第7章 钢结构失稳事故

第7 章 钢结构的失稳事故7.1 失稳概念失稳也称为屈曲，是指钢结构或构件丧失了整体稳定性或局部稳定性，属承载力极限状 态的范围。由于钢结构强度高，用它制成的构件比较细长，截面相对较小，组成构件的板件 宽而薄，因而在荷载作用下容易失稳成为钢结构最突出的一个特点。因此在钢结构设计中稳 定比强度更为重要，它往往对承载力起控制作用。材料组成构件，构件组成结构。就钢结构的基本构件而言，可分为轴心受力构件（轴拉， 轴压），受弯构件和偏心受力构件三大类。其中轴心受拉构件和偏心受拉构件不存在稳定问 题，其余构件除强度、刚度外，稳定问题是重点内容。钢结构工程事故的发生，因失稳破坏者屡见不鲜。在1907 年，加拿大魁北克大桥在施 工中破坏，9000t钢结构全部坠入河中，桥上施工的人员有75人遇难。破坏是由悬臂的受压 下弦失稳造成的。大跨的箱形截面钢梁桥曾在1970年前后出现事故。美国哈特福特体育馆 网架结构，平面尺寸为92m*110m,突然于1978年破坏而落地，破坏起因是压杆屈曲。我 国也不例外，1988年太原曾发生过13.2m*17.99m网架塌落事故。钢结构具有塑性好的显著特点，当结构因抗拉强度不足而破坏时，破坏前有先兆，呈现 较大的变形。但当结构因受压稳定性不足而破坏时，可能失稳前变形很小，呈现出脆性破坏 特征。而且脆性破坏的突发性也使得失稳破坏更具危险性。因此从事钢结构的工程技术人员 应引起高度的重视。7.2 失稳的类型及特点钢结构失稳可分为整体失稳和局部失稳。但就性质而言，又可分为以下三类。 1平衡分岔失稳 完善的（即无缺陷，挺直的）轴心受压构件和完善的中面受压平板的失稳都属于平衡分 岔失稳问题。属于这一类的还有理想的受弯构件以及受压的圆柱壳等。平衡分岔失稳也叫分支点失稳，称为第一类稳定问题。还可分为稳定分岔失稳和不稳定 分岔失稳两种。（1）稳定分岔失稳 这类屈曲的特点是有一稳定的平衡状态，结构在到达临界状态时，从未屈曲的平衡位形 过渡到无限邻近的屈曲平衡位形，即由直杆而出现微变。此后变形的进一步加大要求荷载增 加。见图7.1，直杆轴心受压和平面在中面受压都属于此类情况，板有较显著的屈曲后强度， 目前在门式刚架设计中已得到利用。（2）不稳定分岔失稳结构屈曲后只能在远比临界荷载低的荷载下维持平衡位形。例如承受均匀轴向荷载柱壳（见图7.2）；承受均匀外压力的全球壳；缀条柱；薄壁型钢方管压杆等。此类屈曲也叫“有 限干扰屈曲”因为在有限干扰作用下，在达到分岔屈曲荷载前就可能由半屈曲平衡位形转 到非邻近的屈曲平衡位形。图7.1稳定分岔屈曲图7.2不稳定分岔屈曲在此强调一点，稳定分岔失稳和不稳定分岔失稳对缺陷的敏感性截然不同。图7.1和图 7.2中虚线所示的是构件有几何缺陷时的荷载与变形关系。显然，这些虚线不再有分岔点。 不同的是：图7.1中虽有缺陷，但荷载仍然可以高于临界值；而在图7.2中，荷载的极低值 比无缺陷时大幅度降低。因此不稳定分岔失稳对缺陷特别敏感。设计该类结构时若无视缺陷 影响，必将带来严重后果。2.极值点失稳极值点失稳也称为第二类稳定问题，见图7.3。具有极值点失稳的偏心受压构件的荷载 挠度曲线只有极值点B，没有出现如理想轴压构件那样在同一点存在两种不同变形状态的分 岔点，构件弯曲变形的性质没有改变，故此失稳称为极值点失稳。它是指建筑钢材做成的偏 心受压构件，在塑性发展到一定程度时丧失稳定的承载能力。象双向受弯构件、双向弯曲压 弯构件的弹塑性弯扭失稳都属于极值点失稳。对于实际的轴压构件，由于初弯曲、初偏心等 几何缺陷的存在也应属于偏心受压构件的范畴。因此极值点失稳现象十分普遍。3.跃越失稳此类屈曲的特点是：既无平衡分岔点，又无极值点，但和不稳定分岔失稳又有一些相似。 结构由一个平衡位形突然跳到另一个平衡位形，其间出现很大的变形，都是从丧失稳定平衡 后经历一段不稳定平衡，然后重新获得稳定平衡。属于此类失稳的有铰接坦拱、扁壳、扁平 的网壳结构等。此类屈曲虽然在发生跃越后荷载可以大于临界值，但实际工程中不允许出现这样大的变形,图7.4为一两端铰接的坦拱，在均布荷载q作用下有挠度w，其荷载挠度曲线也有稳定 的上升段0A,但到达曲线最高点A时会突然跳跃到一个非邻近的具有很大变形C点，拱结 构顷刻下垂。其中虚线AB是不稳定的，BC段虽然是稳定的而且一直是上升的，但此时结构 已经破坏，故不能被利用。7.3失稳破坏的原因分析稳定问题是钢结构最突出的问题，长期以来，在大量工程技术人员的头脑里，强度的概 念清晰，稳定的概念淡漠，并且存在强度重于稳定的错误思想。因此，在大量的接连不断的 钢结构失稳事故中付出了血的代价，得到了严重的教训。钢结构的失稳事故分为整体失稳事 故和局部失稳事故两大类，各自产生的原因如下。7.3.1整体失稳事故原因分析1设计错误 设计错误主要与设计人员的水平有关。如缺乏稳定概念；稳定验算公式错误；只验算 基本构件稳定从而忽视整体结构稳定验算；计算简图及支座约束与实际受力不符，设计安全 储备过小等等。2制作缺陷 制作缺陷通常包括构件的初弯曲、初偏心、热轧冷加工以及焊接产生的残余变形。各种 缺陷将对钢结构的稳定承载力产生显著影响。3临时支撑不足 钢结构在安装过程中，当尚未完全形成整体结构之前，属几何可变体系，构件的稳定性 很差。因此必须设置足够的临时支撑体系来维持安装过程中的整体稳定性。若临时支撑设置 不合理或者数量不足，轻则会使部分构件丧失稳定，重则造成整个结构在施工过程中倒塌或 倾覆。4使用不当 结构竣工投入使用后，使用不当或意外因素也是导致失稳事故的主因。例如：使用方随 意改造使用功能，改变构件受力，由积灰或增加悬吊设备引起的超载，基础的不均匀沉降和 温度应力引起的附加变形，意外的冲击荷载等。7.3.2 局部失稳事故原因分析 局部失稳主要针对构件而言，失稳的后果虽然没有整体失稳严重，但对以下原因也应引 起足够重视。1设计错误 设计人员忽视甚至不进行构件的局部稳定验算，或者验收方法错误，致使组成构件的各 类板件宽厚比和高厚比大于规范限值。2构造不当 通常在构件局部受集中力较大的部位，原则上应设置构造加劲肋。另外，为了保证构件 在运转过程中不变形也须设置横隔、加劲肋等，但实际工程中，加劲肋数量不足、构造不当 的现象比较普遍。3原始缺陷 原始缺陷包括钢材的负公差严重超规，制作过程中焊接等工艺产生的局部鼓曲和波浪形 变形等。4吊点位置不合理 在吊装过程中，尤其是大型的钢结构构件，吊点位置的选定十分重要，由于吊点位置不 同，构件受力状态不同。有时构件内部过大的压应力将会导致构件在吊装过程中局部失稳 因此，在钢结构设计中，针对重要构件应在图纸中说明起吊方法和吊点位置。7.4 失稳事故的处理与防范当钢结构发生整体失稳事故而倒塌后，整个结构已经报废，事故的处理已没有价值，只 剩下责任的追究问题。但对于局部失稳事故可以采取加固或更换板件的做法得以解决，笔者 认为，钢结构失稳事故应以防范为主，以下原则应该遵守。一设计人员应强化稳定设计理念防止钢结构失稳事故的发生，设计人员肩负着最重要的职责。强化稳定设计理念十分必 要。1结构的整体布置必须考虑整个体系及其组成部分的稳定性要求，尤其是支撑体系的 布置。2结构稳定计算方法的前提假定必须符合实际受力情况。尤其是支座约束的影响。 3构件的稳定计算与细部构造的稳定计算必须配合。尤其要有强节点的概念。4强度问题通常采用一阶分析，而稳定问题原则上应采用二阶分析。 5叠加原理适用于强度问题，不适用于稳定问题。6处理稳定问题应有整体观点，应考虑整体稳定和局部稳定的相关影响。 二制作单位应力求减少缺陷在常见的众多缺陷中，初弯曲、初偏心、残余应力对稳定承载力影响最大，因此，制作 单位应通过合理的工艺和质量控制措施将缺陷减低到最小程度。三施工单位应确保安装过程中的安全 施工单位只有制定科学的施工组织设计，采用合理的吊装方案，精心布置临时支撑，才 能防止钢结构安装过程中失稳，确保结构安全。四使用单位应正常使用钢结构建筑 一方面，使用单位要注意对已建钢结构的定期检查和维护，另一方面，当需要进行工艺 流程和使用功能改造时，必须与设计单位或有关专业人士协商，不得擅自增加负荷或改变构 件受力。总之，通过各方的共同努力，钢结构失稳事故可以从根本上得到解决。7.5 典型事故实例分析事故实例 7.1 加拿大魁北克大桥因失稳而坠毁1907 年，在加拿大境内首次建造跨越 Quebec 河的三跨悬臂桥，该桥的两个边跨各长152.4m，中跨长548. 64m，中跨包括了由两个边跨各悬伸出的长度为714.45m的杆系结构。岂料在架桥过程中，悬伸出的由四部分分肢组成的格构式组合截面的下弦压杆，因新设置的 角钢缀条过于柔弱，四个角钢缀条总的截面积只占构件全截面面积的 1.1%。因此缀条不能 有效地将四部分分肢组成具有足够抗弯刚度的受压弦杆，组装好的钢桥在合龙之前，挠度的 发展已无法控制，分肢屈曲在先，随之弦杆整体失稳,90001中的钢桥全部坠入河中，有75 名员工遇难。该桥重建时，曾于1916年因施工问题又一次发生倒塌事故。事故实例7.2美国哈特福特城的体育馆因压杆失稳而倒塌一. 工程及事故概况美国Connecticut州Hartford城的一座体育馆，1971年开始施工，1975年建成。屋 盖尺寸为91.44mX109.73m，采用四柱支承的正放四角锥网架，网格为9.14mX9.14m，高 6.5m。网架每边从柱挑出13.71m。屋面采用有檩体系，檩条以宽翼缘工字钢制成的小立柱 支承在网架上弦节点，此外，南北向上弦中点也有小立柱，立柱间距分别为4.57m和9.14m（图 7.5）。屋面为内排水，通过不同高度（2580cm）的钢立柱形成坡度，网架本身不起拱。网架 还设置了再分式腹杆，即在四角锥面上加设杆件，连接斜杆中点和上弦中点。网架主要杆件 由四个等肢角钢组成十字形截面，根据承重需要，最大角钢为丄203X22,最小为L89X8, 再分式腹杆为单角钢-127X8。肢宽152mm及203mm的角钢采用A572（屈服点为350N/mm2）， 其它较小角钢采用A36（屈服点为250N/mm2），杆件采用高强螺栓连接。在构造上，网架上弦 及腹杆中心线交于一点，而再分斜杆与上弦则通过由十字截面伸出的钢板相连接。此钢板弯 成角度，结果使再分斜杆中心线交点与上弦中心线有30cm的偏差（图7.6）。涮架平面6：標杀平血二鬥 ”上弦竝柱弟采卜腿 斜腰叶 冷廿补图7.5网架平面及剖面弦杆图7.6上弦与再分杆节点1978年1月，美国东部下了一场暴风雪，事故发生前一个星期哈特福市还不断下着雪 和雨，造成了体育馆建成后最大的积雪荷载。18日凌晨，体育馆突然发出一阵隆隆响声， 接着整个屋盖塌落，中间部分下凹象个锅底，四角悬挑部分则向上翘。二. 事故原因1.设计原因设计上最严重的错误是网架的所有上弦压杆没有足够的支撑，致使压杆稳定承载力不 足。原设计假定上弦杆及斜腹杆在中点都有再分杆作为支撑，上弦杆的计算长度是网格的一 半，即4.57m（图7.7a）。同时，网格中点的屋面荷载假定由再分杆传递，上弦杆都是中心受 压，不承受弯矩。然而，实际上由于再分杆没有真正起支撑作用，使上弦杆的承载能力大大 消弱，其中最严重的是在网架周边的上弦杆。因为外圈东西向上弦杆，只有一侧有再分杆， 在再分杆平面内还能起支撑作用，而在垂直于该平面的方向，上弦没有任何约束，实际计算 长度是原假定的两倍（图7.7b）,其承载能力也降低为原设计的1/3；外圈南北向上弦杆，在 中点虽有立柱和檩条，但在再分杆平面外也起不了支撑作用，反而引进了屋面的集中荷载， 使上弦杆产生弯矩，并在竖直与水平两个方向挠曲，其承载力只有原设计的1/10，以至个 别杆件在网架提升前已开始压曲而产生明显的变形；中间部分东西向上弦杆，虽然两侧都有 再分杆，但由于再分斜杆交点与上弦轴线有偏心，加上9.5mm厚的连接板比较柔，再分杆不 能对上弦杆有效地加以约束，上弦杆的承载能力降低一半（图7.7c）。无支撐图7.7上弦压杆屈曲倒塌的另一个重要原因，是作用在网架结构上的总荷载低估了20%，其中包括低估了钢 结构自重，改用了较重的屋面，增加了许多马道及悬吊荷载，原设计均布荷载为3.42KN/E, 而核实后的荷载为4.08KN/E。对网架进行的极限荷载分析表明，屋盖自重再加上0.73 0.98KN/E，就达到网架结构的极限荷载，根据屋盖倒塌那天的气象资料，屋盖雪荷载估计在 0.58 0.98kN/m?范围内。网架中十字形截面压杆扭转屈曲也是引起网架破坏的主要原因。对大多数截面形式的压 杆，扭转失稳不起控制作用，但十字形截面压杆则不同，根据扭转屈曲理论推导出的十字 形压杆的临界扭转应力，发现大部分情况下是由此应力起控制作用。由于设计者没有注意到 这一点，使得压杆实际承载力比设计值低。倒塌的网架中，大量十字形杆件都呈现扭曲现象。 静力分析表明，在静载作用下，会有74根杆件产生压曲，如将这些杆件的两端节点上加上 临界压力，杆件截面积减小到一个很小的值，再进行计算，求得网架中心挠度为29.7cm， 接近施工时所测到的3033cm，进行的总承载能力计算估计还能增加0.580.73kN /， 也接近于屋盖倒塌时屋面的积雪荷载。哈特福特体育馆的屋盖体系将屋面系统与网架分开，应该说是一个设计上的缺陷。由檩 条、屋面板等组成的屋面系统，在水平面内是一个刚度很大的盘体，如果屋面设在网架上弦 平面内，可以对网架起一定的支撑作用，而屋面抬高之后削弱了这种作用，同时，传到屋面 上的风力只有通过立柱才能传到上弦平面，因而在上弦节点引起弯矩，虽然分配到每一根立 柱上的水平力不大，但终究对网架是不利的。原设计在网架分析计算中仅考虑上下弦杆及斜腹杆，屋面荷载作用于上弦网格节点上， 上弦压杆只承受轴向力。如果在分析中将再分杆考虑进去，就会暴露出新的问题。这时如将 上弦中点与再分杆作为铰接点连接，将出现几何可变，分析结果毫无意义；如将上弦中点与 再分杆作为刚性连接，则必然在上弦引起弯矩。2施工原因施工管理混乱、质量控制不严，对网架的倒塌也有影响。1973年1月网架提升完成后， 网架中点挠度在其自重下为21.3cm，而按原设计应只有9.4cm,屋面全部施工完毕，在没 有活载的情况下挠度达到3033cm，按设计则为19cm。虽然按实际荷载复核，挠度比原设 计大，但与实际数值也有很大差别。这种过大的变形在施工安装时已引起问题，例如在网架 加屋面荷载后，与网架相连的外墙板骨架在安装时就不易吻合，必须用氧气切割和现场焊接 才能安上，说明网架已出现了严重的偏差。然而当时在场的施工和检查人员都没有过问。由于主要杆件的长度都相等，事后检查发现有好几起杆件代用以及相互替换的错误，连 接用螺栓的大小及型号也有混用情况。三经验教训（1）网架节点有多根杆件汇集，连接比较复杂，因此节点设计的好坏是网架的关键问 题。然而人们往往注意计算分析而忽略了节点构造，节点设计得不好容易引起偏心，使杆件和节点受弯。（2）尽量保持屋盖的整体性，一般情况下应避免用立柱起坡，如果采用立柱，更应注 意网架上弦的稳定问题。（3）网架中采用再分杆，应注意由此引起的计算和构造问题，再分杆用作网架支撑要 具有一定的刚度。对大跨度网架来说，再分杆不是次要构件，不宜采用单角钢。（4）施工中，要严格进行质量检查，并注意几何尺寸的测量和记录，在工程建成后， 也应定期测量网架的挠度与支座位移。四.处理方法该体育馆于1980年重新设计建成.屋盖采用普通平面桁架。事故实例7.3影剧院网架屋盖失稳事例一. 工程概况乌恰县影剧院是由门厅、观众厅和舞台三部分组成（图7.8、7.9）,观众厅屋盖为平面尺 寸27mX24m、高度2.667m的正放四角锥螺栓球节点网架，观众厅外墙由柱距为3.0m的钢筋混 凝土柱和砖砌体组成，柱顶标高为10.5m，观众厅屋盖网架在轴线的一端与舞台屋面大梁 支承于同一水平，且共同位于台口大梁上的小立柱上（图7.10），而网架在轴线的一端则位 于门厅框架之上。图7.8影剧院平面/屋而犬衆甌0池刊网架一小立栏300X30Dh. HO台口大梁400X500-：./（）图7.9影剧院剖面门亍图7.10舞台边网架支座构造示意二震害情况1985年8月23日、9月12日，在我国新疆克孜靳苏自治州乌恰县境内连续发生级7.4、6.8 级地震，地震发生时，乌恰县影剧院承重结构己完成，网架也安装完毕，并已全部铺上屋面 板，但尚未做防水层，网架下弦已吊上木龙骨。在强烈的地震发生后,影剧院的主体结构和 屋盖并未倒塌，但网架结构的部分杆件及其混凝土支座发生一定程度的损坏。（1）网架结构靠舞台口一端的部分支座有较大程度的损坏，混凝土大块剥落而露出钢 筋。（2）网架部分杆件松动。（3）网架结构靠舞台口一端的部分支座有较大程度的损坏。（4）网架结构位于门厅一端的部分杆件有类似的损坏现象，但损坏程度较轻。三. 震害事故分析为研究网架震害的原因，对网架进行多种方案验算，计算结果表明：（1）网架的边界约束条件和约束的强弱对网架结构的动力反应有较大的影响。当沿某 水平向的约束加强后，沿该方向的水平地震内力也增加。另外网架支承结构的惯性效应不容 忽视。在乌恰影剧院工程中，舞台口支承网架结构的台口大梁以及搁置在台口大梁上的舞台 屋面大梁的惯性效应，是造成网架震害的主要原因。地震时，靠近舞台口一端的强大惯性力 沿网架上弦杆传递，而门厅一端是刚性较大的支撑，不能相应地发生振动，致使网架上弦杆 普遍产生较大的内力，尤其是靠近舞台口的网架上弦杆内力急剧增加，导致杆件屈曲和制作 脱落。（2）从结构布置上来说，将舞台大梁与网架同时支承在台口大梁上的圈梁之上，对抗 震是十分不利的。舞台大梁和网架上的大部分荷载都集中在同一水平位置上面，但没有抗侧 力构件的支承，地震时，由于由钢筋混凝土板构成的舞台屋面有很大的质量，而其支承结构 却没有足够的抗侧刚度，只有迫使网架上弦来传递强大的惯性力，而网架端部上弦杆则是静 内力较小之处，杆件截面较小，因此，端部杆件产生失稳破坏也是必然的。（3）网架设计计算时仅按周边简支考虑，没有考虑周围支承结构的附加惯性效应，而 下部结构设计时也仅考虑承受网架结构竖向荷载，忽视了屋面荷载在地震作用下的传递，形 成上下结构相互脱节的现象。四. 经验及教训新疆乌恰县地震的发生，使网架结构承受了一次实际的地震考验，网架的震害给与我们 许多启示：（1）网架结构能起空间作用，具备优良的抗震性能。强烈的地震虽然使乌恰影剧院网 架结构发生局部破坏，但整幢结构并未倒塌或毁坏。如果不是网架的空向作用，那么像舞台 部分的屋面结构是极易倒塌的。（2）网架结构水平方向的边界约束对地震内力有相当大的影响，同时，网架结构支承 结构的附加惯性也不容忽视。因此，在网架设计中应尽量避免在网架支座处作用有较大的质 量，否则，在计算地震内力时，必须同时考虑下部支承结构的弹性和惯性效应。（3）地震区结构体系的布置对于结构的抗震防震是极为重要的。屋盖中采用网架，不 应孤立地设计网架，而应整体地考虑网架在结构体系中的作用，以及它与下部结构的相互联 系。结构体系中各结构的相互连接、协同工作，抑或相互分离，必须慎重考虑并进行计算分 析。事故实例7.4南京某风雨操场屋顶网架局部杆件失稳一.工程概况 南京某风雨操场屋顶采用正放四角锥网架结构，网格尺寸3mX3m网架高2. 667m，节 点采用螺栓球节点，网架周边支承于框架柱顶大梁上（见图7.11）。E匚匸*111IIT,由33D3 丄 Xlx，-11图7.11柱梁布置（单位：m）网架施工采用高空散装法，施工结束后发现网架的4根下弦杆出现压弯现象，经检测 杆件偏移轴线最大值达3.5cm。为此，在现场施工调查和理论分析的基础上，对网架下弦杆 出现的压弯现象的原因提出了分析意见。二原因分析1. 施工情况调查和分析此工程利用柱顶大梁周边支承网架上弦节点，因建筑需要在四角处设置了 “Z”型梁 ABC因设计考虑不周，ABC梁与网架下弦角节点恰好在同一标高处并交汇在一起，致使该节 点螺栓球无法安装，有关单位提出将交汇在角节点C，处4根腹杆和2根下弦杆焊牢在角梁 ABC上充当角节点，见图7.12。因为梁的刚度比钢管杆件的刚度大得多，所以焊在ABC梁上 的节点可近似认为固定，从而改变了原网架的计算模式使杆件实际受力与设计不符。该工程屋盖网架及屋面板安装结束后，发现2根杆件发生变形。此时，屋面上还堆积着 多余的屋面板和其它施工荷载，屋面局部堆载达lOKN/川，远远超过设计荷载。同时，初始应力的影响也不能忽视，该网架跨度较小，施工单位未从技术上重视，现场 无专业技术人员指导。为克服杆件和螺栓尺寸的偏差，施工人员强行安装，促使某些杆件在 没有荷载情况下就产生较大内力。另外，该工程在采用散件在高空就位拼装网架时，用于支 撑网架施工的钢管脚手架不足，不能采用满堂脚手架施工，而采用边安装边拆卸脚手架的办 法，网架下弦节点支撑在脚手架上。不合理的拆除顺序，使得个别点集中受力，对杆件内力 产生了一定的影响。基础与混凝土梁柱部分施工质量较好，由沉降观测资料知，各点沉降较小且均匀，排除 了由于不均匀沉降产生杆件附加内力的因素。2计算分析导致部分杆件压弯的原因主要有网架结构计算模式发生变化，施工时屋面堆置荷载量过 大以及初始应力的影响。现对计算模式变化后各杆件内力的变化进行计算分析。C点同网架其它上下弦节点一样是自由点，它可以有三个方向位移，将C焊在角梁ABC 上后，C点三个方向变形位移为零，即为固定点。为了比较固定前后网架杆件内力变化情 况，用矩阵位移法程序AADS2 （90）进行计算，下弦杆、上弦杆、腹杆内力变化情况如表 7.1表7.3（负号表示受压杆，正号表示受拉杆，屋面荷载2.5KN /，杆件编号见图7.12）。 zz 2.6S7 zA-3X12图7.12四分之一网架平面示意图（单位：mm）表7.1下弦杆计算结果（KN）杆件编号238239240241242243C自由式杆件内力12.015.118.412.03.64.1C固定式杆件内力-19.02.19.26.20.72.0表7.2 上弦杆计算结果KN杆件编号131415161718C自由式杆件内力-11.1-23.3-25.8-22.2-14.5-13.8C固定式杆件内力10.1-20.5-27.7-23.3-14.8-14.6表7.3 腹杆计算结果KN杆件编号433434435436437438439C自由式杆件内力-1.518.410.329.131.243.850.8C固定式杆件内力0.0-25.18.08.512.425.040.2杆件编号440441442443444457458C自由式杆件内力72.572.592.085.286.318.0-29.3C固定式杆件内力50.458.368.068.766.5-27.6-68.2杆件编号459460461462463465467C自由式杆件内力-2.9-31.0-25.8-42.9-55.2-79.1-82.7C固定式杆件内力-17.3-31.7-13.131.8-42.3-63.0-66.9从以上数字可以看出，下弦杆238号从+ 12.0KN变成-19.0KN,由拉杆变成压杆，是 下弦杆中内力变化幅度最大的；239号杆变化其次；243号杆从4 .IK N变成2.0KN，杆件内 力减小达50%。上弦杆中13号杆变化幅度最大，从Tl.lkN变成lO.lkN,由压杆变成拉杆， 而14、15、16、17、18号杆变化幅度较小， 18号杆仅变化了6。腹杆中， 434号、437 号杆变化较大，以457号变化幅度最大，从18.0KN变化到-27.6KN,即从拉杆变成接近屈服 的压杆，附近杆件均发生较大变化，变化幅度大于20%。由此可见，固定C点前后对腹杆 和下弦杆内力影响较大，甚至杆件内力发生变号，而远离C点影响较小，更远处杆件内力 几乎不受C固定影响。同C连接的杆件内力有较大变化，甚至由拉力变为压力，致使238号和239号杆发生 压弯现象。另外，243号发生压弯破坏，破坏内力当然达到极限压弯荷载。理论计算知：243号是 1号杆，断面是48X3.5,面积为2.54cm2,卩=1,入=300 / 4.8 = 62.5。查表得由= 0.804，N 屈=0.804X2.54X 1600 = 32.7KN。现 243 号杆（C固定后内力减小 50%，未达到 极限压弯荷载，所以C点固定不是该杆压弯的主要原因。但考虑到施工时屋面板堆置施工荷 载量过大引起局部杆内力集中以及初始应力影响等原因，243号和其对称的另外一根下弦杆 被压弯是可能的。三结论 空间网架结构受力较均匀，空间刚度较好，整体性强，稳定性好，有良好的抗震性能， 而且正放四角锥网架在受力性能方面还优于其它形式网架，但如果不经计算任意固定某节点 或杆件，随意堆放施工材料，杆件和螺栓制作粗造，拼装时施工不当等，都可能对杆件内力 产生较大影响。杆件内力发生重分布后，对那些内力是压力且接近临界力或拉力不大易产生 内力变号的杆件很容易产生杆件失稳，杆件失稳后，又使网架内力重分布，导致内力重新平 衡或者结构失稳。这种情况应在施工中杜绝。事故实例 7.5 太原某通讯楼网架结构倒塌一事故概况某通讯楼工程网架为焊接空心球节点棋盘形四角锥网架，平面尺寸13.2mX17.99m，网 格数5X7,网格尺寸2.64mX2.57m,网架高1 .Om,支承方式为上弦周边支承，如图7.13 所示。按网架设计人称该网架用假想弯矩法进行内力分析，取上弦均布荷载为3kN/m2；杆件 及空心球节点的材料均采用I级钢（Q235）。网架上弦为73X 4钢管，下弦为89X4.5, 腹杆为38X3,空心球节点规格为200X6。图纸注明网架杆件与节点的连接焊缝为贴角 焊缝，焊缝厚度7.5mm，焊条规定为T42型。网架制作于1987年5月，历时15天；同月27 日用塔吊整体吊装平移就位；同年9月铺设钢筋混凝土屋面板（共35块）。在铺完29块后， 因中部6块板尺寸有误，需重新预制，故铺屋面板工程拖至1988年4月15日完成。6月2 4日进行屋面保温层、找平层施工，同时网架下弦架设吊顶龙骨，6月 57日连续中雨、 大雨，7 日晨网架塌落，伴有巨响。网架由短跨一端塌下，另端尚挂在圈梁上。从破坏现场 看，网架上下弦变形不凸出，但因腹杆弯折，上下弦叠合在一起，腹杆大量出现S形弯曲； 杆件与空心球节点连接焊缝破坏形式是在焊缝热影响区钢管被拉断，或因焊缝未焊透、母材 未熔合使钢管由焊缝中拔出。二事故原因分析1设计原因网架的计算有误，整个网架的全部杆件包括上弦、下弦和腹杆的截面面积均不足。致使 在网架屋面施工过程中，实际荷载仅为设计荷载的2/3时，网架就遭到破坏。但是，网架的 塌落的确是由于受压腹杆失稳造成，当受压腹杆失稳退出工作后，整个网架迅速失稳而塌落。 这是因为：（1）用网架倒塌时的实际荷载（屋面荷载为2kN/m2左右）以空间桁架位移法进行内力 分析表明：下弦杆最大轴向拉力为105kN、最大拉应力为87.9MPa；上弦杆最大轴向压力为 110.6kN、相应压应力为174.7MPa；受拉腹杆最大轴向拉力53.4kN、最大拉应力161.8MPa。 它们都未超过其承载力，或相应应力仍属许可范围。（2）受压腹杆在网架倒塌时的最大轴向压力为53.4kN、相应压应力为385.3Mpa，此值 大于2。再用欧拉公式验算受压腹杆的临界荷载为24.05kN远远小于53.4kN。2歹匕 1匸92图7.13网架平面2. 施工原因（1）网架的焊缝质量问题。从破坏现场发现，钢管与空心球的连接焊缝破坏有多处是 未焊透或母材未熔合，使钢管由焊缝中拔出。这种焊缝本应是对接焊缝，呈V形坡口焊接。 虽然施工图中不正确地选用了贴角焊缝，但是，对贴角焊缝母材未熔也是不能允许的。（2）网架上弦节点上为形成排水坡度而设置的小立柱，本是中间高两边低。而施工中 竟做成两边高中间低，致使屋面积水，发现问题后，不返工重做，反而将中间保温层加厚用 以形成排水坡，既浪费材料又加大厂房屋面荷载。（3）网架支柱的预埋件不按图纸设计位置做。预埋钢板下的锚固钢筋竟错误地置于圈 梁保护层内，塌落时锚固钢筋自保护层中剥落。三.应吸取的教训近几年来网架结构在国内推广，有些人盲目认为网架是高次超静定结构，安全度高，忽 视其受力的复杂性，致使各地不断出现网架质量事故。网架结构的设计人员必需掌握网架结 构的设计理论。精心进行结构计算（不能不问设计条件盲目套用其它网架）；网架结构的焊 接质量要求较严，一般建筑施工队伍中的焊工，应进行专业培训持合格证后方能参加网架的 焊接工作。事故实例7.6某展览厅网架倒塌一. 事故概况某国际展览中心工程由展厅、会议中心和一座16层的酒店组成，总的建筑面积约为 42000m2,其中展厅面积为7200m2，共有5个展厅组成。屋面采用螺栓球节点网架结构。1 号、3号、5号展厅平面尺寸为45mX45m，每个展厅的覆盖面积为2025m2； 2号、4号展厅 平面尺寸为22.5mX28.5m，覆盖面积为641.25m2 （图7.14）北 咚口心 flJOQ. 朋J. 图7.14展厅平面示意图网架结构及屋面均由德国Glahe国际展览集团、TKT、MERO和WENDKER公司联合设计， 并由MERO公司设计、制造网架结构所有零部件，同时MERO公司承担网架结构的施工监理。 整个展厅于1989年5月建成，同年6月1日投入使用。1992年9月67日深圳地区受9215号台风影响，普降大暴雨，总降雨量为130.44mm, 尤其是7日早晨56时，降雨量达60mm/h。上午7时左右，4号展厅网架倒塌，经过现场 调查发现网架全部塌落，东边屋面构件大面积散落于地面，其余部分虽仍支承于柱上，但是 仍可发现纵向下弦杆及部分腹杆压屈；在倒塌现场发现大量的高强螺栓被拉断或折断，部分 杆件有明显的压屈，大量的套筒因受弯而呈屈服现象。从可观察到的杆件上没有发现杆件拉 断及明显的颈缩现象，也未发现杆件与锥头焊缝拉开。轴支座附近斜腹杆被压屈，且该支座 的支承柱向东有较大倾斜。在事故调查中，根据有关人员反映，4号展厅网架建成后，曾多 次发现积水现象，事故现场两个排水口表面均有堵塞。二. 事故原因分析根据屋面排水系统设计计算复核，4号展厅除承担本身雨水外，还要承担由会议室中心 屋面溢流而来的雨水，而4号展厅屋面本身并未设置溢流口，且雨水斗设置不合理，不能有 效地排除屋面上的雨水，导致网架积水、超载。4号展厅网架平面尺寸为21.9mX27.7m，网架结构形式为正放四角锥螺栓球节点网架, 其中标准网格为3.75mX3.75m,网架高度为1.80m。网架上铺复合保温板及防水卷材。网架 由4柱支承。网架结构设计时考虑荷载为：屋盖系统自重1.25kN/m2；均布活荷载1.00kN/m2。 另外考虑了风荷载及+25C的温度应力。屋面用小立柱以1.5%的单向找坡，排水方向由北往 南。根据原设计荷载，对该展厅网架结构进行了复算，在原设计荷载下，网架结构可以满足 设计要求。考虑到1.5%的找坡以及排水天沟的影响，按实际情况，以三角形分布荷载及天沟的积 水荷载进行了结构分析，当屋面最深处积水达35cm时，轴支座节点附近受压腹杆内力接近 于压杆压屈的临界荷载，该处支座拉杆的拉力已超过高强螺栓M27的允许承载力。当屋面最 深处积水达45cm时，上述两处支座的88X3.6腹杆的压力已超过其压屈的临界荷载，该 处的斜腹杆拉力已超过了 M27高强螺栓的极限承载力，轴支座反力大于轴支座反力。所以当 屋面有35-45cm积水时，该网架轴支座反力大于原设计荷载时的反力值。支座附近的腹杆压 屈，拉杆的高强螺栓拉断，导致网架倒塌。但此时网架拉杆均仍在弹性范围内，而高强螺栓 已超过其极限承载力被拉断，从而得出高强螺栓的安全度低于杆件的安全度。从计算分析得 出的结论与现场的情况是吻合的。三应吸取的教训（1）对于有积水可能的屋面，尤其是点支承网架，活荷载（积水荷载）的分布应按实 际情况考虑，简单地按均布荷载处理是欠妥的。（2）一定要注意网架上屋面排水系统的设计与维护，这在我国南方暴雨地区尤为重要， 本工程的屋面排水设计存在着不合理之处。（3）高强螺栓一定要有足够的安全度，在倒塌事故现场尚未发现拉杆拉断及颈缩现象， 而高强螺栓被拉断，说明高强螺栓的安全度低于杆件的安全度。在这一事故中对于某些高强 螺栓的破坏机理及原因尚不作进一步的检验和探讨，但这样低的安全度是网架破坏的主要原 因之一。我国网架结构设计与施工规程（JGJ7-91）中规定高强螺栓的安全度应大于2.8， 对于大直径高强螺栓其安全度应大于等于3.0。事故实例 7.7 某平炉车间托架失稳破坏1967年某厂平炉车间两榀33m跨托架，连同22榀屋架倒塌下来，检查其原因：原设计 图中规定（见图7.15），轴线48和54处的托架支座节点上，设置有380mmX20mm连接板， 把托架连成三跨连续结构，而实际上结构安装时没有放置，仅每个托架以自身的端部通过 30mm厚端板支承在焊于柱上部腹板上的支托板上，托架用818螺栓相拉结。取塌落的托架杆件做试件，进行钢材力学性能和化学成分分析，符合Q235钢标准。检 查设计是按连续托架计算，实际施工中施工单位和甲方监督疏忽，托架上弦支座节点漏放连 接板，托架实际已近似简支工作。验算托架杆件应力结果是，当托架连续时支座斜杆在实际 荷载下应力为125N/mm2，而当托架非连续时，支座斜杆在实际荷载下应力为292N/mm2,超 过 36，使托架支座斜杆失稳、托架破坏，导致屋架塌落。(a：平庇1r1 x忿13(d节点图7.15平炉车间托架图1 一连接板；28螺栓；3支座斜杆；4 一托架上弦处理方法：对塌落部分的结构，能用的进行整形修复、重新更换，更换后的托架按图安 装为连续的。事故实例7.8保定市合成橡胶厂合成车间钢屋架坠落倒塌事故一. 工程简介保定市合成橡胶厂合成车间为三层砖混结构，是生产塑胶跑道的主要车间。建筑面积2760m2全长62.77m，檐口高度15.10m，层高4.705.50m,跨度14m, 、二层为侧偏走 廊，大跨间为8m现浇砼梁及空心板，小跨间为纵放空心板，走廊为实心板，三楼除东侧为 两间现浇砼梁及槽形板外，其它14间有13榀14米跨度的梭形钢屋架(图7.16)，上放槽 形板，无任何隔墙。二. 事故概况1984年4月23日上午8时20分，三层11榀钢屋架坠落，13轴两榀钢屋架虽未坠落 但已变形，屋顶倒塌。由于钢屋架坠落、屋面倒塌及南侧窗间墙倒塌的冲击，导致二层、一 层部分楼板、走廊板及砼梁被砸断。三楼南侧窗间墙414轴从窗台上整个砖墙垛及砼构造 柱被拦腰折断，倒在二楼空心板上，北面窗间墙及东、西山墙未动。三. 事故原因分析经过现场调查和对屋架验算分析，确认事故原因可分为设计与施工两个方面。(1) 设计问题：钢结构设计规范(TJ1774) 58条和133条中对受压构件、杆件的长 细比规定不大于150,而原设计中桁架主要压杆的长细比都超过150,如端斜杆已达176, 中部斜杆已达275；(2) 施工问题：施工单位未经设计单位同意就将14m梭形钢屋架端部腹杆由25变更 为20(图7.17),减弱了端部腹杆端面，导致其实际应力超过允许应力一倍以上，并将钢 屋架的腹杆箍筋由16改为14，造成端腹杆失稳，引起钢屋架变形破坏，进而酿成严重 倒塌事故。图7.16原设计钢屋架事故实例7.9古比雪夫水泥厂窖炉厂房屋盖破坏一.工程概况前苏联某水泥厂窖炉厂房为两跨21m,平面尺寸为41 X 168m，采用互相分离的单坡平行 弦钢屋架，屋架支撑在装配式钢筋砼柱上，除第3行和5行之间柱距为12m外，柱距均为 6m （图7.18）,屋架4安装在支撑于第三行和第五行柱上的柱架上，屋盖为6X1.5m的装配 式钢筋砼板。在第23行和45行之间的屋架上安设了曝气天窗。按设计，6列柱上的屋 盖为自由支承，实际上在中间支座上与相毗邻屋架的上弦杆用四个直径为19mm螺栓连接， 采用法兰盘的连接形式。二第一次事故1. 概况1959年7月26 日，事故前两天厂区内连续不断的下雨，6B跨两榀屋架连同B列的托 架突然塌落，屋架2损坏。尚未在塌落的屋架上发现其节点和构造有什么破坏。2. 原因分析在屋面的残部上积聚着大量的水泥尘埃，积灰层高在天窗旁局部地点达400mm，其容重 在浸透水时为1750公斤/m3，而由尘埃引起的荷载仅为700公斤/m2。事实证明，事故的真正 原因是屋盖水泥尘埃超载，正是由于这个原因，一年后该厂房发生了更大的事故。!：i0:;coJ i可0号0:IAIOS j-8-Ll图7.19幕墙结构槽钢构件自身抗扭能力较差，使用时，应采取措施防止其在支座处产生扭转，同时支座 间应设置足够的侧向支撑，以满足受压翼缘侧向自由长度的限制。本工程中，为装饰窗边, 设置了槽形窗台板，这正好为槽钢提供了端部侧向支承，楼板处的防水槽同样限制了槽钢在 支座处的扭转，但在下支座处，对槽钢扭转没有任何约束，同时，槽钢内侧翼缘支座间1. 5m 范围都受压，但没有侧向支撑。这些缺陷导致了槽钢扭曲变形。三. 处理方法事故处理采取增设二道槽钢拉条，一道位于下支座角钢处，防止槽钢在支座处扭转，另 一道设置于跨中，减少翼缘侧向支承间距。事故实例7.11某陶瓷厂扩建工程素烧车间钢屋架倾倒事故一.工程概况内蒙古伊盟准格尔旗陶瓷厂扩建工程素烧车间由该自治区建筑材料工业科学研究院设 计。盟第一建筑公司二处四队施工。车间为单层排架结构，屋面为梭形钢屋架承重结构。1991 年6月29日，车间吊装屋面槽板时，三榀钢屋架突然倾倒跌落，屋面板也随之跌落。屋面 上施工人员14人坠地，造成4人死亡，2人重伤，1人轻伤的三级重大事故。直接经济损失 10多万元。素烧车间长90.25m,宽15.5m,建筑面积1458 m。车间排架柱距3.9m,其中 轴为钢筋混凝土柱，其余为砖壁柱，见图7.20。屋面共设23榀梭形钢屋架，钢屋架分 别支撑在钢筋混凝土柱和砖拄上的圈梁上。6月25日屋架吊装就位，6月27日吊装屋面槽 板。北V跌幣勺三碣其图7.20平面图吊板顺序为先调9、10轴间板，顺序吊完24、25轴间板后，再吊轴板。29 日上午 9时15分左右，正吊19、轴间板时，轴钢屋架突然平面外失稳屈曲，向轴方向 倾倒。连带、轴屋架也从轴支座中抽出跌落墙下。屋架支座处圈梁被拉坏，圈梁 及梁下墙体明显向里拉回。屋架上49块屋面板同时跌落。二.事故原因事故发生后，有关部门组成联合调查组。调查组调查分析认为事故的直接原因是屋盖系 统空间刚度不够、稳定性差，钢屋架平面外失稳，主要有以下两方面原因:1.设计方面(1) 设置天窗处的钢屋架未按规范设置必要的支撑。天窗预留口宽4.8m,上弦杆平面外自由长度远远大于屋架上弦杆平面外设计计算长度。(2) 温度缝设置不合理,温度缝区端钢屋架未按规范要求设置支撑。(3) 梭形钢屋架与标准图80BG0l不符，在荷载、几何尺寸改变的情况下套用标准图。(4) 屋架支座连接未按标准图设计,标准图为螺栓连接,设计改为焊接。(5) 施工图不能一次到位，错漏碰缺较多。第一张图出图时间为1990年8月27日， 与最后一批图纸出图时间相差9个月零26天。事故发生前土建图纸只有6张，事故发生一 个月后才提供天窗图和复工后的屋架加设支撑图。2施工方面(1) 槽板与钢屋架的连接质量差，未满足三点焊接的要求。(2) 屋面板超厚、超重，板助预埋件制作不符合标准图纸要求。(3) 钢屋架上弦5号节点，设计上要求上弦角钢对接平焊，而施工中漏焊。(4) 圈梁内预埋件未按施工图制作，预埋件位置与屋架支座就位偏差大。(5) 施工管理不善，施工组织方案简单。在钢屋架制作安装和屋面板吊装过程中，技 术交底不清，没有书面的技术交底资料。工人对吊装的重要性和危险性认识不足，造成施工 过程中思想涣散、麻痹大意，许多做法不符合规范要求。三结论事故发生后，调查组及时对事故原因进行了调查分析，并责成有关单位对事故责任人进 行了行政和经济上的处罚。此次重大事故是由设计不当和施工管理不善造成的。有关单位要认真吸取血的教训，严 格按基建程序办事，不允许边设计边施工的现象存在。要加强设计管理，加强设计审核力度， 提高设计质量。施工单位要建立健全质量管理保证体系，严把质量安全关，严格按照各项规 范和设计要求施工，以避免类似事故发生。事故实例7.12 某礼堂钢屋盖失稳倒塌一工程及事故概况宁夏回族自治区某林场的礼堂是砖垛内包混凝土柱承重，钢屋架。屋架跨度18m,开间 3m,共9榀。屋架，两端为山墙总长30m。屋架为三铰拱式轻钢屋架，见图7.21。屋面用木 檩条，铺草泥上挂瓦。工程于1973年8月28日，当工人在屋顶返工和施工室内地坪时，突 然发生倒塌，造成砸死3人、重伤1人、轻伤3人的重大事故。该工程原为砖木结构库房，后套用图纸改为钢屋架。但施工时，将原腹杆由20对改为12 对，这样原檩条下均有腹杆的情况改变为在上弦杆节间有一个檩条压力的情况，使上弦 由轴心受压变为压弯构件，恶化了受力条件。同时，腹杆增长而截面未变，使杆件长细比增 大严重降低了屋架的承载力。经计算表明，上弦杆及腹杆均不满足稳定性要求，这是引起屋架倒塌的根本原因。在施工过程中，屋面草泥由原设计的2030mm增厚到90mm，粘土瓦改用水泥瓦，这样 屋面的实际荷载比设计值超出40%以上。8.rtf上弦彦为图 7.21 礼堂钢屋架倒塌屋架承载力本已不足加上屋面超载，这就是引起倒塌的直接原因。由本例可知，轻钢屋架构件应精心计算，设计后不应轻易改动，轻钢屋架的屋面也不宜 用重屋盖，因其对超载敏感。事故实例 7.13 某工厂接层钢屋盖倒塌事故一事故概况1990年2月16日下午4时20分许，D市某厂四楼接层会议室屋顶棚五榀梭形轻 形屋架连同屋面突然倒塌。当时305人正在室内开会，造成42人死亡，179人受伤的特大 事故。经济损失430万，其中直接经济损失230多万元。该接层会议室南北宽14.4m，东西长21.6m,建筑面积324m2。采用砖墙承重，梭形轻型 钢屋架、预制空心屋面板和卷材防水屋面。图7.22给出该接层会议室的建筑剖面图及屋架 示意图。会议室由该厂基建处设计室（丙级证书单位）自行设计，D市某建筑工程公司施工。1987 年3月5日开工，同年5月22日竣工并交付使用，经常举行二