宽度收窄式多层间隔高位连体结构设计与施工技术研究

钢结构施工过程具有较强的非线性特性。钢结构设计时,一般以结构成型状态的边界、整体刚度、荷载及作用等条件进行设计分析。但空间异形结构施工过程中,结构刚度逐步成型,自重和附加荷载作用下,结构杆件内力和结构位移逐步累积和发展,因此施工过程中必须考虑结构的过程受力状态,进行施工力学仿真分析和结构与构件的承载能力验算,以确保施工精度、质量和安全性。本期刊出的6篇论文,基于浙江精工钢结构集团有限公司的重大项目实践和研究,分别介绍了高位复杂连体结构、轮辐式桁架悬挑结构、大高差双曲空间结构、三向网格结构采用非常规液压提升施工方法时的施工力学仿真分析、关键技术研究及其施工方案比选,相关结论可以为类似工程实施提供参考。

某医院新建住院楼结构总高 79.6 m,地上 18 层,两栋住院楼对称布置,住院楼之间分别位于 9F ~ 10F、12F ~ 13F 以及 15F ~ 16F 处间隔设置了 3 个空中连廊,连廊跨度 25.2 m。主体塔楼采用钢框架屈曲约束支撑结构体系,三个钢连廊楼面主梁作为弦杆,上下层之间设置中心支撑,形成平面桁架。连廊相比于主体塔楼结构宽度收窄,由 24.3 m 减小至 7.8 m。整体结构体型复杂,连廊对抗震性能要求较高,且胎架拆除的施工顺序不仅对结构会产生附加效应而且会影响现场施工效率。为此分析了宽度收窄式多层间隔高位连体结构设计、施工过程中的关键技术问题及解决方案。通过比较分析连体结构与主体塔楼分别采用强、弱连接方式对主体塔楼的振型模态、抗侧与抗扭刚度以及节点构造形式的差异,确定了连体结构的强连接方案。基于抗震性能化设计目标,对高位连体结构进行了设防地震不屈服验算。结果表明,杆件和楼板承载力满足既定的抗震性能目标。根据胎架拆除的施工阶段不同,对比分析了两种施工方案对连体结构产生的附加内力和附加变形,结合现场施工效率,确定采用每层连廊安装完毕即拆除相应胎架的施工方案。分析结果表明:两侧主体塔楼对称的高位连廊宜采用强连体形式,为保证强连体刚度可协调两侧塔楼,应保证连体结构平面内抗剪承载力大于设防地震下楼板最大剪力标准值,施工阶段可以连接体桁架作为上部连接体胎架支座,附加应力与附加挠度可通过合理施工步释放,且附加挠度可通过施工模拟分析对胎架高度进行补偿。

钢结构以其轻质高强、塑性和韧性好的特点成为高层建筑的首选结构形式,随着建筑使用要求、功能的提高,建筑外形的多元化和建筑施工的快速化,使得造型多变的钢连廊结构在高层建筑中得到了愈加广泛的应用。连廊结构是指具有一定高度的处于两个主体结构间的连接体,在实际工程中,钢连廊的连接形式多样。相比正常使用状态下,地震作用时,连廊结构更易发生破坏,影响主体结构的安全性能。因此,研究连廊的不同连接形式,分析建筑结构受力情况,对连体结构的选型及抗震设计极为重要。一方面,相对塔楼而言,宽度收窄式多层间隔连体区域,承载力与刚度较弱,需要采取加强措施协调两侧结构受力与变形。另一方面,随着连廊跨度的增大,其自振周期和阻尼逐渐减小,这导致连廊对人群荷载愈发敏感,容易遭受人致振动问题,轻则令行人感到不适,重则发生共振影响连廊的安全使用。

此外,大跨高空钢连廊杆件规格大、长度长、自重大,存在杆件高空拼装与对接,施工难度大,安装精度要求高。施工过程中未形成完整的受力体系,极易出现施工质量问题与安全隐患,故有必要对连廊进行施工全过程模拟分析,依据模拟分析结果对施工方案进行安全性评估,保证施工的安全。

该住院楼钢结构工程,平面尺寸为 186.6 m × 26.4 m,结构总高度 79.6 m,地上 18 层,地上部分建筑面积为 75351 m ² ,建筑效果如图 1 所示。住院楼东西两侧各有连廊形成通道,连接感染科楼、职工宿舍以及医技楼。南侧裙房外伸部分为不上人构筑物,无混凝土楼板,外包有铝板轻质材料装饰。塔楼左右对称,塔楼之间间隔设置 3 个强连接空中钢连廊,结构模型如图 2 所示。结构存在多塔与连体两种复杂类型,其中高位连廊布于 9F ~ 10F(标高 35.750 ~ 39.750 m),12F ~ 13F(标高 47.750 ~ 51.750 m)、15F ~ 16F(标高 59.750 ~ 63.750 m),结构平面如图 3 所示。

图1　建筑效果

图2　结构轴测图

图3　结构平面　m

结构主体采用钢框架屈曲约束支撑结构体系,框架柱为钢管混凝土柱,框架梁为 H 型或箱型钢梁,楼、屋面板采用钢筋桁架楼承板组合楼盖。连廊与顶部格栅采用钢框架结构体系,屋面采用铝单板金属屋面系统。重点设防类,抗震设防烈度 8 度、0.2 g ,地震设计分组为第二组,场地类别 Ⅳ 类,场地特征周期 0.7s。设计使用年限为 50a,建筑结构安全等级一级,建筑物耐火等级一级。

连体结构通过连接体将建筑物连接在一起,连接体与主体结构的连接方式对整体结构的受力状态有较大影响,因此在建筑物平、立面布置的基础上合理选用连接方式对连体结构的安全极为关键。本文分别采用强连接和弱连接对主体结构振型模态、抗侧与抗扭刚度、节点构造形式进行对比分析,以确定连体与塔楼合理的连接方式。

2.1　强连接方案

方案 1 为钢桁架强连接,桁架跨度 25.2 m,桁架高度 4.05 m,桁架水平中心距 7.4 m,上下楼面主梁为箱型梁,作为空中连廊弦杆,腹杆为箱型截面,采用无直腹杆人字型布置。为保证刚接效果与关键节点性能,箱型钢梁端部翼缘与腹板均设置加强盖板,且伸入两侧塔楼内一跨。为增强楼板平面内抗剪承载力,连廊顶面与底面设置 X 型水平圆管支撑。与连廊相邻的两跨主体结构,因电梯井导致楼板有效宽度减小,将水平支撑延伸至塔楼内两跨,钢桁架强连接体三维模型见图 4。

图4　强连接连廊结构三维模型

2.2　弱连接方案

方案 2 为钢桁架弱连接,连接体与塔 A 采用铰接连接,与塔 B 采用滑动连接,连廊滑动端可在水平方向自由移动,以释放主体结构与连廊相对位移所产生的内力。钢桁架弱连接体三维模型见图 5。

图5　弱连接连廊结构的三维模型

2.3　方案对比结果

当采用强连接方案时,连接体对两塔楼起到协调受力和变形的作用,因此结构响应取自整体结构;而采用弱连接方案时,两侧塔楼的运动状态相对独立,因此结构响应各取自塔 A、塔 B,指标如表 1、表2 所示。

表1　模型动力响应的对比分析

表2　分塔模型与整体结构地震位移响应对比分析

连接体两侧塔楼及多层裙房应考虑多塔效应。整体模型和各塔楼分开的模型分别计算,分塔模型附带两跨的裙房结构,采用整体模型与分塔模型较不利的结果包络设计。

从表 1 中模型动力响应来看:1) 塔 A 与塔 B 前三阶自振周期非常接近,即两塔楼平动和扭转刚度基本一致;2) 整体结构前两阶平动周期均小于塔A、塔 B 的平动周期,连体与塔楼强连接增强了整体结构在 X 方向的抗侧刚度;3) 由于塔楼与连体强连接,建筑物整体尺寸较大,抗扭能力降低,扭转效应增加,因此整体结构周期 T ₃  大于分塔模型周期 T ₃ ;4) 无论是整体结构还是分塔模型,结构的周期比均满足规范限值 0.9。

由表 2 可知:1) 分塔模型与整体结构的最大层间位移角均满足限值 1/300;2) 塔 A 与塔 B 的  X / Y  向层间位移角均基本一致;3) 连接体以 X 方向连接塔 A 与塔 B,整体结构 X 向层间位移角显著降低, Y  向层间位移角基本不变;4) 结构宽度为26.2 m,远小于结构长度,整体结构与分塔模型  X 向位移比均控制良好;5) 分塔结构长度约为整体结构的 1/2,而 Y 向位移比略大于整体结构,这是由于分塔结构的不对称性引起的。

同时当连接体与塔楼采用弱连接时,支座滑移量需满足两方向在罕遇地震作用下的位移要求,以避免出现连体滑落或连体与塔楼发生碰撞对塔楼造成破坏。

由于目前国内规范并没有给出连体结构在罕遇地震作用下的地震位移的具体计算方法。考虑到两侧主体结构在地震作用下最不利相对变形并不一定同时到达,参考《实用高层建筑结构设计》,采用随机振动方法,连廊与两侧主体结构地震位移估算  W _c  为:

式中: Δ ₁ , Δ ₂ 为两侧建筑连廊高度处罕遇地震下弹塑性水平位移。

式中:  Δ _1E ,Δ _2E 为两侧建筑连廊高度处多遇地震下弹性水平位移; β  为罕遇地震与多遇地震下地震影响系数最大值的比。

根据 16F 处楼层计算结果:  Δ _{1E x} = 109.66 mm, Δ _{2E x} = 109.66 mm, Δ 1 _{E y} = 119.66 mm, Δ _{2E y} = 118.67 mm, β = 5.625。则 X 向滑动位移 W _{c x}  = 1744 mm, Y 向滑动位移 W _{c y} = 1895 mm。

2.4　方案选型结论

由方案对比结果可知,若采用弱连接方案,存在如下技术难点:

1) 成品支座 X 向与 Y 向主轴滑移量分别需达 1744 mm 与 1895 mm,且需满足任一矢量相加方向滑移量。钢结构刚度柔、连廊高度高导致滑移量大,进一步导致成品支座高度高、平面尺寸大,需特别定制,经济成本高。双向滑动成品支座有效期限小于结构使用年限,需定期检查并更换,维护成本高。支座滑移失效会导致连廊边界条件与地震内力发生变化,引起地震下连廊破坏。

2) 牛腿支座宽度需要满足连接体正负向的自由滑动,平面尺寸达 2000 mm × 2000 mm。牛腿宽度大于框架柱尺寸,节点连接形式复杂;牛腿轮廓线超出建筑外轮廓线,影响建筑外立面效果。大悬挑进一步增加牛腿高度,减小楼层净高,影响内部空间使用。

3) 地震作用作为随机性事件,分析滑移量仅为预估值,不能完全避免连廊滑移量超出设计限值的概率性事件。高位连廊滑移支座失效会引起严重安全事故。

若采用强连接方案,存在如下适用条件及优点:

1) 与连接体相连的两侧塔楼高度与体型一致,结构基本周期、层间位移角基本相同。

2) 连接体与塔楼连接方向即为塔楼主轴方向,连接方向与塔楼方向不存在转角。

3) 连接体刚度合理,可有效协调两侧塔楼,保证整体结构协同性。

4) 整体结构抗扭刚度较分塔结构有所减弱,但结构周期比在合理范围内。

5) 整体结构左右对称、两端裙房构架及柱间支撑不仅提高了抗侧刚度,而且结构位移比反而小于分塔结构。

6) 连接体连接无需考虑支座滑动位移量要求,节点连接形式简单,不影响建筑使用功能与外观效果。

综上所述,本工程选用强连接方案,采取如下加强措施克服相关技术难点:

1) 强连体连接的楼层数量为塔楼总楼层数量的 46%,连接宽度为塔楼宽度的 32%,连接楼板有效面积为塔楼有效面积的 15%。强连体刚度可有效协调两侧塔楼,在实现结构整体性基础上,应保证强连体平面内抗剪承载力。楼板厚度增至 150 mm,上下弦杆平面内均增设 X 型水平圆管支撑,水平支撑延伸至塔楼内两跨。强连体杆件及混凝土楼板按抗震性能化设计。

2) 强连体所在楼层发生刚度突变,下一层结构抗侧刚度相对较弱,形成软弱层。如 9F、12F、15F 楼层结构抗侧刚度与其上一层的比值分别为 0.843、0.781、0.811,均为软弱层。对应楼层考虑薄弱层地震剪力放大系数 1.25,优先将强连体所在楼层的竖向构件规格减小。

3) 考虑连接体在极端情况下失效,按整体模型与分塔模型中较不利的结果进行包络设计。复核得到:上部塔楼结构的综合质心与底盘结构质心沿结构长度方向偏心距为 0.3 m,底盘长度约 186.6 m,远小于 20% 的规范限值。从嵌固端至裙房屋面上一层的高度范围内,钢框柱保持统一规格(□800 × 800 × 22 × 22)不变,从标高 23.750 m 处钢框柱规格减小为 □700 × 700 × 20 × 20( 轴与 轴除外),如图 12(a) 所示。

4) 强连体与塔楼刚接,桁架弦杆存在恒、活荷载,地震作用及风荷载等双向弯矩作用,弦杆采用箱型截面,增强水平方向抗弯承载力。为保证关键节点性能,箱型钢梁端部翼缘与腹板均设置加强盖板,如图 6 所示。为保证刚接效果,箱型钢梁延伸至两侧塔楼内一跨。

图6　连接体弦杆与框架柱连接节点

5) 框架柱间支撑采用防屈曲约束支撑,以减小设防地震、罕遇地震下结构响应与地震剪力,降低强连体杆件与楼板内力。

6) 多塔楼之间的裙房连接体以及塔楼中与裙房连接体相连的外围柱,是保证大底盘与多塔楼整体工作的关键构件,应对 轴与 轴处钢框柱予以加强。强连体所连钢管混凝土框架柱满足设防地震不屈服性能目标,抗震等级提高至特一级,钢材材质为 Q355GJC。

3.1　抗震性能目标

考虑到多遇地震设计时地震作用已放大,且“中震弹性”设计方法有较大的富余,抗震性能设计按设防烈度为 7 度、0.15 g  进行“中震不屈服”(不考虑荷载分项系数和承载力抗震调整系数)验算。高位连体结构相关构件实现抗震性能要求的承载力参考指标如表 3 所示。

表3　高位连体结构相关构件实现抗震性能要求的承载力参考指标

3.2　强连体构件设防地震不屈服验算

按 GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》(简称《抗规》)中 M.1.2-3 的规定,按照标准值和基本组合进行设计分析。连廊各杆件截面参数及应力比分布范围如表 4 所示。以应力比作为杆件破坏的判断指标,当应力比大于 1 时即认为杆件破坏。结果表明,杆件应力比均未出现超过 1 的情况,满足性能设计要求。

表4　杆件截面参数及应力比分布

3.3　强连体楼板地震应力分析

连接体以及与连接体相连的构件受力复杂,在地震作用下,易形成薄弱部位,设计时必须予以加强,以提高其承载力和延性。本工程中高空钢连廊两端均与主体结构刚接,各层连廊底板水平支撑内伸入主体结构 16.2 m,连廊主体结构由 4 道平面桁架围合而成,其中底板和顶板各为一道平面桁架,前后立面亦各为一道平面桁架,其立面、俯视图如图 7 所示。

连廊楼板作为传递水平力的关键构件,其面内会受到较大的水平力,尤其是剪力,应控制弹性板中的剪应力大小。连廊所在层的 Y 向地震楼板最大剪应力值和 X 向地震楼板最大拉应力值如表 5 所示。

图7　连廊支撑布置示意

表5　连廊楼板地震剪应力、拉应力    MPa

Y  向设防地震不屈服工况下,9F 连廊楼板最大剪应力为 0.31 MPa,按 JGJ 3—2010《高层建筑混凝土结构技术规程》第 10.2.24 条对连体楼板进行受剪承载力验算,混凝土强度等级为 C35,钢筋强度等级为 HRB400,楼板剪力设计值如表 6 所示,混凝土及钢筋的受剪承载力如表 7 所示。结果可知, V _f < 3221 kN, V _fk < 1160 kN,楼板剪力及设计值满足设计要求。

表6　楼板剪力设计值  V _f

表7　受剪承载力 V _fk

X  向设防地震不屈服工况下,9F 连廊楼板最大拉应力约为 6.3 MPa,控制楼板平面内拉力设计值不超过楼板受拉承载力标准值 F _tk ,只考虑楼承板受力,楼板拉力设计值如表 8 所示,结果显示,单靠楼承板不足以承担楼板所受的拉力,因此增设水平支撑(P299 × 12),其楼板受拉承载力如表 9 所示, F _t <  F _tk = 11026 kN,楼板满足受拉承载力要求。

表8　楼板拉力设计值( F _t )

表9　楼板受拉承载力 F _tk

4.1　比选施工方案

连体施工的常规施工方法有:整体提升法、整体吊装法、分段吊装法、散装法。考虑到本项目连廊高度不高,对整体提升来说重量较轻,且施工过程中措施费较高,对机械设备需求多,很大程度上影响结构施工工期;对于整体吊装来说重量过重,体积较大,塔吊承载力不足;如采用大型履带吊进行分段吊装,则需要额外承担进出场费用,且顶部连廊标高 63.800 m,对履带吊规格要求较高。因此本项目采用构件散装、高空就位拼装的施工方案。该方案不需要占用塔吊或其他大型机械设备,施工速度相对较快,具有较好的经济性和高效性。

钢连廊施工过程主要由 4 个施工步骤组成:1) 胎架搭设至下弦底标高,钢桁架下弦全部拼装完毕;2) 胎架搭设至上弦底标高,钢桁架上弦安装;3) 层间支撑、次梁与水平支撑安装;4) 拆除胎架支撑。

根据胎架拆除的施工阶段不同提出两种施工方案,方案 1 是每层钢连廊安装完毕即拆除相应胎架,方案 2 是所有钢连廊安装完毕统一拆除所有胎架。施工安装示意参见图 8。

图8　钢连廊安装完成示意

4.2　模拟结果

钢连廊施工时需要经过吊装和多阶段拼装,在结构逐步成型过程中,荷载、边界条件和结构几何参数等都在不断改变,结构不断产生累计附加应力和变形,若没有考虑施工阶段对结构的附加影响,会增加钢结构施工的风险,因此保证施工过程中钢结构体系的安全尤为重要。本文采用有限元分析软件 MIDAS/Gen 对钢桁架连廊进行施工全过程模拟,与一次成型分析结果对比分析。

连廊一次成型下最大竖向挠度如图 9 所示。

图9　一次成型最大竖向挠度云图　mm

表 10 为有限元软件计算得到的钢连廊各杆件在一次成型下最大挠度值及应力分布情况。

表10　一次成型下连廊挠度及应力分布情况

钢连廊在两种施工模拟全过程中,按连廊施工完成程度可分为 3 个阶段:1) 连廊 1 安装完成阶段;2) 连廊 2 安装完成阶段;3) 连廊 3 安装完成阶段。各层连廊施工模拟过程中,对应最大竖向挠度云图如图 10、图 11 所示。

图10　方案 1 各阶段最大竖向挠度云图　mm

图11　方案 2 各阶段最大竖向挠度云图　mm

表 11 为有限元软件计算得到的钢连廊各杆件在不同施工阶段的最大挠度值及应力分布情况。可知:1) 方案 1 中各杆件应力分布范围随连廊施工过程基本保持不变;方案 2 中因有胎架做临时支撑,连廊 1 的上弦杆、腹杆应力较后续安装阶段略小;2) 方案 1 和方案 2 中最大拉应力均发生于下弦杆,分别为 24.6 MPa 和 23.8 MPa,连廊 1 与连廊 3 安装完成阶段最大拉应力分别相差 0.8% 和 7%;3) 连廊杆件最大压应力发生于水平支撑处,方案 1 和方案2 最大压应力分别为 17.7 MPa 和 17.8 MPa,均小于一次成型方案,约减小 19%;4) 方案 1 和方案 2 较一次成型方案挠度值分别增大 10% 和 3%;5) 方案 1 和方案 2 产生的附加应力分别占构件承载力的4.4% 和 4.1%,附加挠度分别为 0.62 mm 和 0.18 mm,分别占一次成型下竖向挠度的 10.1% 和 2.9%;6) 综合考虑可知,两种方案在挠度和承载力方面相差不大,为提高胎架在施工过程中的利用效率,本项目采用方案 1 作为连廊施工方案。

表11　连廊挠度及杆件应力分布情况

注:此处“钢柱”指与连廊 1 相接的下层钢柱 。

4.3　连体构件安装

因 2.65 m 的最大运输宽度限制,连体结构弦杆相连的框架柱牛腿外伸段长度按 800 mm 取值。根据塔吊吊重及构件规格,将中间段弦杆分为 2 段, GL-1 与 GL-2 长 8442 mm;GL-3 与 GL-4 长 14343 mm,位于吊重较重一侧塔吊,详见图 12。

图12　连体构件分段示意　mm

连体结构立面桁架先安装下弦 GL-3,其一端支撑于胎架上,另一端与框架柱外伸牛腿对接固定;再安装下弦 GL-4,其两端分别与框架柱外伸牛腿及 GL-3 对接固定。下弦就位后,上弦安装方法同下弦,立面上最后安装桁架腹杆。平面上连体结构弦杆就位后,安装楼面钢梁,再安装楼面水平支撑。

弦杆对接采用焊接连接方式,未采用螺栓连接的原因如下:1) 弦杆规格为 □700 × 400 × 22 × 30,规格尺寸大,螺栓数量多、列数多,安装精度存在误差,会出现螺栓孔位偏差,螺栓穿孔困难;2) 箱型构件螺栓连接需设置过人孔;3) 翼缘采用双夹板导致顶面不平,楼承板铺设难度增加。

本工程采用宽度收窄式多层间隔高位连体方案,从结构计算分析、结构抗震概念设计和构造等方面采取加强措施。计算分析结果表明,结构能够达到既定的抗震性能化目标,各项指标均满足规范要求。

1) 两侧主体塔楼对称的高位连廊宜采用强连体形式。相对于单塔,连接体连接方向抗侧刚度增加显著,非连接方向抗侧刚度不变,抗扭刚度降低。强连体所在楼层发生刚度突变,下一层结构形成软弱层,应采取相应加强措施,避免刚度差过大。

2) 宽度收窄式多层间隔连接体楼板有效面积为塔楼的 15%,强连体刚度可有效协调两侧塔楼,应保证强连体平面内抗剪承载力大于设防地震下楼板最大剪力标准值。楼板厚度增至 150 mm,上下弦杆平面内均增设 X 型水平圆管支撑。

3) 施工阶段,连接体桁架可作为上部连接体胎架支座,附加应力仅占承载力的 4.4%,附加挠度仅占一次成型下竖向挠度的 10.1%,连接体处于弹性状态,附加应力与附加挠度可通过合理施工步释放,附加挠度对于上部连接体的影响,可通过施工模拟分析结果,对胎架高度进行补偿。