高層建筑大跨度鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)施工模型試驗

劉勁松，肖從真，王翠坤

(1.東南大學建筑設(shè)計研究院有限公司，江蘇南京，210096；2.中國建筑科學研究院建筑結(jié)構(gòu)研究所，北京，100013)

近年來，高層建筑朝著多元化、多功能和多類型發(fā)展，建筑立面變化豐富，平面功能復雜，這對建筑功能、空間及美學要求不斷提升。為滿足建筑底層大空間、大跨越和立面形態(tài)等要求，經(jīng)常采用梁式和桁架式轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)。梁式轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)豎向傳力直接、明確，但當轉(zhuǎn)換梁跨度較大且承受豎向荷載較大，轉(zhuǎn)換梁截面尺寸較大時，影響建筑正常使用功能。鋼筋混凝土桁架結(jié)構(gòu)具有高承載力和大跨度等優(yōu)勢，但其側(cè)向剛度大、節(jié)點構(gòu)造復雜、施工難度大。一般而言，鋼筋混凝土桁架的經(jīng)濟適用跨度為15.0～30.0 m。張譽等[1?5]分別依托不同的背景工程，對不同形式的空腹桁架轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)進行了試驗研究，分析了模型結(jié)構(gòu)的耗能及變形能力，認為經(jīng)合理設(shè)計的空腹桁架結(jié)構(gòu)整體具有較好變形和耗能能力，桁架上弦桿和下弦桿屬于偏心受壓構(gòu)件。

近年來，由于鋼桁架結(jié)構(gòu)具有質(zhì)量輕，強度高，延性好等優(yōu)勢，并且地震荷載作用下良好的耗能能力，鋼桁架構(gòu)件可在工廠分段制作，現(xiàn)場焊接拼裝，施工質(zhì)量有保證，在解決大跨度轉(zhuǎn)換難題時，越來越受到結(jié)構(gòu)設(shè)計師的青睞。

國內(nèi)采用大跨鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的典型工程實例有北京中國銀行總部大廈、南京徐礦國際商務(wù)中心、湖北省圖書館新館等[6?16]，其轉(zhuǎn)換鋼桁架結(jié)構(gòu)跨度在30.0～60.0 m，上托3～8 層框架結(jié)構(gòu)?？梢?，轉(zhuǎn)換鋼桁架結(jié)構(gòu)跨度較大，上托結(jié)構(gòu)層數(shù)較多，承受豎向荷載較大，鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)受力復雜，給結(jié)構(gòu)設(shè)計帶來極大挑戰(zhàn)。

目前，針對高層建筑中大跨度鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的研究主要依靠理論計算，分析其整體和節(jié)點受力性能，試驗研究成果較少。為檢驗理論計算結(jié)果，蘇衛(wèi)東等[11]對重慶西永綜保區(qū)監(jiān)管大樓工程進行了振動臺試驗和節(jié)點試驗，提出進一步提高支承筒體的延性構(gòu)造，加強轉(zhuǎn)換桁架弦桿與筒體連接；唐興榮等[2?3]對預應(yīng)力混凝土空腹桁架結(jié)構(gòu)進行了靜力及擬動力試驗研究，提出鋼桁架或型鋼混凝土桁架具有更好的延性性能；張石鈺等[17]對鋼桁架節(jié)點進行了抗震性能試驗，認為桁架端部弦桿翼緣容易產(chǎn)生塑性變形，并最終會發(fā)生剪切破壞。

高層建筑中大跨度鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)受豎向荷載、地震荷載、施工荷載和基礎(chǔ)不均勻沉降等諸多因素影響，鋼桁架結(jié)構(gòu)受力復雜。其中，施工措施和施工荷載施加順序等是保證轉(zhuǎn)換層施工質(zhì)量的關(guān)鍵。HE 等[18?20]采用有限元計算，分析轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)施工過程，受計算模型和手段限制，難以全面準確反映施工過程中大跨轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的受力性能。目前，國內(nèi)外對大跨鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)施工試驗研究甚少。為研究施工過程中大跨鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)的傳力機制、應(yīng)變發(fā)展、承載能力及支座節(jié)點的安全可靠性等，本文作者針對浙江省電力調(diào)度大樓大跨度鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)展開施工全過程試驗，以期為鋼桁架轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)設(shè)計和施工提供依據(jù)。

1 試驗概況

1.1 工程簡介

浙江省電力調(diào)度大樓位于杭州市西湖區(qū)，總建筑面積約8.5 萬m2，由東西2 棟塔樓組成，均屬于超限高層。尤其是東塔樓，平面和豎向均為特別不規(guī)則。主體結(jié)構(gòu)長為89.9 m，寬為48.8 m，建筑高度為65.4 m，地上14 層，第15 層為構(gòu)架層，地下3 層，上部結(jié)構(gòu)采用型鋼混凝土框架?剪力墻結(jié)構(gòu)體系。建筑南側(cè)入口大廳高大寬敞，立面復雜，如圖1所示。

圖1 建筑南側(cè)視角效果圖Fig.1 Building renderings on the south

為實現(xiàn)建筑功能和立面效果，結(jié)構(gòu)以筒體剪力墻A，B 和C 為支座，在第10 和11 層設(shè)置三榀高8.0 m 轉(zhuǎn)換鋼桁架HJ1，HJ2 和HJ3，如圖2所示。三榀桁架跨度不等，桁架HJ1為單跨桁架，跨度為48.8 m，HJ2 和HJ3 為連續(xù)兩跨桁架，跨度分別為32.0+16.3 m 和38.5+16.2 m，桁架上托5 層鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，屬大跨度高位轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)。三榀不等跨桁架跨度大，承受豎向荷載差異較大，施工階段桁架的支承約束不確定等，明確鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)在這些復雜因素下的傳力機制和承載性能，是工程設(shè)計與施工的技術(shù)難點。

圖2 第10層結(jié)構(gòu)平面圖Fig.2 10th floor structural plan

對東塔樓整體結(jié)構(gòu)計算分析可知，三榀鋼桁架跨度差異較大，受力及變形不同，桁架之間型鋼支撐和鋼筋混凝土梁板起到了協(xié)調(diào)空間變形的作用。若僅對單榀桁架進行計算和試驗，不能如實反映各榀桁架受力變形的相互影響；同時，考慮桁架HJ2和HJ3均為連續(xù)兩跨桁架，跨度、受力和變形較接近，故文中選取跨度和荷載差異較大的相鄰兩榀桁架HJ1和HJ2整體作為研究對象，考察階段施工對轉(zhuǎn)換鋼桁架結(jié)構(gòu)受力的影響。

1.2 模型設(shè)計

根據(jù)鋼桁架轉(zhuǎn)換層的實際尺寸和試驗條件，并保證模型邊界條件與實際情況相似[21?23]，試驗模型的長度方向取轉(zhuǎn)換鋼桁架及兩端支座剪力墻，寬度取鋼桁架HJ1和HJ2之間范圍，高度自桁架下0.5 m 至其上一層結(jié)構(gòu)，按1.0∶7.5 縮尺模型設(shè)計，試驗模型總長度為9 570 mm，高為2 892 mm。

模型結(jié)構(gòu)構(gòu)件截面尺寸按1.0:7.5 相似系數(shù)設(shè)計，鋼桁架采用Q235 鋼板焊接制作，剪力墻及桁架上部結(jié)構(gòu)混凝土強度等級為C35。根據(jù)等強度原則確定剪力墻、型鋼混凝土柱和樓板中的配筋以及鋼構(gòu)件與混凝土交界面處的栓釘布置。結(jié)構(gòu)原型與模型主要構(gòu)件截面尺寸見表1。

表1 主要構(gòu)件截面尺寸Table 1 Section dimension of structural members

1.3 模型制作

1)將試驗模型的兩榀鋼桁架各分3段在加工車間放樣制作，之后運輸?shù)綄嶒炇移唇印ｄ撹旒芷唇又?，對其校準成型，消除制作誤差對試驗的影響。

2)施工混凝土剪力墻到鋼桁架下弦，校準鋼桁架支座剪力墻在同一水平標高，即可安裝鋼桁架，并在兩榀桁架之間焊接H 型水平系桿，在弦桿和水平系桿上焊接栓釘。

3)澆筑鋼桁架轉(zhuǎn)換層混凝土，并按設(shè)計要求在桁架跨中設(shè)置混凝土后澆帶，端部預留后澆塊，以減小桁架上部結(jié)構(gòu)施工過程中混凝土剪力墻對桁架的約束，消除剪力墻的附加應(yīng)力。

4)待模擬施工加載完成后，再封閉鋼桁架跨中后澆帶和端部后澆塊。

1.4 試驗加載機制

第1 階段加載試驗。為檢驗鋼桁架加工質(zhì)量，對單榀鋼桁架HJ1加載試驗，控制結(jié)構(gòu)變形在彈性范圍，桁架鋼板的最大應(yīng)力在100 MPa以內(nèi)，得到單榀桁架的受力規(guī)律。為加載方便，將鋼桁架倒置，千斤頂由下向上加載，加載試驗裝置見圖3(a)。5 個千斤頂同步加載，單個千斤頂每級加載5 kN，分級加載到200 kN，為施工荷載的1.33 倍，設(shè)計荷載的0.82倍。

第2階段加載試驗。整體模型施工階段加載試驗，如圖3(b)所示。模擬實際工程施工措施，此階段模型留設(shè)樓層跨中后澆帶和桁架兩端后澆塊。施工過程中恒荷載為結(jié)構(gòu)自重，活荷載取1.5 kN/m2，模擬施工加載采用鐵塊堆載。1 層、2 層和3 層堆載比例為1.00∶1.00∶2.71，分級堆載到總荷載量為472.0 kN。

圖3 不同階段加載試驗裝置Fig.3 Loading devices of model at different stages

第3階段加載試驗。整體模型使用階段加載試驗，如圖3(c)所示，模型后澆帶及后澆塊封閉。使用階段加載采用5個豎向千斤頂通過5根分配梁加載到頂層10 個柱上。首先使用千斤頂加載替換部分模型上的鐵塊，然后加載到豎向設(shè)計荷載，測試結(jié)構(gòu)在設(shè)計狀態(tài)下的性能，接著逐級加載，直至結(jié)構(gòu)破壞。

1.5 位移及應(yīng)變測點布置

在試驗加載之前，根據(jù)對鋼桁架整體受力和位移的分析結(jié)果，在鋼桁架HJ1 和HJ2 上布置了4類位移計及大量應(yīng)變片，如圖4所示。

圖4 鋼桁架測點布置Fig.4 Layout of monitoring points on steel trusses

在桁架HJ2上位移計布置情況見表2。

表2 桁架HJ2位移計布置Table 2 Section dimension of structural members

同時，在桁架關(guān)鍵受力桿件截面上對稱黏貼電阻應(yīng)變片，測試加載過程中應(yīng)變。另外，支承桁架的筒體剪力墻受力性能是整體轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)承載的重要部位，為研究其受力性能，在混凝土筒體側(cè)面布置了較多應(yīng)變片，尤其在筒體A靠近桁架HJ1一側(cè)。

2 單榀桁架HJ1試驗結(jié)果

在試驗逐級加載過程中，由于控制了試驗最終加載，桁架各測點豎向位移增量呈線性增加，整個桁架變形符合簡支梁的受力變化規(guī)律，構(gòu)件表現(xiàn)出良好的線彈性受力性能。同時，采用有限元結(jié)構(gòu)分析軟件SAP2000 對單榀桁架HJ1 進行靜力彈性計算分析，得到桁架下弦位移以及上弦跨中應(yīng)力的計算值與試驗值對比如圖5所示。

圖5 桁架HJ1位移及應(yīng)力試驗值與計算值對比Fig.5 Comparison of experimental displacement and stress of truss HJ1 with calculated value

在最終加載量時，桁架下弦跨中最大位移計算值為4.8 mm，比試驗值偏大4.2%；桁架上弦跨中最大壓應(yīng)力計算值為89.1 MPa，比試驗值偏大4.9%。試驗值與計算值吻合較好，表明模型加工精度較高。同時，通過有限元計算分析，在桁架節(jié)點處未見明顯應(yīng)力集中現(xiàn)象，表明桁架結(jié)構(gòu)形式及節(jié)點構(gòu)造合理。

3 整體模型試驗結(jié)果

3.1 試驗現(xiàn)象

在模型試驗加載過程中，當荷載加載低于設(shè)計荷載793 kN時，模型結(jié)構(gòu)上無肉眼可見裂縫。

當荷載加載為893 kN 時，在桁架弦桿及端部混凝土發(fā)現(xiàn)個別細微裂縫。

當加載至1 296 kN 時，前期出現(xiàn)的細微裂縫加寬，并新增較多裂縫，繼續(xù)加載，裂縫發(fā)展較快。

當荷載加載至1 760 kN 時，試驗模型達到極限承載力，鋼桁架上部混凝土框架柱中部發(fā)生脆性破壞，同時端部混凝土剪力墻上出現(xiàn)明顯水平彎曲裂縫。在加載試驗過程中鋼桁架構(gòu)件沒有發(fā)生塑性變形。

結(jié)構(gòu)典型裂縫發(fā)展及破壞形態(tài)如圖6所示。由圖6可見：當試驗荷載大于設(shè)計荷載后，桁架跨中混凝土水平裂縫為弦桿和混凝土梁之間相對滑移裂縫，這是弦桿軸力增大致使兩者界面發(fā)生剪切破壞；在桁架端部混凝土剪力墻對上下弦桿有固定約束作用，剪力墻內(nèi)會產(chǎn)生較大抵抗彎矩，因而剪力墻會出現(xiàn)水平彎曲裂縫。在整個加載試驗過程中，直至鋼桁架上部混凝土柱達到承載極限出現(xiàn)脆性破壞，鋼桁架仍表現(xiàn)出良好的承載性能。

3.2 位移結(jié)果及分析

在模型施工階段的加載過程中，桁架HJ1 和HJ2下弦跨中最大撓度分別為1.99 mm和1.65 mm，分別為跨度1/3 408 和1/3 272。鋼桁架端部剪力墻設(shè)置了后澆塊，鋼桁架簡支擱置在混凝土剪力墻上，將試驗結(jié)果與端部下弦分別為簡支、鉸接和固接3種約束條件模型的計算結(jié)果對比，發(fā)現(xiàn)其受力和變形接近于下弦簡支的約束條件模型。

在模型使用階段加載過程中，桁架端部后澆塊已經(jīng)封閉，桁架弦桿端部受到剪力墻固定約束，這樣桁架和混凝土結(jié)構(gòu)形成整體，共同承受外部荷載作用。在設(shè)計荷載作用下，桁架HJ1和HJ2下弦跨中最大撓度分別為2.38 mm 和1.95 mm，分別為跨度1/2 850和1/2 769。

在模型試驗加載過程中，桁架下弦跨中的荷載?位移曲線如圖7所示。由圖7可見：在桁架中間后澆帶及端部后澆塊封閉以后，轉(zhuǎn)換桁架結(jié)構(gòu)整體剛度有所增強，但隨著試驗荷載逐級增加，鋼桁架和混凝土結(jié)構(gòu)出現(xiàn)相對滑移和表面裂縫，結(jié)構(gòu)剛度會略有降低。

圖7 桁架跨中荷載?位移曲線Fig.7 Load?displacement curves of truss midspan

在模型施工階段加載過程中，在桁架上下弦端部布置的水平位移計測試桁架水平最大位移為0.20 mm，表明在施工荷載加載條件下，桁架相對剪力墻支座會發(fā)生水平滑動，混凝土剪力墻僅承受豎向力，幾乎沒有水平力和彎矩作用，符合設(shè)計預期。

試驗測試桁架HJ2上下弦L-L1和N-N1的平面外相對側(cè)移。在施工荷載加載條件下，N-N1 最大相對側(cè)為0.41 mm，為高度的1/2 602；在使用荷載加載條件下，鋼桁架和混凝土結(jié)構(gòu)形成組合作用，桁架最大側(cè)移為0.49 mm，直至加載至結(jié)構(gòu)破壞之前，桁架側(cè)移量變化不明顯?？梢姡旒芷矫嫱鈧?cè)向位移主要產(chǎn)生在施工階段，應(yīng)引起施工重視；但總體來看，整體結(jié)構(gòu)側(cè)向穩(wěn)定性可以滿足施工和設(shè)計要求。

試驗測試桁架HJ1 上弦相對混凝土梁的滑移。在使用階段，桁架HJ1的B和C位置點處產(chǎn)生的最大相對滑移為0.03 mm左右?？梢?，桁架與混凝土之間相對滑移較小，表明弦桿和混凝土梁之間的連接抗剪栓釘起到了抗滑移作用，栓釘承受剪力較小，變形不大。

3.3 受力結(jié)果及分析

由模型試驗各應(yīng)變片測試結(jié)果可以推算出各測點應(yīng)力。從整體來看，桁架跨中上下弦桿和端部腹桿的應(yīng)力較大，上弦為壓應(yīng)力，下弦為拉應(yīng)力，與下支點相連的支座斜腹桿受壓，與上支點相連的支座斜腹桿受拉。模型試驗在施工荷載、設(shè)計荷載及破壞前一級荷載條件下，桁架跨中和支座最大應(yīng)力見表3。

由表3可見：在桁架跨中，桁架HJ2上下弦桿應(yīng)力比HJ1稍大；但在桁架端部，HJ2端部弦桿的應(yīng)力比HJ1稍小，在設(shè)計荷載范圍內(nèi)，桁架桿件應(yīng)力水平較低；在試驗最終加載的持荷期，桁架上托混凝土柱發(fā)生脆性破壞，但鋼桁架桿件未出現(xiàn)應(yīng)力屈服現(xiàn)象，表現(xiàn)出良好承載性能，符合“轉(zhuǎn)換層屈服破壞應(yīng)滯后于相鄰上部結(jié)構(gòu)”的設(shè)計思想。

表3 桁架跨中和端部最大應(yīng)力Table 3 Maximum stress in middle and end of truss MPa

桁架HJ2上下弦桿跨中的應(yīng)力隨加載的變化曲線如圖8(a)和(b)所示。由圖8(a)和(b)可見：弦桿上下表面的應(yīng)力接近，桿件主要承受軸向壓力或拉力；在樓層后澆帶及端部后澆塊封閉以后，轉(zhuǎn)換層結(jié)構(gòu)整體剛度增強，應(yīng)力增幅變緩，但隨著荷載逐級增加，結(jié)構(gòu)出現(xiàn)裂縫而剛度下降，應(yīng)力增幅變快。

圖8 桁架HJ1和HJ2荷載?應(yīng)力曲線Fig.8 Load?stress curves of truss HJ1 and HJ2

桁架HJ1 端部腹桿BA1 支座處的應(yīng)力隨加載的變化曲線如圖8(c)所示。由圖8(c)可見：桿件主要承受軸向壓力，受端部固接影響，腹桿BA1 在下支點處承受較小彎矩1.1 kN·m。

3.4 組合截面作用

鋼桁架上弦桿通過抗剪栓釘與其上的混凝土梁連接，形成組合截面，共同承擔轉(zhuǎn)換層上部結(jié)構(gòu)傳遞下來的豎向荷載。模型試驗加載過程中，鋼桁架HJ1上弦支座及跨中組合截面應(yīng)變變化如圖9所示。

圖9 HJ1上弦組合截面應(yīng)變Fig.9 Composite section strain of HJ1 top chord

整體模型加載試驗結(jié)果與單榀桁架HJ1加載試驗結(jié)果對比表明，鋼桁架上弦桿與其上部混凝土梁構(gòu)成組合截面梁，共同承受豎向荷載，截面為偏心受拉，受力變化規(guī)律基本符合平截面假定。

在桁架支座處上弦桿的應(yīng)變小于對應(yīng)位置處混凝土梁的應(yīng)變，跨中截面處，加載小于設(shè)計荷載時，弦桿與混凝土梁共同作用性能良好；加載增加，在弦桿和混凝土梁交界面處會產(chǎn)生滑移，弦桿應(yīng)變迅速增加，表明2 種截面的組合作用削弱。設(shè)計應(yīng)加強混凝土梁截面配筋及其與弦桿的連接構(gòu)造，增強截面組合作用。

3.5 混凝土筒體受力分析

桁架端部支座豎桿向上延伸一層，伸入上層鋼筋混凝土筒體內(nèi)，在支座受拉斜腹桿和上弦桿的共同作用下，桁架上弦支點會對筒體產(chǎn)生拉力作用；在支座受壓斜腹桿和下弦桿的共同作用下，桁架下弦支點會對筒體產(chǎn)生壓力作用。在施工荷載、設(shè)計荷載及破壞前一級荷載條件下，桁架上弦支點A，H和下弦支點A1，H1處對混凝土筒體的豎向力Fv和水平力Fh如圖10所示。

圖10 桁架對筒體豎向和水平作用力Fig.10 Vertical and horizontal forces of truss on tubes

在施工荷載作用下，桁架對混凝土筒體的水平作用力較小，HJ1上弦支點最大拉力為38.2 kN，表明在施工階段設(shè)置后澆帶可以控制桁架對混凝土墻體的水平力。后澆帶封閉之后，桁架端部受到混凝土筒體約束，在設(shè)計荷載下，筒體受到的水平作用力變化不大，但隨著荷載繼續(xù)增加，在混凝土筒體上產(chǎn)生的約束反力明顯增大。在試驗加載到設(shè)計荷載的下一級荷載893 kN 時，桁架端部A處的筒體混凝土拉應(yīng)變達到89 με，發(fā)現(xiàn)細微裂縫。后期設(shè)計和施工應(yīng)加強桁架支座處的筒體剪力墻構(gòu)造，確保施工質(zhì)量。

4 有限元計算分析

有限元結(jié)構(gòu)分析軟件SAP2000 Ultimate 16.0.2可以通過增減部分結(jié)構(gòu)或荷載，定義施工分析序列，模擬鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)吊裝、樓層混凝土澆筑和后澆帶封閉等復雜施工工序，完成對結(jié)構(gòu)施工及使用階段的全過程模擬計算，并與試驗結(jié)果進行對比[24]。

4.1 有限元模型

根據(jù)整體試驗模型建立有限元計算模型，桁架桿件采用Frame桿單元模擬，樓板和剪力墻采用Shell 殼單元模擬。材料強度和彈性模量等參數(shù)按材性試驗結(jié)果取值。

由整體模型試驗分析結(jié)果，在試驗加載到設(shè)計荷載之前，桁架上弦桿與其上部混凝土梁形成組合截面，因此，在計算模型中將桁架上弦桿按組合截面考慮。為考察桁架下弦端部支承約束，在施工階段桁架端部約束分別按簡支和鉸接2種情況模擬計算。

根據(jù)整體模型試驗加載機制，有限元計算按后澆帶封閉前后形成的施工階段和使用階段順序進行模擬分析，2個階段施加荷載按模型試驗加載機制進行。

4.2 位移計算結(jié)果

桁架HJ1和HJ2在施工階段和使用階段的豎向位移試驗值和有限元計算值對比如圖11所示。

由圖11可見：在施工階段桁架端部鉸接的計算結(jié)果比試驗結(jié)果明顯偏小，桁架HJ1最大偏離約11%，桁架HJ2 左跨偏離約12%，右跨偏離約34%；而桁架端部簡支的計算結(jié)果與試驗結(jié)果吻合較好，桁架HJ1 最大偏離約5%，桁架HJ2 左跨偏離約8%，右跨偏離約13%，表明在施工階段桁架下弦兩端簡支更接近實際支承條件。

圖11 不同階段桁架位移試驗值和計算值對比Fig.11 Comparison of experimental displacement of truss HJ1 and HJ2 with calculated value at different stages

在使用階段，桁架HJ1，HJ2 跨中最大計算位移分別為2.40 mm 和2.32 mm，比試驗值偏大8%左右，兩者吻合較好，表明桁架上弦按組合截面計算是合理、可靠的。

對比兩榀桁架的最終變形，桁架HJ1為單跨桁架，桁架HJ2為連續(xù)兩跨桁架，中間支承在N1點，兩榀桁架在該對應(yīng)水平位置的變形差最大，計算值和試驗值均為1.20 mm，從而導致上下弦樓板產(chǎn)生較大拉應(yīng)力，最大拉應(yīng)力為1.64 MPa。因此，結(jié)構(gòu)設(shè)計應(yīng)對桁架上下層樓板配筋進行加強。

4.3 內(nèi)力計算結(jié)果

在施工荷載和設(shè)計荷載作用下，桁架跨中弦桿及端部腹桿受力較大，主要承受軸力，承受彎矩較小。

桁架HJ1下弦端部約束按簡支考慮時其關(guān)鍵部位軸力試驗值和計算值對比見表4。

表4 各階段桁架HJ1軸力試驗值與計算值對比Table 4 Comparison of experimental axial force on truss HJ1 with calculated value at different stages kN

可見，在桁架受力較大的上下弦桿跨中及支座腹桿處，桿件的軸力試驗值和計算值吻合較好，偏差不超過10%。各桿件應(yīng)力水平較低，承載力富余較大。

在施工荷載下，桁架上弦跨中D點計算值大于試驗值，下弦跨中D1點計算值小于試驗值，且端部軸力方向相反，可能是由于實際桁架下弦端部支承是接觸面并有摩擦力作用，有限元計算按簡支是理想化處理。

桁架HJ2內(nèi)力分布規(guī)律與桁架HJ1類似。

5 結(jié)論

1)大跨度鋼桁架轉(zhuǎn)換結(jié)構(gòu)設(shè)計方案合理，結(jié)構(gòu)受力性能可靠，符合“加強轉(zhuǎn)換層及相鄰下部結(jié)構(gòu)，其屈服破壞應(yīng)滯后于相鄰上部結(jié)構(gòu)”的設(shè)計理念。

2)在施工荷載作用下，桁架變形較小，應(yīng)力較低，桁架端部產(chǎn)生了水平滑移，符合預期設(shè)想；同時，桁架產(chǎn)生較小的側(cè)向位移，應(yīng)引起施工重視。

3)桁架上弦桿通過剪力連接件與上部鋼筋混凝土梁形成組合截面，在加載初期尚能共同受力，但是在加載大于設(shè)計荷載時，組合作用明顯減弱，建議設(shè)計加強混凝土梁截面配筋及其與弦桿的連接構(gòu)造。

4)在設(shè)計荷載作用下，桁架端部混凝土筒體表現(xiàn)出良好承載性能，隨著荷載繼續(xù)增加，混凝土筒體的約束反力明顯增大并在筒體表面產(chǎn)生裂縫。建議設(shè)計加強混凝土筒體及其與鋼桁架的連接構(gòu)造。