2010年上海世博會國家館結構分析

2010年上海世博會國家館結構分析

1部分組成2010年上海世博會的中國館位于浦東區(qū)的主入口，由中華人民共和國館、地區(qū)館和臺灣館組成。其中國家館被稱為“東方之冠”,底部架空,展區(qū)部分層疊出挑,呈四棱臺斗冠狀。國家館地下1層,地面以上總高度為69.9m,平面尺寸由底部的69.9m×69.9m伸展到屋面的139.4m×139.4m,建筑面積約為9.0萬m2,其效果圖見圖1。2結構體系2.1鋼結構樓設計采用鋼筋混凝土筒體+組合樓蓋結構體系。利用落地的樓電梯間設置四個18.6m×18.6m的鋼筋混凝土筒體作為抗側力結構。四個落地筒體除承擔豎向荷載外,還承擔風荷載及水平地震作用。依建筑的倒梯形造型,設置了20根800×1500的矩形鋼管混凝土斜柱,為樓蓋大跨度鋼梁提供豎向支承,滿足了室內(nèi)沒有柱子的大空間建筑使用功能要求。結構模型和剖面示意見圖2,3。樓蓋一般采用密肋鋼梁-混凝土板組合樓蓋,樓板厚度一般為130mm,焊接工字型蜂窩鋼梁間距3.6m,截面為2000×350×16×35,由于剪力不大,按構造設置橫向加勁肋。斜柱引起33.3m標高處樓蓋受壓,49.5,60.3m標高處樓蓋受拉。為避免滿堂高支模,提高33.3m標高處樓蓋的軸向剛度,33.3m標高處樓蓋采用型鋼混凝土梁-混凝土板,板厚180mm,梁截面尺寸一般為400×2380,受力較大處適當加大梁寬。標高為60.3m處的屋蓋,板厚度140mm,板內(nèi)設置?s15.2@500無粘結預應力筋。屋蓋主梁采用鋼桁架,除斜向布置的外,桁架上弦貫通整個屋蓋,使拉力的傳力途徑更為直接。其它梁采用焊接工字型蜂窩鋼梁。計算樓板時展廳活荷載取12kN/m2,整體計算時取9kN/m2,一般部位的樓板配雙層雙向○‖—12@150的通長筋,以加強樓板的承載力和整體性。某層展廳結構平面布置示意見圖4,世博會后將去掉圖中心虛線范圍內(nèi)的樓蓋,以豐富建筑空間。結構剖面見圖3。根據(jù)主要質(zhì)量分布,將結構劃分成7個樓層,在統(tǒng)計層間剛度、層間位移等與層有關的指標時使用。豎向荷載所引起的斜柱根部水平向壓力通過33.3m標高處樓蓋自相平衡。為讓樓蓋受壓來承擔更多的斜柱水平分力,盡可能減小剪力墻承受的剪力,除增加33.3m標高處樓蓋剛度外,還將該標高處筒體內(nèi)連梁的尺寸加大至700×3500,以增強其軸向剛度,如圖3所示。2.2灌注樁基礎方案為減少對地鐵M8線的擾動,采用鉆孔混凝土灌注樁基礎,樁底后壓漿,并將樁徑加大至850mm,樁長加長至65m,以層⑨粉細砂層為樁端持力層,并適當降低了樁的承載力取值。3抗疲勞性能分析與設計3.1地震動設計及檢測結果對比工程位于7度抗震設防區(qū),抗震設防類別為乙類,設計地震分組為第一組,Ⅳ類場地。設計基準期為50年,結構設計耐久性年限為100年,安全等級為一級?！吨袊?010年上海世博會中國館工程場地地震安全性評價報告》(簡稱《安評報告》)和上海市《建筑抗震設計規(guī)程》(DGJ08-9—2003)(簡稱《抗震規(guī)程》)提供的場地水平地震動參數(shù)見表1?！督ㄖ拐鹪O計規(guī)范》(GB50011—2001)(簡稱《抗震規(guī)范》)、《抗震規(guī)程》、《安評報告》給出的多遇水平地震影響系數(shù)曲線見圖5。計算結果表明,采用《安評報告》曲線得到的結構底部剪力比采用《抗震規(guī)程》曲線得到的結構底部剪力約小35%,為安全起見,設計時采用《抗震規(guī)程》曲線?？拐鹦阅苣繕藶?小震時,結構處于彈性階段;中震時,斜柱處于彈性,剪力墻不屈服,允許連梁受彎屈服但不出現(xiàn)剪切破壞,筒體底部不應出現(xiàn)拉應力;大震時,斜柱不屈服,控制剪力墻在預估大震彈性作用下的的剪應力水平,保證剪力墻不發(fā)生剪切破壞,實現(xiàn)大震不倒。3.2剪力墻和抗剪承載力國家館與地區(qū)館地下均為1層,在±0.000以下連成一個整體,±0.000以上由防震縫分為獨立的結構單元。取地下室底板作為上部結構的計算嵌固端。計算結果表明,結構的抗剪承載力由剪力墻提供,四個筒體剪力墻沿豎向連續(xù),沒有突變;結構剛重比為19.1,滿足不小于1.4的要求;加強部位剪力墻的最大軸壓比為0.39,滿足不宜超過0.5的要求。其他結果見表2。最不利地震作用方向為-17°,其計算結果與X,Y,45°方向的計算結果接近。在考慮偶然偏心地震作用下,樓蓋豎向構件的最大水平位移為屋面兩端豎向構件彈性水平位移平均值的1.18倍,小于1.2,屬扭轉規(guī)則結構。3.3結構抗疲勞性能分析3.3.1筒體剪力墻水平向削弱,調(diào)整后的結構布置由于建筑造型上的需要,由下至上隨著展廳范圍的伸展,質(zhì)量分布范圍增大,轉動慣量加大,導致結構扭轉周期成為第1周期。第1扭轉周期Tt與第1平動周期T1之比為1.10,未能滿足《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》(JGJ3—2002)(簡稱《高規(guī)》)4.3.5條不應大于0.9的要求。由于建筑造型和功能要求限制了豎向構件的布置,抗側力構件的調(diào)整只能在4個筒體內(nèi)進行。如果要滿足規(guī)程規(guī)定的周期比Tt/T1≤0.9的要求,在Tt不變的情況下,可增大平動周期T1,即削弱結構的水平剛度,且只能削弱一個方向的水平剛度。如兩個方向的水平剛度同時削弱,雖然T1增大,但Tt也同時增大,周期比仍然難以滿足規(guī)程的要求。以下為一組對比分析,將4個筒體中原本基本對稱布置的剪力墻水平向削弱,即取消圖6(a)中水平向帶斜線的剪力墻,削弱后的結構布置如圖6(b)所示。此時結構的前三階周期及地震作用下的結構計算指標見表3。當單方向削弱結構剛度時,周期比Tt/T1為0.87,可滿足不大于0.9的要求,但此時結構x向的水平剛度約減小80%,扭轉角約增大95%,且原本為基本對稱布置的抗側力構件人為地變成不對稱布置,對結構抗震不利。因此,對該工程來說,以削弱結構一個方向的平動剛度來滿足規(guī)程的周期比要求是不明智的。結構的整體變形是各結構單元變形協(xié)調(diào)的結果。國家館結構由4個平面尺寸18.6m×18.6m的混凝土筒體通過組合樓蓋連成整體,結構平面規(guī)則對稱。由偶然偏心引起的扭轉更主要的是由4個筒體的抗側平動剛度來抵抗。計算結果表明,就單個混凝土筒體而言,最大彈性水平位移僅為平均水平位移的1.01倍,可見就單個筒體來說,其扭轉效應并不明顯。這表明更重要的是由4個筒體的“公轉”而不是單個筒體的“自轉”來抵抗整個結構的扭轉。計算結果還表明,雖然扭轉振型是第一振型,但第一扭轉振型引起的扭矩僅為第一平動振型考慮偶然偏心引起的11%。另外,雖然展廳的樓層數(shù)少,但筒體內(nèi)沿豎向的連梁較多,彈塑性分析和振動臺試驗結果已經(jīng)證明,大震下多處連梁屈服,結構具有良好的耗能機制。甚至在8度大震的作用下,結構模型的最大層間位移角仍遠小于極限彈塑性位移角?？梢?對工程來說,雖然扭轉周期是第一周期,但結構的扭轉反應并不嚴重,對結構的抗震性能影響不大。根據(jù)以上計算分析,采取了以下加強措施:1)通過加強結構的抗側剛度,控制結構的扭轉變形,從對比分析可以看出結構抗側剛度增大后,扭轉角約減少了49%,結構的扭轉位移比小于1.2,滿足了規(guī)范關于扭轉規(guī)則性指標的要求;2)在各混凝土筒體的轉角部位設置方鋼管,除方便與鋼管混凝土斜柱的連接,緩解局部的應力集中外,更主要的是可提高混凝土筒體的極限變形能力,提高結構的抗震性能;3)剪力墻的抗震等級提高至特一級,適當提高底部加強區(qū)剪力墻的配筋率至0.6%,控制筒體剪力墻在大震彈性作用下的剪應力水平不大于0.1fck,控制筒體剪力墻的軸壓比不大于0.4,連梁內(nèi)增設型鋼;4)加強建筑外圍的桁架與斜柱的連接。3.3.2gj3—對結構側向剛度的分析地震作用下樓層的水平位移見圖7。層間位移角如圖8所示,由圖(a)可知沿建筑豎向的水平位移基本呈線性,沒有突變,側向剛度是均勻的。雖然按規(guī)程(JGJ3—2002)中等效剪切剛度的算法,樓層側向剛度與相鄰上部樓層側向剛度比值的最小值為0.33(豎向構件面積相等,層高比為0.33),但其根本原因在于層高差別較大。實際上,四個筒體的截面尺寸由下至上保持不變,連梁位置由下至上基本不變,結構的側向剛度是均勻的。如以層間位移角比來衡量,則其層間側向剛度比值為0.91。盡管如此,設計時仍將地震剪力放大1.15倍,并將剪力墻的抗震等級提高至特一級,比規(guī)范要求更為嚴格(規(guī)范要求為一級)。3.4結構力學分析：中地震作用下的結構考慮到工程的重要性,設計時令斜柱在中震作用下保持彈性,混凝土筒體不屈服。中震作用下結構的受力可以近似按彈性計算。3.4.1豎向構件抗剪性能豎向荷載和小震、中震作用下剪力墻墻肢的最大剪力標準值、剪壓比如表4所示,該墻肢截面為800×4200,混凝土設計強度等級為C50。剪力墻在底部加強部位的水平分布鋼筋配筋率取為0.6%(水平分布鋼筋為○‖—18@150(3排)),其抗剪承載力設計值為11200kN,滿足中震作用下剪力墻的抗剪承載力要求,且具有較大的安全儲備。剪力墻的正截面承載力也滿足中震不屈服的要求。以圖6中具有代表性的豎向構件Wa,Wb為例,二者在恒載+活載作用下壓力標準值分別為43800,15600kN,水平中震作用下拉(壓)力標準值分別為±39800,±15600kN。中震作用引起的拉力均不大于豎向荷載引起的壓力,未出現(xiàn)受拉情況;當豎向荷載引起的壓應力標準值與水平中震作用引起的壓應力標準值組合后,該豎向構件的平均壓應力標準值為13.8MPa,對于C50混凝土來說仍具有較高的安全儲備。3.4.2斜柱的側向剛度斜柱為截面800×1500的矩形鋼管混凝土柱,鋼管壁厚35mm,鋼材為Q345B,混凝土強度等級為C60。水平荷載(風荷載和地震作用)主要由樓蓋傳給混凝土筒體,再由混凝土筒體傳到地基基礎。相對于四個混凝土筒體,斜柱的側向剛度很小。因此,由水平荷載引起的斜柱內(nèi)力較小。在豎向荷載、小震、中震作用下,軸力最大的斜柱(內(nèi)力中軸力起控制作用)的內(nèi)力如表5所示。由表5可知,地震作用包括中震作用引起的斜柱內(nèi)力(尤其是軸力)比豎向荷載引起的斜柱內(nèi)力小很多,小震引起的軸力僅為豎向荷載的5.6%;中震引起的軸力僅為豎向荷載的16%,加上豎向地震作用,也不過為25%。經(jīng)驗算,斜柱承載力滿足中震彈性要求,且有較大的安全儲備。3.4.3斜截面承載力控制以中震不屈服為條件進行計算的結果表明:剪力墻連梁的最大剪壓比τ/fck=0.15,可滿足斜截面承載力要求,但部分剪力墻連梁會受彎屈服。要控制連梁在中震作用下保持彈性也是可能的,但無必要。通過對連梁進行設計,實現(xiàn)強剪弱彎,使連梁在中震作用下受彎屈服而不發(fā)生抗剪破壞,既可保證結構的安全,起到部分的耗能作用,也比較經(jīng)濟。3.5推覆結構的位移對大震作用下結構的彈塑性靜力分析,采用的側推荷載分別為倒三角形和矩形分布模式,求得的需求層間位移角分別為1/319,1/354,遠小于1/100的要求。需求點對應的水平位移與層間位移角曲線見圖7,8。在推覆過程中,在底部剪力達171000kN時,9～28.5m高度范圍內(nèi)連梁首先出現(xiàn)塑性鉸;在底部剪力達192000kN時,塑性鉸擴展到9m以下的連梁;在底部剪力達210000kN時,塑性鉸擴展到28.5m以上(斗冠)部分;在底部剪力達262000kN時,達到需求點,此時單片墻肢的最大剪力為12300kN。由于連梁塑性鉸的不斷出現(xiàn),各墻肢受力趨于均勻,在過了大震下的需求點后,又繼續(xù)給結構施加一個較大的位移,剪力墻仍未破壞。斜柱也始終未出現(xiàn)塑性鉸。在振動臺試驗中,33.3m標高處連梁的塑性鉸出現(xiàn)也較早。3.6彈性和彈塑性動力學時間分析3.6.1時程分析時采用的地震波計算結果表明,采用《安評報告》地震影響系數(shù)曲線得到的底部剪力約為采用《抗震規(guī)程》地震影響系數(shù)曲線得到的底部剪力的65%;采用《安評報告》給出的3條地震波(Aqaba-Eilat波、Nothri波、多遇地震人工波)得到的底部剪力平均值約為《安評報告》參數(shù)反應譜法的91%;采用《抗震規(guī)程》中3條地震波(SHW2,SHW3,SHW4)得到的底部剪力平均值約為《抗震規(guī)程》參數(shù)反應譜法的89%。為安全起見,時程分析時采用《抗震規(guī)程》中的地震波。地震波作用下及CQC法的層間位移角見圖7(b)。3.6.2結構彈塑性分析采用SHW2波、SHW3波、SHW4波和《安評報告》提供的1條罕遇地震人工波對結構進行了彈塑性動力時程分析,最大層間位移角分別為1/360,1/224,1/374和1/309,遠小于規(guī)范要求的極限彈塑性位移角1/100。在罕遇地震人工波作用下的最大樓層位移曲線見圖7。3.7模型試驗結果委托同濟大學土木工程防災國家重點實驗室進行整體結構模型模擬地震振動臺試驗,模型滿足動力相似關系及重力相似關系。試驗模型與實際結構的幾何相似比為1/27,加速度相似比為1,應力相似比為1/7,鋼筋混凝土部分由微粒混凝土、鍍鋅鐵絲模擬,鋼結構部分由紫銅模擬。試驗選用了ElCentro波、Pasadena波、上海SHW2人工地震波共3條地震波,在單向、雙向、三向地震作用下,7度小、中、大震和8度大震下依次進行了模擬地震的振動臺試驗。試驗結果顯示,7度大震后原型結構頻率最大下降23.8%,8度大震后頻率最大下降38.1%。其他結果見表6。振動臺試驗結果驗證了結構設計達到了擬定的抗震性能目標。4其他結構外進方案的計算與分析4.1斜柱數(shù)量與斜柱的關系結構受力最大區(qū)域與計算長度最長區(qū)域的鋼管混凝土斜柱的內(nèi)力及斜柱幾何長度如表7所示。表中斜柱編號與斜柱的對應關系見圖9。計算結果表明,若斜柱失穩(wěn)則首先發(fā)生在斜柱BR3上,通過特征值法得到的該斜柱的計算長度為0.6l,對應的理想材料的穩(wěn)定臨界壓力達到了760000kN,遠大于材料強度決定的構件承載力。4.2垂直振動舒適分析4.2.1豎向自振特性分析人行走的頻率一般為1.4～2.5Hz,樓蓋的自振頻率應大于2.5Hz,避開人員行走的頻率范圍。在分析該樓蓋豎向振動時,樓蓋的有效荷載取結構自重+3.5kN/m2(附加荷載),偏保守以樓蓋剛度稍差的簡支梁進行驗算,簡支梁豎向自振頻率f=18/Δj??√=3.02f=18/Δj=3.02Hz,大于2.5Hz,可避開人員行走的頻率。式中Δj為有效重力荷載作用下梁的跨中撓度/mm。4.2.2荷載和樓蓋阻尼比豎向振動加速度的舒適度限值為0.15m/s2。可用施加單點激振荷載的方法計算樓蓋豎向振動的加速度,荷載值取0.3kN,樓蓋阻尼比取0.05。當在圖4中的“*”點上同時施加0.3kN集中力的白噪聲荷載時,由SAP2000軟件得到的樓蓋豎向振動的最大加速度為0.0305m/s2,遠小于0.15m/s2的要求。該點豎向振動加速度與激振荷載頻率的關系曲線見圖10。4.3建筑物蓋的厚度分析4.3.1平面應力組合結構應力分布計算表明,豎向荷載作用下斜柱引起的33.3m標高平面中樓板的x向最大受壓正應力(標準值)為4.50N/mm2。平面中樓板的y向應力分布與x向的相似。60.3m標高處樓板內(nèi)的預應力與豎向荷載作用下斜柱引起的該樓板應力組合后的受拉正應力除局部應力集中區(qū)域外,基本在1.0N/mm2以下。通過適當提高板的配筋率,控制板筋的應力水平及施加無粘結預應力等措施,可達到滿足承載力要求并控制樓板裂縫寬度的目的。4.3.2由地震作用產(chǎn)生的樓蓋高度由彈性動力時程分析得到的樓板的應力基本在0.2N/mm2以內(nèi)。4.3.3混凝土等效高差計算表明,溫度應力由施工階段結構整體升降溫控制,而不是由使用階段結構室內(nèi)外溫差控制的。根據(jù)文,上海市最熱月平均溫度為27.8℃,最冷月平均溫度為3.5℃,計算時取季節(jié)溫差為27.8-3.5≈24℃,混凝土收縮的當量溫差約為3.24×10-4/(1.0×10-5)≈32℃,故總溫差為56℃。由于施工階段結構的整體升降溫是個漸變的過程,考慮混凝土徐變特性,取應力松弛系數(shù)為0.3,實際計算等效溫差為17℃。60.3m標高處樓板最大拉應力為0.40N/mm2。4.4鋼板節(jié)點的壓應力斜柱交匯處節(jié)點鋼板形狀及在斜柱所承擔的靜力荷載設計值作用下鋼板的豎向應力如圖1