成都双流国际机场T2航站楼大厅弹塑性时程分析.pdf

第40 卷 第 9期建 筑 结 构2010年 9 月 成都双流国际机场T2 航站楼大厅弹塑性时程分析 周定松 肖克艰 陈志强 中国建筑西南设计研究院有限公司 成都 610081 摘要 选取了三组天然地震波和一组人工波 采用动力弹塑性时程分析方法对成都双流国际机场T2航站楼在罕 遇地震作用下的抗震性能进行了分析 结果表明 在罕遇地震作用下 该结构的钢筋混凝土框架最大弹塑性层间位 移角小于规范的限值 超长结构楼板平面内变形显著 Y 向最大位移角出现在结构长边的中部 大跨度钢拱结构尚 处于弹性阶段 钢筋混凝土框架结构的塑性铰主要出现在梁端 有少数框架柱出现塑性铰 且屈服程度较轻 直接支 承钢结构的框架柱基本上处于弹性 成都双流国际机场 T2航站楼的设计达到了预定的抗震设防目标 关键词 弹塑性时程分析 抗震性能 超长结构 Inelastic time history analysis on the hall structure in Chengdu Shuangliu International Airport T2 Terminal Building Zhou Dingsong Xiao Kejian Chen Zhiqiang China Southwest Architectural Design and Research Institute Co Ltd Chengdu 610081 China Abstract Seismic behavior of Chengdu Shuangliu International Airport T2 Terminal Building was studied by inelastic time history analysis method under severe earthquake excitation The input motion for the inelastic time history analysis included three earthquake records and one artificial wave Results indicate that the maximum drift angle of RC frame under severe earthquake is less than the limit value the plane internal deformation of the ultra long structure is remarkable the Y direction maximum drift angle appears at middle broadside of the structure the long span steel arches are still in the elastic stage most plastic hinges are formed in frame beams a few plastic hinges are formed in frame columns andthe columns yields slightly the frame columnswhich support the steel arches are almost in the elastic stage The results indicate that the design of the structure achieves the seismic performance objectives Keywords inelastic time history analysis seismic behavior supper long structure 作者简介 周定 松 高级 工程师 一级 注册结 构工程 师 Email zhoudingsong 163 com 0 引言 成都双流国际机场 T2 航站楼大厅由大跨度钢结 构拱支承于混凝土框架上组成 属于超长大跨度混合 结构 其建筑造型复杂 平面尺度大 长度接近 500m 宽度最大尺寸 206m 对于这种大型复杂的公共建筑 除进行多遇地震下的抗震设计外 还需要检查结构在 罕遇地震下的性能状况 以检验结构设计是否达到了 预定的抗震性能目标 1 3 通过对结构进行弹塑性时 程分析 可以把握结构在罕遇地震作用下的受力与变 形情况 找出潜在的薄弱部位 塑性铰的分布状况及屈 服程度 以便设计中采取适当的抗震加强措施 防止关 键受力构件的失效 1 分析模型及计算参数 采用 SAP2000 软件对成都双流国际机场 T2 航站 楼大厅进行弹塑性时程分析 该结构的整体分析模型 见图 1 SAP2000 的杆单元为集中塑性铰模型 塑性铰 的力与变形关系采用 FEMA356 4 中的规定得到 该资 料来源于广泛的试验结果 其中混凝土塑性铰的特性 是基于混凝土截面及其配筋特性而来的 相关参数见 图 1 成都双流国际机场T2 航站楼大厅SAP2000 模型图 FEMA356 4 中表 6 7 6 8 钢构件塑性铰根据截面及材 料强度得到 相关参数见 FEMA356 4 中表 5 6 5 7 图 2 是 SAP2000 中典型的塑性铰变形与力的关系 曲线 该关系由 5 个点 点 A B C D E 确定 AB 段 为弹性阶段 BC 段表示构件进入塑性状态 该段又可 分为三个阶段 IO LS CP 对应塑性铰的可修复程度 23 图2 塑性铰的广义力 变形关系的骨架曲线 可立即恢复 可修以及不 倒等状态 DE 段表示塑性 铰已进入强度退化段 点 E 为塑 性铰 失效 退出 工作 根据构件的受力情况 定义 不同的塑性铰模型 混凝土 框架梁两端设置 M3 铰 混 凝土框架柱两端设置 PMM 铰 对于钢结构部分 由于 杆件数目非常多 共计42 357根杆件 若设置塑性铰过 多 则在计算机上难以实现 故塑性铰主要设在受力较 大的部位 钢拱的支座部位 钢拱与混凝土框架相连部 位 钢支柱支承点附近的钢拱构件 钢拱跨中构件以及 钢支柱 对于钢拱构件两端设置 PMM 铰 以承受轴力 为主的钢支柱中部设置 P 铰 计算塑性铰属性时 采 用材料强度标准值 选取了四组地震波 分别是 El Centro 波 蒲江五星 波 051PJW 5 12 汶川地震时记录到的 Kobe 波以及一 组人工波 对结构进行弹塑性时程分析 考虑到地面 运动的多维性 在分析中采用三向地震输入 即两个水 平方向及竖向 三维输入时地震波峰值加速度 ax ay az按 1 0 85 0 65 的比例进行调整 每组地震波的最 大输入峰值加速度调整为 230cm s2 根据 成都双流国 际机场 T2 航站楼工程场地地震安全性评价报告 50 年超越概率为 2 的 PGA 为 230cm s2 图 3 为安评报 告的提供人工波加速度时程 这组波有水平分量而无 竖向分量 地震波的最大峰值加速度分别沿结构 X 向 Y 向输入 结构的长向为 X 向 短向为 Y 向 共计 8 组时程工况 罕遇地震作用时结构阻尼比取 5 动力弹塑性分析时 采用与刚度和质量有关的瑞雷阻 尼 时程分析的起始工况为恒载 0 5 活载 图 3 人工波加速度时程 2 弹塑性动力分析 为便于分析讨论 对 T2 航站楼每层顶板平面的一 些典型位置点进行了标示 见图 4 典型位置点主要是 图 4 T2 航站楼各层顶板平面及典型位置点 建筑的角点以及中部的点 2 1 层间位移角计算结果 现行抗震规范 2 主要是从弹塑性层间位移角来界 定结构是否倒塌的 故首先考察结构的层间位移角情 况 图 5 为El Centro 波 X 主方向作用下各楼层顶板典 型位置点的层间位移角时程曲线 在 El Centro 波作用 下 层 1 的 X 向最大层间位移角位于结构中部的点 2 其值为 1 378 Y 向最大层间位移角也在点 2 其值为 1 286 层 2 的 X 向最大层间位移角在点 10 其值为 1 268 Y 向最大层间位移角在点 8 其值为 1 300 层 3 的 X 向最大层间位移角在点 16 其值为 1 209 Y 向最大 层间位移角在点 17 其值为 1 210 层 4 的 X 向最大层 间位移角在点 22 其值为 1 216 Y 向最大层间位移角 在点 23 其值为 1 261 比较这组地震波及其他几组地 震波最大值分布位置的位移角情况可见 各楼层 X 向 最大层间位移角通常出现在角点 除层 1 外 Y 向最 大位移角出现在长边的中部 分析其原因是对这种超 长结构的 X 向来说 其楼板平面内刚度接近刚性 除 层 2 楼板外 位移反应在角部最大 而对 Y 向 由于楼 板平面内刚度较弱 面内变形显著 在地震波作用下楼 板中部发生了相对两端的挠曲变形 导致中部的变形 大于端部的 从结构的模态图中也可观察到这种楼板 平面内振动的模态 另外从各层顶板典型点的层间位 移角时程曲线也可发现 X 向层间位移角时程较为一 致 而 Y 向层间位移角时程曲线明显差异较大 需要 说明的是 在重力荷载作用下 钢拱对混凝土框架有侧 24 图 5 El Centro 波 X 主方向作用下各楼层顶板典型位置点层间位移角时程曲线 推作用 故 Y 向的层间位移角时程曲线在初始时刻t 0 时初始值已有不为 0 的 统计有关的数据可以得到结构在各地震波作用下 楼层最大层间位移角 具体值见表 1 2 X 主方向输入下最大弹塑性层间位移角表 1 楼层 El CentroKobe051PJW人工波 X 向Y 向X 向Y 向X 向Y 向X 向Y 向 11 3781 2861 3121 2951 3321 5161 3721 457 21 2681 3001 2561 3221 3131 5481 3281 485 31 2091 2101 1861 2191 3341 3271 2571 309 41 2161 2611 2001 2741 2951 3771 2561 370 Y主方向输入下最大弹塑性层间位移角表 2 楼层 El CentroKobe051PJW人工波 X 向Y 向X 向Y 向X 向Y 向X 向Y 向 11 4451 2351 3591 2501 3871 4591 4381 398 21 3241 2451 2891 2741 3591 4911 3641 440 31 2501 1781 2131 1971 3811 2941 3001 280 41 2541 2301 2311 2481 3351 3341 3081 356 由表 1 可见 在 X 主方向地震波作用下 楼层 X 向最大层间位移角位于层3 其值为 1 186 Kobe 波 小 于规范限值 1 50 Y 向最大层间位移角位于层 3 其值 为 1 210 El Centro波 小于规范限值 1 50 由表 2 可见 在 Y 主方向地震波作用下 楼层 X 向最大层间位移角位于层3 其值为 1 213 Kobe 波 小 于规范限值 1 50 Y 向最大层间位移角位于层 3 其值 为 1 178 El Centro波 小于规范限值 1 50 2 2 塑性铰分布情况 塑性铰的分布能让设计者直接观察结构的具体损 伤部位及程度 图 6 9 分别为在 Kobe 波及人工波 X 主方向作用下整体结构及支承钢拱框架的塑性铰分布 图 经观察可知钢结构部分没有出现塑性铰 其在罕 遇地震作用下处于弹性状态 混凝土框架部分的塑性 铰比较多 主要处于 B IO 或IO LS 段 这些铰的性能处 于立即可用或可修的状态 大多数铰出现在梁端 符合 强柱弱梁 的设计准则 特别值得关注的是支承钢拱框架柱的抗震性能 图 6 整体结构的塑性铰分布图 Kobe 波 X 主方向 图 7 支承钢拱框架的塑性铰分布图 Kobe 波 X 主方向 25 图8 整体结构的塑性铰分布图 人工波 X 主方向 图9 支承钢拱框架的塑性铰分布图 人工波 X 主方向 这些柱所处的状态直接影响到其所支承的大跨度钢拱 的安全性 从图 7 9 可以看到 这些框架柱大多处于 弹性 仅有个别柱刚刚进入屈服 且这些柱进入塑性的 程度轻微 其余几组工况的塑性铰分布与此类似 支 承钢拱的框架柱均表现出基本处于弹性的状态 此次设计的框架柱表现出良好的抗震性能 主要 是对框架柱的设计除了考虑多遇地震的影响外 还考 虑了以下因素 1 温度变化对框架柱的影响 2 对不同 部位的框架柱采用了不同的多点地震影响系数 计入 了行波效应对柱内力的放大 3 对普通框架柱进行了 中震不屈服的设计 而支承钢拱的框架柱抗震等级提 高为一级 并进行了中震弹性设计 4 支承钢拱的框架 柱按二级裂缝控制 配置了预应力筋 以有效抵抗钢拱 推力引起的巨大弯矩 通过对这些因素的考虑 框架 柱的抗震能力得到有效提高 然而在最开始的初步设 计中没有计入以上因素对框架柱的影响 仅按常规的 工况组合进行设计 随后的弹塑性时程分析表明虽然 楼层最大层间位移角满足规范 不倒 的要求 但底层 框架柱普遍屈服 有部分柱进入 CP 段 达到难以修复 的状态 显然对这种大型公共建筑来说是一种难以接 受的性能状态 在施工图设计阶段 对框架柱的设计 考虑了以上诸多因素的影响 框架柱的抗震能力得到 明显改善 在罕遇地震作用下表现出良好的性能 3 结论 1 在罕遇地震作用下 T2 航站楼的钢筋混凝土 框架最大层间位移角小于 1 50 满足现行规范的要求 2 X 向最大位移角通常出现在建筑的角点 Y 向最大位移角出现在长边的中部 超长结构在地震波 作用下楼板平面内变形显著 3 大跨度钢结构构件未出现塑性铰 处于弹性 状态 4 混凝土框架的塑性铰主要出现在框架梁端 少数框架柱出现塑性铰 这些塑性铰大部分处于 B IO 段 或 IO LS 段 属于立即可用或可修复状态范围 结 构的刚度 承载力没有明显下降 5 支承钢拱的框架柱基本处于弹性状态 具有 良好的抗震性能 参考文献 1 超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点 S 2006 2 GB50011 2001 建筑抗震设计规范 S 2008 版 北京 中国建 筑工业出版社 2008 3 钱稼茹 范重 国家体育场大跨度钢结构罕遇地震性能分析 J 建筑结构学报 2007 28 2 17 25 4 American Society of Civil Engineers Prestandard and commentary for the seismic rehabilitation of buildings S FEMA356 Washington D C Federal Emergency Management Agency 2000 上接第 22 页 1 采用 2 主管管径控制变形得到极限承载力的 方法在计算分析和试验中方便且具有可操作性 2 主 管管径与 3 主管管径的变形控制指标无明显差别 2 相贯节点具有良好的位移延性性能 节点塑性 发展集中在焊缝周围 3 设置加劲肋的网壳与主拱的相贯节点能够保 证在设计荷载水准下处于弹性状态 4 相贯线处应力水平较高 致谢 研究分析工作得到了周浩彰