南京水利科学研究院港口航道泥沙工程交通行业重点实验室河口海岸深水航道试验厅位于安徽省马鞍山市, 结构平面尺寸为200m×120.8m。根据试验工艺需求, 试验厅中间不设柱, 为单层单跨建筑 (图1, 2) , 计算跨度119.8m, 檐口标高20.90m, 边跨柱距8.5m、中间跨柱距12m。屋盖采用张弦梁结构, 屋盖下部支撑采用型钢混凝土柱, 柱间结合抗风柱设置3层框架梁, 并沿纵向设置4道型钢柱间支撑, 整体形成框排架结构。

　　 本工程结构安全等级为一级, 抗震设防类别为乙类, 设防烈度为6度, 设计基本地震加速度为0.05g, 设计地震分组为第一组, 场地类别为Ⅲ类。结构抗震等级为二级, 抗震构造措施按一级设置。屋盖阻尼比ζ=0.02, 下部结构阻尼比ζ=0.05。

　　 本工程为风荷载敏感建筑, 根据《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》, 基本风压w₀=0.5kN/m² (100年一遇) , 地面粗糙度B类。风振系数1.78, 风荷载体型系数:迎风面+0.8, 背风面-0.5。基本雪压S₀=0.6kN/m² (100年一遇) , 屋面积雪分布系数根据《建筑结构荷载规范》 (GB50009—2012) 表7.2.1中项次3和项次10采用。

　　 根据《建筑结构荷载规范》 (GB 50009—2012) , 结合当地气象部门资料, 本工程温度作用取值如下:基准温度15℃;最大升温差+30℃;最大降温差-30℃;钢屋盖合拢温度控制在10~20℃。

　　 本工程屋盖跨度119.8m, 可采用的结构形式有多层网架、管桁架和张弦梁结构。网架结构整体性好, 受力均匀, 但杆件较多, 制作安装复杂, 工期较长, 且在双向尺寸相差较大时, 沿建筑长向的杆件利用不充分;管桁架杆件少, 结构美观, 施工快捷, 但单跨管桁架需自平衡水平推力, 其刚度需求大, 经济性较差;张弦梁结构是一种用撑杆连接抗弯受压构件和抗拉构件形成的自平衡体系^[1], 柔性索与刚性桁架的结合使得结构各部分能充分发挥各自的优点, 各构件中的内力分布均匀合理, 传递给下部结构的推力最小, 能显著提高结构的承载力、稳定性和刚度, 并节省材料的用量。本工程三种结构方案试算的经济性比较结果见表1。

　　 根据试算结果比较和可行性研究报告批复意见^[2], 试验厅屋盖采用张弦梁结构, 下部支撑为型钢混凝土柱 (图3) 。该型钢混凝土柱基础顶标高-1.80m, 柱顶标高16.30m, 柱截面尺寸为1 200×1 700, 混凝土强度等级C35, 内置型钢截面H600×1 200×30×50。自柱顶支座中心点算起的单榀张弦梁矢高7m, 拉索垂度5m, 跨中最高点标高24.00m, 跨中悬索最低点标高12.00m, 屋盖杆件采用热轧无缝钢管, 材质均为Q345B, 张弦梁主桁架弦杆与腹杆间为相贯焊接连接。钢屋盖与其下部型钢混凝土柱之间通过张弦梁两端的橡胶支座连接。

　　 张弦梁主桁架形式为倒三角截面立体桁架 (图4 (a) ) , 上弦主要截面为φ351×16;下弦主要截面为φ426×12, 支座处下弦截面φ426×24;腹杆截面为φ168×6, φ168×10。拉索采用PES7-163缆索, 拉索由163根直径7mm的钢丝组成, 其抗拉强度标准值1 670MPa, 公称截面面积为6 273mm², 断破荷载为10 476kN。主桁架和拉索间对称布置7根撑杆, 撑杆截面均为φ219×10。

　　 为保证张弦梁主桁架平面外稳定, 同时考虑马道布置, 张弦梁主桁架上弦结合抗风柱沿纵向设置了9榀平面外次桁架。抗风柱截面为600×1 200, 混凝土强度等级C35。典型次桁架 (图4 (b) ) 上弦截面为φ219×6;下弦主要截面为φ245×7;腹杆截面为φ121×4;上弦拉杆截面为φ102×4。

　　 根据项目的结构特点、重要性及经济性要求, 以及《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) 的规定, 本工程结构总体抗震性能目标定为B级, 结构性能化要求如下:

　　 多遇地震作用下:主体结构完好, 结构变形远小于弹性位移角限值1/550 (偏安全按框架结构) , 所有构件均处于弹性状态, 其中钢屋盖关键杆件 (主桁架上下弦杆、支座附近腹杆) 应力比小于0.7, 次要杆件 (腹杆、屋面支撑杆件等) 应力比小于0.8。

　　 设防地震作用下:主体结构基本完好, 结构变形略大于弹性位移角限值1/550, 所有构件均处于弹性状态, 其中钢屋盖关键杆件应力比小于0.8, 次要杆件应力比小于0.9。

　　 罕遇地震作用下:结构处于轻~中等破坏状态, 钢屋盖关键杆件处于弹性状态, 屋面支撑杆件及非重要部位腹杆可有少量进入塑性, 下部结构柱间支撑保持弹性, 钢筋混凝土梁和型钢混凝土柱大部分保持弹性。

　　 张弦梁拉索预应力可以使结构产生反拱, 增大结构竖向刚度, 同时给桁架施加额外的压力和弯矩, 所以张弦梁拉索预应力过小或过大都将对结构产生不利影响^[3]。

　　 在保证结构挠度、稳定和风吸工况安全储备的情况下, 经过多次试算, 各榀拉索最终控制张拉力取自重作用下的拉索内力, 屋盖铺装完成时, 最大预拉力为1 593kN。设计荷载下, 拉索承受的最大内力为4 283kN, 最大应力比0.41;风吸工况下拉索最小索力为506.62kN>0, 即拉索不会发生松弛。正常使用极限状态时竖向挠度最大值f_max=347.75mm, 小于L/250=479.2mm (L为屋盖计算跨度) 。

　　 钢结构屋盖与型钢混凝土柱通过板式橡胶支座连接:轴的板式橡胶支座为固定铰支座, ?轴的板式橡胶支座为单向滑动铰支座 (可沿跨度方向滑动) 。本工程根据《公路桥梁板式橡胶支座规格系列》 (JT/T 663—2006) 选用矩形板式橡胶支座, 橡胶垫厚度为150mm, 平面尺寸为600mm×700mm, 最大承压力R_ck=4 071kN, 水平刚度为3 800kN/m。单向滑动支座位移限制在±70mm以内, 相应的tanα=0.47<[tanα]=0.50 (α为橡胶支座剪切角) 。根据计算结果, 最不利荷载组合时, 支座最大竖向压力F_z=1 920kN, 最大水平位移为-69.0mm, 满足设计要求。

　　 桁架两端与预应力拉索间采用铸钢节点 (图5) , 根据《铸钢节点应用技术规程》 (CECS 235—2008) , 节点材料选用G20MnQT (调质) 钢材。因节点处桁架下弦和拉索间夹角较小, 为方便施工, 将下弦杆与球节点相接部位加强设计成锥形, 拉索穿过加强部位和球节点锚固于外侧预应力台座上。

　　 本工程跨度接近120m, 根据《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》, 采用了MIDAS Gen (v8.00) 和SAP2000 (v14.1.0) 两种不同力学模型的结构计算软件进行整体对比分析。由MIDAS Gen (v8.00) 建立的模型屋盖和下部混凝土结构阻尼比分别取为0.02和0.05;受软件功能限制, 由SAP2000 (v14.1.0) 建立的模型取综合阻尼比取为0.03。模型中主、次桁架弦杆间刚接, 采用梁单元;腹杆、撑杆、系杆铰接于弦杆, 采用杆单元;拉索采用索单元;以降温法模拟预应力。

　　 多遇地震作用下两种软件的主要计算结果见表2。由表2可见, 两种软件计算的各项指标结果基本吻合, 周期比、剪重比、振型质量参与系数、最大层间位移角分别满足限值0.9, 0.8%, 90%, 1/550的要求。根据两种软件的计算结果包络分析:1) 静力荷载作用下关键构件的最大应力比0.79, 次要构件最大应力比0.89;2) 多遇地震作用下关键构件的最大应力比0.53, 次要构件最大应力比0.59;3) 设防地震作用下关键构件的最大应力比0.59, 次要构件最大应力比0.88。可见, 钢屋盖构件截面均满足性能设计要求。

　　 时程分析采用SAP2000 (v14.1.0) , 选取三条Ⅲ类场地地震波, 分别为人工波S845、天然波CPC、天然波PEL_HOLLYWOOD (简称P-H) , 三条地震波加速度时程曲线如图6~8所示。每条地震波分别进行三向输入, X向∶Y向∶Z向加速度峰值的比为1∶0.85∶0.65。地震波的最大峰值加速度, 多遇地震作用下的弹性时程分析时调整到18cm/s², 罕遇地震作用下的弹塑性时程分析时调整到125cm/s²。

　　 由表3可见, 每条时程曲线计算所得结构底部剪力均大于振型分解反应谱法 (CQC) 计算结果的65%, 小于振型分解反应谱法计算结果的135%;三条时程曲线计算所得结构底部剪力平均值均大于振型分解反应谱法计算结果的80%, 小于振型分解反应谱法计算结果的120%, 故时程波选取符合抗规^[4]相关规定。

　　 弹塑性时程分析的结果表明:框架柱X, Y向最大位移分别为52.71, 10.94mm;X, Y向最大层间位移角分别为1/343, 1/1 654。抗风柱X, Y向最大位移分别为33.92, 54.00mm;X, Y向最大层间位移角分别为1/681, 1/428。最大层间位移角均明显小于1/50, 满足抗规^[4]的要求。罕遇地震作用下单向滑动铰支座最大位移为51.63mm, 满足滑动支座±70mm的位移限值要求。

　　 弹塑性时程分析的结果显示:关键构件在罕遇地震作用下没有出现塑性铰, 证明结构较为安全, 能够满足“大震不倒”的设防要求。由于大跨结构中雪荷载、风荷载及温度作用等效应明显, 且本工程设防烈度较低 (6度设防) , 因此该结构地震作用不起控制作用, 可按非抗震结构设计。

　　 本工程为单层单跨的大跨屋盖建筑, 结构重要性高。张弦梁的拉索属于结构受力关键构件, 为保证工程安全性, 防止由于拉索出现意外失效导致的严重后果, 本工程需进行拉索失效的连续倒塌设计分析。参考国外相关标准^[5], 对于需要进行抗连续倒塌设计的建筑, 分析设计过程采用的竖向荷载组合:1) 静力分析为2 (DL+0.25LL) ;2) 动力分析为DL+0.25LL。其中DL为永久荷载, LL为可变荷载。

　　 本工程针对拉索失效对结构进行了静力非线性分析, 即采用上述第一种竖向荷载组合2 (DL+0.25LL) , 分别针对中部拉索失效和端部拉索失效两种具有代表性的拉索失效部位和情况进行分析, 以判断结构的安全性。

　　 本工程屋盖为平面张弦梁加次桁架结构, 某一榀张弦梁失效后, 若相邻榀张弦梁能承受增加的荷载, 就不会出现连续倒塌的情况。首先假设中部 (10) 轴处张弦梁拉索失效进行计算, 结果表明, 该榀张弦梁附近的部分屋面支撑和次桁架上弦腹杆以及位于轴的型钢混凝土柱脚出现轻微塑性铰 (图9) 。然后假设端部 (2) 轴处张弦梁拉索失效进行计算, 结果表明, 该榀张弦梁附近的抗风柱 (山墙柱) 连梁出现轻微塑性铰 (图10) 。上述塑性铰的出现不会造成结构连续倒塌, 结构仍然能够保持“不倒”, 结构具有足够的安全性。

　　 因工艺要求, 场地内部需同期建造管沟、水池等试验设施。建筑周围可利用场地有限, 经方案比选, 采用滑移法施工方案 (图11) , 此法可简述为“主桁架地面拼装, 节间跨端组装, 累积顶推滑移到位”。

　　 本工程跨度较大, 拟采用分段吊装、高空拼装。为保证施工过程中张弦梁的稳定性, 以3榀桁架为一个施工区格单元, 即先完成3榀张弦梁及其之间联系构件的安装、焊接, 再进行第1榀张弦梁的预应力张拉, 然后完成第4榀张弦梁的吊装及拼装, 接着再张拉第2榀张弦梁。不断重复以上步骤, 最终完成结构施工。

　　 本工程采用通用有限元软件ANSYS (v12.0) 进行施工模拟分析, 计算时考虑结构的几何非线性。张弦梁桁架采用梁单元Beam188;桁架撑杆采用梁单元Beam44, 并释放其两端弯矩和扭矩约束;拉索、支撑胎架采用杆单元Link10。施工过程中考虑结构自重, 钢构件密度取为7.85t/m³, 并乘以1.05的节点重量系数;拉索采用双护层半平行钢丝束索, 密度取为7.85t/m³, 并乘以1.1的索皮重量系数。

　　 施工模拟分析结果表明:张拉过程中, 最大竖向位移为201mm, 最大横向水平位移为74mm, 钢构件最大等效应力为75MPa, 拉索最大施工张拉力为1 180kN, 均在张拉第17榀张弦梁拉索时达到。可见张拉第17榀张弦梁桁架时最危险, 应当加强现场监控, 采取加强临时支撑等安全措施以保证整个施工过程的顺利进行。

　　 施工滑移验算结果显示:张弦梁的最大挠度f=145.2mm, 发生在第4榀主桁架张拉完成, 并通过次桁架与第2, 3榀主桁架连接, 且其上部檩条铺设完毕时, f/L=0.001 2<1/400;张弦梁主桁架弦杆最大应力为79.8MPa, 应力比0.23, 发生在第18榀主桁架张拉完成, 并通过次桁架与第16, 17榀主桁架连接, 且其上部檩条铺设完毕时;腹杆最大应力为36.4MPa, 应力比0.11, 发生在第7榀主桁架张拉完成, 并通过次桁架与前两榀桁架连接, 且其上部檩条铺设完毕时。可见, 最大挠度、弦杆最大应力、腹杆最大应力等指标均满足规范要求。

　　 (1) 张弦梁结构是一种自平衡体系, 能充分发挥柔性拉索与刚性桁架优点, 内力分布均匀合理。三种屋盖结构形式的对比结果表明, 张弦梁结构经济效益明显, 是单层大跨建筑的理想结构体系。

　　 (2) 防连续倒塌设计分析表明, 本工程具有较高的安全性, 可防止由于单榀张弦梁拉索出现意外失效而导致的严重后果。

　　 (3) 屋盖采用滑移法施工, 能避免搭设满堂脚手架并与建筑地面场区建设同步进行, 是大跨钢屋盖工程的良好施工方案。施工模拟分析表明, 最不利施工工况下结构各项指标均满足规范要求。现场需针对最不利工况采取相应安全措施, 以保证施工过程的顺利进行。