成都天府国际机场位于简阳芦葭镇,航站区主要由航站楼和综合交通枢纽GTC构成。航站楼采用单元式布局,本期的T1与T2两栋航站楼均为“T”字构形(图1),建筑轮廓平面对称。以T1航站楼为例(图2),其A,C指廊平面尺寸约为404m×(69～112)m,主要柱网尺寸为9m×9m和9m×18m。本文以T1航站楼A区指廊(简称T1A指廊)为例阐述该屋面结构体系构成和计算分析结果。

　　 结构设计使用年限为50年,建筑抗震设防类别为重点设防类(简称乙类) ^[1]; 建筑结构安全等级:屋面钢结构、竖向构件、转换构件、基础及关键节点为一级,其余为二级 ^[2]。屋面钢结构部分考虑100年风压w₀=0.35kN/m²; 地面粗糙度类别为B类; 其余风荷载参数(体型系数、风振系数)按风洞试验结果取值 ^[3],风洞试验实景见图3。

　　 综合国家现行规范《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(2016年版) ^[4](简称《抗规》)、《中国地震动参数区划图》(GB 18306—2015) ^[5]及超限高层建筑工程抗震设防专项审查专家意见,本项目设计计算中地震动参数按设防烈度7度(0.10g)进行取值(表1),设计地震分组为二组,场地类别综合为Ⅱ类建筑场地,场地特征周期T_g=0.45s。时程分析中设计选用地震波的原则参见《抗规》要求,多遇地震和罕遇地震各选取2条天然波及1条人工波,计算结果取包络值。

　　 T1A指廊结构地上四层,2,3,4层标高分别为4.7,8.7,14.9m,顶部为钢屋盖,标高25.0m。根据建筑造型及布局要求综合考虑,下部主体采用现浇钢筋混凝土框架结构,上部采用钢结构+轻质屋面。下部混凝土结构通过两道变形缝(兼防震缝)划分为长度100～140m左右的三个分区以减小结构超长带来的不利影响; 为满足建筑功能的要求,减少变形缝处屋面漏水的可能,上部钢屋盖整体不设缝,总长约404m,跨越下部三个混凝土结构单元。

　　 T1A指廊平面沿X向呈单坡状,靠近大厅侧标高较高; 屋面沿横断面呈典型的双坡屋面,中部天窗带处标高最高,屋盖支承柱采用梭形钢管混凝土柱,沿X向柱距36m,沿横截面外倾10°～14°(图4,5)。指廊屋盖选型主要考虑以下几个要点:1)屋盖支承柱网X向柱距36m; 2)室内设置满堂吊顶; 3)建筑效果要求中部天窗区域尽可能通透; 4)指廊标准横剖面为单跨结构,构型对于结构自身不利,尽可能降低其影响; 5)屋盖超长,需尽量减小温度应力; 6)作为大型公共建筑,冗余度要足够高; 7)经济性。为此,结构设计时首先基于柱网、吊顶需求、高冗余度和经济性原则选用焊接空心球节点双层正放四角锥空间网格结构,杆件选用直缝焊管。

　　 综合考虑结构性能和经济性试算比选,确定网格尺寸为3.5～5.0m,网格厚度为2.5～4.0m,网格球节点上预留顶托及吊件,保证后续金属屋面及室内吊顶安装的适应性和灵活性; 其次,由于指廊支承柱外倾,竖向荷载作用下柱底会产生较大的附加弯矩,同时屋面中部起拱造成的柱顶水平推力也会产生柱底弯矩,叠加后柱脚设计困难。为减小柱底弯矩的同时保证天窗结构的通透性,设计时借用张弦结构概念,将部分跨中天窗范围内的网架下弦杆替换为高强钢拉杆,施以预应力减小柱顶水平推力并提高结构刚度,形成局部张弦网架结构。下弦采用高强钢拉杆一方面可大幅减小天窗区域下弦杆件尺寸,另一方面下弦钢拉杆无需额外面外支撑,可去掉面外水平联系杆件,显著增加天窗通透性。另外,由于指廊端部天井直柱支承于4层混凝土楼面之上,与外围斜柱形成长短柱,且与外侧柱距较小,使指廊端部扩大端区域屋盖结构水平刚度明显大于其他区域,屋盖结构绕末端扭转情况严重,设计时通过在不同区域柱顶设置双向弹性支座、单向弹性支座和固定铰支座等不同支座型式,一方面对水平刚度进行调整,有效控制结构扭转,另一方面释放了部分因屋盖超长造成的过大温度应力。支座布置示意如图6所示,图中未标示的为固定铰支座。

　　 局部张弦网架下弦拉杆的布置是该结构体系设计中的关键。根据结构体型及支承情况,将屋面划分为柱上板带和普通区域(图7)。对于天窗带处的结构布置,分别考虑了以下几种形式对方案进行了比选:1)方案a,天窗区域下弦均为拉杆,采用平面内V形支撑(图8(a)); 2)方案b,仅柱上板带采用拉杆和平面内的V形撑形成柔性板带(图8(b)),普通区域采用平面桁架跨越且布置屋盖面内斜撑形成刚性板带(图8(c)); 3)方案c,柱上板带采用刚性板带,普通区域采用柔性板带; 4)方案d,在方案b基础上,柔性板带区域拉杆采用平面外的V形斜撑(图8(d))。计算结果对比如表2所示。方案a对减小侧推力最为有利,但第一阶振动模态即出现沿天窗带的两侧错动(图9),结构整体性较差; 方案b和方案c结构动力特性类似,整体刚度较好,但由于方案c拉杆布置在柱上板带以外,拉杆预应力对柱顶侧推力的调节效率低;方案d结构整体性最佳,但由于布置较多平面外斜撑,天窗带通透性较差,建筑师难以接受。综合以上各因素,最终选择方案b作为实施方案。设计中以0.7恒荷载+1.4风吸荷载作用下拉杆保留100kN拉力为最低原则,确定张拉完成的初始状态(仅作用结构自重)下拉杆内力约400～700kN,相对无拉杆方案,恒荷载+活荷载基本组合下柱底弯矩可减小15%～20%。控制最终状态下拉杆内力不超过0.4倍破断荷载,每一榀选用两根直径80mm的650级合金钢拉杆,单根破断力约4 272kN。

　　 在指廊2层标高处,外侧斜钢柱通过设置V形支撑与混凝土结构水平拉结(图5),可进一步减小柱底弯矩(表3),同时对屋盖结构标准段形成的单跨结构起到加强作用。V形支撑选用宽扁箱形截面□260×550×50,连接节点采用向心关节轴承,释放支撑平面外的转动刚度。

　　 T1A指廊总长度超过300m,属超限建筑工程 ^[6],应进行抗震性能化分析。综合不规则情况与结构重要性,指廊抗震性能目标定为C级 ^[7],结构整体及构件承载力性能化设计指标如表4所示。

　　 结构整体模型动力特性如图10所示,结构前几阶振动均以钢结构为主。前两阶振型为屋盖平动,第三阶振型为屋盖扭转,扭转周期与平动周期比值约0.80。

　　 如表5所示,钢管柱柱顶水平力和柱顶侧移在各工况作用下规律一致,均在恒荷载+活荷载作用下最大,其后依次为温度作用、地震作用、风荷载。柱最大层间位移角为1/327,出现在地震作用与重力荷载代表值的组合工况,满足性能目标1/250的限值要求。屋盖在恒荷载+活荷载作用下的挠度最大,跨中最大变形约205mm,挠跨比1/268。

　　 采用SAP2000软件对总装模型进行罕遇地震作用下的弹塑性时程分析。弹塑性时程工况下,T1A指廊底部剪力峰值与相应多遇地震水准时底部剪力峰值之比介于5.22～5.82之间,平均值约5.63,小于罕遇地震和多遇地震主分量加速度峰值之比6.47,表明结构整体刚度下降,部分构件耗能机制已经形成,吸收的地震作用相比弹性结构明显降低。结构塑性耗能主要体现为下部混凝土框架部分梁柱屈服出铰,而支承屋面钢网架的钢管混凝土柱和V形支撑在罕遇地震作用下均未屈服,屋面网架个别杆件屈服出铰(图11),且均处于立即修复(IO)阶段。杆件屈服未发生在支座附近,对屋盖网架整体影响较小,网架整体仍保持弹性状态。各地震波作用下屋盖层间位移角最大值分别为1/123和1/112(图12),均小于罕遇地震作用下结构性能目标限值1/65。

　　 采用等效弹性反应谱法对总装模型进行分析以考察网架各构件的承载力。小震、中震、大震作用下总装模型结构阻尼比分别取0.04,0.04,0.05。由表6可知,多遇地震及设防地震作用下结构构件均处于弹性状态,应力比均小于0.8; 罕遇地震作用下,构件应力比(应力限值取材料强度标准值)最大为0.954,满足不屈服的性能目标。

　　 综上所述,结构整体及各构件均满足预设性能目标要求。

　　 T1A指廊长度达404m,且屋盖结构未设缝,故需考率地震动传播过程的非一致性对结构抗震设计的影响。已有研究 ^[8,9,10]指出:结构的多点地震反应以行波效应为主,而部分相干效应及局部场地影响引起的修正要小得多。计算行波效应的时域分析方法主要包括大质量法、大刚度法、强迫位移法、强迫运动法等 ^[11],本工程采用强迫位移法,假定地震波按照+X向及+Y向传播,对各支座输入次第到达的地震波位移时程模拟行波效应的影响,分析前通过将各支座时间差设置为0与一致输入的结构响应对比以确认计算方法的正确性。选取了三组地震波(TF3,TF5,TFA),考虑地面运动的多维性,按地震波峰值加速度a_x∶a_y∶a_z=1∶0.85∶0.65的比例采用三向地震输入,分析多点输入与一致输入的构件内力变化。分析中地震波视波速取600m/s。

　　 定义多点输入时构件内力的超载系数为行波效应影响系数ξ:

　　 $\xi =\frac{F{}_{\text{D}}}{F{}_{\text{A}}}(1)$

　　 式中:F_D为多点时程分析得到的杆件最大内力; F_A为一致输入时程分析得到的杆件最大内力。

　　 因屋盖网架结构杆件主要承受轴力,以下仅考察其在不同地震波下轴力行波效应的分布规律。图13,14分别按地震波给出了行波效应的影响情况。其中散点图14的横坐标为一致输入下地震作用引起的最大轴力P_max与杆件稳定承载力P_cr之比,纵坐标为行波效应影响系数。

　　 地震波作用下约35%～45%的钢屋盖构件内力大于一致输入的情况,超载杆件的行波效应系数多分布在1.0～2.0之间,极少部分杆件行波效应系数超2.0。如图14所示,除TFA波下极个别杆件外,行波系数大于2.0的杆件其P_max/P_cr不超过0.15,一致输入下轴力较大的杆件(P_max/P_cr>0.3)行波系数基本均小于1,且地震作用内力在杆件组合内力中基本不起控制作用,因此,在网架杆件设计时,可不考虑行波效应影响。

　　 为考察支承网架的钢管混凝土柱的行波效应影响情况,以TF3时程波为例进行分析。图15给出了底层钢管混凝土柱构件在TF3时程波作用下的内力行波效应系数频数分布图。可知,在视波速取600m/s时,在时程波非一致输入作用下,网架钢管混凝土柱内力有一定的变化,多数柱的轴力行波效应系数约为0.6～1.8,剪力行波效应系数约为0.4～2.4,弯矩行波效应系数约为0.4～2.0。

　　 沿指廊X向计算模型立面见图16,分析指廊沿X向一列支承柱内力行波效应系数的变化规律,如图17所示。在靠近指廊末端的位置,钢管混凝土柱的轴力行波效应系数约为2.2,剪力行波效应系数约为2.7(TFA波作用下局部一根柱剪力行波效应系数达3.89),弯矩行波效应系数约为2.2; 其余位置行波效应系数在0.5～1.5之间。设计时应考虑行波效应影响,对相应钢管混凝土柱尤其是端部区域钢管混凝土柱在多遇地震作用下的内力予以放大。

　　 T1A指廊屋盖跨中的钢拉杆是影响结构倒塌能力的关键构件,防连续倒塌分析时,采用拆除构件法分别拆除指廊中部、指廊靠端头以及指廊靠大厅位置的跨中下弦钢拉杆,分析屋盖在三种情况下的破坏情况,以了解结构的防连续倒塌能力并作出相应的加强处理。计算采用了SAP2000软件,采用非线性动力时程分析方法,所有钢管柱均设置轴力-弯矩铰(P-M-M铰),网架杆件设置轴力铰(P铰),轴力铰的应力-应变骨架曲线采用三折线模型。

　　 图18～20显示了拆除指廊柱上板带跨中一组下弦拉杆后结构的整体变形、塑性铰分布情况、跨中节点位移时程及相邻拉杆轴力时程。10s后结构振动基本停止,最终状态下,仅断杆位置柱上板带及相邻两个网格内部分杆件出现塑性铰,出铰杆件主要为柱上板带腹杆及部分天窗两侧沿X向的弦杆,支座杆件未发生屈服,相邻拉杆未出现松弛或拉断现象。拆除靠端头侧一组下弦拉杆的工况对原结构影响最大,其屈服杆件占总杆件数比例约0.3%,其中大部分处于立即使用(IO)阶段,少量处于生命安全(LS)阶段; 网架在相应区域内产生的最大竖向位移为196mm,挠跨比为1/265,相对断索前变形增加约34mm,稳定后终态变形约182mm; 相邻拉杆轴力达2 082kN,应力比约为0.56,相对断索前增加约39%,稳定后终态应力比约0.51,结构尚处于弹性阶段且有一定富余。综合以上结果可以判定,结构整体性较好,偶然事件导致的局部构件失效后,屋盖结构可以迅速找到另一条稳定的传力路径,不会引起结构连续倒塌,结构具有较强的抗倒塌能力和稳定的备用荷载传递途径,满足《建筑结构抗倒塌设计规范》(CECS 392—2014) ^[12]要求。

　　 拉杆在天窗两侧与网架焊接球节点的连接采用耳板贯穿式节点(图21),通过耳板与球节点的贯穿围焊将拉杆传来的轴力均匀传递给焊接球。拉杆的中部连接采用钢板焊接节点,单根拉杆分别与连接耳板相连,通过耳板间的加劲板将节点连接为整体(图22)。耳板采用80mm厚Q420B板材,锁头及销轴采用40Cr材料,屈服强度550MPa。拉杆中间节点的承载力分析结果如图23所示,该节点最不利工况为重力荷载代表值、地震作用(竖向地震主控)、温度作用共同参与的基本组合,在该设计荷载作用下,销轴杆件最大应力约503MPa,出现在销轴表面与耳板孔壁接触的局部区域,小于其屈服应力550MPa; 耳板侧节点最大应力约427MPa,由于局部应力集中略大于材料屈服强度。由节点荷载-位移曲线(图24)可知,加载至约2倍设计荷载时,节点刚度开始出现明显下降; 加载至2.5倍设计荷载时,节点未破坏,仍能继续承受荷载。综合以上分析,该钢板焊接节点极限承载力大于2.5倍荷载设计值,可判断节点满足安全性要求。

　　 (1)通过对网架设置局部张弦、对钢管柱设置V形支撑拉结下部混凝土结构等措施,能较好地减小屋面外倾斜柱的柱底弯矩,同时实现跨中天窗带结构的通透、简洁效果。

　　 (2)静力分析、反应谱分析及时程分析表明,本工程结构受力均较好地满足规范及预设性能目标的要求,结构体系合理,抗震性能优良。

　　 (3)行波效应对屋面网架构件的影响较小:大部分构件的行波效应系数小于1,行波效应系数大于1的杆件基本均为地震工况下应力较小的构件,对构件设计不起控制作用,故在结构设计中不考虑行波效应影响; 对支承屋盖的钢管混凝土柱,考虑其为支承屋盖的关键构件,设计中对其多遇地震作用下的内力按照相应行波效应系数放大设计。

　　 (4)连续倒塌分析表明,由于拉杆应力比控制较低(0.4),在单组拉杆破坏工况下,结构能迅速通过两侧未破坏拉杆找到新的稳定传力路径,屋盖有足够的安全冗余度。

　　 (5)钢板焊接节点构造合理,承载力能满足设计要求,保证安全的同时兼顾了建筑美观。