概括
为了实现建筑造型与结构受力的完美结合，避免现有结构形式单一、笨重、造价高等缺点，廊坊临空经济中心项目大跨度室外连廊创新性地采用了鱼腹型钢两端刚性连接。桁架形式。针对该结构形式的应力分布、桁架的整体稳定性、节点的局部稳定性以及结构的抗震性能，采用盈建科2.0.3软件进行整体计算，并进行恒载、活载和温度计算。考虑了负载；采用SAUSAGE 2020软件通过Direct分析方法，考虑几何非线性和材料非线性，根据一阶线弹性屈曲模态设置初始缺陷，考虑活荷载的不利布置，对钢桁架进行整体稳定性分析。无混凝土楼板；采用迎建科2.0.3软件进行抗震性能设计；采用SAUSAGE 2020软件进行罕见地震弹塑性时程分析，选取两组自然波和一组人工波，研究结构在强震作用下的变形和塑性损伤，找出结构薄弱部位：使用ANSYS R19.2软件对应力比最大的节点区域进行有限元静力分析，采用实体单元并考虑几何非线性和材料非线性。
结果表明：两端刚性连接的鱼腹式桁架弯矩图符合桁架高度和桁架杆件截面的变化规律；混凝土楼板对增强桁架整体稳定性有显着作用，混凝土楼板约束桁架横向变形，控制稳定性因素由桁架平面横向变形转变为面外弯曲框架柱的不稳定性。稳定系数均符合GB 50017-2017《钢结构设计标准》要求；整体结构指标、钢构件应力比、混凝土构件配筋均符合GB 50017-2017的要求，无明显薄弱部位，罕见地震破坏程度有限；虽然部分节点区域存在应力集中，但应力值不超过钢材的屈服强度且衰减较快，节点承载性能存在一定的局限性。丰富度和局部稳定性满足设计要求。根据多方面的分析结果，在施工图设计中采取有效的加强措施。
随着我国建设工程的快速发展，建筑造型和功能日新月异。其中，大跨度连廊作为工程效果的突出点越来越多地出现在各类工程项目中。大跨度连廊结构受力较为复杂，建筑效果要求较高。裸露的结构构件是建筑效果的主要体现，因此结构体系的选择至关重要。
1 项目概况
本文分析的室外连廊来自廊坊空港经济项目，其效果如图1所示。该项目包括12栋单体建筑，地下两层，地上5至17层，即“方”。每栋单体建筑均四周环绕廊道，取“廊”之意，意在打造创意城市名片。连廊建筑高度19.300 m，跨度30～55 m。它由多组L型、T型、十字型排列的巨型柱支撑。走廊屋顶宽度为4.5～9.2m。楼上是高架木地板。
图1 廊坊空港经济中心项目效果
2 结构方案比选
大跨度的连廊全部作为室外立面的一部分，是本项目的一大亮点。因此，应实现简单但富有表现力的建筑造型，采用合理且与建筑造型对话的结构体系，同时控制成本和工期。方案的比较和选择需要详细。从结构材料来看，混凝土和钢结构均适合本项目。从结构体系来看，纯混凝土梁、钢筋混凝土梁或实心钢腹梁传递力最简单，受力最明确，造价及施工工艺措施和管理成本较低，但无论是直梁还是鱼腹梁（图2），它们的形式都比较简单，建筑效果也有限。
图2 混凝土直梁和鱼腹梁的效果
由于支撑大跨廊道的框架柱截面较大，一般为1200mm×2500mm和1200mm×3300mm，如果采用拉梁（图3），底部需设置预应力拉索实心腹梁。断面虽小，但与框架柱尺寸不相匹配，建筑效果体现不出力量感。需要对电缆施加比同跨度更高的预应力值，以抵消室外结构因温度应力造成的损失。另外，预应力施工工艺相对繁琐，整个施工过程及后续后续都需要监控，成本较高。考虑到室外结构的温度应力会造成拉索预应力值的较大损失，不适合本工程。
图3 弦梁计算模型
相比之下，混凝土楼板覆盖的鱼腹式钢桁架结构更能满足建筑效果的需要，且桁架大部分区域的实际受力状态是上覆混凝土楼板和桁架上弦受压，钢桁架的下弦杆受到拉力。这种形式可以充分发挥混凝土和钢材的优势，因此不会造成过多的增量成本。
大跨廊道两端与支架常见的连接方式为铰接或滑动连接，钢构件置于支架顶部（图4）。这种方法的优点是可以释放温度应力，使桁架下弦处于受拉状态，有利于整体稳定性。但铰接或滑动支座对桁架的约束作用较弱，导致桁架高度和钢构件截面尺寸增大，而且这种形式在建筑效果上较为笨重。
图4 鱼腹桁架两端铰接效果
相比之下，如果桁架端部直接与框架柱刚性连接，仅采用二维平面桁架，则建筑效果会更简单（图5），且框架柱尺寸较大，提供的刚性连接约束可以有效减少桁架高度和杆件截面。因此，两端刚性连接。鱼腹桁架两端成为箱形实心腹板钢梁。下弦杆截面从端部到跨中逐渐增大，腹板截面从端部到跨中逐渐减小。 ，但需要重点关注桁架的整体稳定性和温度应力的影响。
图5 鱼腹桁架两端刚性连接效果
由于本工程连廊上弦混凝土楼板宽度为4.5～9.2m，如果仅安装单个居中布置的整体桁架，则楼板两侧的悬挑长度也会过大。较大，需在桁架上弦设置悬臂结构进行支撑。如图6所示，上弦两侧突出300毫米高的箱形钢梁，可以使建筑效果最简单。而且悬伸箱形钢梁可以增加施工阶段桁架上弦的整体稳定性，提高使用阶段。桁架的弯曲能力。但由于建筑原因，需要在箱梁外侧安装一块400毫米厚的混凝土板来覆盖。由于荷载较大，箱梁外部混凝土在施工阶段需要大面积的高模板，导致施工成本和工期增加。高模板也不利于清水混凝土的成型效果。如果将箱梁全部安装在混凝土楼板下，虽然在施工阶段可以避免使用高模板，但由于箱梁剪力的滞后效应显着，这种做法将无法充分利用钢材，同时钢材用量大幅增加。力量。最后采用在桁架腹杆和桁架上弦杆节点处向两侧突出变截面实腹钢梁的方法，安装封边实腹钢梁（图7）。这种方法满足了建筑效果和结构受力。由于钢桁架楼承板采用无模板施工，钢梁分散布置，与一些全铺箱梁相比，可以减少用钢量。虽然从结构体系的角度来看，桁架两侧的悬挑采用变截面实腹钢梁不如铺设钢箱梁，但刚度的减弱可以减少温度的影响。同时箱梁外不需要400毫米厚的混凝土板，可减轻荷载，有利于强度、整体稳定性和变形。
图6 箱形钢梁部分被覆盖的典型桁架截面
图7 两侧悬臂梁典型桁架效果
3 结构布局
3.1 接缝分离情况
连廊总体平面如图8所示，结构尺寸为360 m×130 m，板顶标高+18.650 m。走廊沿平面X、Y方向中心线对称分布。为了减少温度应力和地震作用的影响，设置了两个抗震缝，将其分为两个独立的结构单元。
图8 廊道组合结构平面图
3.2 桁架高度和杆截面
桁架编号如图9所示。根据桁架跨度和楼面宽度设置不同的桁架高度和杆件截面尺寸，如表1所示。部分桁架端部实腹梁的强度等级和与之相连的框架柱内置钢肋为Q420C，其余钢材强度等级为Q355C。
图9 桁架数量
HJ1～HJ8两侧变截面悬挑梁采用焊接工字钢H500(300)×200×14×16，封边次梁采用焊接工字钢H300，HJ11中层梁为采用H500×200×14×16工字钢焊接而成。腹杆采用焊接方钢管钢结构俯视图怎么看，共有三种截面（宽b×高h×厚tw）：300×200×12、350×250×16、400×300×25，依次递减从桁架端到跨中。两侧对称排列。桁架下弦根据建筑物变截面效果的要求，采用焊接变截面方钢管□600×1000(650)×30。上弦也采用焊接方钢管□1000×500(650)×30，以提高扭转刚度。
表1 桁架几何信息
3.3 地板系统
为增强上弦整体稳定性，并利用混凝土板与钢上弦的组合作为安全储备，钢桁架楼承板厚度取150mm。为增强施工阶段桁架的整体稳定性，保证桁架下表面简洁、平整的建筑效果，在上层楼承板内部设置十字水平支撑（φ60×5无缝钢管）。上弦杆，位于每个桁架的两端和跨中区域。 ），楼承板下表面铺有6毫米厚钢板，并与上弦层钢构件可靠焊接。典型的桁架截面如图 10 和 11 所示。
图10 HJ1截面mm
图11 HJ9截面mm
3.4 抗侧向力系统
采用框架结构，每个桁架端部两个方向设置矩形钢筋混凝土框架柱，尺寸为1200mm×2500mm和1200mm×3300mm，钢筋混凝土受拉梁顶部标高+6.400 m（1200 mm × 1000 mm）。框架柱在标高-0.800 m（室外地面-0.100 m）以下组合成整体L型、T型或十字型柱，柱延伸至基础顶部（约-10.000 m） 。为了减少框架柱的计算长度，对落在地下室外的框架柱设置顶高程为-0.800 m的拉杆。考虑到本工程为大跨结构，混凝土部分抗震等级为一级，钢结构部分抗震等级提升为二级。
为了满足桁架端部实腹钢梁与框架柱刚性连接处平稳传力的需要，提高框架柱的抗弯能力，在框架柱内设置钢框架，海拔+11.700 m及以上采用箱形钢框架。下部改造成两端两根十字钢架，向下延伸至基础顶部。两十字钢架之间的高度范围为每隔2m设置HW200×200连接梁。
4 受力分析
采用盈建科2.0.3进行整体分析，接缝两侧计算模型如图12、图13所示。由于连廊跨度较大，一次性浇筑混凝土较困难，因此结合钢构件应力比分析中未考虑混凝土楼板的影响。
图12 接缝左侧整体计算模型
图13 接缝右侧整体计算模型
4.1 桁架内力分析
楼层静荷载标准值为7 kN/m2（不含结构自重），活荷载标准值为3.5 kN/m2。标准组合下桁架弯矩如图14所示（以HJ1为例）。与典型的两端受弯构件不同，本工程桁架的反弯点位于两端跨度的1/10位置附近，即下弦杆处。只有最后的第一个节点间处于压缩状态。虽然上弦大部分受到压缩，但它被全长混凝土地板覆盖。跨中正弯矩值为支架负弯矩值的1.7倍。因此，本工程桁架的鱼腹式变截面格局与弯矩图一致，刚性连接方式既增强了框架柱对桁架的约束作用，又不会造成大的变形。下弦的面积压缩。设计施工图时，需要适当增加桁架两端平行于楼板和桁架跨度方向的钢筋。
4.2 桁架竖向变形分析
标准荷载组合下桁架最大竖向跨中挠度跨比为1/604，满足GB 50017-2017《钢结构设计标准》1/400的要求。
图14 HJ1标准组合弯矩kN·m
对于HJ1~HJ8，通过校核半跨活荷载沿楼板宽度方向满铺时的竖向变形差，并考虑承载全部半跨不利布置情况下上弦杆的扭矩活荷载（约50 kN·m/m），可见平均满足GB 50017-2017中差异变形极限0.002的要求。
4.3 底板应力分析
虽然钢构件应力比分析中没有考虑混凝土楼板的综合作用，但在楼板实际受力状态下，桁架两端楼板仍需承受一定的拉力板和桁架作为一个整体。假设各跨桁架上部混凝土一次浇筑，则在混凝土初凝过程中，混凝土自重产生的拉力可完全释放。
考虑到本工程桁架跨度较大，一次性浇筑全跨混凝土楼板难度较大。因此，楼板的受力分析是考虑最不利的情况进行的，即先浇筑两端受拉区混凝土，后浇其余混凝土。此时，楼板的标准组合应力小于强度等级C30混凝土的标准抗拉强度值（2.01 MPa），因此楼板不会开裂，说明实体的抗弯刚度桁架末端的腹梁足够大，可以分担大部分拉应力。基本组合下拉应力峰值为2.6 MPa，可由楼板内桥向钢筋承受。
5 温度分析
室外钢结构考虑廊坊地区历史极端气温（最高41.7℃，最低-21.3℃），并考虑15℃辐射温升。关闭温度为（15±5）℃。考虑混凝土部分的收缩和徐变效应，折减系数取0.3，使用盈建科2.0.3进行整体温度应力分析。
根据应力计算结果，较大的楼层应力集中在框架柱的顶层。 X方向楼板拉应力最大绝对值为0.8MPa，Y方向楼板拉应力最大绝对值为0.6MPa，约为抗拉强度标准值的30%采用C30混凝土，能满足设计要求。施工图设计时，楼板应按双层双向配筋率不低于0.2%设置拉穿钢筋，并在钢构件拼接焊缝附近区域设置拉穿钢筋。每个桁架两端均设有可伸缩的后浇条。
6 舒适度分析
钢桁架水平、竖向自振频率如表2所示，均满足GB 50017-2017规定的水平自振频率1.2 Hz、竖向自振频率3 Hz的要求。
以垂直和水平自振频率最低的HJ8为例，根据JGJ/T 441-2019《建筑楼板振动舒适度技术标准》第9.2.2条，使用MIDAS Gen 2020输入人群激励结构”计算桥梁的垂直和水平人群荷载激励，根据JGJ/T 441-2019，地板阻尼比为0.01。廊道最不利位置处的加速度、稳态响应的最大竖向和横向加速度分别为0.3和0.004 m/s2。根据JGJ/T 441-2019中表4.2.4，满足限值（垂直0.5 m/s2，横向0.15 m/s2）要求。
表2 钢桁架自振频率 Hz
7 整体稳定性分析
7.1 计算模型
采用SAUSAGE 2020直接分析方法对钢桁架进行整体稳定性分析，同时考虑几何非线性和材料非线性。以竖向和横向固有频率最低的HJ8为例，不考虑6 mm厚钢板和楼板内水平支撑，对有混凝土楼板和无混凝土楼板进行对比分析。计算模型如图15所示。
图15 SAUSAGE计算模型
7.2 载荷工况
考虑满活载和桁架横桥半跨不利布置两种工况进行对比分析。为了考虑温度载荷对桁架整体稳定性的影响，在桁架上弦上附加一个均布载荷，使得这个均布载荷对桁架杆件应力比的影响为与温度负荷基本相当。上弦附加线荷载源工况取1.3常量+1.5带电。
7.3 线性屈曲分析
无混凝土楼板的线弹性屈曲分析的一阶屈曲模态如图 16 所示。可以看出：桁架发生横向弯曲和扭转失稳，框架柱发生面外弯曲变形，框架柱发生面外弯曲变形，框架柱发生面外弯曲变形。满活荷载且半跨布置不利时，临界荷载系数分别为7.87和8.47。
a——俯视图； b——左视图。
a——俯视图； b——左视图。
图16 一阶线弹性屈曲模态（无混凝土楼板）
有混凝土楼板时线弹性屈曲分析的一阶屈曲模态如图17所示。可以看出，桁架没有明显的侧向变形，框架柱出现面外弯曲失稳，满活荷载且半跨布置不利时，临界荷载系数分别为13.15和14.28。
a——俯视图； b——左视图。
图17 一阶线弹性屈曲模态（含混凝土楼板）
7.4 非线性屈曲分析
同时考虑几何非线性和材料非线性，根据图16和图17采用结构整体初始几何缺陷模式。采用一阶线弹性整体屈曲模式。最大缺陷值按GB 50017-2017取L/300（L为桁架跨度，取46 m）。
软年分30级加载，最大加载量为基本荷载组合的7倍（1.3常量+1.5主动）。跨中上弦及腹板节点横向面外位移与荷载系数的关系如图18所示。活载全跨、活载半跨四种工况对应的临界荷载系数不利布置及有无混凝土地面情况见表3和图18。
图18 非线性屈曲分析结果
表3 非线性屈曲分析下的临界载荷系数
表3 非线性屈曲分析下的临界载荷系数
7.5 整体稳定性分析
表3中四种型号对应的临界载荷系数均满足GB 50017-2017中2.0的限值。钢桁架、框架柱的极限承载力状态由强度设计控制，材料进入屈服前不会出现整体失稳。
当没有混凝土楼板时，桁架失稳是由跨中上弦受压引起的。线性屈曲分析无法考虑半跨活荷载引起的桁架两侧悬臂梁自由端的竖向变形，因此线性分析结果表明满活荷载对整体稳定性更为不利。当非线性屈曲分析考虑几何非线性时，跨桥在半跨活荷载作用下竖向差异变形引起的附加扭矩降低了临界荷载系数。当有混凝土楼板时，由于楼板可以增加桁架上弦的扭转刚度，因此模型3和模型4的非线性临界荷载系数-变形曲线没有显着差异。
如4.1节所述，只有下弦杆第一段受压，其余段受拉，因此4个模型均不存在明显的横向面外变形。
混凝土楼板对于增强桁架的整体稳定性具有重要作用。其对桁架横向变形的约束，使稳定性控制因素由桁架平面横向变形转变为框架柱面外弯曲失稳。为了保证楼板能够充分发挥限制上弦杆受压部位侧向失稳的作用，在施工图设计过程中，连接上弦杆与楼板的螺柱均密布。
8 地震分析
8.1 绩效目标
考虑到桁架跨度大、框架柱面外刚度弱、结构体系冗余度小，在进行结构抗震性能设计时，性能目标设定为D级（表 4）。对于钢桁架，按GB 50011-2010《建筑抗震设计规范》的简化法和反应谱法包络线考虑竖向地震作用。
表4 绩效目标
8.2 性能设计情况
总体指标及多发地震承载力、设防地震承载力均满足性能指标要求。为了演示整个结构在设防和罕见地震下的抗震性能，查找结构的薄弱部位，研究结构的塑性损伤，采用SAUSAGE 2020对整体结构进行弹塑性时程分析在罕见的地震中。
围护结构设计选取2种自然波和1种人工波，阻尼比取0.05。 6种工况下3种地震波的层间位移角和塑性损伤包络线结果见表5和图19～22。可见，层间位移角小于1/50，满足“大震不倒塌”的要求。
表5 构造层位移角
图19 框架柱损坏
图20 框架梁损伤
图21 楼板损坏
图22 桁架钢构件应力与钢材屈服强度之比
从损伤发展过程来看，在罕见地震作用下，+6.400海拔处的框架梁和部分拉力梁首先发生塑性损伤，随后损伤逐渐加深，在+6.400处开始出现塑性损伤。中心区域轴压比最大的框架柱底部，符合强柱弱梁的设计理念。从时程分析的后半段来看钢结构俯视图怎么看，地震波峰值尚未结束，框架柱损伤已趋于稳定，不会继续发展。这说明框架梁和拉力梁消能构件可以起到很好的作用。消能效果符合结构设计意图。由于钢桁架强度校核时未考虑混凝土楼板的综合作用，且如4.1节所述，增加了桁架板两端平行于桁架跨度方向的钢筋，因此楼板仅在桁架两端和跨中受拉区受到最大压缩。即使该区域发生轻微或轻度破坏，仍能起到传递地震效应、限制桁架上弦失稳的作用。
框架柱的性能状态是轻度或中等损坏。框架柱中的钢条和钢条仅在一楼柱底部的单个位置显示塑性应变，但是总应变和产量应变的比率均小于1.1。框架梁性能状态通常是中度至重度损害。
在设计施工图时，框架梁和绑带横梁的整个长度密集地包装，以确保当塑料铰链旋转消耗能量时，由于剪切损伤而不会停止工作。框架圆柱搅拌密集堆积，并适当地扩大了色谱柱底部的钢筋以进一步控制可塑性。损坏条件。
9节点分析
9.1节点信息
以最大跨度为例，以HJ9的末端节点为例，ANSYSR19.2用于建模，如图23所示，使用了20个节点的实心元素实心186。
图23节点3D模型M
9.2非线性分析
考虑到几何非线性和材料非线性，钢采用理想的产量线。为了准确捕获加载步骤中节点应力分布的变化并研究节点的最终轴承能力，节点被逐步加载到设计内力的4倍。在图24〜26中显示了节点应力的分布变化。设计内力的1.0倍。杆面积的应力相对均匀。尽管节点区域中存在应力浓度，但峰值（315 MPa）小于Q420钢的设计强度的分布范围很小，并且很快衰减，这不会影响节点区域的轴承能力性能。当负载达到设计内力的1.5倍时，节点区域开始产生。当非线性迭代以设计内力的2.7倍终止时，钢似乎具有较大的面积。
图24非线性分析mises压力云MPA以下1.0倍的基本组合
图25非线性分析1。Mises应力云MPA MPA低于基本组合的5倍
图26非线性分析2。Mises应力云MPA以下7倍基本组合
非线性分析结果表明，节点符合轴承能力的要求并具有一定的利润，满足GB 50017-2017中“强节点和弱成员”的要求。
9.3节点局部稳定性分析
线性屈曲分析下的一阶屈曲模式如图27所示，该模式是末端固体网束下部法兰的局部不稳定性，临界负载系数为38.913。该节点的初始几何缺陷模式是根据此屈曲模式采用的，最大缺陷值为2 mm，按照GB 50205-2020的规定“钢结构工程的建筑质量接受标准”。考虑到用于屈曲分析的几何非线性和材料非线性，图28中显示了固体Web梁下部法兰和载荷因子的节点的垂直位移之间的关系曲线，相应的临界负载因子为30.01。可以看出，由于节点的局部变形非常小，因此曲线和线性分析结果之间没有明显的差异。因此，节点区域的局部稳定性符合GB 50017-2017中极限值2.0的要求，并且在钢进入产量之前不会发生局部不稳定。
图27一阶线性弹性屈曲模式
图28节点非线性屈曲分析结果
10 结论
该项目创新地使用了鱼质钢制钢桁架结构，两端都具有刚性的连接，以替换传统的三维鱼斗篷用铰链末端。刚性连接和平面形状引起的钢结构的平面稳定性问题可以通过不同的负载工程来解决。通过在不同条件下非线性屈曲和结构增强的非线性屈曲进行比较分析来解决该溶液。同时，简化了和弦成员和Web成员节点的传统舍入方法，并通过使用非线性应力和局部稳定性分析来验证可行性。该系统外墙的几何变化符合压力要求，这不仅实现了建筑创造力，而且还促进了成本控制和施工的便利性。
