濟青高鐵青島紅島站鋼屋蓋結構設計

李當生， 趙忠華， 孫會郎， 朱 偉， 張傳超， 尹書輝， 戴承陽

(1 山東省建筑設計研究院有限公司， 濟南 250001； 2 杭州中聯筑境建筑設計有限公司， 杭州 310011)

1 工程概況

濟青高鐵青島紅島站站場規模為10臺20線，站房建筑面積7萬m2，地上4層，地下2層，屋脊標高45.893m，距地面高度51.893m。站房由下往上包括城市軌道交通層、城市通廊層、廣場層、承軌層、站臺層、高架候車層、旅服夾層。站房平面呈工字形，廣場層平面尺寸201m×390m，承軌層平面尺寸201m×230m，高架候車層平面尺寸220m×320m，鋼屋蓋平面尺寸262m×345m。站房采用了“海浪奔騰”的意象，設計理念為“夢中浪花、觀海聽濤”，完美契合青島濱海城市的氣質。南北兩側浪花造型包含兩朵大浪花、八朵小浪花。其中，大浪花高達60多m，堪為“驚濤巨浪”。站房現場整體鳥瞰圖、浪花造型局部建筑效果如圖1、圖2所示，站房建筑剖面圖及屋蓋平面布置圖參見文獻[1]。

圖1 站房現場整體鳥瞰圖

圖2 站房浪花造型效果圖

2 鋼屋蓋結構布置

為保證使用功能，整體不設縫，整個鋼屋蓋的中部采用倒三角空間管桁架，南北入口處浪花造型采用空間網格結構，二者之間通過一榀矩形過渡桁架連成一個整體。鋼屋蓋順軌向投影長度262m，垂直軌道方向投影長度345m，大于300m。結構為大跨度鋼屋蓋超限項目[2]。針對超限情況采取以下具體措施：結構的整體抗震性能目標采用C級，并且關鍵構件包括支承鋼屋蓋和浪花造型的框架柱、鋼屋蓋以及浪花造型采用的空間網格結構等的抗震性能目標為中震彈性、罕遇地震不屈服。支承浪花造型的框架柱采用鋼骨混凝土柱，其余均采用鋼管混凝土柱，空間管桁架與鋼管混凝土柱之間通過成品抗震鉸接球型鋼支座鉸接連接，浪花處空間網格結構與鋼骨混凝土柱之間采用剛接連接。典型鋼骨混凝土柱截面為□1 900×1 900, 鋼管混凝土柱截面為φ1 400×50。

鋼屋蓋的鋼桁架順軌道方向為5跨，相應跨度為49，37，65，37，49m，兩側各懸挑12.6m；垂直軌道方向為11跨，由北向南相應跨度為18，23.5，21.5，21.5，28.5，21.5×4，28.5，20.5m。順軌道方向除在柱頂設置主桁架外，每跨間根據跨度大小設置2～3道次桁架，垂直軌道方向除在柱頂設置主桁架外，在每處屋脊轉折處設置兩道次桁架，增強屋面剛度，同時在懸挑末端各布置一道封邊桁架。主、次桁架均采用倒三角管桁架，桁架高度3 500mm,懸挑端部封邊桁架高度886mm。鋼屋蓋結構模型示意如圖3所示。

圖3 鋼屋蓋結構模型

根據建筑造型要求，南北入口的浪花造型為9跨，結構布置上根據鋼屋蓋的范圍將浪花造型分為三個結構單元，中間部分與鋼屋蓋寬度相同，順軌道方向為5跨，跨度與鋼屋蓋相同，垂直軌道方向支撐柱共一跨，跨度為21.5m。東西兩側單獨浪花造型設縫同主體結構脫開，結構布置與中部小浪花造型基本相同。同主站房相連的浪花分叉柱分叉點標高約為15.1m，浪花造型最高點標高約為49.5m。鋼屋蓋中間部分、浪花造型部分以及二者之間結合部分如圖4～7所示。

圖4 鋼結構屋蓋主桁架剖面圖

圖5 南側浪花造型結構模型正投影圖

圖6 南側浪花造型俯視圖

3 設計參數

3.1 主要設計參數、材料及控制指標

站臺主體部分的抗震參數參見文獻[1]。抗震設防類別為重點設防類[3]，建筑結構安全等級為一級，結構重要性系數γ0=1.1。混凝土框架抗震等級為一級，鋼框架及鋼屋蓋抗震等級為三級。

混凝土強度等級：框架柱采用C55～C40，梁板采用C40；鋼材：鋼骨混凝土柱、鋼管混凝土柱以及鋼桁架等主要鋼材根據鋼板厚度不同采用Q345C，Q345GJC等鋼材。

高架候車層鋼桁架、屋面主桁架、浪花桿件應力比不大于0.85，其他鋼結構桿件一般不超過0.90。鋼結構屋蓋豎向變形撓跨比≤1/250。

3.2 恒荷載、活荷載及雪荷載

鋼屋蓋恒荷載取1.1kN/m2(含檁條、可能設置的設備、吊頂等)，活荷載取0.5kN/m2，活荷載取半跨活荷載與全跨均布荷載兩種情況。基本雪壓0.25 kN/m2(100年重現期)，積雪不均勻分布系數中間兩跨下凹處取2.0，其他區域取1.0，整體小于屋面活荷載，雪荷載不與屋面活荷載同時考慮，僅考慮屋面活荷載即可。樓面恒、活荷載按《建筑結構荷載規范》(GB 50009—2012)[4](簡稱荷載規范)取值。

3.3 風荷載

本工程鋼結構大屋蓋體型較為特殊，已超出荷載規范第8.3.1條的相關類型，因此委托浙江大學建筑工程學院進行了風洞試驗研究，并出具了《青島紅島站風洞試驗報告》。風荷載計算所采用風荷載標準值均由風洞試驗報告提供。

需要特別注意的是，根據風洞試驗結果，在與鋼屋蓋南北側浪花造型相鄰的兩朵浪尖部位，存在比較明顯的風吸力效應，在進行結構整體分析及外圍護結構設計時需要引起重視。南側浪花造型部分局部風壓較大，風荷載對部分桿件的內力影響較大，設計采用MIDAS/Gen軟件，輸入8個風向角(0°，45°，90°，135°，180°，225°，270°，315°)參與各工況組合。

3.4 溫度作用與地震作用

溫度作用具體參見文獻[1]。抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度為0.10g，設計地震分組為第二組，場地類別為Ⅱ類。水平地震作用計算采用考慮扭轉偶聯的振型分解反應譜法，豎向地震作用計算采用豎向振型分解反應譜法，并分別進行多遇地震作用下彈性時程補充分析。

考慮行波效應及局部場地效應的影響，在順軌向的端部選取一榀框架柱在多點輸入(地震波波速1 400m/s)與單點輸入進行構件內力對比，選取地震時程分析單工況下的Mymax(Y向最大彎矩)進行分析。圖8為選取的柱位置簡圖，表1為選取的柱的內力Mymax對比。

圖8 選取柱位置簡圖

由表1可知，多點輸入比單點輸入的內力值Mymax放大8%～25%，邊(角)柱的內力放大較多，較為顯著，越往中間部分影響趨于減小。分析認為，這是由于多點輸入的非同步性增大結構的扭轉效應，對邊跨單柱的內力影響較為明顯。

表1

設計時考慮行波效應的影響[5]，最終結構短邊兩跨范圍內結構構件的水平地震反應按放大1.15倍考慮。

4 結構靜力及多遇地震作用分析

結構采用YJK和MIDAS/Gen兩種軟件進行分析計算。對比結果表明，計算結果相近，說明計算結果合理有效。所以后續以YJK軟件計算結果進行分析。

4.1 模態分析

模態分析的主要結果見表2。由表2可知，第1階振型為鋼屋蓋Y向平動，第2階振型為鋼屋蓋X向平動，第3階振型為鋼屋蓋Y向平動，第4階振型為鋼屋蓋扭轉，鋼結構屋蓋扭轉周期與第一平動周期的比值為0.93/1.11=0.84。第7階振型為主體結構X向平動+鋼屋蓋豎向振動，第11階振型為主體結構扭轉+鋼屋蓋豎向振動，主體結構扭轉周期與第一平動周期之比為0.66/0.83=0.80，滿足規范[6-7]要求。結構計算振型數取180，X，Y向有效質量參與系數均大于99%，X，Y向底層剪重比分別為4.77%，4.45%，均滿足規范[6-7]要求。結構的第1，2，3，4，7，11階振型如圖9所示。

圖9 結構主要振型示意

模態計算結果 表2

4.2 變形分析

鋼屋蓋中間部分豎向撓度131mm，撓跨比1/496；鋼屋蓋懸挑端，豎向撓度向上102mm，撓跨比1/123，豎向撓度向下3mm；浪花造型部分豎向撓度36mm，撓跨比1/1 527。

鋼結構屋蓋懸挑端部由于相鄰跨跨度較大造成懸挑端變形主要以向上為主，不影響正常使用。其他變形均滿足要求[8]。

4.3 溫度作用影響分析

由于整體結構超長較多，鋼結構屋蓋達到了345m。為了相對準確地了解溫度作用對結構受力的影響，分析了恒荷載和溫度作用單工況對屋蓋桁架受力的影響，圖10為選取的典型順軌向屋面跨中下弦桿及支座斜腹桿桿件內力分布圖。分析鋼屋蓋的不同部位桿件的內力分布圖得到如下結論：對桿件內力影響最大的工況為恒荷載及溫度作用；升溫工況時桿件以受壓為主，降溫工況時桿件以受拉為主；通過對典型桁架的受力分析可知，溫度作用對垂直軌道方向高架候車層桁架影響最大，對鋼屋蓋桁架及浪花造型部分影響相對較小；對同一榀桁架，溫度對弦桿的影響要大于對腹桿的影響。圖11為選取的典型構件(高架車道處支承鋼屋蓋的鋼管混凝土穿層柱)的各種典型工況的內力分析圖，可見由溫度作用引起的荷載效應僅次于由恒荷載產生的荷載效應。同時由于該穿層柱高度較高，長細比較大，而結構和構件的穩定問題是一個整體性問題，框架柱、樓(屋)蓋之間相互支承、互相約束，單一構件的穩定受到其他構件的約束作用，所以該穿層柱的計算長度系數應根據結構的整體屈曲穩定分析確定。本工程通過在整體模型中對該穿層柱進行線性屈曲穩定分析，然后采用歐拉臨界荷載公式反推計算得到該構件的計算長度系數。按此分析方法求得該穿層柱計算長度系數為0.73，長細比及應力比均滿足要求[9]。

圖10 鋼結構屋蓋典型桿件內力分布圖

圖11 高架車道處支承鋼屋蓋的鋼管混凝土穿層柱單工況鋼管柱彎矩圖/(kN·m)

本工程鋼屋蓋與下部鋼管混凝土柱的連接節點均設計為鉸接點，設計策略主要是通過“抗”的方式抵抗溫度作用，具體體現為溫度作用參與整體結構分析及荷載組合并且嚴格控制構件應力比。

5 專項分析

5.1 鋼屋蓋極端荷載分析

由于鋼屋蓋為下凹造型，下凹處容易積水、積雪，故考慮極端積水、積雪情況，以保證結構在極端天氣條件下不至于發生破壞。由于荷載規范對局部積水積雪的深度沒有特別規定，本工程分析時積水按最深處2m，向兩側逐漸減小為零；同理，積雪按最厚處3m，其余位置按0.4m考慮，積雪容重按130kg/m3。積水積雪分布情況見圖12所示。

圖12 積水及積雪荷載示意圖

計算時不考慮地震作用、風荷載，積水荷載組合考慮1.0恒荷載+1.0積水荷載的標準組合；積雪荷載組合考慮1.0恒荷載+1.0積雪荷載、1.0恒荷載+1.0積雪荷載+0.6降溫、1.0恒荷載+1.0降溫+0.7積雪荷載三種標準組合，考慮半跨布置及全跨布置兩種工況；材料均采用標準值。

僅考慮中部倒三角空間管桁架區域，采用3D3S軟件進行計算分析，分析結果表明：在極端積水情況下倒三角空間管桁架最大應力比為0.70，承載力仍有較大富余；豎向撓度最大值出現在邊跨跨中，為123.2mm，撓跨比為1/398，接近撓度限值。在極端積雪下倒三角空間管桁架最大應力比出現在柱頂下弦位置，應力比為0.426，承載力仍有較大富余；豎向撓度最大值出現在邊跨跨中，為87.6mm，撓跨比為1/559，滿足撓度限值要求。

5.2 鋼屋蓋穩定性分析

結合本工程的具體情況，采用MIDAS/Gen軟件進行了鋼結構屋蓋的特征值屈曲分析和幾何非線性屈曲穩定分析。

(1)特征值屈曲分析。結構在1.0恒荷載+1.0活荷載作用下，前10階屈曲模態因子為89.8，97.0，97.4，97.8，98.1，98.5，107.0，112.0，112.0，115.5。第1階為主浪花造型和次浪花造型波谷處結構局部屈曲；第2～5階發生在浪花造型與倒三角空間管桁架結合部，也是結構局部屈曲；第6～10階為中部倒三角空間管桁架區域結構的局部屈曲。

(2)幾何非線性屈曲穩定分析。考慮初始幾何缺陷，缺陷最大計算值按跨度的1/300取值,鋼結構屋蓋的最大跨度為65m，初始缺陷取0.217m。按線性屈曲穩定分析的第1，5階模態考慮初始缺陷后更新模型，重新進行非線性屈曲穩定分析。兩種情況的荷載系數-位移曲線，在達到設定的目標位移值時荷載系數值分別為19.5，16.4，均遠大于規范限值4.2，滿足設計要求[10]。

5.3 典型節點有限元分析

節點的承載力和安全度是整個工程結構設計的又一關鍵。其中，鋼屋蓋倒三角空間管桁架中支座的示意圖如圖13所示。浪花造型處鋼結構節點復雜，故選取了浪花造型處的2處不同的節點進行了有限元模擬分析，如圖14所示。

圖13 管桁架支座示意

圖14 節點位置示意

節點有限元分析采用SAP2000 軟件，鋼板采用Shell(薄殼)單元進行模擬,進行了三種組合(1.2恒荷載+1.4活荷載、1.2重力荷載代表值+1.3小震、1.0重力荷載代表值+1.0罕遇地震)下的節點應力分析。分析結果表明，兩個節點在各組合下應力普遍較低，部分桿件交匯處應力較高，但均小于300MPa，均處于彈性狀態。其中，節點一、節點二在1.0重力荷載代表值+1.0罕遇地震組合作用下的應力云圖如圖15,16所示。

圖15 節點一應力云示意圖

圖16 節點二應力云示意圖

6 罕遇地震動力彈塑性分析

本工程為復雜空間結構，通過彈塑性分析，研究結構關鍵部位、關鍵構件的變形形態和破壞情況，論證結構整體在罕遇地震作用下的抗震性能，尋找結構的薄弱部位，并根據以上結果，對結構進行有效加強。

本工程動力彈塑性分析采用YJK軟件的動力彈塑性模塊進行分析。在構建彈塑性分析模型的過程中，采用的方法及假定如下：

(1) 模型的幾何信息：將所有地下室構件的節點自由度全部嵌固，基底取地下室頂板(即彈性計算模型第3層底部)；考慮施工模擬次序逐層加載形成初始應力狀態；結構樓板及剪力墻均采用細分網格。

(2) 模型的材料參數：材料強度及應力-應變關系參照《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)(2015版)規定，鋼筋、鋼材及混凝土強度均取標準值。

(3) 樓板模擬：采用彈性樓板(殼單元模擬)假定，并按照實際輸入樓板厚度。

(4) 結構質量分布模擬：與彈性設計模型一致，直接將質量及荷載計入相應構件中。

(5) 結構阻尼：采用經典的瑞利阻尼，阻尼矩陣[C]由質量矩陣[M]和剛度矩陣[K]疊加組合而成，阻尼矩陣在整個求解過程中保持恒定不變，[C]=α[M]+β[K]，其中α，β為常數。

分析時采用纖維梁單元模擬混凝土梁、柱、斜桿和型鋼梁以及由鋼筋等效而成的箱梁等構件，采用平板殼單元模擬鋼筋混凝土墻、樓板等。典型部位損傷云圖如圖17,18所示。

圖17 南側浪花造型損傷示意云圖

圖18 鋼屋蓋損傷示意云圖

由圖17,18可知：鋼屋蓋桁架在平面中部區域上下弦桿及斜腹桿僅出現不同程度的輕微損傷，浪花交叉柱頂位置分肢腹桿輕微損傷，支承浪花造型的框架柱柱底出現輕微損傷，東西兩側穿層柱柱頂范圍內出現輕微損傷。表明鋼屋蓋桁架、浪花造型網格結構以及支承柱等關鍵構件在罕遇地震作用下基本為彈性狀態。

7 防連續倒塌分析

根據《建筑結構抗倒塌設計規范》(CECS 392∶2014)規定進行了抗連續倒塌分析。根據鋼屋蓋結構特點，考慮以下三種破壞情形：主浪花造型一根支承柱拆除；高架候車層中部一根支撐柱拆除；高架行車道處一根支撐柱拆除。拆除目標構件后采用靜力分析的方法對其進行抗連續倒塌分析，考慮動力放大系數靜力荷載取原設計荷載的1.5倍。分析中荷載效應組合為1.0恒荷載+0.4活荷載+0.2風荷載。構件截面承載力計算時，混凝土強度取標準值；鋼材強度、正截面承載力驗算時取標準值的1.25倍，受剪承載力驗算時取標準值。各支承柱拆除后結構的變形示意圖如圖19～21所示。

圖19 主浪花造型一根支承柱拆除后結構變形圖/mm

圖20 高架候車層中部一根支撐柱拆除后結構變形圖/mm

圖21 高架行車道處一根支承柱拆除后結構變形圖/mm

主浪花一根支承柱拆除：浪花部分整體變形大，破壞較為嚴重，發生較為嚴重的局部倒塌，但結構其他部位整體未發生連續倒塌，表明浪花部分冗余度偏低，應盡可能加強此處支承柱的承載力，增強其抵御偶然荷載作用的能力。

高架候車層中部一根支承柱拆除：鋼屋蓋整體變形較小，最大豎向變形量87.2mm，僅局部屋蓋發生破壞，但結構未發生局部倒塌破壞，表明此處結構冗余度較高，有較強的抗倒塌能力。

高架行車道處一根支承柱拆除：鋼屋蓋在拆除柱的受荷范圍內變形較大，最大豎向變形量126.1mm，局部屋蓋發生破壞，但結構未發生局部倒塌破壞，表明此處結構冗余度較高，有較強的抗倒塌能力。

綜上所述，鋼屋蓋在假定的三處典型部位拆除豎向構件后并未發生連續倒塌，表明在指定的關鍵構件失效后，剩余的構件還能夠承擔規定的豎向荷載及水平荷載。鋼屋蓋整體具有較高的冗余度，具有良好的抗連續倒塌能力。

8 結論

1)鋼屋蓋的靜力性能以及豎向變形均滿足規范要求；2)鋼屋蓋在極端積水、積雪荷載下承載力仍有較大富余，變形也能滿足要求；3)鋼屋蓋的特殊造型造成南北浪花處風壓分布較復雜，相鄰兩朵浪尖的相互干擾會造成局部湍流對構件內力產生比較大的影響；4)關鍵節點在大震下處于彈性狀態；5)鋼屋蓋桁架、浪花造型網格結構以及支承柱等關鍵構件在罕遇地震作用下基本為彈性狀態；6)鋼屋蓋具有具有良好的抗連續倒塌能力。