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来源：小钢学社，作者：周强高工

某新建火电项目装机2×1000MW, 其储煤场设有一座大跨度封闭煤棚。煤棚内布置有2台斗轮机，自轨顶上计算堆煤高度最大H=10.5m，斗轮机运行工作的极限高位要求拱架下弦需满足大于28m的净空要求，并且煤棚内部的净尺寸需满足斗轮机的行走和回转作业要求。考虑其横向跨度较大，在满足空间要求下最后确定煤棚横向跨度为229m，纵向长度为254m。与大跨结构常采用的常规网架、空间桁架等结构形式相比，预应力钢结构在超大跨结构中应用更具优势，从结构布置合理性和结构用钢量优化角度考虑，此煤棚最终确定采用张弦立体拱桁架体系。

2.1 主要荷载情况

恒荷载除结构构件自重外，尚应考虑固定在钢结构下弦处的设备自重：其中屋面结构恒载考虑压型钢板、檩条、屋面及墙面支撑等，合计有0.30kN/㎡(不含钢结构自重)；包含照明灯具、防尘喷淋、消防设备在内的下弦处固定设备自重按0.05kN/㎡计入。屋面活荷载根据DL5022－2012《火力发电厂土建结构设计技术规程》表3.2.4-1附注说明中有：采用压型钢板轻型屋面活荷载按0.3kN/㎡采用。并且，模型分析中屋面的均布活载需考虑半跨的分布情况，分别取半跨和全跨活载进行分析。基本风压按100年一遇0.45kN/㎡取值；本结构属于大跨、轻质、对雪荷载敏感的结构，基本雪压按DL50009－2012《建筑结构荷载规范》(下文简称《荷载规范》)100年一遇0.35kN/㎡进行取值。本钢结构超长，模型分析需考虑温度作用，根据本工程相关数据，温度荷载选用T=±30℃。考虑初始几何缺陷，输入的支座位移量为横向水平强迫位移10mm(单面)。

2.2 荷载组合

根据《荷载规范》和GB50011－2010《建筑抗震设计规范》(下文简称《抗震规范》)的要求，用于本大跨结构设计时模型输入的主要荷载组合见表1。表1的荷载组合考虑了大跨度初始几何缺陷、超长温度作用、大跨竖向地震作用等引起的不利工况的可能性，篇幅原因无法将所有组合进行描述，仅供参考使用。

根据本煤场实际的布置情况，张弦管拱架结构设计方案沿煤场长度方向(即煤棚纵向)共计布置18榀立体拱架，其支座间采用15m；横向跨度方向的主拱桁架中间部分采用张弦管拱桁架，两端山墙桁架采用模拟抗风柱框架承载的方式进行建模，从而形成封闭的结构受力体系。除此以外，沿结构横向跨度方向设置13榀联系次桁架以保证主拱桁架平面外的稳定，沿结构纵向方向均匀设置了5道间距45m平面内的横向准水平交叉支撑，与次桁架形成封闭的水平支撑体系，其结构轴侧图见图1。

表1 荷载组合

注：DL为恒载；LL为活荷载；T为温度作用；WL为风载；EX为水平地震X向，EY为水平地震Y向；EZ为竖向地震作用；ZZ为支座位移变化。

图1 结构模型轴测图

小钢学社-张弦-空间网格结构教学模型

本立体拱架主要采用MIDASGEN软件(中文版)建立力学模型进行的静力及地震分析。

3.1 拱架抗风设计

该煤棚结构有体型巨大、自重轻、阻尼小，结构极易发生大幅振动的特点。对于超大跨的轻型建筑来说，风载是影响结构强度及稳定的主要成分，确定风对结构的作用、减小结构风致响应措施是本工程抗风设计的重点。

风荷载采用规范规定拟静力荷载的方式进行荷载输入，由于风向角、风力的随机不确定因素导致结构受力复杂，应进行风洞实验确定结构风载体型系数。本工程初算参照文献《大跨度储煤结构——设计与施工》进行体型系数划分及区域设定见图2。

图2 风荷载体型系数

减小结构风致响应措施首先要从结构模态分析角度着手进行，控制结构自振周期，防止结构体系的自振周期闯入风载的卓越周期区间。另外，模型经结构静力与风振响应时程分析，并采取保证因子法计算得出大部分测点的风振系数，设计时采用的风振系数统一取值为1.6，对桁架构件的反弯点处按1.1倍的承载力保障系数进行加强，以保证构件薄弱部位的安全裕度。

3.2 拱架设计控制指标

控制指标主要有以下几方面：计算长度：根据拱架杆件节点约束等情况，杆件的计算长度系数μ按弦杆及支座腹杆1.0，其他腹杆0.9进行控制；考虑立体拱架超大跨特点，挠度限值按L/400从严控制；长细比：避免构件柔度过大，需对其长细比加以限制：所有杆件的长细比按照JGJ7－2010《空间网格结构技术规程》(下文简称《空间结构规程》)中5.1.3条款进行控制；杆件应力比：均控制在1.0以下，关键节点平均平均应力比不大于0.8；拉索应力：荷载组合值作用下张弦拉索最大轴力为3350kN，选用7×D139平行钢丝束索，其极限破断拉力为8900kN，控制其最大应力≤740MPa，满足2.5倍安全系数要求；根据《空间结构规程》要求，钢拉索需保证在风荷载和地震作用下处于受拉状态，本拱架模型中要求最小应力大于100MPa。

3.3 撑杆及索内力分析

Midas模型分析结果得出了张弦桁架索及撑杆的组合内力值：撑杆最大轴力为30kN；索的最大拉力为1745kN，最小拉力为915kN，故而索在任何工况下均处于受拉状态，未退出工作。

4.1 地震作用参数

根据《中国地震动参数区划图》，厂址场地类别为Ⅱ类，地震基本烈度为7度(0.15g)，对应的动反应谱特征周期为0.45s。根据抗震规范及相关设计规范，本张弦拱架在地震作用计算分析时，采用时程分析法和振型分解反应谱法进行对比分析。由于229m跨度较大，按《抗震规范》要求，7度应计入竖向地震作用。按照《抗震规范》要求时程分析时，实际强震记录数量不应小于地震波总数的2/3，故本模型参选(1940,ElCentroSite，180Deg)、(1994,Northridge,SantaMonica,CityHallGrounds,0Deg)及一组Ⅱ类场地人工波进行分析。

4.2 拱架结构振型

经过Midas模型多遇地震分析计算后的结构主要振型见图3。对应以上6组多遇地震振型的模态分析结果见表2。

表2 结构模态分析

经过本张弦立体拱架结构模型计算后，得到结构动力特性分析结果看出，其结构第一自振周期1.74s，且为水平向振动，本结构具有良好的刚度。

图3 结构振型

4.3 拱架结构抗震内力分析

将振型分解反应谱法地震作用和三条地震波分别作用时，模型杆件单元的各分析方法及组合应力结果进行对比，发现时程分析法与反应谱法结果相差不大，所以进行杆件设计，用反应谱法地震结果参与组合，根据模型中的地震组合分析结果见表3。

表3 多遇地震组合单元应力

注：DL为恒载；LL为活载；EX、EY、EZ分别为水平X向、水平Y向和竖向地震作用。

根据以上计算结果可看出，多遇地作用参与基本组合时，单元最大应力259MPa<295MPa，满足Q345材料强度设计值要求。罕遇地参与基本组合时，模型单元最大应力306<345MPa(强度标准值)。

4.4 拱架结构稳定性分析

本预应力拱架模型采用MIDAS GEN软件分别对结构进行线性屈曲分析(Buckling)和非线性屈曲析。按《空间结构规程》要求，本立体拱架结构屈曲分析荷载需分别按照半跨均布活载+恒载、全跨活载+恒载组合进行考虑。在线性屈曲分中析，恒载+全跨活荷载荷载组合下分析结果的屈曲因子为4.76；恒载+半跨活荷载荷载组合下分析结果的屈曲因子为7.77。

表4 屈曲分析结果

《空间结构规程》中要求的全过程分析(包含线性及非线性屈曲分析)需考虑初始几何缺陷，采用位移作用控制进行加载；并通过拱中心处上弦顶点的荷载－位移曲线来判断极限荷载，两种荷载组合下拱架结构稳定的极限荷载比例系数分别为2.8和2.5。由上文可知，本拱架结构稳定分析计算结果有：本拱架结构为椭圆抛物面网壳，结构线性分析稳定承载力的安全系数K=4.76>4.2，满足《空间结构规程》中弹性全过程分析要求的规程要求；非线性分析稳定承载力的安全系数K=7.77>2.0，满足上述规程中弹塑性全过程分析的要求。

4.5 拱架结构变形分析

本立体拱架结构采用MIDAS计算软件进行模型计算后，得到其变形及挠度图。

4.5.1 挠度

结构模型在荷载标准组合作用下，拱架结构跨中的竖向挠度为255mm，挠跨比(V/L)=1/800，小于《转自：标准》中L/400的挠度控制要求。

图4 非线性屈曲分析结果

图5 挠度及变形图

4.5.2 位移

风荷载作用下结构侧移：结构模型中纵向跨中山墙在风荷载下的侧向位移为123mm，侧移角为1/400，小于《转自：标准》中H/300的指标要求。多遇地震下结构位移：水平地震作用下结构柱顶在X向的侧向水平位移为56mm，参考《转自：标准》中风载下柱顶水平位移容许值，小于H/150水平位移允许值的控制要求；竖向地震下跨中垂直变形47mm，满足《转自：标准》中L/250的挠度变形要求。

罕遇地震下结构位移：模型水平地震作用下结构柱顶Y向的侧向水平位移为111mm，小于《抗震规范》中H/50位移角的控制要求；竖向地震下跨中垂直变形有116mm，参考《空间结构规程》中恒载+活载下的挠度允许值L/250，满足挠度变形指标要求。

通过模型分析可看出，本工程采用张弦立体拱架结构，由张弦拱架、联系桁架及山墙桁架协同形成闭合的空间结构受力体系，结构总体布置合理，各项技术指标均可满足规范要求。

大跨度拱架结构在荷载作用下易发生变形，设计时应在尽可能减轻屋面自重的同时，达到有效控制单位用钢量的目标；另外，拱架制作时应考虑通过预先起拱等措施来控制挠度以满足外观效果的要求。

参考文献：周强.张弦立体拱架在某大跨度煤棚的设计简述.《电力勘测设计》2019.08

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