广州新客站无站台柱雨棚弹塑性时程分析

1、广州新客站无站台柱雨棚弹塑性时程分析徐福江，甄伟，赵明，刘家菱( 北京市建筑设计研究院北京1 0 0 0 4 5 ) 提要 广州新客站无站台柱雨棚为复杂大跨度空间结构。采用有限元软件M I D A S G c n 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、应力、内力等动力反应，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抗震性能E l a s t o - P l a s t i cT i m e - h i s t o r yA n a l y s i so fN o n - P l a t f o r m - C o l u m nC a n o p yo fN e wG u a n g z h o uR a i l w a ys t a t i o nX uF u j i a n g ，Z h e nW e i ，Z h a oM i n g ，L i uJ i a l i

2、n g( B e i j i n gI n s t i t u t i o no f A r c h i t e c t u r a lD e s i g n ，B e i j i n g ，1 0 0 4 5 ，C h i n a )A b s t r a c t ：T h er o o fs t r u c t u r eo fn o n - p l a t f o r m - c o l u m nc a n o p yo fn e wG u a n g z h o ur a i l w a ys t a t i o ni sac o m p l e xl a r g e - s p a ns p a c es t r u c t u r e W i t hF E Aa n a l y s i sp r o g r a mM I D A S G e n ，e l a s t o - p l a s t i ct i m e - h i s t o r ya n a l y s i so ft h ei n t e g r a ls t r u c t u r e ss u b j

3、 e c t e dt ot h r e e - d i m e n s i o n a lr a r ee a d h q u a k e si sc o n d u c t e d ，a n dd y n a m i cr e s p o n s e so ft h ed i s p l a c e m e n t ，s t r e s sa n df o r c ea r es t u d i e d 。a n dt h ep r o g r e s so fe l a s t o - p l a s t i cd e v e l o p m e n ti sr e s e a r c h e d T h er e s u l t ss h o wt h a tt h ep l a s t i cd e g r e eo fn o n - p l a t f o r m - c o l u m ns t r u c t u r eu n d e rr a r ee a d h q u a k ei sv e r yl o wa n dt h ed e f o r m a t i

4、o ni ss m a l l ，a n dt h es e i s m i cp e r f o r m a n c ei sg o o d K e y w o r d s ：N e wG u a n g z h o ur a i l w a ys t a t i o n ；c o m p l e xl a r g e - s p a ns p a c es t r u c t u r e ；e l a s t o - p l a s t i ct i m e - h i s t o r ya n a l y s i s ；s e i s m i cp e r f o r m a n c e 1工程概况广州新客站无站台柱雨棚钢屋盖投影面积共“3 万n l z ，由对称的南北两部分组成。每一部分东西向长4 2 1 8 m ，南北向长1 2 5 6 m ，2 个长站台局部突出，长1 8 9 6 m 。无站台雨棚钢屋盖为大跨度空间结构，长向柱距为6 8 = ，短向柱距为3 2 m 。钢屋盖主要采用预应力索拱结构，索拱间距1 6 m ，通过桁架与钢柱连接。雨棚中部钢柱均为分岔柱，直接支撑在刚

5、度较人的铁路桥墩上，两端则采用斜撑柱，支撑在四角办公混凝士结构上J “。计算模型地图l 。3 7 2( b ) * 目* 自目i目I 镕目t 镕* # 无站台柱雨棚钢屋盖为大跨度空间结构，并且采用了新型的预应力素拱结构。对于这种复杂、重要的结构，不仅需要按照规范要求控制结构的弹塑性位移以满足大艘不倒的抗震目标更需要清楚的了解结构的蒋弱环节、结构的塑性发展过程，以对结构的关键构件在大震下的性能进行控制。而静力弹塑性方法主要针对振型较为集中的高屡结构的弹塑性分析，不适用于大跨度空间结构的弹塑性分析。因此，采用M I D A S G e n 软件对广州新客站无站台柱雨棚结构进行了弹塑性时程分析，考察了结构在罕遇地震作用下各时刻的状态，研究了结构的性能。2 计算模型和参数2 l 计算模型将下部桥梁结丰句与上部镅结构整体建模计算。钢柱、拱、桁架弦杆等采用粱单元模拟，面内支撑、桁架腹杆等单元采用桁架单元模拟，拉索采用索单元模拟。对构件的弹塑性特性采J ；| j 集中塑性铰模型模拟，邮在构件的两个端部设置塑性铰，由于本工程大部分构件为空间杆件，井无明显的主、次弯矩之分而且主要结构目架为拱形结构，轴力

6、对构件的受力状态影响很大，因此，计算中梁、柱等构件均采用考虑轴力与弯矩相互作用的P 删铰，滞回模型为考虑包辛格牧应的三折线随动强化模型，第一翘服后模量取为初始弹性模量的i o ，第二屈服后模量取为初始弹性模罱的2 5 ( 圈2 ) 。构什的屈服荷载均由程序根据材料屈服应力和截面自动计算。 矿1 t 坐步( a ) 三折线随动强化模型( b ) P _ 包络图圈2 浠回模型示意图由于桥墩刚度较大，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，选取弹性时程分析中应力超过或接近屈服应力以及需要重点考察的应力较高的构件施加塑性铰。这样可使计算具有足够的精度且计算时间较少。由于结构在遭遇地震作用前，重力荷载已作用在结构本身。为更合理的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1 0 恒载+ 0 5活载。对拉索单元施加初拉力，以模拟拉索的实际张拉情况。2 2 地震波的选取和输入工程选用由中国建筑科学研究院提供的2 组天然波( T H

7、 l 和T H 2 ) 和一组人工波。地震波参数均满足地震安全性评价报告的要求。每组地震波包括主水平方向、次水平方向及竖向三条加速度时程曲线。三组地震波主水平方向的地面加速度时程曲线见图3 。计算时地震波三向同时输入，其中主水平方向、次水平方向和竖向的峰值加速度按1 ：O 8 5 ：0 6 5的比例进行调整。通常，输入地面加速度曲线的持续时间为结构基本周期的5 。1 0 倍，工程统一取为2 0 s 。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2 0 0 9 a l ，因此，按照建筑抗震设计规范H 1 的规定，将主水平方向的加速度曲线峰值调整为2 2 0 9 a l 。分析时，分别以X 向和Y 向为主水平方向进行计算。I 巴 耳0 霎书 mlI -5- -9 、嫱虎醐脚雌嗣1 q 一叫嗨船jE 煳一4l2，4 S78 1 2M垢蟑2 5时阀( S )( a ) 天然波：l一0嘎量曲氘硒 j酒 Z辟薄犀一-一1蝌9川H _ 。1H J I _ I 1irlOI2，4S ，8 ，加蜢1 4壕坤蕾时间( S ( b ) 天然波23 7 4轴。甜精【Igw兽= 之薹： 馏iJ 删 【矗I

8、 _。i I 一_ | ：1 蝴揪蝴犏l 门f7 俘I 。1l 1 I： r 一IZj， WkHI耳一 时问S )( c ) 人工波圈3 主水平方向加速度时程曲线( g a l )2 3 计算参数时程分析时的阻尼采用瑞利阻尼，质量因子取为0 1 9 2 9 ，刚度因子取为0 0 0 5 9 。采用这样的参数得到的结构前1 0 阶振型的阻尼比在2 4 之间，比较符合实际情况。动力分析采用N e 钠n a x k - B 积分方法，积分参数Y ：0 5 ，1 3 = 0 2 5 ，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N e w t o nR a p h s o n 迭代计算的方法，收敛标准为位移标准，取值为0 0 0 1 。3 弹塑性时程分析结果3 1 与弹性时程分析结果的比较将罕遇地震波输入，不考虑结构的材料非线性。进行大震弹性时程分析。将弹塑行时程分析结果与弹性时程分析结果对比，可以考察结构进入塑性的程度。具体结果见表1 和表2 ，其中，最人位移和最大基底剪力的方向分别对应主水平方向。结构时程分析的最大位移“神表1X 向为主水平方向Y 向为主水平方向工况

9、天然渡1天然波2入工渡天然液l天然波2入工渡弹塑性时程3 1 52 3 l2 1 42 4 92 5 01 9 8弹性时程3 1 32 2 42 l I2 4 l2 4 71 9 0比例1 0 0 61 0 3 I1 0 1 d1 0 3 31 0 1 21 0 4 2结构时程分援的基雇费力( 1 0 5k N )麦2x 向为主水平方向r 向为主水平方向工况天然波1天然波2人工波天然波l天然波2人工波弹塑性时程8 6 38 1 7G 4 07 0 67 S 36 4 2弹性时程8 6 68 2 96 4 87 4 87 5 46 8 5比例9 9 69 8 69 8 89 4 49 9 99 3 7从表l 和表2 中可以看出，弹性时程分析与弹塑性分析的结果基本一致，这也说明了结构士体，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。限于篇幅所限，后文中将主要讨论地麓反应较人的天然波1 作用的结果，X 向为主水平方向。3 2 节点位移3 7 5n 天然渡l 作用下x 向最大位移绝对值为3 1 5 m m ，拄生在屋顶结构的角部节点1 9 1 5 7 处，Y 向最大位移绝对值为2 6 6 m m ，发生在中部节点1 6 3 3 5 处z 向最大位移为3 9 7 m m ，发生在第二跨挑檐节点18 2 2 2 处，节点位置见圈1 。典型节点的位移时程曲线如图4 所示。结构在各组地震波作闩jF 的最大弹塑性水平层问位移角为t 5 7 ，均满足规范1 5 0 的限值要求。目。洲8 。挑 l l 州m 芎j 王三秘_ l ；| i 1b ) $ 川5 7 x 自8 目#c ) * d 1e 2 2 2 z 自# 目R目4 * 女# 目& 33 构件应力图5 为所有未施加塑性铰粱的单元的应力包络图，从中可以看出，朱施加塑性铰的上部钢结构粱单元犀犬Y O nM i s e s 应力最大值为3 2 2 h ( P

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