柳州李宁体育馆异形外罩钢结构分析与设计.pdf

第 41 卷 第 12 期2011 年 12 月建筑结构Building StructureVol 41 No 12Dec 2011柳州李宁体育馆异形外罩钢结构分析与设计王帆，郭丰硕，张志刚，罗永成，曾赟盛(华南理工大学建筑设计研究院，广州 510640)摘要柳州李宁体育馆包括主馆和训练馆两个单体，外形酷似大小不同的两块石头。如何构造出符合建筑设计要求的外形是本项目结构设计首先要解决的难题。经结构选型分析，主馆中心屋盖采用双向桁架结构，外圈屋盖和墙体采用半跨刚架结构;训练馆采用异形门式刚架结构。因主馆和训练馆屋盖均有起拱，故两馆屋盖周边均设有较强的环箍。为了保证主馆双向桁架交汇节点的刚性，采用了一种矩形截面构件扭转交汇焊接相贯节点，介绍了该类型节点的构造并进行了有限元分析。关键词体育馆;结构选型;双向桁架;门式刚架;扭转交汇焊接相贯节点中图分类号:TU392文献标识码:A文章编号:1002-848X(2011)12-0101-07Study and design on steel structure of Liuzhou Li Ning GymnasiumWang Fan，Guo Fengshuo，Zhang Zhigang，Luo Yongcheng，Zeng Yunsheng(Architectural Design and Research Institute，South China University of Technology，Guangzhou 510640，China)Abstract:Liuzhou Li Ning Gymnasium includes the main gymnasium and training gymnasium Its shape looks like twodifferent sizes of stones The first important problem is how to construct a shape that could fit architecture requirement inthe structural design of the project By the analysis of structural selection，two-way truss structure system and half-spanrigid frame are respectively adopted in the upper roof of main gymnasium within concrete column grid and the roof and walloutside concrete column grid，meanwhile，portal-rigid frame is adopted in training gymnasium Because of the obvious archof the main gymnasium and training gymnasium，strong hoops are set in rotation with two roofs In order to ensure therigidity of joint that two-way trusses meet，a kind of reverse-intersect of rectangular-section steel members weldingintersection joint is adopted in this project Structure and finite element analysis of this type of joint are focused onKeywords:gymnasium;structural selection;two-way truss;portal-rigid frame;reverse-intersect welding intersection joint作者简介:王帆，博士，副教授，一级注册结构工程师，Email:wangfan scut edu cn。1项目简介柳州市李宁体育馆位于柳州市河东新区，由主馆和附设的训练馆两部分组成，其中主馆高度 29m，建筑面积18 598.5m2，设固定座位6 033座，活动座位1 992座。训练馆高度 18m，建筑面积1 978m2，内设 70m 40m 的比赛场地、训练厅和器材室。为了体现柳州“奇石城”的特色，李宁体育馆的外罩被设计成由斜面和扭曲面组成，两馆外观形似两块形状奇拙、棱角分明的奇石(图 1)。其地面以上的主体可以被看作为由上而下的三部分组成:1)金属外罩;2)玻璃幕墙立面和金属幕墙立面;3)框架底座。结构设计的重点和难点在于如何构造金属外罩的支承体系。2结构选型主馆的外罩可以被视为由屋盖、金属外墙以及外挑屋檐这三个部分组成，其中:屋盖包括 10 块斜面，11 条相交棱线，除少量玻璃天窗外，其余全由金属板覆盖，最高点标高 29m，最低点标高 22m，水平投影长 109.5m，宽 97m。金属外墙上接屋盖并围合四周，由 32 块斜面或扭曲面组成，均以金属板覆盖，最高点标高 26m，最低点标高 12m。外挑屋檐上接图 1李宁体育馆效果图金属外墙，由 38 块斜面或扭曲面组成，均以板面朝下的金属板覆盖，最高点标高 18.8m，最低点标高11m。主馆外罩下方是玻璃幕墙立面和金属幕墙立面，其底部坐落在标高 6.2m 的平台上，上接外挑屋檐，最高点标高 15.7m。幕墙立面基本都是顶部向外倾斜的造型，与水平面最小夹角为 56。外罩和幕墙立面共同构造出主馆的“奇石”形态。训练馆建筑形体相对简单:其外罩由屋盖、金属幕墙立面及玻璃幕墙立面组成。屋盖包括 10 块斜建筑结构2011 年面，全部由金属板覆盖，最高点标高 20.1m，最低点标高 12.2m，水平投影长 54.7m，宽 43m。幕墙立面最高点 17.6m。靠近主馆的部分幕墙可以坐落在标高 6.2m 的平台上，其余部分一直延伸到 0.00 标高的地面。结构设计之初的首要问题是选择合适的结构方案，既能构造出建筑设计要求的外形，又满足结构安全、经济的要求。经初步分析，拟采用钢结构构造李宁馆的外罩及幕墙的支承体系。主馆内有 32 根 800 800 的混凝土柱围合出跨度为 77.1m 82.4m 的空间东西两端各 6 根，柱间距 8.4m，南北两端各 10 根，柱间距 8m，这些混凝土柱可以支承屋盖钢结构。所以主馆屋盖从结构上可以分为中心屋盖(77.1m 82.4m)以及外圈屋盖两部分。主馆东西两端还各有 8 根截面尺寸为 500 500、与水平面成 75夹角的斜混凝土柱可作为外圈屋盖和金属外墙结构的支座。除标高 6.2m 平台以外，主 馆 内 部 在 标 高 13.05，15.05m(15.55，16.55m)处还有混凝土楼盖，可以作为金属外墙结构的支座平台。图 2 表示支承主馆外罩的混凝土结构的三维模型。图 2支承主馆外罩的混凝土结构三维模型首先为主馆屋盖选择结构方案。国内外不乏外形类似李宁馆的建筑，例如广州歌剧院和附设多功能剧院，其建筑外形由 64 个和 37 个空间倾斜的三角形或四边形平面组成不规则折面，并构造出两个大小不同的异形体，该项目采用空间折板式三向斜交单层网格结构，杆件相交处采用铸钢节点1。又如青岛颐中体育馆，其建筑外形由 40 个三角形平面围合成半球，整体造型犹如钻石，该馆采用网架结构，螺栓球节点。空间折板式三向斜交单层网格结构首先被排除，这种结构外壳与内部混凝土结构分离，自成体系，但用钢量较大，施工难度高，铸钢节点构造复杂。如果李宁馆采用这样的结构形式，则作用于整个外罩和幕 墙上 的 荷 载 和 作用都将通 过 支 座 传 递 给6.2m 标高的混凝土平台给混凝土结构设计带来难题。文中提出四种方案进行分析比较。2.1 主馆方案一方案一为网架，其具有用钢省、稳定性好、刚度大、抗震性能好等优点。用于李宁馆项目，可以利用网架结构构造出整个外罩的支承体系。根据建筑形式，网架被划分为 10 个倾斜放置的平板部分，厚度 4m，为方便不同折面相交处的单元构造，设定网架的基本单元为三角锥，支座设在网架下弦节点，通过不动铰坐落在 32 根混凝土柱顶。试算时考虑螺栓球自重，将网架杆件自重乘以1.1 倍放 大 系数。除 结构自重外，考虑 屋 面 系 统0.3kN/m2，马道和其他吊挂物 0.5kN/m2，活荷载0.5kN/m2。抗震设防烈度为 6 度，设计基本地震加速度值为 0.05g，设计地震分组为第一组。温度变化 31。钢管和相关配件材质均采用 Q345B。试算结果总结如下:杆件规格共 7 种:60 3.5，75.5 3.5，88.5 4，114 4，140 4，159 6，219 6。螺栓球规格 14 种:100，110，120，130，150，180，200，220，230，250，280，300，320，550。杆 件 重 量:199 950kg;螺 栓、螺 母 重 量:11 079kg;螺栓球重量:56 846kg;封板、锥头重量:29 524kg;支座重量:1 085kg;垫板重量:270kg;支托重量:6 706kg。由试设计结果可以看出:网架完全可以构造出如本项目的复杂外形，而且用钢量省，由于杆件较密，设置马道也方便。但网架应用于本项目也有缺点:1)杆件多而乱，建筑师认为室内观感不佳;2)折线汇交处节点杆件数量较多，螺栓球节点直径较大，进一步影响室内观感;3)安装时需采用满堂脚手架，妨碍屋盖下方施工。2.2 主馆方案二方案二采用斜交主桁架 沿屋盖和墙面的折线设置主桁架，弯折到标高 6.2m 的平台上设置不动铰支座，不需要图 2 所示混凝土柱和悬挑楼盖的支承。主桁架之间可设置次梁、次桁架或者是网架以支承屋面系统。主桁架跨度不一，最大 94m，最小 32m，桁架结构高度统一为 4m。由于屋盖有明显起拱，故沿着屋盖周边设置水平桁架以抵抗主桁架的外推力。主桁架和周边水平桁架的示意见图 3。方案二明确表现出建筑的棱线，观感明快且有力度。201第 41 卷 第 12 期王帆，等 柳州李宁体育馆异形外罩钢结构分析与设计图 3方案二主桁架和周边水平桁架示意图方案二的实施瓶颈同前述空间折板式三向斜交单层网格结构，底部必须有强有力的支承结构，否则难以成立。建筑方案中幕墙立面有 11 条棱边落在6.2m 标高的平台，即结构可以设置 11 个支座，而支座分布并不均匀，在不利的情况下，支座需提供超过2 000kN的竖向反力，这对于 6.2m 混凝土楼盖结构设计相当不利。另一个问题在于主桁架汇交处的节点。以屋面结构节点 1 与节点 2(图 3)为例:该处上下弦节点可能有 13 根杆件交汇，需采用铸钢制作，会因此增加结构自重且提高造价。2.3 主馆方案三方案三为平行主桁架、次桁架、半刚架和斜柱的结合。中心屋盖采用平行主次桁架结构，外圈屋盖和部分金属外墙、屋檐采用半刚架结构，幕墙立面采用斜柱支承结构(图 4(a)。方案三充分利用了主馆内的混凝土柱以及混凝土楼盖作为钢结构的支承平台。主桁架沿短跨方向设置，跨度 77.1m，截面高度 4m，间距 8.4m，桁架节间水平投影长度 4m。本方案中，不沿着外罩的棱线设置结构构件，但桁架弦杆与建筑方案的屋面保持平行。主桁架支座设置在南北两端 20 根 800 800 的混凝土柱顶，一端为固定铰一端为单向滑动铰。次桁架垂直于主桁架方向设置，跨度 8.4m，截面高 1m，间距 4m。次桁架上弦两端与主桁架上弦铰接，弦杆与建筑方案的屋面平行。为增强屋盖的平面刚度和整体性，需在屋面设置一圈交叉支撑。已知主桁架跨度 L=77.1m，主桁架间距 B=8m，桁架高 H=4m;次桁架跨度 l=8m，间距 b=4.2m，桁架高 h=1m。D+L(恒载+活载)为2.1kN/m2，荷载设计值取 q=2.1 1.3=2.73 kN/m2。钢构件设计应力比控制在 0.9 以下。主桁架截面初估:跨中最大弯矩:M=qBL28=2.73 8 77.128=16 228.3kNm图 4方案三示意图上、下弦杆截面面积:Axg=M0.9fyH=16 228 3000.9 295 4=15 280.9mm2主桁架跨中弦杆可采用方钢管250 18。支座处斜腹杆轴力:N=qBL2cos45=2.73 8 77.12 0.707=1 190.9kN腹杆截面面积:Afg=N0.9fy=1 190 9000.9 295=44 85.5mm2主桁架腹杆可采用方钢管140 10。外圈屋 盖 支 承 结 构 采 用 半 刚 架，间 距 4m 或4.2m。刚架梁端支座设在混凝土柱顶或柱顶联系梁上，刚架柱底支座设在混凝土楼盖的悬挑梁顶面，均为不动铰。为保证金属外墙的面内刚度，在每面墙的两端设置柱间交叉支撑，其余刚架柱之间设置刚性系杆。幕墙立面采用斜柱支承，斜柱上下端铰接于混凝土楼盖梁上。为保证幕墙的面内刚度，每面墙的两端设置柱间交叉支撑，其余柱之间设置刚性系杆。考虑到屋盖起拱产生的外推力，沿着屋盖301建筑结构2011 年周边设置一圈环箍。方案三中的次桁架与主桁架相交节点为铰接，构造处理相对容易。由于竖向荷载下斜腹杆全部受拉，故可以设计为纤细的高强钢拉杆或拉索，有较好的建筑室内观感。本方案施工时，主桁架可以在地面拼装完成后直接吊装到混凝土柱顶就位，也可分段吊装到临时设置的塔架上后再组拼为整体。对屋盖下方施工影响较小。2.4 主馆方案四为进一步减小用钢量，提高竖向刚度，可在方案三的基础上将中心屋盖结构由主次桁架改为双向桁架(图 5)。由于双向桁架交汇节点为刚接，在屋面形成空腹桁架抵抗横向作用，所以可去掉交叉支撑，屋盖结构更加简洁。图 5方案 4 结构示意图(包括钢结构和混凝土支承结构)采用拟板法可以估算本方案的用钢量。屋顶中部桁架的最大弯矩:M=0.036 8qL2B=0.036 8 2.73 77.12 8=4 777.6kNm上、下弦杆截面面积:A=M0.9fyH=4 777 6000.9 295 4=4 498.7mm2跨中弦杆可采用方钢管250 8。支座处斜腹杆轴力:N=qBL2 2cos45=2.73 8 77.12 2 0.707=595.5kN腹杆截面面积:A=N0.9fy=595 50009 295=2 242.9mm2腹杆可采用方钢管140 5。方案四主馆双向桁架用钢量少于方案三。竖向荷载下双向桁架互为弹性支撑，边跨的斜腹杆可能受压，故本方案桁架斜腹杆不能采用细长杆件。桁架间距分别为 8m 和 8.4m，在桁架区格中增设 H型钢支撑，使上弦杆件间距减小为 4m 4.2m，首先可以增加屋盖上弦受压面积，有利于屋盖承载力和刚度的提高，其次可使桁架上弦的侧向稳定性增强。外圈屋盖、金属外墙、屋檐以及幕墙立面的支承结构同方案三，同样也沿着屋盖周边设置了一圈环箍。方案四的施工安装方法与方案三类似，由于双向桁架为刚性连接，故高空焊接工作量较大。方案四能满足建筑造型要求，用钢量相对较省，最终被选择作为主馆外罩的结构实施方案。2.5 训练馆外罩结构方案训练馆采用门式刚架构造其外罩，沿轴线设置12 榀门式刚架，刚架梁和柱与建筑外壳平行。刚架梁、柱采用 H 型钢，截面暂定高 800mm，宽 300mm，梁柱节点区域截面增高为1 200mm。屋面、金属幕墙立面与玻璃幕墙立面均设置交叉支撑，采用方管截面。考虑到屋盖起拱产生的外推力，沿着屋盖周边设置一圈环箍(图 6)。环箍采用水平放置的 H 型钢，截面宽 300mm，高度暂定为1 000mm。部分钢柱底部铰接于 6.2m 标高平台的混凝土梁上，其余与基础刚接。图 6训练馆结构示意图(包括钢结构和混凝土支承结构)3设计荷载及风洞试验设计荷载取值根据实际情况施加屋面系统、屋盖吊挂设备(包括马道)的荷载，其余同方案阶段。图 7风洞试验模型计算幕 墙 和 结 构 所 采 用 的 基 本 风 压 分 别 为0.30kN/m2(重现期 50 年)及 0.35kN/m2(重现期100 年)，根据规范取值计算风荷载。考虑到李宁馆建筑外形较复杂，所以专门进行风洞试验，将试验得到的风荷载也导入计算模型中，设计时取规范值与试验结果中较不利者。图 7 为缩尺比为 1 200 的风洞试验测压模型。401第 41 卷 第 12 期王帆，等 柳州李宁体育馆异形外罩钢结构分析与设计4结构整体分析模型对于由上部钢结构和下部混凝土结构组成的体育馆，常用的分析方法是将钢结构和混凝土分开进行单独分析。钢结构分析时，将支座设置在与混凝土构件连接的地方2。该工程考虑到相当多的钢结构支座设置在悬挑混凝土梁上，故将外罩钢结构和混凝土支承结构总装成整体计算模型进行整体分析，以准确模拟混凝土结构的弹性支承对上部钢结构振型、地震作用效应放大的影响2(图 8)。整体模型嵌固端设于基础顶面(标高 1.10m)。楼板按弹性板考虑，考虑扭转耦联振动影响。图 8整体结构计算模型考虑到李宁体育馆以混凝土结构为下部支承，根据文 3，地震作用分析时的阻尼比可取 0.025 0.035。而从结构的最低阶整体振动模态表现为整体水平振动来看，钢结构和混凝土结构的能量耗散值均占有相当的比重。故取结构阻尼比为纯钢结构的 0.02 与 纯 混 凝 土 结 构 的 0.05 之 间 的 中 间 值0.0352。整体结构分析时，部分外罩钢构件的应力比较单独分析钢结构的大，结构振型模态及结构自振周期也存在较明显的差异，这些说明了结构整体分析的必要性。4.1 主馆单独分析与整体分析结果对比屋盖在竖向荷载(D+L)作用下的最大竖向挠度为 335mm，其中恒载作用下的最大竖向挠度为181mm，活载作用下的最大竖向挠度为 154mm。施工时考虑以预起拱 150mm 抵消部分恒载作用下的挠度，则挠度/跨度=1/416 1/400，满足要求。(1)整体组装模型计算结果在 D+L 组合下，主馆的最小正值屈曲因子为3.84，失稳模式为部分桁架上弦杆发生平面外失稳。由欧拉公式反推出桁架上弦杆件平面外计算长度系数为 1.46。取主馆中部双向桁架的相交点为参考点。在风荷载作用下，参考点相对混凝土柱顶支座的水平位移为 13.5mm;地震作用下，相对水平位移为 17.2mm。与设置了屋盖平面内支撑的方案相比较，风荷载和地震作用下，屋盖结构面内变形相差很小。由此可以说明双向桁架在屋盖面内表现出空腹桁架的特性，屋盖面内刚度较强。(2)单独主馆模型计算结果在 D+L 组合下，主馆的最小正值屈曲因子为9.27，失稳模式表现为中心屋盖桁架上弦侧向失稳。取主馆中部双向桁架的相交点为参考点。在风荷载作用下，参考点相对混凝土柱顶支座的水平位移为10.6mm;在地震作用下，参考点相对混凝土柱顶支座的水平位移为 5.7mm。4.2 训练馆单独分析与整体分析结果对比训练馆的门式刚架结构在竖向荷载(D+L)作用下的最大竖向挠度为 200mm，其中恒载作用下的最大竖向挠度为 100mm，活载作用下的最大竖向挠度为 100mm。施工时考虑以预起拱 100mm 抵消恒载作用下的挠度，则挠度/跨度=1/421 1/400，满足要求。(1)整体组装模型计算结果取训练馆屋顶最高点为参考点。在风荷载作用下，参考点的竖向位移为 11.48mm(上拱)，水平位移为 7.84mm;在地震作用下，参考点的水平位移为3.29mm。(2)单独训练馆模型计算结果在 D+L 组合下，主馆的最小正值屈曲因子为9.09，失稳模式表现为屋顶钢梁失稳。通过线性屈曲分析的计算结果表明，训练馆也具有很好的整体稳定性。取训练馆屋顶最高点为参考点。在风荷载作用下，参考点的竖向位移为 8.82mm(上拱)，水平位移为 8.18mm;在地震作用下，参考点的水平位移为 2.02mm。通过对比计算结果可以得出，整体模型和单独模型的屈曲分析结果存在差异，但分析结果都满足规范要求。在水平荷载作用下，整体模型的水平位移比单独模型大，地震响应也较为明显。由此可见，整体结构的分析对保证结构的安全性是十分必要的。5主次桁架交汇节点李宁馆的建筑外罩基本是斜面和扭曲面，钢构件往往是倾斜设置，这导致不同方向交汇在一起的构件扭转交汇，翼缘不能对齐拼装 不共面，甚至501建筑结构2011 年也不平行，若直接焊接，则会有部分截面焊接不到。这样的相贯节点力学性能有问题，安全度不足，也难以达到设计时假定的刚性连接的效果。以往的工程实例一般采用以下三种方法来解决这个问题:(1)铸钢节点。铸钢节点首先可以制作成外表面扭曲的形状，在接口处分别与来自不同方向的钢构件对齐;其次可以通过加大节点的尺度，加厚节点的管壁，使得交汇的钢构件即使有扭转或者倾斜，也可以做到全截面焊接。但是铸钢节点的用钢量和单位重量的造价均大于焊接节点，其制作质量也比焊接节点更难以控制，所以除了少量重点工程以外一般很少用到铸钢节点。另外，重量较大的铸钢节点设置在对自重比较敏感的大跨度结构中，对结构也是不利的。(2)加大节点区域，扩大节点的外轮廓尺寸，同时采用较厚钢板。这样的处理方式使得交汇的钢构件即使有扭转或者倾斜，也可以做到和节点全截面焊接。比如采用球形节点，为了让所有的钢构件都和球形节点的外表面焊接，球形节点的直径会比较大。但是较大的节点在钢结构中显得突出，许多时候难以得到建筑师和业主的认可。同时厚板的价格较高，力学性能比较差，厚板的焊接要采用专门的工艺手段以保证质量，对焊工的技术水平要求较高。另外，和铸钢节点一样，较大的节点重量对于大跨度结构很不利。(3)采用曲面板连接。用火烤钢板使之形成弯曲面或者扭曲面，利用曲面的不同边分别对齐交汇钢构件的上下翼缘板进行焊接相连。这种节点不增加节点的重量，也不扩大节点域的体积。其缺点在于采用火烤的方法使钢板弯曲或扭转这一技术较难控制，经常返工，变形后的钢板凹凸不平，且火烤弯板的费用较高，工期也较长，所以这个方法不常采用。近年有部分大型工程的弯扭板件采用多点无模轧制工艺成型，但该工艺对于小型节点并不适用。图 9(a)是最初设想的节点形式，桁架短跨方向的钢构件连续，长跨方向的钢构件在节点区域以外断开，改由插板连接。这使长跨钢构件在节点处的连接方式变成了铰接，与计算假定不符。后经分析，采用四边形平板加工成折板作为接头(图 9(b)，折板一边与短跨桁架翼缘对齐，另一边与长跨桁架翼缘对齐(图 9(c)(e)。为了保证节点的承载力和抗弯刚度，节点域钢板的厚度不小于汇交钢构件中最大板厚的 1.5 倍。选取相交杆件内力较大的节点进行有限元分图 9矩形截面构件扭转交汇焊接相贯节点析。图 10 为位于结构上弦的一个节点的网格单元划分及其分析结果。分析软件为 ANSYS，采用四节点壳单元 Shell181。通过计算表明，荷载达到设计值的 2.5 倍时，和节点连接的弦杆和斜腹杆部分区域屈服，而节点区域的应力未达到屈服强度。为满足双向桁架相交处节点的刚性连接，符合计算模型的假定，对扭转交汇相贯节点做刚性分析。图 11 为分析节点区平面外刚度的有限元模型，图12 为节点的 M-曲线图。模型中上弦杆的长度根据构件的反弯点选取，在上弦杆施加水平方向荷载，节点区的其他杆件端部均施加约束。在使用软件 SAP2000 进行结构分析时，桁架的相交节点均按照刚接考虑。根据在欧洲钢结构设计规范 Eurocode3 里的定义，如果满足 KikbEIB/lb，则可以判定节点为刚接。其中 Ki为初始转动刚度，IB为梁截面惯性矩，lb为梁跨度，kb=8(有支撑框架，且支撑抗侧移刚度大于框架自身侧移刚度的 4倍)或 kb=25(无支撑或支撑较弱)。本工程按无支撑情况考虑:Ki kbEIB/lb 25 2.06 105N/mm2108 124 400mm4/4 000mm=1392 1011Nmm根 据 分 析 结 果 可 知，在 弦 杆 达 到 极 限 弯 矩601第 41 卷 第 12 期王帆，等 柳州李宁体育馆异形外罩钢结构分析与设计图 10矩形截面构件扭转交汇焊接相贯节点有限元分析图 11节点刚度分析有限元模型268.15kNm 时，M-曲线处于线性阶段，根据斜率计算其刚度:M=269 952 00013.63 104=1.98 1011Nmm kbEIB/lb由此可判定，节点构造可实现刚接，整体模型计算时假定节点在屋盖平面内完全刚性是合理的。图 13无加劲肋节点有限元分析(下转第 95 页)图 12M-曲线因桁架选择采用方管截面，节点区域应设置加劲肋，为避免每个节点都设加劲肋影响施工，故考虑非双向桁架交汇处的其他节点内部不设加劲肋，为此进行有限元分析考察这类节点的安全性。以一个靠近支座的下弦节点为例，节点域构件截面尺寸:下弦杆250 8，直腹杆250 8，斜腹杆140 6(图 13)。由于弦杆内部未设加劲肋，故杆件相交区域应力较大，但没有超出屈服点。弦杆管壁最大变形3.33mm，未达到管宽度的 3%(4.2mm)，故认为此节点安全。6结构分析与设计总结李宁馆已经投入使用。经过施工配合过程，对本项目的结构分析和设计有一些心得:(1)李宁馆外罩形状奇异，结构设计根据建筑方案确定的外形先后提出四种结构方案，最后综合考虑满足造型要求、造价控制和施工方便等因素，确定最终结构方案。(2)结构方案确定后，需要建立实体三维模型，在旋转观察中直观地检查各杆件的空间逻辑关系有无错误。项目采用 Tekla Structures 建立钢构件和混凝土支承结构拼装在一起的三维实体模型并对施工图进行构造校核。(3)主馆的很多支座坐落于混凝土悬挑梁上，混凝土结构的刚度对于上部钢结构的力学性能有明显影响。输入地震作用时，位于混凝土底座之上的钢结构和直接将嵌固支座设在钢结构上也有很明显的差异。所以，将钢结构和混凝土底座组拼成整体模型是必要的。通过整体模型分析，李宁馆结构满足规范及相关设计标准的要求，能达到在使用期内安全和适用的功能。(4)双向桁架方案的节点处理较困难。本工程采用的折板连接焊接相贯节点，构造简单合理，可推广应用于其他类似节点设计。该类型节点被命名为“适应斜面和扭曲面的相贯节点”、“矩形截面钢构701第 41 卷 第 12 期杨勇，等 青岛万邦中心高含钢率异形型钢混凝土柱试验研究型钢的应变可达到 1 55 10 2，说明型钢的延性得到了充分发挥。2 5 纵向钢筋荷载-应变曲线测得柱端荷载-纵向钢筋应变曲线见图 13。从图中可以看出，试件 Wbz-1 中纵向钢筋的最大应变只有 1 58 10 3，试件 Wbz-2 中纵向钢筋的最大应变只有 2 06 10 3。比较型钢与纵向钢筋的荷载-应变曲线可以看出，型钢的延性远大于纵向钢筋，两者相差将近一个数量级，Wbz-1 甚至没有达到屈服应力对应的应变值。其原因可能在于:由于受到尺度限制，试件采用普通箍筋对纵向钢筋的约束较弱，当混凝土开裂较大后，箍筋无法约束纵向钢筋，导致纵筋出现局部灯笼状屈曲，从而致使纵向钢筋迅速丧失竖向承载力，因而导致纵向钢筋不会出现较长的屈服平台。而型钢由于自身回转半径远大于钢筋，并未发生破坏性屈曲，只是局部材料进入屈服状态，因此，在本试验中，试件的延性实际主要取决于型钢自身的延性。图 13柱端荷载-纵向钢筋应变曲线2 6 柱端荷载-箍筋应变曲线测得的柱端荷载-箍筋应变曲线见图 14。从图中可以 看 出，箍 筋 似 乎 在 应 变 较 低 水 平(50 100MPa)时即进入了屈服，这一点似乎较难理解。实际上，这是由于荷载为对应的试件整体荷载，并非箍筋的直接荷载，所以并不能说明箍筋已经屈服。图 14柱端荷载-箍筋应变曲线3结论(1)试验中小偏心受压和轴心受压试件均表现出较好的延性，其破坏模式均为型钢先屈服，最终混凝土压溃，纵筋和箍筋则可能达不到屈服。(2)试验中纵向钢筋由于混凝土开裂后出现灯笼形屈曲，其延性并未得到有效发挥，说明箍筋形式及间距仍然是防止钢筋出现灯笼形屈曲的有效措施(由于受到尺度限制，试件采用的是普通箍筋，对纵向钢筋以及核心混凝土的约束较弱，结果可能和采用复合箍筋柱相比会更差些)，也是提高纵筋延性的有效措施。(3)工程中异形型钢混凝土柱的型钢含钢率达16 8%，型钢在混凝土开裂后依靠自身回转半径较大的特点，未发生明显屈曲，因而，型钢的极限应变可达到纵向钢筋应变的 10 倍大小，对于保证型钢混凝土柱具有很好的延性起到了决定性作用，并极大提高了异形型钢混凝土柱的整体延性。(4)试验中的异形型钢混凝土柱，虽然从表面看来，怪异形状可能导致其延性不足，但是试验结果说明:在高含钢率并且在轴心受压或者小偏心受压的情况下，型钢不易发生屈曲，其延性是可以得到保证的。参考文献 1 杨勇，陈彬磊，李文峰，等 青岛万邦中心 1#楼超高层特殊结构体系研究与设计J 建筑结构，2008，38(1):83-87 2杨勇，陈彬磊，李伟政，等 青岛万邦中心单向斜撑外框剪力墙结构体系研究及节点试验研究科研结题报告R 北京:北京市建筑设计研究院，2008 3唐九如 钢筋混凝土框架节点抗震M 南京:东南大学出版社，1989 4GB 5015292 混凝土结构试验方法标准S 北京:中国建筑工业出版社，1992(上接第 107 页)件扭转交汇焊接相贯节点”，设计完成后进行了详细的分析总结并申请专利(2010 年 2 月 24 日获实用新型专利授权)。(5)闭口形截面构件承载力高、稳定性好，但桁架构件还是尽量采用开口形截面构件，以避免在内部设加劲肋。若不设加劲肋，则一定要进行专门的分析。参考文献 1 黄泰赟，蔡健 广州歌剧院空间异型大跨度钢结构设计J.建筑结构学报，2010，31(3):89-96 2 傅学怡，高颖，杨想兵 济南奥体中心体育场大跨空间结构总装分析 J 建筑结构学报，2008，29(S1):176-182 3 GB 500112010 建筑抗震设计规范S 北京:中国建筑工业出版社，201059