及破坏前一级荷载条件下，桁架跨中和支座最大应力见表3。

由表3可见：在桁架跨中，桁架HJ2上下弦杆应力比HJ1稍大；但在桁架端部，HJ2端部弦杆的应力比HJ1稍小，在设计荷载范围内，桁架杆件应力水平较低；在试验最终加载的持荷期，桁架上托混凝土柱发生脆性破坏，但钢桁架杆件未出现应力屈服现象，表现出良好承载性能，符合“转换层屈服破坏应滞后于相邻上部结构”的设计思想。

表3 桁架跨中和端部最大应力Table 3 Maximum stress in middle and end of truss MPa

桁架HJ2上下弦杆跨中的应力随加载的变化曲线如图8(a)和(b)所示。由图8(a)和(b)可见：弦杆上下表面的应力接近，杆件主要承受轴向压力或拉力；在楼层后浇带及端部后浇块封闭以后，转换层结构整体刚度增强，应力增幅变缓，但随着荷载逐级增加，结构出现裂缝而刚度下降，应力增幅变快。

图8 桁架HJ1和HJ2荷载−应力曲线Fig.8 Load−stress curves of truss HJ1 and HJ2

桁架HJ1 端部腹杆BA1 支座处的应力随加载的变化曲线如图8(c)所示。由图8(c)可见：杆件主要承受轴向压力，受端部固接影响，腹杆BA1 在下支点处承受较小弯矩1.1 kN·m。

3.4 组合截面作用

钢桁架上弦杆通过抗剪栓钉与其上的混凝土梁连接，形成组合截面，共同承担转换层上部结构传递下来的竖向荷载。模型试验加载过程中，钢桁架HJ1上弦支座及跨中组合截面应变变化如图9所示。

图9 HJ1上弦组合截面应变Fig.9 Composite section strain of HJ1 top chord

整体模型加载试验结果与单榀桁架HJ1加载试验结果对比表明，钢桁架上弦杆与其上部混凝土梁构成组合截面梁，共同承受竖向荷载，截面为偏心受拉，受力变化规律基本符合平截面假定。

在桁架支座处上弦杆的应变小于对应位置处混凝土梁的应变，跨中截面处，加载小于设计荷载时，弦杆与混凝土梁共同作用性能良好；加载增加，在弦杆和混凝土梁交界面处会产生滑移，弦杆应变迅速增加，表明2 种截面的组合作用削弱。设计应加强混凝土梁截面配筋及其与弦杆的连接构造，增强截面组合作用。

3.5 混凝土筒体受力分析

桁架端部支座竖杆向上延伸一层，伸入上层钢筋混凝土筒体内，在支座受拉斜腹杆和上弦杆的共同作用下，桁架上弦支点会对筒体产生拉力作用；在支座受压斜腹杆和下弦杆的共同作用下，桁架下弦支点会对筒体产生压力作用。在施工荷载、设计荷载及破坏前一级荷载条件下，桁架上弦支点A，H和下弦支点A1，H1处对混凝土筒体的竖向力Fv和水平力Fh如图10所示。

图10 桁架对筒体竖向和水平作用力Fig.10 Vertical and horizontal forces of truss on tubes

在施工荷载作用下，桁架对混凝土筒体的水平作用力较小，HJ1上弦支点最大拉力为38.2 kN，表明在施工阶段设置后浇带可以控制桁架对混凝土墙体的水平力。后浇带封闭之后，桁架端部受到混凝土筒体约束，在设计荷载下，筒体受到的水平作用力变化不大，但随着荷载继续增加，在混凝土筒体上产生的约束反力明显增大。在试验加载到设计荷载的下一级荷载893 kN 时，桁架端部A处的筒体混凝土拉应变达到89 με，发现细微裂缝。后期设计和施工应加强桁架支座处的筒体剪力墙构造，确保施工质量。

4 有限元计算分析

有限元结构分析软件SAP2000 Ultimate 16.0.2可以通过增减部分结构或荷载，定义施工分析序列，模拟钢桁架转换结构吊装、楼层混凝土浇筑和后浇带封闭等复杂施工工序，完成对结构施工及使用阶段的全过程模拟计算，并与试验结果进行对比[24]。

4.1 有限元模型

根据整体试验模型建立有限元计算模型，桁架杆件采用Frame杆单元模拟，楼板和剪力墙采用Shell 壳单元模拟。材料强度和弹性模量等参数按材性试验结果取值。

由整体模型试验分析结果，在试验加载到设计荷载之前，桁架上弦杆与其上部混凝土梁形成组合截面，因此，在计算模型中将桁架上弦杆按组合截面考虑。为考察桁架下弦端部支承约束，在施工阶段桁架端部约束分别按简支和铰接2种情况模拟计算。

根据整体模型试验加载机制，有限元计算按后浇带封闭前后形成的施工阶段和使用阶段顺序进行模拟分析，2个阶段施加荷载按模型试验加载机制进行。

4.2 位移计算结果

桁架HJ1和HJ2在施工阶段和使用阶段的竖向位移试验值和有限元计算值对比如图11所示。

由图11可见：在施工阶段桁架端部铰接的计算结果比试验结果明显偏小，桁架HJ1最大偏离约11%，桁架HJ2 左跨偏离约12%，右跨偏离约34%；而桁架端部简支的计算结果与试验结果吻合较好，桁架HJ1 最大偏离约5%，桁架HJ2 左跨偏离约8%，右跨偏离约13%，表明在施工阶段桁架下弦两端简支更接近实际支承条件。