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第 43 卷 第 3 期 2013 年 2 月上 建筑结构 Building Structure Vol． 43 No． 3 Feb． 2013 援加纳海岸角体育场钢结构罩棚结构设计 刘辰， 祖义祯， 王继涛， 郑希明， 张作运， 周廷垣， 王文渊 中国中元国际工程公司， 北京 100089 ［摘要］援加纳海岸角体育场钢结构罩棚由主拱、 后拱以及次桁架共同组成。介绍了结构体系及其特点， 并据此 对结构进行了合理的设计。介绍了本工程的风洞试验和风振分析结果。采用 SAP2000 进行结构的线性分析和截 面设计， 利用 ANSYS 对结构进行了稳定分析和节点分析， 列出了主要的分析结果。 ［关键词］大跨度钢结构;结构设计;风洞试验;稳定分析;节点分析 中图分类号 TU393. 3文献标识码 A 文章编号 1002- 848X 2013 03- 0045- 04 Structural design on the steel canopy structure of Cape Coast Stadium in Ghana Liu Chen，Zu Yizhen，Wang Jitao，Zheng Ximing，Zhang Zuoyun，Zhou Tingyuan，Wang Wenyuan China IPPR International Engineering Corporation，Beijing 100089，China Abstract The steel canopy structure of Cape Coast Stadium in Ghana is composed of the main arch，rear arch and sub truss． The structure system and the characteristics were pointed out and rational structural design was put forward accordingly． The results of wind tunnel test and wind vibration analysis were introduced． Using program SAP2000，the linear analysis and the section-size design were done．The stability analysis and the joint analysis were completed by program ANSYS． The main results were introduced． Keywords large-span steel structure;structural design;wind tunnel test;stability analysis;joint analysis 作者简介 刘辰， 本科， 工程师， Email liuchen ippr． net。 1工程概述 援加纳海岸角体育场项目位于加纳共和国中部 省的首府海岸角市， 看台平面尺寸为 214m 188m， 共设观众席位约 15 000 座， 其中西侧主看台上设置 钢结构罩棚， 覆盖面积约 6 600m2， 体育场效果图见 图 1。本工程钢结构罩棚的结构体系为由主拱、 后 拱以及次桁架共同组成的空间钢结构体系。结构设 计依据中华人民共和国相关规范进行， 设计基准期 和设计使用寿命为 50 年， 结构安全等级为二级， 结 构重要性系数取 1. 0。 图 1体育场效果图 2结构体系及其特点 钢结构罩棚由钢管桁架主拱、 环形后拱以及径 向屋面次桁架组成， 环形后拱下设置支承柱， 如图 2 所示。其中主拱的理论计算跨度为 226m， 矢高为 35. 5m， 拱平面与水平面夹角为 68， 拱脚落地并采 用万向球铰支座; 后拱由 10 根柱支承， 柱间距为 18 图 2罩棚钢结构示意图 ～ 36m， 拱脚不落地而是连接在主拱上; 后拱和主拱 间由次桁架连接。主拱、 后拱、 次桁架均采用三角形 立体桁架。其中主拱为正三角形桁架， 其桁架高度 从跨中到柱脚逐渐减小; 后拱、 次桁架均采用倒三角 形桁架。钢结构均采用 Q345B 钢材， 其各类杆件截 面规格见表 1。 杆件截面规格 /mm表 1 位置弦杆腹杆 主拱813 20 ～ 813 26273 10 ～ 219 12 后拱356 10 ～ 356 18168 6 ～ 273 10 次桁架273 20 ～ 325 24168 6 ～ 168 10 这类以拱作为主要受力构件的钢结构罩棚的通 常做法是主拱和后拱均直接落地 ［1， 2］， 两拱间则通 过次桁架或网架连接， 结构各部分传力清晰。但本 建筑结构2013 年 工程由于建筑造型等需要， 后拱未落地而是在其拱 脚处直接与主拱相连。这种特殊的两拱连接形式对 结构产生了不利影响 1 影响了整体结构的抗侧能 力， 结构的抗侧只能由后拱的支承柱来承担; 2 后 拱与主拱连接节点需承担后拱传来的荷载， 对主拱 的受力性能产生影响; 3 后拱与主拱连接部位受力 复杂， 对此部位需进行详细的分析研究。 由上述可知， 支承罩棚的 10 根支承柱是结构的 主要抗侧力构件， 对整个罩棚结构的抗侧起着至关 重要的作用， 设计中需要严格控制各种作用下的柱 顶侧移和各种组合下柱的应力比， 为保证柱有足够 的安全储备， 设计采用了钢管混凝土柱。 对于此类拱结构， 抵抗拱脚水平推力也是设计 中需要特别注意的问题， 常规处理方法 ［3］有 设置 预应力索、 打斜桩、 设置岩石锚杆等。本工程中主拱 拱脚的水平推力标准值达到 12 000kN， 且地基条件 较差。而受地基条件和境外施工条件限制， 岩石锚 杆和打斜桩的方案很难实行。曾研究考虑采用预应 力索来平衡拱脚的水平推力， 但计算结果表明在风 吸力工况下， 拱脚处会产生向上的拔力， 预应力索的 预拉力和拱脚处的上拔力相叠加， 将对结构产生非 常不利的影响。另外预应力索造价高， 在境外的施 工难度较大。综合考虑后， 本工程采用深基础方案 图 3 ， 将基础深埋， 利用基底摩擦力和土体压力平 衡水平推力。经验算， 最不利工况下桩顶处位移小 于 10mm， 满足设计要求。 图 3拱脚基础 3荷载取值和设计准则 3. 1 荷载作用 罩棚钢结构设计计算时综合考虑了结构自重、 恒荷载、 活荷载、 悬挂荷载、 地震作用、 温度影响、 支 座位移以及风荷载。结构自重由程序自动统计计 算， 恒荷载、 活荷载、 地震作用等按荷载规范 ［4］和实 际情况考虑。 对于此类大跨度轻型钢结构， 风荷载一般为控 制荷载 ［5］。为精确计算罩棚结构在风荷载下的反 应， 本项目进行了风洞试验 图 4 和风振分析， 结果 表明 1 罩棚结构的风振系数依风向角不同在 1. 26 ～ 1. 79 之间变化， 风振系数最大值出现在风向角为 180时 风向角定义如图 5 所示 ; 2 等效静力风荷 载最大值出现在风向角为 40和 320附近; 3 罩棚 结构风荷载以负风压 即风吸力 为主， 正风压较 小。依据风洞试验提供的等效静力风荷载， 选择了 0， 40， 140， 180， 270， 320这 6 个风向角进行结 构计算， 其中 0， 40， 320主要表现为负风压， 140， 180主要表现为正风压， 而 270 表现为半跨负风 压、 半跨正风压。计算结果表明， 负风压组合为控制 组合。 图 4风洞试验 图 5风向角定义 项目所在地接近赤道， 年温差较小 15℃ ， 但阳光直射非常强烈， 因此对外露构件温度影响在 正常温差的基础上额外考虑升温 20℃ 。即对于外 露构件正温考虑 35℃ ， 负温考虑 － 15℃ ; 对于非外 露构件温度作用考虑 15℃ 。 项目设防烈度为 7 度 0. 10g ， 罩棚阻尼比取 0. 02。考虑双向地震及竖向地震作用影响， 地震按 反应谱计算。计算表明， 地震作用在本项目的钢结 构罩棚计算中不起控制作用。按照规范相应的规定 及工程具体情况共对约 200 种荷载工况组合进行了 分析。 3. 2 设计准则 根据规范并结合结构特点指定了设计控制指 标 主拱杆件应力比≤0. 7， 其他杆件应力比≤0. 85; 罩棚挠度≤L/250; 钢管混凝土柱柱顶侧移≤h/300。 压杆长细比 主拱弦杆≤100， 次桁架、 后拱弦杆≤ 120， 腹杆≤150。拉杆长细比≤200。 4结构分析和设计 4. 1 计算模型和分析软件 弦杆采用梁单元; 腹杆相对弦杆截面刚度小， 考 64 第 43 卷 第 3 期刘辰， 等． 援加纳海岸角体育场钢结构罩棚结构设计 虑腹杆铰接于弦杆， 采用杆单元。计算模型共有 1 669个单元、 570 个节点， 其中梁单元 670 个、 杆单 元 999 个。主拱拱脚采用铰接支座， 钢管混凝土柱 柱脚采用固定支座， 柱顶处与后拱连接处采用铰支 座。采用 SAP2000 进行结构的线性分析和截面设 计， 利用 ANSYS13. 0 对计算分析进行了校核并对结 构进行了稳定分析。经比较两个软件的线性分析结 果吻合。对关键节点利用 ANSYS Workbench 进行 了有限元分析。 4. 2 静力分析结果 1 主要杆件内力。设计组合中各类杆件的内 力最大值列于表 2 中， 主拱弦杆部分内力包络图见 图 6。可以看出主拱弦杆以受轴力控制为主， 但后 拱与主拱连接处有较大弯矩， 受力复杂， 是设计与施 工时的关键位置。后拱、 次桁架弦杆均以受轴力控 制为主， 且下弦杆件受力较大。 各类杆件内力值表 2 杆件类型 轴力 N /kN 次弯矩 M2 / kNm 主弯矩 M3 / kNm 主拱上弦－ 8 159 ～ 6 794－ 232 ～ 232－ 569 ～ 288 主拱下弦－ 6 214 ～ 4 104－ 571 ～ 357－ 776 ～ 568 后拱上弦－ 1 900 ～ 1 768－ 66 ～ 70－ 133 ～ 99 后拱下弦－ 2 110 ～ 3 171－ 54 ～ 55－ 52 ～ 49 次桁架上弦－ 1 897 ～ 1 760－ 42 ～ 42－ 45 ～ 52 次桁架下弦－ 3 582 ～ 3 673－ 41 ～ 57－ 68 ～ 79 图 6主拱弦杆内力包络图 2 结构位移。表 3 中列出了标准荷载组合中 罩棚的最大挠度值， 从表中可以看出， 均能满足规范 限值要求。 SAP2000 计算罩棚钢结构最大挠度表 3 位置主拱挠度屋面相对挠度柱顶侧移 最大挠度 /mm190 1 /1 189115 1 /313 23 1 /435 挠跨比限值1 /2501 /2501 /300 注 括号内的值为最大挠跨比。 3 杆件应力比。经验算， 主拱杆件应力比 ＜ 0. 7， 其他杆件应力比 ＜ 0. 85， 满足设计控制准则。 4. 3 动力特性 结构的前 9 阶周期列于表 4， 前 3 阶均为整体 的平动振型， 第 4 ～ 8 阶比较密集地分布了次桁架的 局部振型， 第 9 阶为整体的扭转振型。典型振型图 如图 7 所示。 罩棚钢结构模态分析结果表 4 阶数123456789 周期 /s0. 850. 73 0. 570. 50. 490. 470. 460. 460. 45 振型X 向Z 向Y 向局部局部局部局部局部扭转 图 7典型振型图 为了研究结构的地震反应， 分别计算了 X， Y， Z 三个方向地震输入下的结构反应。主拱弦杆在 X， Y 向地震下受力略大于 Z 向地震， 其中上弦杆最大轴 力小于 260kN， 下弦杆最大轴力小于 250kN， 大部分 杆件的轴力小于 150kN。图 8 所示为主拱上弦杆件 的轴力。 图 8地震作用下主拱上弦杆件轴力 4. 4 结构稳定分析 利用 ANSYS13. 0 对罩棚进行了线性稳定分析 和非线性稳定分析， 其中非线性稳定分析考虑了材 料和几何的双非线性， 并引入了初始缺陷， 缺陷分布 形式为 最 低 阶 屈 曲 模 态， 缺 陷 最 大 值 取 跨 度 的 1 /300， 即 226 /300 0. 75m。考虑了 5 种荷载模式， 计算结果见表 5。从表中可以看出各种荷载模式下 非线性稳定系数均大于 2， 满足规范要求。 结构稳定系数表 5 荷载 模式 恒 活恒 风 恒 0. 7 活 风 恒 活 0. 6 风 恒 活 0. 6 风 0. 6 升温 线性30. 833. 328. 728. 525. 0 非线性2. 93. 22. 72. 62. 6 74 建筑结构2013 年 4. 5 关键节点 利用 ANSYS Workbench 对结构中几个关键的 节点进行了有限元分析， 材料采用双线性模型。 1 主拱拱脚 主拱的 3 根弦杆相交于拱脚处 图 9 ， 利用球 冠、 加劲板与下部的支座相连。有限元分析结果见 图 10。从图中可以看出， 节点区域绝大部分处于弹 性阶段， 只有加劲板和主拱钢管连接部位由于应力 集中， 应力较大。将荷载等比例增加得到节点的极 限承载荷载为设计荷载的 2. 475 倍。 图 9主拱拱脚节点构造示意图 图 10主拱拱脚节点 von Mises 应力云图 /MPa 2 次桁架与主拱连接节点 次桁架下弦杆直接焊接在主拱下弦杆上， 由于 主拱下弦杆管径较大， 为保证节点区的传力， 在主拱 下弦杆中增加了 3 块圆形的加劲板， 加劲板间距为 300mm， 如图 11 所示。有限元分析结果如图 12 所 示， 图中对比了有、 无加劲板节点的分析结果。从图 中可以看出 无加劲板的节点区域在设计荷载下会 进入塑性， 最大应力超过 500MPa; 有加劲板的节点 区域在设计荷载下处于弹性阶段， 且最大应力小于 200MPa， 最大应力出现在次桁架下弦杆和主拱下弦 杆相贯处。无加劲板节点的极限承载荷载为设计荷 载的 2. 4 倍， 有加劲板节点的极限承载荷载能提高 到设计荷载的 3. 8 倍。加劲板对此节点承载能力的 提高具有显著作用。 3后拱与主拱连接节点 图 11节点内加劲板布置示意图 图 12次桁架与主拱连接节点 von Mises 应力云图 /MPa 后拱与主拱连接处的节点为后拱上弦杆与主拱 下弦杆的相贯节点， 同样也在后拱下弦杆中设置 3 块加劲肋， 间距 300mm。节点有限元分析结果见图 13， 从图 13 中可以看出， 设计荷载下节点区域处于 弹性阶段， 最大应力约为 260MPa， 出现在后拱斜腹 杆和主拱下弦杆相贯处。通过等比例增加设计荷 载， 计算出节点的极限承载力为设计荷载的 2. 3 倍。 图 13后拱与主拱连接节点 von Mises 应力云图 /MPa 5结论 1 后拱不落地会影响结构的抗侧能力， 设计 中严格控制后拱支承柱的柱顶侧移， 保证结构安全。 2 风荷载是本工程的控制工况， 对于此类大 跨度屋盖结构， 建议采用风洞试验并进行风振分析。 3 关键节点合理设置加劲板可以有效地改善 节点的受力情况并提高节点的承载能力。 参考文献 ［1］曹登敬， 郝诚新， 刘枫． 加蓬国家体育场看台罩棚结 构设计［J］． 建筑科学， 2011， 27 3 87- 89． 下转第 32 页 84 建筑结构2013 年 图 8节点杆件连接及应力云图 /MPa 材最大应力为 106MPa， 满足要求。 3. 8 空间桁架整体稳定性分析 对结构进行特征值屈曲分析， 即线性屈曲分析， 假定材料为线弹性。通过比较选取①恒载 满布活 载和②恒载 半跨活载这两种工况作为屈曲分析的 荷载组合。分析结果显示结构前几阶的屈曲模态都 是以幕墙构件及檩条的局部屈曲为主。第 1 种荷载 组合下， 从第 74 阶开始出现次桁架的屈曲， 屈曲特 征值系数为 12. 6， 主桁架的屈曲出现在更高阶模 态， 特征值系数为 51. 3; 第 2 种荷载组合下， 从第 57 阶开始 出 现 次 桁 架 的 屈 曲， 屈 曲 特 征 值 系 数 为 11. 22， 主桁架的屈曲也处于更高阶模态， 特征值系 数为 49. 1。对结构进行考虑初始几何缺陷的非线 性分析， 得到上述两种荷载组合下的整体稳定系数 分别为 7. 4 和 6. 8， 均大于 5， 说明结构具有较好的 整体稳定性。 3. 9 节点分析 主次桁架各杆件均采用相贯节点。根据受力不 利情况分别选取支座节点和主桁架跨中下弦节点进 行 ANSYS 有限元分析。分析时杆件选用 Solid45 单 元， 各杆件的连接示意图及节点应力如图 8 所示。 分析结果表明， 跨中节点处腹杆压应力最大值不超 过 － 70MPa， 支座节点处杆件最大应力值不超过 285 MPa， 满足设计要求。 4结论 1 标准展厅折板形屋盖造型独特， 采用空间 桁架的结构形式通常能较好地实现建筑的效果。展 厅屋盖主桁架倾斜布置， 在当地温差不大的情况下， 屋盖与支撑柱之间的连接可以采用构造上较为简单 的铰接形式。 2 标准展厅结构跨度大， 立面与屋面形状多 变， 风荷载是结构计算需要重点考虑的因素。本工 程风洞试验结果显示， 在屋盖的局部边角及悬挑部 位风荷载效应明显大于其他位置， 这在设计时应加 以重视。 3 考虑施工阶段温度作用以及当地雪荷载作 用等极限条件的结构验算是必要的， 确保结构在当 地极端自然条件下， 也处于安全的受力状态。 4 对于本工程屋盖体系， 结构以局部屈曲为 主， 可以确保屋盖整体稳定性。 参考文献 ［1］石家庄国际会展中心风荷载及风振研究报告［R］． 石家庄 石家庄铁道大学风工程研究中心，2012． ［2］GB 500092001 建筑结构荷载规范［S］． 2006 年版． 北京 中国建筑工业出版社， 2006． ［3］JGJ 72010 空间网格结构技术规程［S］． 北京 中国 建筑工业出版社， 2010． ［4］GB 500172003 钢结构设计规范［S］． 北京 中国计 划出版社， 2003． 上接第 48 页 ［2］范峰， 支旭东， 钱宏亮， 等． 廊坊市体育场罩棚钢结构 设计［C］/ /杭州 第七届全国现代结构工程学术研讨 会， 2007． ［3］沈磊， 陆余年． 拱桁架产生的水平推力下的基础设计 探讨［J］． 建筑结构， 2009， 39 S1 800- 802． ［4］GB 500092001 建筑结构荷载规范 ［S］． 2006 年版． 北京 中国建筑工业出版社， 2006． ［5］周岱， 舒新玲， 周笠人． 大跨空间结构风振响应及其 计算与试验方法［J］． 振动与冲击， 2002， 21 4 7- 11． 23