钢管混凝土拱与钢管拱的稳定性及抗震性分析

2016-12-09郭海洋董文秀

工程与建设 2016年3期

关键词：屈曲支座钢管

郭海洋，董文秀

(合肥工业大学土木与水利工程学院，安徽合肥 230009)

钢管混凝土拱与钢管拱的稳定性及抗震性分析

郭海洋，董文秀

(合肥工业大学土木与水利工程学院，安徽合肥 230009)

以某收费站工程为背景建立有限元模型,分析钢管拱结构填充混凝土对其稳定性的影响及混凝土的适宜填入量、线性和非线性因素对2种结构稳定性的影响、结构抗震性能用反应谱和时程分析法。结果表明，钢管拱结构拱脚到拱跨约1/5部分灌入混凝土，结构稳定性最好；综合考虑结构稳定性和支座受力情况，选择适宜的矢跨比；相比钢管拱结构，钢管混凝土拱结构受非线性因素影响较大；水平Y向地震作用对结构内力的影响大于水平X向地震作用对结构内力的影响。

钢管混凝土拱；钢管拱；稳定性；抗震性能

0 引言

钢管结构凭借自身良好的抗压抗扭抗弯、构造简单等一系列优越性能,日益广泛地运用到大跨度空间拱形结构中[1]。随着理论研究不断深入,钢管混凝土结构在螺旋配筋混凝土、劲性钢筋混凝土以及钢管结构基础上逐渐发展起来[2]。拱结构破坏形式从性质上可以分为平衡分岔失稳、极值点失稳[3]及跳跃失稳[4];从分析方法上又可以分为线性屈曲分析[5-6]及非线性屈曲分析[7]。结构抗震设计分析方法从时间先后顺序可以分为静力法、反应谱法[8]及时程分析法[9]。

1 工程概况

某高速公路收费站是一个落地式拱形钢管结构,结构总长为183.6 m,拱跨度为170.6 m,高度为27 m,矢跨比为0.16,屋架宽度为24 m,拱脚间距为16 m。结构所用的管材均为Q345-B,钢管内填充混凝土为C50;2个单拱之间采用截面为Φ700 mm×20 mm、Φ600 mm×20 mm、Φ500 mm×16 mm、Φ400 mm×16 mm、Φ350 mm×14 mm、Φ300 mm×12 mm的水平支撑相连;拉杆为Φ300 mm×12 mm;两端悬挑屋面采用Φ500 mm×16 mm的侧向支撑,屋架两边悬挑支撑支座节点采用固结形式;工程支座采用铰接支座形式。建筑效果图如图1所示。

拱上弦人行恒载为2 kN/m2,活载为3.5 kN/m2;屋架恒载为1.0 kN/m2,活载为0.5 kN/m2;基本风压为0.35 kN/m2;温度荷载采用正负温30 ℃;支座位移荷载沿拱跨纵向布置,外移50 mm。本工程抗震设防烈度为7度(0.10g),设计地震分组为第一组,场地类别为二类,场地特征周期为0.35 s,钢管拱阻尼比为0.02,钢管混凝土拱阻尼比为0.035。

图1 建筑效果图

2 有限元分析

本文为了考察钢管拱和钢管混凝土拱这2种不同结构类型的稳定性及混凝土灌入量对钢管混凝土拱的稳定性影响,对比分析4种模型。模型1管径为2 000 mm,屋架以下壁厚为35 mm,屋架以上壁厚为30 mm,不灌入混凝土;模型2、模型3、模型4管径为1 600 mm,壁厚为20 mm;模型2混凝土灌入量约为1/5跨;模型3混凝土灌入量约为1/3.5跨;模型4混凝土灌入量为全跨。

2.1 线性屈曲分析

本文模型屈曲分析工况取恒载活载标准组合,即D+L。软件分别对上述模型进行屈曲稳定分析,计算结构前八阶的线性屈曲因子,结果见表1所列。

表1 线性屈曲分析的屈曲因子

由表1可知,4种模型的线性稳定均满足规范要求。与模型1相比,模型2在减小管径壁厚的情况下,屈曲因子反而增大30%,稳定性增强。这是因为在外荷载作用下,主要承受压力的拱杆件在被混凝土填实后,钢管和受到钢管紧箍作用的混凝土一起承受压力;与模型2采用相同管径和壁厚的模型3、模型4都增加混凝土的灌入量,然而结构的屈曲因子分别减小17%和48%,即稳定性开始下降。这是因为刚度虽然增加,但结构的自重也大大增加,这对结构的稳定是不利的,尤其是这种大跨度拱结构。

为了研究模型1、模型2矢跨比对钢管拱和钢管混凝土拱稳定性的影响,在计算模型矢跨比0.16的基础上,通过改变拱高实现结构矢跨比的改变,矢跨比的取值分别为0.12、0.14、0.16、0.18、0.20、0.22,不同矢跨比的屈曲因子见表2所列。

表2 不同矢跨比下的屈曲因子

由表2可以看出,模型1、模型2随着矢跨比的增加,屈曲因子都是先增加后减少。模型1的矢跨比为0.14时,屈曲因子达到最大值,实际工程的屈曲因子比其小约9%,矢跨比增加到0.22时,由于自重增加重心升高,结构的稳定性不符合规范要求;模型2的矢跨比为0.18时,屈曲因子达到最大值,且结构的稳定性依然符合规范要求。

不同矢跨比下,模型1、模型2支座反力见表3、表4所列。由表3可以看出,模型1随着矢跨比减小,支座反力的水平分力增大,竖直分力减小,变化比较明显的是水平分力,实际工程的水平力比矢跨比为0.14时的水平力小20%。

表3 不同矢跨比下模型1支座反力 kN

表4 不同矢跨比下模型2支座反力 kN

由表4可以看出,模型3结构稳定性随矢跨比的变化趋势和模型1相同。结合表3数据对比发现,由于模型2中灌入了混凝土,自重增加,钢管混凝土拱的支座反力大于钢管拱,增大了基础的设计要求。但是模型2中拱脚处灌入混凝土,使结构底部的刚度和强度也增加。

2.2 非线性屈曲分析

本文模型采用荷载控制方式,将荷载施加到10倍的(D+L),考虑P-Δ效应和大位移,对模型1和模型2进行非线性屈曲分析。监测拱顶节点1 590的竖向位移,得出2种结构的荷载-位移曲线,如图2所示。

图2 2种结构模型的荷载-位移曲线

由图2可以看出,结构发生屈曲时,其计算结果不收敛,此时曲线几乎平行于X轴,即使不增加荷载,位移也是不断增加,非线性屈曲的临界荷载为纵轴对应荷载的最大值。

2.3 反应谱与时程分析

由于实际中屋架弦杆受力较小,故主要选择拱杆件,屋架不予考虑,支座选取左拱脚。反应谱工况取纵向地震作用、横向地震作用、纵向+竖向地震作用、横向+竖向地震作用,其中水平地震与竖向地震同时输入。

在进行时程分析选取强震记录时,选取EL-Centro、Taft、兰州波1这3条典型地震波。钢管拱和钢筋混凝土拱在不同地震波及反应谱中的支座反力,见表5、表6所列。

由表5、表6可以看出，2种结构的时程与反应谱分析支座反力的比值均在65%～135%之间,满足规范要求。

表5 模型1支座反力 kN

表6 模型2支座反力 kN

钢管混凝土拱和钢管拱截面的剪力弯矩比较小,主要承受轴力,因此,只是针对轴力进行分析,时程分析取3种地震波的最大值。模型1、模型2在时程和反应谱分析方法下,控制截面的轴力如图3、图4所示。由于篇幅有限,位移图不再列出。

图3 模型1在反应谱和时程分析下的地震作用力

图4 模型2在反应谱和时程分析下的地震作用力

由图3、图4可知,在各向地震作用下,钢管拱结构与钢管混凝土拱结构的内力变化趋势大致相同。在X与XZ向地震作用下,从拱脚到拱顶截面轴力值逐渐减小;在Y与YZ向地震作用下,拱脚处的截面轴力值最大,从拱脚到拱顶截面轴力值基本上是先减小后增大,竖向地震参与使拱顶附近杆件轴力值变化较为明显。因此,进行此类钢管拱结构设计时,尤其要注意拱脚和拱顶设计。

在进行钢管混凝土拱结构设计时,由于填充混凝土后拱脚处内力增大,应特别注意拱脚设计。对于这2种结构,横向地震影响大于纵向地震影响,这是因为结构横向刚度小,比较脆弱。

在对这2种结构进行位移计算时,发现2种结构水平X向位移非常相近,从拱脚到拱顶,位移先增大后减小;而Y向位移不断增大,拱顶附近钢管混凝土拱结构的Y位移值比钢管拱小,这是由于钢管拱管径大,Y向地震在拱顶处效应明显。所以,X向地震作用时,结构设计时要加强离拱脚1/5处的构造措施,Y向地震作用时要加强拱顶处的强度。