某大舞臺鋼架拆除過程優化技術

劉 星 楊 俊 張 斌

1. 上海建工五建集團有限公司 上海 200063；2. 上海柯衍建設發展有限公司 上海 200063

隨著人們對城市功能和需求的變化，越來越多的城市建（構）筑物需要更新。更新中的一項重要工作便是拆除，包括滿堂腳手架人工拆除、爆破拆除、大型機械拆除等，拆除過程中建筑物的質量變化、應力分布的分析計算，直接影響施工安全。由文獻[1]可知，上海浦東國際機場收費口待拆除雨篷為空間網架結構，分三段拆除，針對中間段跨度最大的部分下放進行有限元施工模擬，發現吊點位置斜腹桿有失穩風險，故采取角鋼加固焊接措施；桂崢嶸等[2]通過對某機庫屋蓋網架整體提升進行有限元分析，對受拉力較大的下弦桿的球節點采取加強焊點焊縫質量抽查的措施，以保證結構在施工階段的穩定性；某展館會展區采用空間大跨度桁架結構，針對其上弦桿連接板斷裂的事故采用有限元進行分析，發現在臨時支撐解除后，節點板的應力高達1 398.1 MPa，遠超出規范的341 MPa的要求[3-5]。因此，本項目的拆除有必要開展仿真分析工作，特別是對于周邊環境十分復雜、現場空間狹小等不利工況的應力變形分析，拆除前事先采用安全保障措施，確保工程順利結束。

1 工程概況

上海體育館因大賽需要升級改造，館內有一個可供演出的大型舞臺單體（圖1），建于1999年，用于懸掛舞臺燈光、舞美、裝飾、空調等設備。因現在舞臺位置改為看臺，原大型舞臺單體需要拆除廢棄。舞臺鋼構架平面尺寸為53.752 mh 35.453 m，頂標高為＋21.500 m，總質量約190 t，共由13榀縱向、9榀橫向平面管桁架組成。桁架一端支撐于E 軸的混凝土柱牛腿上，牛腿頂面標高為＋17.750 m，另一端通過2組錐形格構柱支撐于標高為－0.500 m的基礎面上。在距離地面7.450 m處有一個混凝土平臺，為保留結構。

圖1 上海體育館大舞臺構造示意

本工程拆除難度高，主要有以下幾個方面原因：

1）空間狹小，無法在場內外使用大型起重設備。頂部縫隙在20～40 cm之間，地面原有7.5 m平臺保留，舞臺中央有小基坑，體育館內部地面為地壟墻與木地板，無法承載大型起重機，只能使用25 t以下。

2）舞臺附屬設備體積大，滿堂腳手架高空散拆困難。舞臺附屬設備、風管、橋架等設備體積大，需要在高空先行拆除下放。另外，如果滿堂腳手架搭設約3.5萬 m3，桁架桿件質量在90 kg/m左右，需分割再下放。

3）倒錐形柱拆除時水平分力大，難以克服。

4）大舞臺鋼構架服役近30年，拆除過程中部分構件受力增加，安全隱患大。出于對上述施工難點的綜合分析考慮，最終決定采取 逆向同步下放、三次解體、五段拆除 的施工工藝進行拆除。

2 館內大舞臺單體逆序同步拆除綠色施工工藝

2.1 大舞臺單體的逆向同步下放工藝

本拆除施工工藝借助原舞臺鋼構架，在其基坑位置內設置2臺塔架，一側設置2臺三角支架，作為同步下放支撐結構架體；接著，在另外一側中部設置2套附墻垂直導向軌，以及在三角支架的立桿上設置2道簡易臨時導向軌，作為大舞臺鋼構架下放導向裝置。通過頂部液壓提升系統連接鋼構架上弦，鋼構架一側由牛腿支撐處解除受力，將結構重力荷載轉移至塔架處，割除倒錐形格構柱底部支撐，將其所支撐的大舞臺質量轉移到三角支架上，轉移后懸臂端處安裝導向軌引導懸臂端豎向滑移，提高下放時結構的穩定性。通過動力裝置、牽引裝置、承載力轉換裝置，同步升降館內大舞臺單體，開展分段拆除和下放工作，直到拆除完畢為止（圖2）。

圖2 舞臺鋼構架整體下放施工方案

2.2 大舞臺單體的三次解體和五段拆除

大舞臺單體第1次拆除部分為牛腿支撐處鋼架邊緣圈，將承重荷載轉換至液壓提升系統處。鋼構架下放至保留混凝土平臺處時，解體第2部分鋼架，令剩余的第3部分鋼架可順利無阻礙地下放至地面拆除。大舞臺單體五段拆除是將倒錐形格構柱沿著豎直方向分5段拆除，在格構柱主肢上焊接牛腿并安裝支架支撐體系，通過液壓提升裝置與格構柱交叉替換承受結構重力。 三次解體 與 五段拆除施工相互交替進行，在第3段格構柱割除后，鋼構架降至保留平臺進行第2部分解體。待格構柱全部拆除后，解體第3部分鋼構架（圖3）。

圖3 舞臺鋼構架三次解體施工方案

3 鋼構架荷載轉換施工優化分析

在施工工藝特點方面，主要圍繞拆除過程中引起大舞臺單體重心變化的現象進行仿真分析，篩選出大舞臺單體拆除過程中的5種不利工況，對應倒錐形格構柱沿豎向五段拆除的情形。按照圖紙進行結構計算，采用空間有限元程序SAP2000。本次提升的作用荷載即為網架結構自身的質量和風荷載，材料重度為78.5 kN/m3，基本風壓取0.4 kN/m2，豎向荷載的荷載分項系數為1.2，風荷載的分項系數為1.4，支座約束為提升吊點üüZ向固定、XY向彈簧。有限元分析結果顯示：

1）在第1階段，結構最大應力比為0.80，豎向位移為－23.50～2.46 mm，結構的臨界荷載安全系數最小值為2.4，大于1，滿足規范的穩定系數要求，結構安全。

2）在第2階段，結構最大應力比為0.80，豎向位移為－24.05～2.46 mm，結構的臨界荷載安全系數最小值為2.4，大于1，滿足規范的穩定系數要求，結構安全。

3）在第3階段，結構最大應力比為0.67，豎向位移為－71.99～5.40 mm，結構的臨界荷載安全系數最小值為9.6，大于1，滿足規范的穩定系數要求，結構安全。

4）在第4階段，結構最大應力比為0.63，豎向位移為－72.60～5.45 mm，結構的臨界荷載安全系數最小值為9.8，大于1，滿足規范的穩定系數要求，結構安全。

5）在第5階段，結構最大應力比為0.59，豎向位移為－85.50～6.55 mm，結構的臨界荷載安全系數最小值為10.1，大于1，滿足規范的穩定系數要求，結構安全。

4 對薄弱構件的加固處理

4.1 加固點一仿真分析和現場應對措施

對大跨度鋼架結構的拆除，最重要的是防止鋼架在下放過程中局部屈服導致整體坍塌。在鋼構架開始拆除的過程中，鋼構架重力承載結構發生轉換，由原來的混凝土柱牛腿和倒錐形格構柱轉移到2臺塔架和2臺三角架，結構重力進行重分布，較為危險。用Midas軟件對此階段的大舞臺進行整體仿真分析和局部吊點分析（圖4）。

圖4 鋼構架荷載轉換施工模型

鋼構架采用梁單元模擬，格構柱處2個吊點僅約束Dx、Ry，格構柱底部全部固結。鋼構架僅受重力、風管等附加構件并按重力附加系數形式計算，重力安全系數取1.5。由于施工在室內，受風荷載影響較小，因此暫不考慮（圖5）。

圖5 鋼構架荷載轉換結構應力

16Mn鋼材強度設計值為295 MPa，在結構重力重分布后，在2組塔架與格構柱底部，鋼架構件出現較大應力，尤其是塔架處上弦桿，達到1 743 MPa，遠超出設計允許范圍，格構柱處最大應力為239 MPa。

針對計算結果，決定采取以下措施：在塔架吊點位置增加桁架加固裝置對鋼構架進行加固；格構柱焊接牛腿的主肢上焊接通長T形加固桿件及環形加勁板。從有限元輸出結果可見：提升下吊點最大應力為290 MPa，發生在錨固點局部，最大變形為5 mm。

4.2 加固點二仿真分析和現場應對措施

在模擬每段格構柱切除后的結構受力情況時發現，第5段格構柱拆除時，牛腿焊接在近鋼架與格構柱交接點上，受力復雜，為重點關注的施工階段。由于受到限位板與立架限制，牛腿處邊界僅釋放Rx。塔架處不再受懸臂端導軌約束，約束Dz及Ry。通過對格構柱第5段開始下放切割前狀態的模擬，發現在提升吊點處，格構柱主肢應力達到近600 MPa，格構柱最大位移為93 mm，說明鋼構架在此階段已處于失穩狀態，局部節點不安全。鋼構架節點處為下桁架鋼管及斜腹鋼管的交接處，提升位置距離節點較近，節點處受力較為復雜，采用桿系分析方法無法計算節點實際受力情況，因此采用實體有限元模型進一步分析計算（圖6、圖7）。

圖6 格構柱第5段拆除施工結構應力

圖7 格構柱第5段拆除施工結構位移

在實體有限元模型建立中，所有桿件端部按固結計算，從4.2節的計算結果中提取提升點支反力，在牛腿處施加一個向上的400 kN提升力，考慮分項系數1.4。通過有限元分析發現，水平大圓管屈服，且受力復雜，受壓彎扭，前4段割除時牛腿后面是豎向鋼柱及桁架斜桿，抗彎剛度較大，抗壓由圓管全截面承擔。而最后一段節點，鋼管是水平的，壓力和圓管垂直，牛腿的偏心彎矩由水平鋼管抗扭承擔。節點鋼管變形處，最大應力為800 MPa，牛腿處最大位移為23 mm。

針對計算結果，制定了相應的加固方案：在牛腿環形肋板處增加豎向加勁板。加固后牛腿端部的位移減小為7 mm，最大應力為275 MPa，滿足設計規范要求（圖8）。

圖8 節點加固后受力分析

5 結語

本工程采取 整體下放、三次解體、五段拆除 的工藝進行拆除，面臨大舞臺單體的重心、位置和外形階段性變化復雜條件，傳統施工經驗難以應對。本工程對施工過程中的不利工況進行仿真分析，對鋼構架荷載轉換施工階段及格構柱第5段拆除吊點關鍵構件進行單獨分析，計算結果表明，塔架吊點處及格構柱底部應力較大，為此，對薄弱構件進行加固，優化結構件，使結構受力滿足規范要求。此次實踐表明，有限元計算分析能有效發現在復雜環境下的施工過程中可能出現的安全隱患，指導現場及時采取應對措施，順利完成了拆除任務，同樣也為類似工程的施工提供了參考。