倪 勇

(中鐵第四勘察設(shè)計院集團有限公司，武漢 430063)

1 工程概況

佛山西站位于佛山市西北部桂丹璐東側(cè)的平塘村,東鄰城市主干道興塱路、南側(cè)為城市快速路桂丹路、西側(cè)為城市主干道工業(yè)大道、北側(cè)為規(guī)劃城市主干道興業(yè)路,為我國第一座特大型線正下式車站,車站旅客最高聚集人數(shù)為8 000人,高峰小時旅客發(fā)送量11 100人。

佛山西站主站房南北雙向布置,建筑面積59292m2;線側(cè)站房建筑面積8708m2。主站房中部為無站臺柱雨棚,投影面積69836m2,南北總長243.1m,東西總長210.1m。在主站房的正下方,設(shè)置地鐵車站,并在地鐵車站兩側(cè)設(shè)置地下商業(yè)設(shè)施。主站房地上4層,地下2層。4層是無站臺柱雨棚,3層是站臺層,2層為出站層、旅客活動平臺、設(shè)備用房,1層為主要的旅客候車區(qū)域,地下1層為地鐵3、8號線的站廳層和地下空間開發(fā),地下2層為地鐵3、8號線的站臺層。主站房以外地上4層。佛山西站整體鳥瞰圖見圖1,剖面圖見圖2。

圖1 佛山西站整體鳥瞰圖

圖2 佛山西站剖面圖

2 結(jié)構(gòu)體系

站房雨棚為交叉拱單層網(wǎng)殼+鋼管混凝土柱結(jié)構(gòu)。雨棚柱落在承軌層框架結(jié)構(gòu)和橋梁軌道梁間的橫隔梁上,雨棚柱落地處以地下結(jié)構(gòu)作為支承。雨棚屋蓋順軌方向柱網(wǎng)間距33.75、32.7、24m,垂軌方向柱網(wǎng)最大間距為32.525m。

本文研究對象為主站房及雨棚,整體模型示意圖如圖5所示,圖中C1、C2C3、C4、K1、K2、K3、K4、K5為8個獨立的鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)單元。

圖5 整體結(jié)構(gòu)三維模型圖[1]

3 結(jié)構(gòu)防連續(xù)倒塌設(shè)計及分析方法

3.1 防連續(xù)倒塌設(shè)計

佛山西站主要荷載的傳力路徑:雨棚及樓面恒荷載或活荷載等豎向荷載,通過網(wǎng)殼或樓面梁板傳遞至框架柱,通過框架柱傳遞至基礎(chǔ)。雨棚上吸風荷載與豎向荷載傳遞類似,水平風荷載通過一側(cè)的框架結(jié)構(gòu)的梁柱傳遞至樓面梁和網(wǎng)殼,再由樓面梁及網(wǎng)殼傳遞至其他跨的框架柱,最終由框架柱傳遞至基礎(chǔ)。

根據(jù)我國現(xiàn)行標準《工程結(jié)構(gòu)可靠性設(shè)計統(tǒng)一標準》(GB 50153—2008)[2]、《建筑結(jié)構(gòu)可靠性設(shè)計統(tǒng)一標準》(GB 50068—2018)[3]、《建筑結(jié)構(gòu)抗倒塌設(shè)計規(guī)范》(T/CECS 392—2021)[4]及相關(guān)美國規(guī)范GSA 2013[5],站房框架柱作為本結(jié)構(gòu)唯一的一種豎向構(gòu)件,當發(fā)生破壞時,會導致框架梁的跨度加倍或者懸挑,進而導致該柱附近的框架梁甚至局部屋蓋破壞;而由于該處框架梁的破壞,樓面和屋面荷載的傳力路徑發(fā)生改變,隨著結(jié)構(gòu)內(nèi)力的重分配,周邊構(gòu)件的壓力增大,有可能導致破壞范圍的進一步擴大,進而發(fā)生連續(xù)倒塌。

圖6為主站房中柱破壞時荷載傳遞路徑變化的示意圖。由圖可得,當乘客大量聚集的站臺層中柱發(fā)生破壞時,屋蓋的一個支撐破壞,如果四周的框架柱能夠承擔破壞處的屋蓋荷載,結(jié)構(gòu)能夠在一個新的受力穩(wěn)定位置保持平衡,結(jié)構(gòu)不會發(fā)生連續(xù)倒塌。

圖6 中柱上段破壞時荷載重分布

圖7為中柱在站臺層下方破壞時荷載傳遞路徑變化的示意圖。由圖可得,屋面荷載通過上半段中柱傳遞至樓面梁上,而樓面梁的跨度由于下半段中柱破壞而加倍,局部結(jié)構(gòu)破壞。局部結(jié)構(gòu)的破壞導致結(jié)構(gòu)發(fā)生較大變形,內(nèi)力重新分布。站臺層樓面梁和屋面網(wǎng)殼及上半段中柱形成了一個新的平衡體系,共同承擔樓面和屋面荷載。新形成的結(jié)構(gòu)有很強的承載能力,如果節(jié)點區(qū)不發(fā)生破壞,結(jié)構(gòu)基本不會發(fā)生連續(xù)倒塌。

邊柱的破壞與中柱的破壞類似,只是邊柱破壞后,荷載向三面?zhèn)鲗?后續(xù)承擔荷載的構(gòu)件少了,但是邊柱分攤的荷載也少,能否發(fā)生連續(xù)倒塌尚需進一步分析。角柱的破壞產(chǎn)生了大懸挑的梁及網(wǎng)殼,荷載傳遞只能向兩個方向的豎向構(gòu)件傳遞,比邊柱破壞更為不利。

本工程結(jié)構(gòu)安全等級為一級,結(jié)構(gòu)存在大跨度、大空間,承軌層采用“橋建合一”框架結(jié)構(gòu)。根據(jù)《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 3—2010)[6]第3.12.1條的規(guī)定,分別采用靜力彈性、動力彈塑性拆除構(gòu)件法[4]分析結(jié)構(gòu)的內(nèi)力、變形及內(nèi)力重分布過程。

3.2 防連續(xù)倒塌分析

3.2.1 靜力彈性拆除構(gòu)件法

8個獨立單元采用SATWE軟件分析,無站臺柱雨棚和站臺立柱雨棚采用SAP2000軟件分析。8個獨立單元中,以C1單元為例進行介紹。

C1單元主要對框架柱進行拆除分析,選取跨度較大的中柱和邊柱進行拆除,拆除之后的剩余結(jié)構(gòu)模型三維圖如圖8所示。圖9為C1單元在荷載組合Ad(D+L)+0.2W(Ad為動力放大系數(shù),D為恒荷載,L為活荷載,W為風荷載,余同)作用下的位移示意圖,從圖中可以看出,中柱和邊柱拆除后位移較大的區(qū)域僅限于拆除構(gòu)件相鄰區(qū)域,未造成其他跨區(qū)內(nèi)較大的位移。

圖8 C1單元框架柱拆除后剩余結(jié)構(gòu)模型

圖9 C1單元框架柱拆除后剩余結(jié)構(gòu)模型位移示意圖

不同荷載工況下,C1單元拆除框架柱后的最大位移計算結(jié)果見表1。由表可得,拆除邊柱后結(jié)構(gòu)最大位移120.5mm;拆除中柱后,結(jié)構(gòu)最大位移66.4mm。

表1 不同荷載工況下拆除框架柱后結(jié)構(gòu)最大位移/mm

無站臺柱雨棚單元選取跨度較大的中柱和邊柱進行拆除分析,拆除之后的剩余結(jié)構(gòu)模型三維圖如圖10所示。圖11為結(jié)構(gòu)在Ad(D+L)+0.2W荷載組合下的位移示意圖,從圖中可以看出,該模型中柱和邊柱拆除后位移較大的區(qū)域僅限于拆除構(gòu)件相鄰區(qū)域,未造成其他跨區(qū)內(nèi)較大的位移。

圖10 無站臺柱雨棚框架柱拆除后剩余結(jié)構(gòu)模型[1]

圖11 無站臺柱雨棚框架柱拆除后剩余結(jié)構(gòu)模型位移示意圖[1]

不同荷載工況下,無站臺柱雨棚拆除框架柱后的最大位移計算結(jié)果見表2。由表可得,拆除邊柱后,結(jié)構(gòu)最大位移2283.4mm;拆除中柱后,結(jié)構(gòu)最大位移164.0mm。

表2 無站臺柱雨棚拆除框架柱后的最大位移/mm

表3為拆除桿件后結(jié)構(gòu)的最大撓跨比。由表可得:K5單元和立柱雨棚單元均為單跨結(jié)構(gòu),冗余度較少,拆除框架柱后結(jié)構(gòu)的撓跨比都大于1/50。另外無站臺柱雨棚單元角柱拆除后,結(jié)構(gòu)的撓跨比也較大。除C4單元外,其余結(jié)構(gòu)單元相對規(guī)則,跨度均勻,拆桿后結(jié)構(gòu)的撓跨比基本小于1/100。

表3 拆除模型剩余結(jié)構(gòu)最大撓跨比

3.2.2 動力彈塑性拆除構(gòu)件法

本計算分析采用ABAQUS軟件,根據(jù)靜力彈性拆桿分析結(jié)果及結(jié)構(gòu)特點,本次整體結(jié)構(gòu)的動力彈塑性模型計算主要考慮了6種拆除情形:無站臺柱雨棚的角柱拆除;無站臺柱雨棚的中柱拆除;立柱雨棚的角柱拆除;支撐立柱雨棚的K2中柱拆除;K5邊柱拆除;C4角柱拆除。

根據(jù)結(jié)構(gòu)構(gòu)件的受力及彈塑性行為,主要選用的單元形式有:四邊形或三角形縮減積分殼單元,用于模擬樓板;梁單元用于模擬結(jié)構(gòu)樓面梁、柱等。在倒塌過程的彈塑性分析中混凝土結(jié)構(gòu)阻尼比取0.05,鋼結(jié)構(gòu)阻尼比取0.02,計算時長取20s。

本工程中主要有混凝土和鋼材兩類基本材料,混凝土采用彈塑性損傷模型,該模型能夠考慮混凝土材料拉壓強度差異、剛度及強度退化以及拉壓循環(huán)裂縫閉合呈現(xiàn)的剛度恢復等性質(zhì),見圖12、13,圖12、13中符號解釋詳見文獻[7]第3.3節(jié)?；炷敛牧陷S心抗壓和軸心抗拉強度標準值按《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)[8]表4.1.3取值。

圖12 混凝土受拉及受壓應(yīng)力-應(yīng)變曲線及損傷示意圖

圖13 混凝土拉壓剛度恢復示意圖

鋼材采用雙線性隨動硬化模型,如圖14所示?？紤]包辛格效應(yīng),在循環(huán)過程中,無剛度退化。計算分析中,設(shè)定鋼材的強屈比為1.2,極限應(yīng)變?yōu)?.025。

圖14 鋼材雙線性隨動硬化模型示意圖

本文以K5單元邊柱拆除為例,假設(shè)支撐無站臺柱雨棚的K5邊部的鋼管混凝土柱發(fā)生破壞,根據(jù)受力分析及計算結(jié)果,重點研究的節(jié)點與構(gòu)件見圖15。

圖15 K5區(qū)邊跨高架層邊柱失效時的特征點

自K5邊部的鋼管混凝土柱被拆除開始,結(jié)構(gòu)就進入動力反應(yīng)過程,圖16是結(jié)構(gòu)在0.7、1.8、9.9、20.0s的位移云圖。由圖可得,結(jié)構(gòu)的變形集中在拆除柱的周圍小片區(qū)域,最大位移0.88m。

圖17為拆除桿件后的部分典型節(jié)點的位移時程曲線。從圖中可以看出,節(jié)點A在0.7s位移達到最大值0.67m,隨后處于振蕩狀態(tài),位移不斷發(fā)展,到20s時,節(jié)點A位移基本穩(wěn)定在0.6m左右;節(jié)點位移反應(yīng)較大的位置均集中在拆除柱周圍小片區(qū)域;節(jié)點B～D的位移反應(yīng)很小,這說明,拆除的鋼管混凝土柱發(fā)生破壞,并沒有波及相鄰的結(jié)構(gòu)。

圖18為K5邊部鋼管混凝土柱被拆除后結(jié)構(gòu)在0.7、1.8、9.9、20.0s的von Mises應(yīng)力云圖。從圖中可以看出,應(yīng)力較大的位置出現(xiàn)在拆除柱附近的屋面梁結(jié)構(gòu),其他部位的應(yīng)力較小。

圖18 典型時間點的結(jié)構(gòu)von Mises應(yīng)力云圖/(kN/m2)

圖19是相鄰單元柱A～C內(nèi)鋼筋的應(yīng)力時程曲線。由圖可得,構(gòu)件穩(wěn)定后的柱內(nèi)鋼筋應(yīng)力約為100MPa;根據(jù)計算結(jié)果,拆除柱附近的梁鋼筋應(yīng)力穩(wěn)定后保持在300MPa左右。這說明結(jié)構(gòu)未發(fā)生破壞,也沒有發(fā)生連續(xù)倒塌。

圖19 相鄰單元柱A～C應(yīng)力時程曲線

圖20是K5邊部的鋼管混凝土柱被拆除后周圍構(gòu)件在0.7、20.0s的塑性應(yīng)變分布云圖。從圖中可以看出,在0.7s時,與拆除柱相連的梁和柱B發(fā)生塑性應(yīng)變,并一直持續(xù)到20s,塑性應(yīng)變的最大值沒有增加,其余結(jié)構(gòu)構(gòu)件大部分處于彈性狀態(tài)。

圖20 典型時間點的塑性應(yīng)變云圖

圖21為相鄰單元柱A～C的柱腳軸力時程曲線圖。從圖中可以看出,拆除該鋼管混凝土柱后,相鄰單元柱A～C軸力迅速上升,20s后結(jié)構(gòu)受力趨于穩(wěn)定,形成新的結(jié)構(gòu)體系,結(jié)構(gòu)未發(fā)生連續(xù)倒塌。

圖21 相鄰單元柱A～C的柱腳軸力時程曲線

靜力彈性分析和動力彈塑性分析位移計算結(jié)果對比見表4。由表可得,雨棚拆除角柱后,結(jié)構(gòu)局部發(fā)生破壞,兩種計算方法的結(jié)構(gòu)最大位移相差較大;拆除無站臺柱雨棚的中柱后,兩種計算方法的結(jié)構(gòu)位移相差不大。

表4 靜力彈性分析和動力彈塑性分析位移對比

4 結(jié)論

(1)對同一個結(jié)構(gòu),拆除角柱、邊柱后剩余結(jié)構(gòu)的位移值比拆除中柱的位移值大,角柱、邊柱的破壞危害性更大,結(jié)構(gòu)設(shè)計中應(yīng)對角柱、邊柱及相連結(jié)構(gòu)進行加強設(shè)計。

(2)破壞柱對應(yīng)位置處的屋面懸挑端的位移較大,其他區(qū)域的位移較小,結(jié)構(gòu)整體應(yīng)力較小,塑性發(fā)展只局限于與被拆除柱臨近的屋面和樓面結(jié)構(gòu)局部區(qū)域,在構(gòu)件破壞后一定時間內(nèi)結(jié)構(gòu)受力趨于穩(wěn)定,形成新的結(jié)構(gòu)受力體系。

(3)單跨結(jié)構(gòu)的冗余度較小,當結(jié)構(gòu)邊柱的破壞導致樓面梁跨度增大至原來的一倍,且由于荷載的動力效應(yīng),結(jié)構(gòu)位移突增,設(shè)計中應(yīng)避免單跨結(jié)構(gòu),當不可避免時,應(yīng)加強結(jié)構(gòu)構(gòu)造,提高結(jié)構(gòu)冗余度。

(4)佛山西站結(jié)構(gòu)具有足夠的冗余度,在遭遇局部的偶然荷載時,出現(xiàn)局部結(jié)構(gòu)輕微破壞,不會發(fā)生連續(xù)倒塌。