车站大跨度钢结构雨棚弹塑性时程分析

第39卷第12 建筑结 徐福江,甄伟,赵明,北京市建筑设计研究院,[摘要]广州新客站无站台柱雨棚为复杂大跨度预应力索拱空间钢结构。采用有限元软件MDSGen对包含下部桥梁结构和上部钢结构的整体模型进行了罕遇地震作用下三向地震波输入的弹塑性时程分析,研究了结构的位移、,考察了屋顶钢结构的弹塑性发展历程。分析结果表明,无站台柱雨棚钢结构在罕遇地震作用下进入塑性的程度很小,未发生大的变形,具有良好的抗震性能。[关键词]广州新客站;复杂大跨度空间结构;弹塑性时程分析;ElastoplastictimehistoryanalysisonnonplatformcolumncanopyofNewGuangzhouRailwayStationXuFujiang,ZhenWei,ZhaoMing,LiuJialingAbstract:TheroofstructureofnonplatformcolumncanopyofNewGuangzhouRailwayStationisacomplexlargespanspacestructure.WithFEManalysisprogramMIDASGen,elastoplastictimehistoryanalysisoftheintegralstructuressubjectedtothreedimensionalrareearthquakesisconducted,anddynamicresponsesofthedisplacement,stressandforcearestudied,andtheprogressofelastoplasticdevelopmentisresearched.Theresultsshowthattheplasticdegreeofnonplatformcolumnstructureunderrareearthquakeisverylowandthedeformationissmall,andtheseismicperformanceisgood. 113万m2,由对称的南北两部分组成。每一部分东西向长4218m南北向长1256m,两个长站台局部突出,长1896m。无站台柱雨棚钢屋盖为大跨度空间结构,长棚中部钢柱均为分叉柱,直接支承在刚度较大的铁路桥墩上,两端则采用斜撑柱,支撑在四角混凝土结构上12。计算模型见图1。为清楚地了解结构的薄弱性能进行控制,采用MIDASGen3软件对广州新客站 21杆等采用桁架单元模拟拉索采用索单元模拟。模拟,

大部分构件为空间杆件,并无明显的主、次弯矩之分,而且主要结构骨架为拱形结构轴力对构件的受力状 结构整体计算模效应的三折线随动强化模型,第一屈服后模量取为初态影响很大因此

10%,第二屈服后模量取为初始弹性模2%2)。构件的屈服荷载均由程序根据材料由于桥墩刚度较大,且考察重点为上部钢屋盖的弹塑性性能,因此分析中假定混凝土构件保持弹性状态。考虑到计算时间问题,未将所有钢构件均施加弹塑性特性。在分析前首先进行了大震弹性时程分析,,博士,高级工程师Ealxuj@badcocn 2由于结构在遭遇地震作用前,重力荷载已作用在结构本身,为更合理地分析构件的受力和结构整体抗震性能,在时程分析前将重力荷载代表值施加在结构上。重力荷载代表值取为10恒载+05活载。对拉索单元施加初拉力以模拟拉索的实际张拉情况。22波TH1和TH2)和一组人工波。地震波参数均满足地震波主水平方向的地面加速度时程曲线见图3。水平方向和竖向的峰值加速度按1085065的比例进行调整。通常,输入地面加速度曲线的持续时间为5~10倍20s。由于地震安全性评价报告中罕遇地震的最大地面加速度为200gal,因此,[的规定,将主水平方向的加速度曲线峰值调整为220gal。分析时,分别以X向和Y向为主水平方向进行计算。23时程分析时采用瑞利阻尼,质量因子取为0192刚度因子取为00059。采用这样的参数得到结构前102%~4%之间较符合实际。动力分析采用Newmark积分方法积分参数05,=025,对应的逐步积分法为平均常加速度法。考虑几何和材料的非线性计算中采用NewtonRaphson迭代计算方法,收敛标准为位移标准取值为0001。 31将罕遇地震波输入不考虑结构的材料非线性进时程分析结果对比可以考察结构进入塑性的程度具体结果见表1,2。其中

1中可以看出,弹性时程分析与弹塑性分析的结果基本一致这也说明了结构主体尤其是主要承重构件在罕遇地震作用下基本保持弹性结构整体进入塑性的程度很小。限于篇幅,主要讨论地震反应较大的天然波1作用的结果,X向为主水平方向。 10010310188886677776699989894999332在天然波1作用下,X向最大位移绝对值为315mm发生在屋顶结构的角部节点19157处Y向最大266mm,发生在中部节点16335处Z向最大位移为397mm,发生在第二跨挑檐节点18222处,14所33图5为所有未施加塑性铰的梁单元的应力包络图,从中可以看出,未施加塑性铰的上部钢结构梁单元

样,所有未施加塑性铰的钢结构桁架单元的最大组合力也都很低,均未屈服。这表明允许部分构件进入塑在地震作用下拉索应力的最大值为1174MPa,已超出设计应力620MPa)89但未达到拉索的极限应力1670MPa。有部分拉索退出了工作。但拱身单元均未屈服,即索拱结构均未出现整体破坏。343为弹塑性时程分析与弹性时程分析中典型截服,造成内力最大值小于弹性分析结果(D85025)而如索拱等构件本身未屈服但由于周边构件屈服而产生的内力重分配,使得其弹塑性分析的内力反而要大于弹性分析的结果。对于端部斜柱20050,构件本身未屈服,但由于与其相连的桁架弦杆屈服而导致荷载无法增加,因此弹塑性分析得到的内力比弹性分析的结果偏小较多,这也是结构强柱弱梁的一种表现。图6为典型端部斜柱构件193351所示的弹塑性和弹性分析得到的内力时 图 图4节点位移时程曲 图 弹性杆件应力包络 图6构件9335弯矩时程曲 表D1D1200D(1500~800)D2000D650D8505618189599112235在地震波作用的前期,构件均保持弹性。以索拱结构的竖向位移为主尤其雨棚边部的悬挑构件位移3s之后水平位移开始逐渐加大,并与竖向位移叠加。各跨索拱的位移趋势并不一致,而是呈波浪形运动,在同向的地震波作用下,至756s时,一根支撑边跨索拱的分叉柱底部出现了塑性铰7(a结构也从此进入了反应最为强烈的784s,三根支撑边跨索拱的桁架弦杆同时屈服,同时,长站台端头处的长柱底部也出现了屈服(图7(b。随着地震动的持续又陆续有几根桁架弦杆屈948s,另一根长站台端头的长柱出现了屈服7(c然后,结构的位移反应逐渐加大基本达到了反应的最大值,1204s,内部一根钢柱出现了屈服7d)。随后塑性铰并未继续发展。在140s之后,虽然地震动的输入减小了很多,但结构的位移反应并未明显减小。在170s之后结构的反应开始逐渐减弱直至地震输入结束。在地震动输入的整个过程中,结构进入塑性件数量较少,并且构件进入塑性的程度都较低,均为最低级别Level1,2倍。所有预应力索拱的拱身构件均未屈服,面内支撑构件也均未屈服。部分钢柱的应力较大,但由于采用了Q390GJ钢材保证了构件的强度也为结构的整体抗 (1)结构在罕遇地震作用下,

性的程度很小结构未发生大的变形具有良好的抗震性能,可以实现大震不倒的设防目标。(2)结构主要的承重体系预应力索拱结构均未出