恩施青云崖游客中心鋼結構設計

邵 冰，鄒海濤，汪胤雅，張四海，藺 軍，蘇英強，嚴航洋

(1.浙江精工鋼結構集團有限公司，浙江 紹興 312030；2.中冶南方工程技術有限公司，湖北 武漢 430077)

0 引言

隨著計算機計算分析技術的發展、人民生活水平的提高，建筑設計要求越來越高，滿足安全、適用、經濟的條件下，越來越多建筑設計更注重美觀，但造型新穎的建筑往往給結構工程師帶來較大設計難度和較多計算流程。本文介紹的恩施青云崖游客中心造型復雜，既不同于JGJ 7—2010《空間網格結構技術規程》[1]中的網殼結構，也不同于GB 50017—2017《鋼結構設計標準》[2]附錄A中的常用單層和多層建筑結構體系，對此項目設計過程中若干問題進行探討，可為類似工程提供經驗和參考。

1 工程概況

恩施青云崖游客中心位于湖北省恩施市土家苗族自治州，地下1層，地上3層，建筑高度為15.200m，結構高度為14.320m，總建筑面積為5 838.93m2，主要功能包括大堂、休息廳和商業等，大堂區域柱距如圖1所示。

圖1 柱距

主結構由坡道、大堂區域2部分組成，兩者間設150mm寬結構縫。大堂區域長60.04m、寬55.22m、高14.32m，屋面坡度5°，由外部環形鋼框架、內部3根喇叭柱和三向平板斜屋蓋組成。喇叭柱采用圓管，屋蓋桿件采用矩形管，樓面板采用鋼筋桁架樓承板，屋面采用輕質鋁鎂錳合金直立鎖邊屋面。

2 設計概況

結構設計使用年限50年，建筑結構安全等級二級，設防類別乙類，設計基準期50年，設防烈度6度，地震分組一組，場地類別Ⅱ類，特征周期0.35s[3]。50年基準期的基本風壓為0.30kN/m2，地面粗糙度類別B類，100年一遇的基本雪壓為0.25kN/m2，恩施地區月最高氣溫36℃，月最低氣溫-2℃[4]，合龍溫度為(15±5)℃，溫升作用26℃，溫降作用-22℃[5]。屋面恒荷載考慮吊掛荷載取1.1kN/m2，活荷載取0.5kN/m2。

不考慮屋蓋上覆屋面和幕墻圍護剛度，僅作為荷載作用于桿件上。喇叭柱單桿計算長度L0取值參照《空間網格結構技術規程》和世博軸陽光谷鋼結構工程，曲面內取0.9L，曲面外取1.6L，L為桿件實際長度[6]。

結構線彈性計算分析采用YJK和MIDAS Gen，極限承載力分析采用ABAQUS。

3 方案選擇

3.1 喇叭柱網格方案

喇叭柱底部直徑為1.6m，由于屋面傾斜，上部呈橢圓形，最大長軸為12m，針對其造型及尺寸，設計肋環形、菱形2種網格方案，如圖2所示。

圖2 喇叭柱網格方案

柱由空間桿件構成，為減小加工難度，選用易彎扭的圓管截面。相對于菱形網格，肋環形網格只存在彎弧構件，不存在彎扭構件，加工制作較方便，但外形與屋面三向網格協調性差，且可能存在側向剛度弱、整體穩定性差的問題，建立簡化模型進一步研究，如圖3所示。

圖3 喇叭柱簡化模型

其他條件不變，桿件截面外觀尺寸相同，用鋼量接近時，列出肋環形、菱形2種方案的喇叭柱桿件截面、用鋼量、標準組合下結構撓度及-y向風荷載下柱頂側移，如表1所示。

表1 肋環形、菱形網格喇叭柱對比

由表1可知，用鋼量接近時，-y向風荷載下肋環形網格方案的側移較大，表明肋環形網格的側向剛度相對于菱形網格較弱。最終選用菱形網格方案。

3.2 喇叭柱與屋蓋網格連接方案

喇叭柱與屋蓋網格連接有2種方案(見圖4)：①屋蓋與喇叭柱剛接，節點采用相貫連接；②屋蓋與喇叭柱鉸接，節點采用銷軸連接。

圖4 屋蓋與喇叭柱連接示意

方案1荷載傳遞相對復雜，喇叭柱頂部承受平板網格傳遞的彎矩；方案2荷載傳遞相對清晰簡潔，喇叭柱頂部不承受彎矩。本項目屋蓋平坦，跨度較大，變形控制是設計的關鍵問題之一，兩種方案標準組合下屋蓋撓度和風荷載下柱頂側移如表2所示。

表2 方案1,2變形對比 mm

由表2可知，與方案2相比，方案1的屋蓋撓度和柱頂側移均較小，但差別很小，均在5%以內。

方案1上部屋蓋與喇叭柱頂相貫焊接剛接，圓管與矩形管相貫，加工制作較復雜；方案2屋蓋桿件和喇叭柱桿件鉸接可通過銷軸連接，有效實現計算假定。

綜上分析，選用方案2。

3.3 屋蓋桿件截面

屋面三向平板網格的桿件可采用圓管和矩形管，假定兩種截面面積相同，進行對比分析。

圓管采用φ380×8，矩形管采用□400×200×8×8，材質Q345，截面面積均為9 344mm2。兩種規格截面特性如表3所示。

表3 圓管和矩形管截面特性

由表3可知，相同面積下圓管的x向抗彎剛度、截面模量和回轉半徑均小于矩形管。根據《鋼結構設計標準》[2]受彎強度計算方法，圓管x軸塑性發展系數取1.15，矩形管取1.05，圓管和矩形管按強度計算可承受的最大彎矩分別為210，224kN·m，圓管小于矩形管。

屋蓋與框架柱、喇叭柱鉸接，仍為超靜定結構，荷載作用下，其內力不僅與荷載形式有關，還與桿件剛度有關，分別采用圓管和矩形管進行整體分析，計算結果如表4所示。

表4 圓管和矩形管方案整體計算結果

由表4可知，滿足力學平衡及變形協調條件下，圓管方案彎矩及桿件受彎強度比均較矩形管方案??；標準組合下圓管方案屋蓋撓度較矩形管方案大。

對比兩種方案的整體穩定性，屋蓋結構以受彎為主，目前《鋼結構設計標準》未給出圓管受彎時的穩定計算公式[2]，參考潘漢明等[7]研究成果，按式(1)～(3)計算得圓管可承受的最大彎矩為210kN·m>149kN·m。矩形管受壓翼緣側向支撐點長度與壁板間距之比為15，遠小于61.29，滿足整體穩定性要求。

M/(φ′bWn)≤fαb

(1)

φ′b=1.16-λ2/45 600

(2)

(3)

式中：M為桿件彎矩；f為鋼材強度設計值；Wn為圓管截面模量；φ′b為鋼管的整體穩定性系數；λ為長細比；αb為受彎初始缺陷影響折減系數；D為圓管直徑；t為圓管壁厚。

比較圓管和矩形管局部穩定性，圓管徑厚比為47.5，寬厚比等級為S2，矩形管寬厚比為23，寬厚比等級為S1，圓管和矩形管均可達到全截面塑性，局部穩定性滿足要求，但S2級轉動能力有限，較S1級有較大降低，因此圓管的延性較差。

綜上所述，矩形管方案受彎承載力大，豎向撓度小，桿件整體穩定性和局部穩定性均滿足要求，且延性較好，因此選用矩形管。

4 結構設計

4.1 計算模型

喇叭柱采用菱形網格方案，平板網格屋蓋與喇叭柱鉸接，簡化后的整體計算模型如圖5所示。外環框架柱柱底與基礎剛接，喇叭柱柱底各支桿與基礎鉸接，屋蓋簡支于喇叭柱和外環鋼框架頂。

圖5 大堂區域計算模型

4.2 外環框架柱設計

計算所得的結構第一階屈曲因子為43.01，對應的二階效應系數為0.02<0.25，結構內力分析采用二階P-Δ彈性分析，框架柱計算長度系數取1，驗算得到最大應力比為0.85，滿足要求。

4.3 單層平板網格設計

屋蓋結構坡度約5°，豎向荷載作用下，平板網格區域桿件除承受彎矩外，還承受一定軸向力，其軸力如圖6所示。

圖6 屋蓋桿件軸力(單位：kN)

由圖6可知，最大壓力和最大拉力分別為236.13，309.30kN，最大軸壓比和最大軸拉比分別為0.085，0.111，參照國外規范，受彎構件軸壓比<0.1時，可按純彎構件進行承載力驗算及局部穩定性控制，因此本項目屋蓋桿件在設計時可按純受彎構件進行驗算，不進行屋面平面外穩定性驗算，驗算得最大桿件強度應力比為0.74，滿足要求。桿件整體穩定性驗算時，計算長度取桿件受壓翼緣側向支撐長度，即網格節點長度，根據《鋼結構設計標準》6.2.4節，h/b0=2<6，l1/b0≈15<90×0.681=61.29，因此可不計算桿件整體穩定性。

4.4 撓度變形

由于單層平板網格預起拱對深化加工制作及現場安裝精度控制均有較大困難[8]，因此屋蓋平板網格設計不考慮制作安裝等預起拱。恒荷載+全跨活荷載作用下，屋蓋最大撓度為52.42mm，結構跨度L約為24.1m，撓度和跨度之比<1/400，滿足要求。

5 極限承載力分析

5.1 豎向荷載極限承載力分析

平板網格桿件采用矩形管，截面有□400×200×8，□400×200×12 2種，喇叭柱采用圓管，截面有φ203×8，φ325×12 2種，材質為Q355B，截面規格小，結構跨度大，考慮材料非線性和幾何非線性，進行極限承載力分析。選取恒荷載+屋面全跨活荷載、恒荷載+半跨屋面活荷載(半跨屋面活荷載分x方向半跨2種情況及y向半跨2種情況)共5種工況，初始缺陷按對應工況的第一階模態施加，屋蓋最大缺陷值取網格最大跨度的1/300，柱構件最大缺陷值取結構高度的1/250，材料本構采用理想彈塑性模型，構件采用梁單元B31模擬[9]，以第1個臨界點前剛度折減為初始剛度10%對應的荷載值作為結構極限承載力。

分析結果可得，恒荷載+屋面全跨活荷載最不利，根據施加荷載及最大變形點撓度值繪制荷載系數-位移曲線如圖7所示，最大施加荷載下結構變形如圖8所示。由圖7可知，結構的極限承載力大于恒荷載+10.6倍活荷載作用，結構具有足夠的安全冗余度，喇叭柱變形遠小于屋蓋變形，表明喇叭柱塑性發展程度滯后于屋蓋，符合柱重要性大于屋蓋的概念設計。

圖7 恒荷載+屋面全跨活荷載下荷載-位移曲線

圖8 最大施加荷載下結構變形(單位：mm)

5.2 水平荷載極限承載力分析

下部鋼框架柱截面規格有φ500×20，φ500×25 2種，框架柱間通過3道環梁相連，環梁豎向間距為3.2～5.1m，環梁規格為□500×200×8，材質均為Q355B。按恒荷載+x向風荷載、恒荷載+y向風荷載2種組合分別進行側向荷載作用下框架柱極限承載力分析，考慮幾何非線性和材料彈塑性，初始缺陷按對應工況的第一階模態施加，最大缺陷值取柱高的1/250，材料本構采用理想彈塑性模型。

分析結果可得，恒荷載+x向風荷載下，結構受力較不利，根據荷載系數-位移曲線(見圖9)，極值點對應的風荷載系數為11.2，結構具有足夠的抵御風荷載能力。

圖9 恒荷載+x向風荷載下荷載系數-位移曲線

6 構造加強

6.1 喇叭柱整體加強

喇叭柱上端菱形網格承受荷載較大，拱殼效應弱，面外剛度小，豎向荷載作用下面外變形較大，為提高喇叭柱整體穩定性，在其發散部位設置2道環向加強桿件。恒荷載+屋面全跨活荷載下加強前、后喇叭柱上端豎向變形，如圖10所示。由圖10可知，加強后喇叭柱頂撓度為4.12mm，與加強前相比有所減小。

圖10 恒荷載+屋面全跨活荷載下喇叭柱豎向變形(單位：mm)

6.2 喇叭柱節點構造

喇叭柱桿件截面采用熱軋無縫圓鋼管，桿件間相貫焊接連接，腹桿傳遞不均勻應力作用下，若管壁有足夠大的相對變形，則宏觀上表現為腹桿根部相對轉動；若管壁剛度很大，不僅不會出現相對轉動，且腹桿彎曲變形長度會相對縮短，呈現節點剛域的特點[10]。

為提高喇叭柱桿件相貫節點的節點域剛度，采取以下措施：菱形網格桿件以一個方向桿件為主，稱主管，另一個方向為次，稱支管；主管在節點處連續，支管通過插板和熔透焊縫與主管連接，插板平面與主管軸線平行，相當于主管管壁加勁肋，約束管壁不均勻應力下的相對變形，如圖11所示。

圖11 喇叭柱相貫節點加強

6.3 喇叭柱與屋蓋連接節點加強

喇叭柱與屋蓋連接如圖12所示，屋蓋桿件節點承受較大的豎向力和負彎矩。對其節點構造進行加強(見圖13)，節點區域翼緣采用整塊蓋板；板件厚度在計算截面基礎上放大1.2倍，即14mm。

圖12 喇叭柱與屋蓋桿件連接節點

圖13 平板網格加強節點構造

6.4 屋蓋桿件加強

為減少焊接施工質量對節點剛度的不利影響，對跨中彎矩較大的節點采用加強構造，加強節點分布如圖14所示。喇叭柱間的主要傳力構件加工制作時須保證其在節點處貫通，即圖中的粗實線所示。

圖14 屋蓋加強

7 結語

1)通過方案比選，喇叭柱適合選用菱形網格柱，喇叭柱與屋蓋連接適合選用鉸接，屋蓋截面適合選用矩形管截面。

2)計算分析表明，各荷載工況組合作用下，屋蓋網格桿件以受彎為主，其軸壓比和軸拉比均較小，可忽略軸力影響按純彎構件設計。

3)通過極限承載力分析，豎向作用和水平作用下結構均具有足夠的安全冗余度，喇叭柱的塑性發展滯后于屋蓋，符合柱重要性大于屋蓋的概念設計。

4)在分析驗算的基礎上，對一些關鍵部位進行加強，如喇叭柱及其桿件連接、喇叭柱與屋蓋連接節點、重要的屋蓋桿件，可有效保證結構計算假定實現和結構安全。