浦东国际机场 T2 航站楼主楼钢屋盖弹塑性时程分析3

第37卷第5期建　筑　结　构2007年5月

浦东国际机场T2航站楼主楼钢屋盖弹塑性时程分析

　(华东建筑设计研究院有限公司　上海200002)(同济大学　上海200092)

[提要]　浦东国际机场T2航站楼主楼钢屋盖为复杂大跨空间结构。采用有限元分析程序S对航站楼主

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周　健　刘晴云　张耀康陈以一　赵宪忠

,跟踪了钢屋盖的位移、关键构件应力、内力历程等动力反应,,据分析结果对钢屋盖结构的抗震性能进行了评价,[关键词]　钢屋盖结构　大跨度空间结构　Elasto2plasticTime2oofPudongInternationalAirportT2ΠZhouJian1,LiuQingyun1,2,Xianzhong2(1EastChinaArchitecturalDesign&ResearchInstituteCo.,Ltd.,,;TongjiUniversity,Shanghai200092,China)

Abstract:TheofShanghaiPudongInternationalAirportT2isacomplexlong2spanspacestructure.Elasto2plastictime2historyanalysisfortheintegralstructureofthesteelroofstructureanditsRCsubstructuresubjectedtothreedimensionalearthquakesiscarriedoutwithfiniteelementanalysisprogramANSYS.Dynamicresponseofthestructuresuchasdisplacement,stressandinternalforceofthekeystructuralmembersistraced,andanalyzedbycomparison.Theprocessofelasto2plasticdevelopmentisresearched.Basedontheanalysis,theseismicperformanceoftheroofstructureisevaluated,anditisshownthattheseismicperformanceoftheroofstructureiswell.

Keywords:steelroofstructure;long2spanspacestructure;elasto2plastictime2historyanalysis;seismicperformance

1　工程概况和分析目的

上海浦东国际机场T2航站楼主楼钢屋盖平面投影呈长方形,纵向尺寸为414m。沿纵向整个屋盖分成

A,B,C,D,E共5个区段,各区段钢屋盖结构相似,包含10榀或8

榀钢屋架梁,纵向尺寸分别约为90m或72m,

其下部混凝土结构纵向支承点的间距为18m;平面投影横向尺寸为217m,横向支承点的间距为46,89,46m。钢结构屋盖采用刚性与柔性相结合的Y形柱支承的多跨连续张弦梁,通过分叉的Y形斜柱与下部混凝土结构连接并提供钢屋盖结构全部的抗侧刚度[1]。每个混凝土结构的中间支承点上分叉设置两个沿横向左右倾斜的Y形钢柱,边支承点上各设一个向外倾斜的Y形

图1　T2航站楼计算模型

钢柱。屋盖的上弦为五跨连续的变截面箱形梁,上弦截面高度往跨中逐渐收小并设置下弦形成梭形的张弦梁结构,上下弦间以平行布置的腹杆相连。张弦梁下弦采用单根高强度钢棒,以铸钢节点与上弦及腹杆相连。计算模型见图1。

Y形柱作为屋面结构全部抗侧刚度的提供者和竖

向荷载的承担者,对地震反应敏感。这种抗侧力结构形式在国内其他工程中还没有应用,仅按规范[2,3]对整体结构进行大震下的弹塑性位移控制并不足以确保实现大震不倒的抗震目标,必须对这些关键构件在大50

震下的性能表现进行控制。钢屋盖下弦采用了大量的

受拉钢棒,其在罕遇地震下的表现也需要考察。对于浦东国际机场T2航站楼这样复杂、重要的大跨空间结构,除了进行第一阶段的弹性反应谱地震分析和弹性时程分析外,有必要进行第二阶段在罕遇地震下的弹塑性分析,直观清楚地了解建筑结构的薄弱部位、薄弱杆件,了解结构在地震作用下的弹塑性发展和破坏过程的性态变化及其发展规律,较大程度上弥补弹性设

3上海市科委资助项目。

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计和概念设计的不足,从而最终实现大震不倒的第三水准设防要求。

罕遇地震作用下的弹塑性分析主要有静力弹塑性(Pushover)分析方法和弹塑性时程分析方法。弹塑性时程反应分析方法是一种直接动力计算方法,计算假定少,适用面广,被认为是相对完善和精确的弹塑性分析方法[4,5]。采用ANSYS程序对主楼C区进行罕遇地震作用下的弹塑性时程反应分析。2　计算模型和参数211计算模型

由于下部混凝土结构对上部钢结构的地震反应影响较大,用,

体结构。,钢屋架箱形梁从最大截面300变化为400×800,Y形柱的截面从中部的700×580～500×580不等变化为540×700～350×350不等,在计算中以分段等截面杆件模拟。考虑到钢屋架下弦高强钢棒受轴向力的同时也承受一定的弯矩作用,钢棒采用梁单元进行计算,钢棒直径为100,130mm。由于Y形柱柱顶连接于钢屋架梁下翼缘,偏离钢屋架梁形心轴,所以在钢屋架梁和柱顶之间增加一段刚性杆件来模拟梁柱偏心连接,经过对比分析验证是精确可行的。此外,计算模型中还反映了纵向钢系梁、屋面支撑构件与钢屋架梁之间的偏心位置关系,如图2所示。

选用ANSYS中的Beam188单元来模拟梁柱单元[7],该单元适用于弹性分析、弹塑性分析,可自定义截面,使进入塑性强化的单元为塑性区模型单元。单元本构关系采用截面上各点材料的应力2应变关系,单元刚度阵则由截面上各点材料的应力2应变关系对截面和单元长度积分得到,因而轴力和双向弯矩耦合作用的屈服准则和滞回规律得到比较精确的模拟。采用单元Beam1884所示。对于弯矩较大的构件,为58,个以上的单元。图3　钢屋盖中允许应力屈服强化的钢构件分布

图2　ANSYS计算模型局部示意

罕遇地震下,混凝土框架结构将进入塑性,上部钢

屋盖结构部分构件也会屈服。重点考察钢屋盖的弹塑性性能,故分析中假定混凝土构件一直保持弹性状态。考虑到计算费用问题,未将全部钢屋盖杆件赋予弹塑性材料特性进行分析,而是根据振型分解反应谱法的计算结果以及弹性时程反应分析的计算结果,选取可能在罕遇地震下进入塑性的部分钢构件的应力允许其屈服强化,主要包括张弦梁两端的箱形梁、Y

形分支柱、屋面纵向联系梁、屋面角钢支撑、屋面纵向圆管支撑、屋面拉索等,如图3所示。

弹塑性时程分析中,材料属性为经典双线性随动

强化模型,采用弹性斜率和塑性斜率的双线性曲线来表示应力应变关系,修正的vonMises屈服准则与相关流动法则一起应用,随动强化考虑鲍辛格效应。Y形柱和部分柱顶纵向连系钢梁的屈服强度根据钢板厚度取为295～345NΠmm2,其余材质为Q235的钢构件,屈服强度取235NΠmm2,初始弹性模量2106×105NΠmm2,强化模量取初始弹性模量的3%。

由于屋面平面内的角钢支撑、屋面拉索等构件长细比较大,容易出现轴压力下的失稳大变形,进而导致非线性动力时程计算的数值不稳定,故模型中将其设为只能受拉不能受压的构件,且当拉应力超

过相应材料的屈服强度时考图4　Beam188单元截面示意虑其塑性强化。

212地震波的选取与输入

工程选用上海市工程建设规范《建筑抗震设计规程》中提供的四条人工模拟地震地面加速度时程曲线,其中SHW1和SHW2是两条人工模拟的加速度时程曲线,SHW3,SHW4为根据ElCentro波和Taft波实测地震记录数据调整后的加速度时程曲线,并与上海的场地特征相符。这在一定程度上保证了平均地震影响系数曲线与振型分解反应谱法所采用的地震影响系数曲线在统计意义上是相符的。SHW1～SHW4人工模拟地震地面加速度时程曲线见图5。

地震波输入时,均采用同一条波进行三向输入,其

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中主水平方向、次水平方向和竖向的最大输入加速度按1∶0185∶0165的比例调整。主次水平方向分别取沿钢屋架梁主平面的跨度方向和垂直于钢屋架梁的方向。输入的地震加速度时程曲线的持续时间一般取为结构基本周期的5～10倍,统一截取各人工波的前20s进行计算。罕遇地震地面加速度时程曲线峰值取220cmΠs2。213重力荷载代表值及加载顺序

重力荷载代表值取为110恒载+015活载。考虑到实际结构在遭受地震动输入时,重力场已先期作用于结构本身,为更合理地分析材料塑性变形下结构的整体抗震性能,重力场下的结构内力应被计入。所以,加于结构上,相叠加,

214系数:钢材取01,0103175,混凝土楼面取010327。采用这些阻尼系数计算得到的结构前10阶振型的阻尼比在2%～5%之间,取值是合适的。

β积分算法,动力时程分析过程中,采用Newmark

2

其中积分参数α=012525,β=01505,即效果接近于平均常加速度法。计算中考虑了结构的几何非线性。

罕遇地震作用下,沿钢屋架梁跨度方向的x向水平最大位移绝对值为31818mm,发生在SHW3X(SHW3地震波,主方向为x向,以下类同)作用时的中部跨中节点1186处。垂直于钢屋架梁主平面方向的水平z向最大位移为25318mm,发生在SHW1Z作用下的边部边跨点1318。钢屋架竖向y

向最大位移绝对值为32812mm,发生在SHW3X作用时的中部跨中节点1835处。水平6所示。以上最大的限值要求。

图6　节点位移时程曲线

图5　SHW1～SHW4人工模拟加速度时程曲线

3　弹塑性时程分析结果311节点位移

不同地震波作用下的弹塑性时程分析结果表明,52

弹塑性时程分析与弹性时程分析的位移结果相比,各条地震波下节点各方向的最大位移值非常接近,两者相差不超过2%;位移时程曲线在位移幅值和变化规律方面均相差很小。这主要是由于罕遇地震下结构进入塑性的杆件较少,尤其是Y形柱等主要承重结构构件基本保持弹性状态所致。这同时也说明:罕遇地震下钢结构屋面的部分支撑、近长廊边跨端部纵向连系钢梁等杆件进入塑性后,近长廊边跨结构水平方向的变形没有因此而增大,整个结构还是几何不变体系,仍可有效地抵抗水平作用,满足大震不倒的抗震设防要求。312杆件应力

在不同地震波作用下,各杆件的最大受力时刻互不相同,时程分析得到了整个结构中的具体杆件的受力历程,但是杆件数量众多,没有必要对每根杆件的地震反应受力过程进行分析。可以通过钢屋盖结构各部分杆件在整个时间历程内的最大边缘应力包络图来了解结构杆件的弹塑性地震反应。

图7为地震波SHW1以x向为主方向输入时各部分杆件在整个分析过程中最大应力包络结果。不同地震波和主输入方向下的最大应力与图7所示略有差

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别,其分布规律基本相似。由图7可见,在弹塑性时程分析过程中,具有弹塑性材料特征的杆件部分进入了塑性,其中受力较大的角钢支撑和纵向连系钢梁进入塑性的程度比较明显,Y形柱的部分杆件分肢也开始进入塑性,其余未赋予弹塑性材料特征的杆件均保持弹性,没有屈服,说明计算中选取部分杆件允许其应力屈服强化的简化做法是可行的。

从图7可以看出,计算得到关键构件下弦钢棒的最大边缘应力接近440MPa,仍处于弹性阶段。钢棒的最大应力由轴向拉应力和杆端弯曲应力两部分组成,图8为其中的轴向拉应力在整个时间历程内的包络图。各组钢棒最大轴拉应力、数值见表1。结合图9的应力历程,作用下,轴向拉应力,,而,的受力有所不同之间,弯曲应力更小。

各组钢棒最大应力(MPa)

钢棒位置

Cable1Cable2Cable3

最小值包络见表2,表中给出了弹性时程分析和弹塑性时程分析的计算结果。可以看出图10中第1～4列的Y形柱轴力弹性和弹塑性分析结果差别甚微,第5列Y形柱的柱顶轴力弹塑性分析结果比弹性分析结果略小,压力差别在5%左右,拉力在9%左右,而第6列柱两者差别较大,弹塑性时程分析的柱顶轴力比弹性分析的小18%～30%。这主要是因为第6列柱顶采用Q345,进而影响柱各分肢的受力,,对Y形柱受力Y形柱柱顶轴力包络(kN)

Y形柱分组minmax

Col1

Col2

Col3

Col4

Col5

表2

Col6

弹塑性弹性弹塑性弹性

-1596-2569-2882-3394-3317-3276-1599-2592-2886-3389-3439-3971515510

993993

472464

655644

　2170　1775　2305　2473

表1

边缘应力

22714439103618

轴拉应力11714

178131937弯曲应力

11010260171681

313杆件内力历程

对不同地震波和主方向作用下的计算结果进行比较后发现,在地震波SHW1以垂直于钢屋架梁主平面水平z向为主方向输入时,Y形柱的受力峰值相对较大。此时,图10所示的各列Y形柱柱顶轴力最大值和

图11为地震波SHW1以z向为主方向作用时,第6列柱的弹性和弹塑性分析的柱顶轴力时程曲线对比。从图中可以看出,相关杆件没有进入塑性时,弹性分析与弹塑性分析的轴力时程曲线吻合得很好,当相关杆件进入塑性时,两者的轴力时程曲线峰值差别比较明显,弹塑性分析结果的最大值小很多,但时程变化趋势基本一致。

图12所示的地震波SHW4以z向为主方向作用时,第6列柱在弹性和弹塑性分析的柱顶轴力时程曲线,对比发现基本规律也是如此。由此可见,在计算地震波作用下,其他几列Y形柱柱顶纵向连系钢梁已经

图8　下弦钢棒轴拉应力包络图(MPa)

图7　弹塑性时程分析杆件最大应力(103NΠmm2)

图9　Cable2轴拉和边缘应力时程

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接近或开始进入塑性,Y形柱与纵向连系钢梁在地震作用下的受力类似于框架梁柱,当罕遇地震比计算采用的地震波的强度更大时,这些柱顶纵向连系钢梁也将明显进入塑性并消耗地震能量,关键构件Y形柱所受的内力增大是有限的,从而实现了强柱弱梁的设计意图,保证了Y形柱在罕遇地震下的安全

。

314钢屋盖结构的塑性发展历程

对航站楼主楼C区整体结构的弹塑性时程反应分析结果表明,在不同地震波以及不同主方向作用下,钢屋盖结构均先后发生边跨柱顶纵向连系钢梁及其相邻交叉支撑、中跨柱顶纵向连系钢梁及其相邻交叉支撑进入塑性的现象。因此,仅对地震波SHW4以z向为主方向输入时进行详述,考察钢屋盖结构构件的塑性发展历程。

地震波输入初期,。钢材的近长廊,如(下同),随后塑性向,见图(b);最后,该边跨柱顶纵向连系钢梁左侧的交叉支撑开始进入塑性,如图(c),(d)所示。这里,定义由近长廊边跨柱顶纵向连系钢梁中部到端部,再到相邻交叉支撑的塑性发展过程为一类塑性发展。随着地震波输入的推移,发生一类塑性的构件往复进入和退出塑性状态,此间的地震波输入至4～6s内为结构地震反应较大的第一个阶段。当地震波输入至8150s时,近车道边跨柱顶纵向连系钢梁中部构件进入塑性,定义为二类塑性发展,同时,中跨柱顶纵向连系钢梁中部构件进入塑性,定义为三类塑性发展,如图15所示。当地震波输入至9130s时,同时发生一类和三类塑性发展,随后又往复发展一类塑性。当地震波输入至1019s时,开始往复发生三类,二类和一类塑性;直到地震波输入至19134s时,出现二、三类塑性后,中跨部分交叉支撑以及一组Y形柱的柱底单元进入塑性,如图16所示,定义为四类塑性发展。需要说明的是,即使Y形柱的柱底单元成为塑性铰后,仍然能够继续支承竖向荷载,同时提供水平抗侧刚度。当地震波输入至19178s时,又发生一类和三类塑性发展。至地震波输入结束为止,未发生其它构件进入塑性的现象。

图10　各列Y形柱编号

从图11中还可以看出,,6z向,,持续时间较短,20s的整个时间过程中仅在9s左右的一个时间段内出现峰值。地震波SHW2作用时,结构反应特征与SHW1作用时的相似。而图12(a)所示的地震波SHW4作用时,轴力时程曲线的峰值首先出现在4～6s之间,杆件进入塑性的时间较早,持续时间相对较长,在以后的时间里又有多次接近或达到峰值,这与该条地震波有多个加速度峰值的特征相符。地震波SHW3作用时结构反应特征与SHW4作用时相似,如图13所示。出现这种情况是各条地震波的不同特征引起的,SHW1和SHW2是人工模拟的地震地面加速度时程曲线。SHW3和SHW4是实际记录调整后的加速度时程曲线。在实际强震作用下,结构的地震反应不仅取决于加速度时程的峰值和谱值,地震波的初期冲击和随后短时间内的多次冲击对结构的动力响应有着重要的影响,特别是要求钢屋盖结构具有屋面支撑、柱顶联系梁、柱底刚接部位等多道设防防线才能确保结构安全。

图11　Col6柱顶轴力时程曲线(SHW1)图12　Col6柱顶最大拉压轴力时程曲线(SHW4

)图13　杆件内力包络值时程曲线(SHW3)

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图14　　

分析比较可以看出,在罕遇地震作用下,钢屋盖结构的

塑性发展程度较弱,且可恢复到弹性状态,结构关键构件没有发生破坏,没有发生过大的位移,不会发生整体坍塌,钢屋盖结构是安全的,具有良好的抗震性能。

(2)结构部分构件进入塑性后仍是几何不变的,能继续耗散地震能量,体现强柱弱梁、多道防线等抗震概念设计的意图。弹塑性时程分析在一定程度上对大震。

(3)时,,,特别是要求结构。

致谢:研究工作与业主单位上海机场建设指挥部联合完成。

参

考

文

献

[1]徐春丽,罗永峰,周健.上海浦东机场二期航站楼钢屋盖结构稳

定性分析[J].建筑结构

,2007,37(2).[2]建筑抗震设计规范(GB50011—2001)[S].北京:中国建筑工业出

版社,2002.

[3]上海市工程建设规范.建筑抗震设计规程(DGJ08—9—2003)

[S].

图15　二,三类塑性发展

图16　四类塑性发展

4　结论

(1)对浦东国际机场T2航站楼主楼包含下部混凝

土框架的整体结构进行了弹塑性时程分析,通过对位

移、关键构件应力、内力历程以及塑性发展历程的跟踪

(上接第86页)

[4]同济大学建筑工程系.浦东国际机场二期航站楼钢屋盖结构综

合受力性能研究报告[R].2006.

[5]北村春幸.基于性能设计的建筑振动解析[M]ΠΠ裴星洙等译.西

安交通大学出版社,2004.

[6]蓝天,张毅刚.大跨度屋盖结构抗震设计[M].北京:中国建筑

工业出版社,2000.

[7]ANSYSInc.ANSYSTheoryReference.

图10　典型撑杆柱椭圆钢盘

结构体系简洁明快,其索桁架设计成双Y形结构。水

平方向亦设计横向平衡索,其两端均固定于楼层梁板上。在鱼腹形索桁架与双Y形索桁架的交接处,为保证该处的屋面结构不致受荷过大,设计了一榀与预应力撑杆柱外形相似的钢管撑杆柱,双Y形索桁架从中穿过,以保证整个立面结构的统一性。3　结语

(1)通过选择合适的桩基持力层有效地控制了各

单体之间的差异沉降,并结合后浇带等构造措施有效地解决了大体积地下室混凝土的开裂问题。

(2)采用水平地震力放大系数的方法解决了场地地震危险性分析结果和抗震规范地震作用之间的差异,既保证了计算的有效性又保证了抗震设计的安全性。

(3)天桥作为两个结构单元之间的弱连接,既要适应支承结构的相对位移,又要确保天桥在外荷载下有可靠约束,设计中一侧采用双向铰接支座,另一侧采用单向滑动支座,有效地解决了这一矛盾。

(4)点式幕墙具有很好的视觉效果,但经常采用的索桁架体系需要主体结构提供足够的承载能力和刚度,而西侧大厅共享空间部位大跨度悬臂屋面无法满足要求,因此在设计中采用钢结构预应力撑杆柱+鱼腹形索桁架体系和合理的构造措施,确保了主体结构和点式幕墙的安全。

参

考

文

献

[1]混凝土结构设计规范(GB50010—2002)[S].北京:中国建筑工业

出版社,2002.

[2]王铁梦.工程结构裂缝控制[M].北京:中国建筑工业出版社,

1997.

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