由于大跨度封闭式钢棚采用常规网架、空间桁架结构经济性较差，预应力空间结构因其受力合理、经济指标优越而在钢棚工程中得到广泛应用。本文的大跨度钢棚采用张拉三维拱结构。从大跨度钢棚的荷载组合、地震作用、内力与变形计算、屈曲分析等方面简要阐述了张拉三维拱的设计特点。结构设计时参考。
01.项目概况及方案确定
新建火电项目装机容量为2×1000MW，储煤场设有大跨度封闭式钢棚。煤棚内布置有两台斗轮机。轨顶最大煤炭堆放高度H=10.5m。斗轮机作业的极限高度要求拱下弦必须满足28m以上的净空要求，煤棚内的净尺寸必须满足斗轮机的行走和旋转作业要求。斗轮机。考虑到煤棚横向跨度较大，在满足空间要求的情况下，最终确定煤棚横向跨度为229m，纵向长度为254m。与大跨度结构常用的常规网格、网架等结构形式相比，预应力钢结构在超大跨度结构的应用中更具优势。考虑到结构布局的合理性和结构用钢量的优化，该煤棚最终决定采用张拉三维拱桁体系。
02.主要设计荷载及参数
2.1 主要载荷工况
恒载除结构构件自重外，还应考虑固定在钢结构下弦处的设备自重：屋面结构恒载考虑压型钢板、檩条、屋面及墙体支撑等，合计0.30kN/㎡（不含钢结构自重）；底部固定设备照明、防尘喷淋、消防设备等自重按0.05kN/㎡计入计算。屋面活荷载按DL5022-2012《火电厂土建结构设计技术规程》表3.2.4-1注：采用压型钢板轻质屋面活荷载按0.3kN/平方米。而且，在模型分析中，屋面均布活荷载需要考虑半跨的分布，分别对半跨和全跨活荷载进行分析。基本风压按100年一次0.45kN/㎡计算；这种结构跨度大、重量轻、对雪荷载敏感。基本雪压是根据DL50009-2012《建筑结构荷载规范》（以下简称《荷载规范》）的数值，按100年遭遇率0.35kN/㎡计算。这个钢结构很长，模型分析需要考虑温度影响。根据本项目相关数据，温度荷载选取为T=±30℃。考虑初始几何缺陷，输入轴承位移为横向水平强迫位移10mm（单平面）。
2.2 荷载组合
根据《荷载规范》和GB50011-2010《建筑抗震设计规范》（以下简称《抗震规范》）的要求，输入模型的主要荷载组合用于设计本长跨度结构如表1所示。表1中的荷载组合考虑了大跨度初始几何缺陷、超长温度效应、大跨度竖向地震效应等造成不利工况的可能性。由于篇幅原因，所有组合无法一一描述，仅供参考。
03.张显立体拱门设计方案介绍
根据煤场实际布局，弦管拱结构设计方案沿煤场长度（即煤棚纵向）共布置18个三维拱，支架间距15m ;横跨方向主拱桁中部采用张拉弦管拱桁，两端山墙桁架采用抗风柱框架承载力建模，形成封闭的结构受力系统。此外，沿结构跨跨方向设置13根接触副桁架，保证主拱桁的面外稳定性。沿结构纵向均匀设置5个平面内间距45m的水平准水平十字支撑，与次桁架形成封闭连接。水平支撑系统，其结构轴视图如图1所示。
▲表1 荷载组合
注：DL为恒载； LL 为活荷载； T为温度效应； WL为风荷载； EX为水平地震X方向，EY为水平地震Y方向； EZ为垂直地震效应； ZZ是轴承位移变化。
▲图1 结构模型等轴测图
▲空间网格结构教学模型
该三维拱主要采用MIDASGEN软件（中文版）建立力学模型进行静力和抗震分析。
3.1 拱架抗风设计
煤棚结构具有体积庞大、重量轻、阻尼小等特点，结构易发生较大振动。对于超大跨度轻质建筑来说，风荷载是影响结构强度和稳定性的主要分量。确定风对结构的影响，减少结构的风致响应措施是本工程抗风设计的重点。
风荷载以规范规定的准静荷载形式输入。由于风向角和风力的随机不确定因素，结构所受的应力复杂。应进行风洞试验以确定结构的风载体类型系数。本工程初步计算参考《大跨度储煤结构设计与施工》文件进行体形系数划分及区域设置，如图2所示。
▲图2 风荷载类型系数
降低结构风致响应的措施首先必须从结构模态分析的角度进行，控制结构的自振周期，防止结构系统的自振周期突破优良周期范围的风荷载。此外，通过结构静力和风振响应时程分析模型钢结构梁挠度限值，采用保证因子法计算了大部分测点的风振系数。设计中采用的风振系数统一为1.6，对桁架构件产生负面影响。弯折点均采用1.1倍承载力保证系数加强，确保构件薄弱部位的安全裕度。
3.2 拱门设计控制指标
控制指标主要包括以下几个方面： 计算长度：根据拱杆节点约束，杆件计算长度系数μ，弦杆和支撑腹杆控制为1.0，其他腹杆控制为0.9；考虑到三维拱门超大十字特性，挠度限值为L/400，严格控制；长细比：为避免构件柔性过大，需要限制长细比：所有杆件的长细比符合JGJ7-2010《空间网格结构技术规程》（以下简称《空间结构规程》） 》）按照第5.1.3条进行控制；杠杆部分应力比：全部控制在1.0以下，关键节点平均应力比不大于0.8；拉索应力：拉索在荷载组合值下的最大轴向力为3350kN，选用7×D139平行钢丝绳，其极限断裂拉力为890 0kN，最大应力控制在≤740MPa，满足2.5倍安全系数要求；根据《空间结构规范》的要求，钢斜拉索必须保证在风荷载和地震作用下处于受拉状态。该拱模型所需的最小应力大于100MPa。
3.3 支柱、拉索内力分析
Midas模型分析结果得到张拉桁架索与支撑的组合内力值：支撑最大轴力为30kN；电缆最大拉力为1745kN，最小拉力为915kN，因此电缆在任何工况下都处于拉力状态，不退出工作。
04.拱结构抗震分析
4.1 地震作用参数
根据《中国地震参数区划图》，该厂场地类别为II类，地震基本烈度为7度（0.15g），对应的动力反应谱特征周期为0.45s。根据抗震规范及相关设计规范钢结构梁挠度限值，在该张拉弦拱框架地震作用计算分析中，采用时程分析法和模态分解反应谱法进行对比分析。由于跨度达229m，根据《抗震规范》要求，7度应计入竖向地震作用。按照《地震规范》对时程分析的要求，实际强震记录数不应少于地震波总数的2/3，故本模型选取为（1940，El CentroSite , 180Deg), (1994, Northridge, SantaMonica, City Hall Grounds, 0Deg) 和一组 II 级站点的人工波进行分析。
4.2 拱结构模态振型
采用常遇地震Midas模型分析计算后结构的主要振型如图3所示。上述6组常遇地震振型对应的模态分析结果如表2所示。
▲表2结构模态分析
该弦式三维拱结构模型计算后，结构动力特性分析结果表明，结构第一自振周期为1.74s，为水平振动。这种结构具有良好的刚度。
▲图3 结构振动形态
4.3 拱框架结构地震内力分析
比较了模态分解反应谱法地震作用和三波地震波分别作用时模型杆单元的分析方法和组合应力结果。发现时程分析法与反应谱法的结果相差不大，因此进行杆体设计，利用反应谱法参与地震结果的组合。模型地震组合分析结果如表3所示。
▲表3 频繁地震的组合单元应力
注：DL为恒载； LL 为活荷载； EX、EY 和 EZ 分别是水平 X 方向、水平 Y 方向和垂直地震效应。
根据上述计算结果可以看出，当基本组合涉及多种地面效应时，单元最大应力为259MPa。
4.4 拱结构稳定性分析
该预应力拱模型采用MIDAS GEN软件分别对结构进行线性屈曲分析（Buckling）和非线性屈曲分析。根据《空间结构规范》的要求，该三维拱结构的屈曲分析荷载需要按照半跨均布活荷载+恒荷载和全跨活荷载的组合来考虑+ 静载。线性屈曲分析中，恒载+全跨活载荷载组合下的分析结果屈曲因子为4.76；恒载+半跨活载荷载组合下的分析结果屈曲系数为7.77。
▲表4 屈曲分析结果
《空间结构规定》中要求的全过程分析（包括线性和非线性屈曲分析）必须考虑初始几何缺陷并采用位移控制进行加载；通过拱中心上弦顶点的荷载-位移曲线确定极限荷载。两种荷载组合下拱结构稳定性的极限荷载比例系数分别为2.8和2.5。由上可知，该拱结构的稳定性分析计算结果为：该拱结构为椭圆抛物面网壳，结构线性分析稳定承载力安全系数K=4.76 >4.2、满足《空间结构法规》中整个弹性过程分析要求的法规要求；非线性分析稳定承载力安全系数K=7.77>2.0满足上述规定中整个弹塑性过程分析的要求。
4.5 拱结构变形分析
利用MIDAS计算软件对该三维拱结构进行模型计算，得到其变形和挠度图。
4.5.1 偏转
在结构模型荷载标准组合作用下，拱结构跨中竖向挠度为255mm，挠度跨度比（V/L）=1/800，小于L/ 《钢结构设计标准》中400挠度控制要求。
▲图4 非线性屈曲分析结果
▲图5 挠度变形图
4.5.2 位移
风荷载作用下的结构侧向位移：结构模型中，纵向中跨山墙在风荷载作用下的侧向位移为123mm，侧向位移角为1/400，小于《规范》中H/300指标要求。 《钢结构设计标准》。频繁地震下结构位移：水平地震下结构柱顶X方向横向水平位移为56mm。风荷载作用下柱顶允许水平位移参照《钢结构设计标准》，小于H/150水平位移允许值。控制要求；竖向地震作用下跨中竖向变形为47mm，满足《钢结构设计标准》中L/250挠度变形要求。
罕遇地震下的结构位移：模型水平地震作用下结构柱顶Y方向横向水平位移为111mm，小于《抗震规范》中H/50位移角控制要求；竖向地震作用下跨中竖向变形为116mm。 ，参照《空间结构规范》中恒载+活载下的允许挠度值L/250，满足挠度变形指标要求。
从模型分析可以看出，本工程采用三维张拉弦拱结构。拉弦拱架、接触桁架和山墙桁架共同构成封闭的空间结构受力系统。结构总体布局合理，各项技术指标均能满足。规格要求。
大跨度拱结构在荷载作用下容易发生变形。设计时应尽可能减轻屋顶的重量，同时也达到有效控制单位用钢量的目的。另外，制作拱架时还应考虑预拱等措施。控制挠度以满足外观要求。
