大跨度钢屋盖与底部混凝土混合结构工程分析

1、大跨度钢屋盖与底部混凝土混合结构工程分析孟宪亮 1, 邹国萍2(11中国建筑西南设计研究院有限公司 , 四川成都 610031; 21中国中铁二院工程集团有限责任公司 , 四川成都 610031 【 摘 要 】 对底部为混凝土结构上部为大跨度钢屋盖结构的混合结构体系的整体建模与计算方法进行 了论述 。 通过工程实例 , 论述了地下室与上部结构共同作用分析的方法 ; 能阻尼比下结构的地震响应 ; 。 解 【 关键词 】 混合结构 ; 整体分析 ; 【 】 +】 A 收稿日期 2009-06-05收稿日期 孟宪亮 , 男 , 本科 , 现从事结构设计工作 , 四 川土木建筑学会的会员 ; 邹国萍

2、, 女 , 高级工程师 , 从事结构 设计工作 。1 混合结构现在是工程师经常遇到的一种结构类型 , 它是指由不同材料的构件组成的结构体系 , 如砖与混凝土混合而 成的砖混结构 , 钢 (或其他组合构件 与混凝土组成的钢 -混 凝土混合结构 , 钢筋混凝土筒体与钢框架组成混合结构等 。 比较常见的结构类型是由底部混凝土结构和上部大跨度钢 屋盖组成的大跨度混合结构体系 。这种结构由于目前国内 的一些软件无法整体建模分析 , 所以工程师往往采用一些简 化的计算方法 , 如 :(1 计算混凝土部分时 , 上部钢屋盖只考虑荷载作用或 用等代框架梁模拟屋盖的刚度 。(2 地震作用计算中阻尼比采用单一的综

3、合阻尼比 , 如 混凝土部分采用 0105, 钢屋盖部分采用 0102, 抑或取中间 值 , 并分别单独计算地震作用 。(3 屋盖与混凝土相接部分的支座 , 在单独计算钢屋盖 部分时采用理想化的铰接支座而非采用弹性支座 。以上这些简化计算方法的叠加已经无法准确反映混合 结构的复杂动力特性 。为此本文将通过工程实例论述如何 采用建筑结构通用有限元分析设计软件 M I D AS/Gen通过整 体建模计算分析来解决上述的简化问题 。2 工程概况以新建的北京北火车站主站房为例 。 本工程地下一层 ,局部地下两层 , 地上为两个塔楼 , 分别为 6层的钢筋混凝土 框架结构 , 梁的最大外挑长度为 516

4、m 。由于地下室部分跨 度较大 , 以及上部部分构件外挑长度过大 , 故部分梁采用了 预应力结构 。 屋盖为双层钢网架结构 , 横向跨度为 48m, 纵 向跨度为 6618m 。 网架与混凝土柱相接处 , 一端采用弹性铰 支座 , 一端采用弹性滑动支座 。 考虑到两个塔楼纵向均为单 榀框架 , 在纵向部分混凝土框架间设置了钢筋混凝土交叉支 撑 , 以有效地提供抗侧刚度 , 见图 1、 图 2 。图 1 新北京北站 M I D AS/Gen 整体分析模型图 2 新北京北站模型分块示意3 整体分析的重要参数设置311 带有地下室的结构整体分析本工程的地下室抗侧力刚度很大 , 且土体对地下室的约束作

5、用较大 , 故不考虑周围土体的弹性作用 , 土体对地下室完 工 程 结 构 全嵌固 (图 3 。 在 M I D AS 里需要对地下室的周圈节点进行自 由度的约束 , 即约束周圈节点的 X 、 Y 向平动 , 以及绕 Z 轴的旋 转自由度。 通过 “ 模型 边界 一般弹性支承 ” , 然后选择要 约束的节点 , 及勾选要约束的自由度。 如果某些工程需要考 虑周边土体的弹性约束作用时 , 可以通过 “ 模型 边界 节点 弹性支承 ” 实现 , 需要手动输入节点的弹性刚度。图 3 312 多塔的实现由于本工程为左右两个塔楼 , 中间没有任何连接 , 因而 应该按照图 2所示的范围设置 T OW E

6、R1与 T OW ER2两个 塔 , 每层实现分塔刚性板 。313 组阻尼比的定义及阻尼比计算方法的选择地下室与 Tower1, Tower2为混凝土部分 , 在程序中设置 为 “ 混凝土 ” 组 , 并将其阻尼比设置为 0105。网架及幕墙为 钢结构部分 , 在程序中设置为“ 钢结构 ” 组 , 并将其阻尼比设 置为 0102。 在定义反应谱工况时 , 将阻尼比的计算方法选择 为 “ 应变能因子 ” 法 , 程序能够按照该算法计算出结构每个振 型下的阻尼比 。 阻尼比的计算是否合理对结构地震响应分 析影响很大 , 在后文中加以阐述 。314 混凝土部分与钢结构部分相接处支座的模拟本工程网架与

7、混凝土柱相接部分一端采用弹性铰支座 , 一端采用弹性滑动支座 。通过 “ 模型 边界 弹性连接 ” , 需要手动输入三个方向 的位移刚度与三个方向的旋转刚度来实现 。本工程支座刚 度输入见表 1(单位 :k N /mm , 表中 S Dx 为沿弹性连接单元 坐标轴 x 方向的位移刚度 。 S Dy, S Dz 同理 。 S Rx 为绕弹性连 接单元坐标轴 x 的转动刚度 。 SRy, SRz 同理 。 SRx, SRy, SRz 表中未给出均为 0。表 1 支座刚度输入表NO. S Dx S Dy S Dz 支座类型110778187152715221077818715271523107781

8、8715271524107781871527152弹性铰支座5107781807152610778180715271077818071528107781807152910778187152单向滑动铰支座4 整体分析计算结果411 周期与振型分析结果采用特征值向量法进行特征值分析 , 振型数取 20阶 。 前 6阶振型的周期见表 2。表 2 周期与振型输出振型周期(s x 向平动因子 (% y 向平动因子 (% z 向扭转因子(% 10193179918773010666010562201819781121731311190516636301744141952793158001146734016

9、0379311262413612215125501940110121250112189249318%, y 向的有效质量参与15%。从振型分析结果可以看出结构主要以平动为主 , 扭转效应不明显 , 且取 20阶振型的有效质量参与系数能够满足规范要求 。412 采用不同阻尼比算法反应谱分析结果的对比本工程地震基本设防烈度为 8度 , 基本地震加速度为 012g, 多遇地震下地震影响系数最大值 max =0116, 场地类 别为 类 , 设计地震分组为第一组 , 特征周期 T g =0135s, 阻 尼比采用基于应变能计算的各振型阻尼比 , 计算结果见表 3。 振型分解反应谱法计算地震作用中 ,

10、反应谱函数的横轴代表 结构的自振周期 T , 纵轴代表地震影响系数 , 这是一个重要 的系数 , 直接影响地震作用计算的大小 , 而影响该系数大小 的主要有四个值 , 即结构的自振周期 T , 地震影响系数最大 值 max , 特征周期 T g , 以及结构的阻尼比 。 有了反应谱函数以及根据“ 应变能因子 ” 法计算出的结 构各振型阻尼比 , 能够计算出结构在每个振型下的地震影响 系数 见表 3。表 3 应变能阻尼比输出及地震影响系数 振型周期振型阻尼比 101931701047001067590385600277017671003691002050199311027600020402100

11、12012699010264011960 工 程 结 构 若采用单一的综合阻尼比 , 取综合阻尼比 =01035, 也 可计算出综合阻尼比下的结构各振型下的地震影响系数见 表 4。表 4 综合阻尼比下的地震影响系数 振型周期 综合阻尼比 1019317201819730174414016037501531360151287014600801389090138561001369111012760120126991301267814011501160122321701214318012094190120432001189401035001073001082201089801108901122501

12、126601140001163401164701171501180101111801011801011801011801011801011801011801将采用基于应变能的阻尼比与综合阻尼比计算出的结构各周期下的地震影响系数做成曲线见图 4。图 1 应变能阻尼比与综合阻尼比计算的地震影响系数对比 从图 4中可以看出 , 针对于本工程 , 采用综合阻尼比计 算的地震影响系数在长周期的振型中与应变能阻尼比计算 结果基本一致 , 而在短周期的振型中 , 综合阻尼比计算的地 震影响系数偏小 。 这样 , 如果采用综合阻尼比会对短周期的 振型地震作用的计算估计太小 , 造成地震作用计算的误差 。 所以

13、基于应变能计算出的各振型阻尼比不但更能够用于较 准确的计算结构的地震作用 , 而且也给采用综合阻尼比计算 地震作用提供了参考和依据 。413 混凝土部分与钢屋盖相接处支座内力结果通过 “ 结果 分析结果表格 弹性连接 ” , 选择包络工 况 , 查看支座内力见表 5。提取该内力可用于支座节点的设 计 。414 混凝土部分与钢屋盖相接处支座滑移验算通过 “ 结果 分析结果表格 位移 ” 填写要查看位移的节点 , 并选择反应谱工况 ry (RS , 能够查看到该工况下支座 节点的位移 , 注意得到的此位移是绝对位移 , 通过 EXCE L 表 格 , 做一个小的后处理程序 , 计算出支座节点的相对

14、位移见表 6。 从表中可以看出最大位移发生在 9号支座 , Delta Y =28197mm, 而支座的最大滑移动限值为 30mm, 满足要求 。 415 凝土部分位移角及位移比结果通过 “ 结果 分析结果表格 层 ” 可以查看到与层相关 的所有结果 , 包括层剪重比 , 层位移比 , 层间位移角 , 层刚度 比 , 层剪力比等 , 表 7为输出的层位移角及层位移比 。表 5 支座处内力输出 (kN 编号轴向剪力 -y剪力 -z1-1246169-268183-332198421444261233281822-951185-186-326109-105183338194-1209-347177

15、1011443321224455196-348171-327194416309123551995-960180-274154-2811802691056-7721450-292177-2211302791717-11311980-293186-24215602831628-7551840-2851415815602911929-413180-265156-55176293186表 6 支座节点相对位移输出 (mm 编号节点工况Delta X Delta Y Delta Z 12270ry (RS 6604ry (RS 216820126010022272ry (RS 6603ry (RS 21

16、9421122010032279ry (RS 6602ry (RS 215123165010042283ry (RS 6601ry (RS 214925136010152321ry (RS 6600ry (RS 317724152010062309ry (RS 6599ry (RS 319426134010072312ry (RS 6598ry (RS 319927159010082315ry (RS 6597ry (RS 319228145010092320ry (RS 6596ry (RS 3162281970100(下转第 219页 工程 结 构 表 7 下部结构关键截面恒载内力与地震内

17、力对比截面位置类型 轴向 剪力 -y 剪力 -z 扭矩 弯矩 -y 弯矩 -z主墩 墩底 恒载内力 -147962887-5771-33123-188712地震内力 -18629-26457-56337-69454-321414边墩 墩底 恒载内力 -26170-1139000-16835地震内力 -19483-13937-1642-2561-18927-169043过渡墩 墩底 恒载内力 -14201-739000-5355地震内力 -6704-6498-1539-2121-16207-61011 注 : 轴力 、 剪力单位 :k N; 弯矩 、 扭矩单位 :k N m 。 表 6、 表 7

18、列出了大桥吊杆 、 系杆 、 下部结构关键截面的 恒载内力与重现期为 2000年的地震荷载内力的对比 。计算 结果表明 , 长吊杆和系杆地震的内力值普遍比恒载内力小得 多 , 地震荷载对长吊杆 、 系杆不控制 ; 而对于短吊杆 , 地震响 应所产生的索力相对较大 , 但经验算 ,下部结构 , ,验 , , 抗震设计主要对桥墩 、 桩基础 等下部结构的抗震性能进行了重点考察和验算 , 并采取相应 的措施 。5 抗震验算和抗震设计根据本桥的抗震设防标准 , 在 E1地震作用下 , 校核结构 的应力 ; 在 E2地震作用下 , 校核结构的承载能力。 验算结果 表明 , 在 E1地震作用下 , 主墩、

19、 边墩、 过渡墩及桩基础均处于 弹性工作阶段 , 各构件应力均满足相应的允许应力 ; 在 E2地 震作用下 , 主墩作为结构的重要构件 , 按弹性设计。 由于边墩 及过渡墩的墩梁连接纵桥向是自由的 , 地震响应中 , 纵桥向的 地震力全部由主墩承担 , 在最不利的工况下 , 主墩及桩基础最 不利断面的截面抗力大于截面内力。 在横桥向地震中 , 主墩 截面抗力为截面内力的 80%, 根据计算结果 , 为了减轻主墩的 受力 , 把边墩及过渡墩也均按弹性设计 , 不允许上述两墩进入 塑性状态 , 并为主墩配置足够的箍筋 , 使其满足要求。在 E2地震作用下 , 边墩墩顶横桥向位移为 59mm, 过渡

20、 墩墩顶横桥向位移为 55mm 。 而上述两墩支座均为顺桥向单 向活动支座 , 对两支座的横向承载能力验算表明 , 支座的横向 剪力降超过其抗力 , 支座在横向会被剪坏。 因此 , 需要设置横 向抗震挡块来提供欠缺的横向抗力 ; 边墩墩顶顺桥向位移为 60mm, 过渡墩墩顶顺桥向位移为 61mm, 而上述两墩支座的 顺桥向允许位移值均为 150mm, 支座顺桥向位移满足要求。6 结 论1, 周期长达 ,2震反应分析。 分析结果表明 , 时程分析法的计算结果较反应 谱法的大。 为确保结构的安全 , 按时程分析法进行抗震设计 是合理的 , 也是必要的。(3 凤凰三桥主桥上部结构 (主梁、 吊杆及系杆 的地震 内力不控制设计 , 但下部结构桥墩和桩基础的地震荷载是控 制设计荷载。(4 在 E2横向地震作用下 , 主墩的截面抗力小于截面内 力 , 若把边墩和过渡墩也按弹性设计 , 不允许上述两墩进入塑 性状态 , 使上述两墩参与横向受力 , 同时加强主墩的箍筋配 置 , 主墩受力可以满足要求。(5 在 E2地震作用下 , 边墩及过渡墩