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
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
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 max imum 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 and the columns yields slightly; the frame columns which
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
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
a z 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
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 Centro Kobe 051PJW 人工波
X 向 Y 向 X 向 Y 向 X 向 Y 向 X 向 Y 向
1 1�378 1�286 1�312 1�295 1�332 1�516 1�372 1�457
2 1�268 1�300 1�256 1�322 1�313 1�548 1�328 1�485
3 1�209 1�210 1�186 1�219 1�334 1�327 1�257 1�309
4 1�216 1�261 1�200 1�274 1�295 1�377 1�256 1�370
Y主方向输入下最大弹塑性层间位移角 表 2
楼层 El Centro Kobe 051PJW 人工波
X 向 Y 向 X 向 Y 向 X 向 Y 向 X 向 Y 向
1 1�445 1�235 1�359 1�250 1�387 1�459 1�438 1�398
2 1�324 1�245 1�289 1�274 1�359 1�491 1�364 1�440
3 1�250 1�178 1�213 1�197 1�381 1�294 1�300 1�280
4 1�254 1�230 1�231 1�248 1�335 1�334 1�308 1�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
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[ 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、杨雨嘉、熊耀
清、赵广坡、罗昱、孙觅、雷雨等同志的大力协助,在此
表示感谢。
参 考 文 献
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