济青高铁青岛红岛站钢屋盖结构设计

李当生， 赵忠华， 孙会郎， 朱 伟， 张传超， 尹书辉， 戴承阳

(1 山东省建筑设计研究院有限公司， 济南 250001； 2 杭州中联筑境建筑设计有限公司， 杭州 310011)

1 工程概况

济青高铁青岛红岛站站场规模为10台20线，站房建筑面积7万m2，地上4层，地下2层，屋脊标高45.893m，距地面高度51.893m。站房由下往上包括城市轨道交通层、城市通廊层、广场层、承轨层、站台层、高架候车层、旅服夹层。站房平面呈工字形，广场层平面尺寸201m×390m，承轨层平面尺寸201m×230m，高架候车层平面尺寸220m×320m，钢屋盖平面尺寸262m×345m。站房采用了“海浪奔腾”的意象，设计理念为“梦中浪花、观海听涛”，完美契合青岛滨海城市的气质。南北两侧浪花造型包含两朵大浪花、八朵小浪花。其中，大浪花高达60多m，堪为“惊涛巨浪”。站房现场整体鸟瞰图、浪花造型局部建筑效果如图1、图2所示，站房建筑剖面图及屋盖平面布置图参见文献[1]。

图1 站房现场整体鸟瞰图

图2 站房浪花造型效果图

2 钢屋盖结构布置

为保证使用功能，整体不设缝，整个钢屋盖的中部采用倒三角空间管桁架，南北入口处浪花造型采用空间网格结构，二者之间通过一榀矩形过渡桁架连成一个整体。钢屋盖顺轨向投影长度262m，垂直轨道方向投影长度345m，大于300m。结构为大跨度钢屋盖超限项目[2]。针对超限情况采取以下具体措施：结构的整体抗震性能目标采用C级，并且关键构件包括支承钢屋盖和浪花造型的框架柱、钢屋盖以及浪花造型采用的空间网格结构等的抗震性能目标为中震弹性、罕遇地震不屈服。支承浪花造型的框架柱采用钢骨混凝土柱，其余均采用钢管混凝土柱，空间管桁架与钢管混凝土柱之间通过成品抗震铰接球型钢支座铰接连接，浪花处空间网格结构与钢骨混凝土柱之间采用刚接连接。典型钢骨混凝土柱截面为□1 900×1 900, 钢管混凝土柱截面为φ1 400×50。

钢屋盖的钢桁架顺轨道方向为5跨，相应跨度为49，37，65，37，49m，两侧各悬挑12.6m；垂直轨道方向为11跨，由北向南相应跨度为18，23.5，21.5，21.5，28.5，21.5×4，28.5，20.5m。顺轨道方向除在柱顶设置主桁架外，每跨间根据跨度大小设置2～3道次桁架，垂直轨道方向除在柱顶设置主桁架外，在每处屋脊转折处设置两道次桁架，增强屋面刚度，同时在悬挑末端各布置一道封边桁架。主、次桁架均采用倒三角管桁架，桁架高度3 500mm,悬挑端部封边桁架高度886mm。钢屋盖结构模型示意如图3所示。

图3 钢屋盖结构模型

根据建筑造型要求，南北入口的浪花造型为9跨，结构布置上根据钢屋盖的范围将浪花造型分为三个结构单元，中间部分与钢屋盖宽度相同，顺轨道方向为5跨，跨度与钢屋盖相同，垂直轨道方向支撑柱共一跨，跨度为21.5m。东西两侧单独浪花造型设缝同主体结构脱开，结构布置与中部小浪花造型基本相同。同主站房相连的浪花分叉柱分叉点标高约为15.1m，浪花造型最高点标高约为49.5m。钢屋盖中间部分、浪花造型部分以及二者之间结合部分如图4～7所示。

图4 钢结构屋盖主桁架剖面图

图5 南侧浪花造型结构模型正投影图

图6 南侧浪花造型俯视图

3 设计参数

3.1 主要设计参数、材料及控制指标

站台主体部分的抗震参数参见文献[1]。抗震设防类别为重点设防类[3]，建筑结构安全等级为一级，结构重要性系数γ0=1.1。混凝土框架抗震等级为一级，钢框架及钢屋盖抗震等级为三级。

混凝土强度等级：框架柱采用C55～C40，梁板采用C40；钢材：钢骨混凝土柱、钢管混凝土柱以及钢桁架等主要钢材根据钢板厚度不同采用Q345C，Q345GJC等钢材。

高架候车层钢桁架、屋面主桁架、浪花杆件应力比不大于0.85，其他钢结构杆件一般不超过0.90。钢结构屋盖竖向变形挠跨比≤1/250。

3.2 恒荷载、活荷载及雪荷载

钢屋盖恒荷载取1.1kN/m2(含檩条、可能设置的设备、吊顶等)，活荷载取0.5kN/m2，活荷载取半跨活荷载与全跨均布荷载两种情况。基本雪压0.25 kN/m2(100年重现期)，积雪不均匀分布系数中间两跨下凹处取2.0，其他区域取1.0，整体小于屋面活荷载，雪荷载不与屋面活荷载同时考虑，仅考虑屋面活荷载即可。楼面恒、活荷载按《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2012)[4](简称荷载规范)取值。

3.3 风荷载

本工程钢结构大屋盖体型较为特殊，已超出荷载规范第8.3.1条的相关类型，因此委托浙江大学建筑工程学院进行了风洞试验研究，并出具了《青岛红岛站风洞试验报告》。风荷载计算所采用风荷载标准值均由风洞试验报告提供。

需要特别注意的是，根据风洞试验结果，在与钢屋盖南北侧浪花造型相邻的两朵浪尖部位，存在比较明显的风吸力效应，在进行结构整体分析及外围护结构设计时需要引起重视。南侧浪花造型部分局部风压较大，风荷载对部分杆件的内力影响较大，设计采用MIDAS/Gen软件，输入8个风向角(0°，45°，90°，135°，180°，225°，270°，315°)参与各工况组合。

3.4 温度作用与地震作用

温度作用具体参见文献[1]。抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度为0.10g，设计地震分组为第二组，场地类别为Ⅱ类。水平地震作用计算采用考虑扭转偶联的振型分解反应谱法，竖向地震作用计算采用竖向振型分解反应谱法，并分别进行多遇地震作用下弹性时程补充分析。

考虑行波效应及局部场地效应的影响，在顺轨向的端部选取一榀框架柱在多点输入(地震波波速1 400m/s)与单点输入进行构件内力对比，选取地震时程分析单工况下的Mymax(Y向最大弯矩)进行分析。图8为选取的柱位置简图，表1为选取的柱的内力Mymax对比。

图8 选取柱位置简图

由表1可知，多点输入比单点输入的内力值Mymax放大8%～25%，边(角)柱的内力放大较多，较为显著，越往中间部分影响趋于减小。分析认为，这是由于多点输入的非同步性增大结构的扭转效应，对边跨单柱的内力影响较为明显。

表1

设计时考虑行波效应的影响[5]，最终结构短边两跨范围内结构构件的水平地震反应按放大1.15倍考虑。

4 结构静力及多遇地震作用分析

结构采用YJK和MIDAS/Gen两种软件进行分析计算。对比结果表明，计算结果相近，说明计算结果合理有效。所以后续以YJK软件计算结果进行分析。

4.1 模态分析

模态分析的主要结果见表2。由表2可知，第1阶振型为钢屋盖Y向平动，第2阶振型为钢屋盖X向平动，第3阶振型为钢屋盖Y向平动，第4阶振型为钢屋盖扭转，钢结构屋盖扭转周期与第一平动周期的比值为0.93/1.11=0.84。第7阶振型为主体结构X向平动+钢屋盖竖向振动，第11阶振型为主体结构扭转+钢屋盖竖向振动，主体结构扭转周期与第一平动周期之比为0.66/0.83=0.80，满足规范[6-7]要求。结构计算振型数取180，X，Y向有效质量参与系数均大于99%，X，Y向底层剪重比分别为4.77%，4.45%，均满足规范[6-7]要求。结构的第1，2，3，4，7，11阶振型如图9所示。

图9 结构主要振型示意

模态计算结果 表2

4.2 变形分析

钢屋盖中间部分竖向挠度131mm，挠跨比1/496；钢屋盖悬挑端，竖向挠度向上102mm，挠跨比1/123，竖向挠度向下3mm；浪花造型部分竖向挠度36mm，挠跨比1/1 527。

钢结构屋盖悬挑端部由于相邻跨跨度较大造成悬挑端变形主要以向上为主，不影响正常使用。其他变形均满足要求[8]。

4.3 温度作用影响分析

由于整体结构超长较多，钢结构屋盖达到了345m。为了相对准确地了解温度作用对结构受力的影响，分析了恒荷载和温度作用单工况对屋盖桁架受力的影响，图10为选取的典型顺轨向屋面跨中下弦杆及支座斜腹杆杆件内力分布图。分析钢屋盖的不同部位杆件的内力分布图得到如下结论：对杆件内力影响最大的工况为恒荷载及温度作用；升温工况时杆件以受压为主，降温工况时杆件以受拉为主；通过对典型桁架的受力分析可知，温度作用对垂直轨道方向高架候车层桁架影响最大，对钢屋盖桁架及浪花造型部分影响相对较小；对同一榀桁架，温度对弦杆的影响要大于对腹杆的影响。图11为选取的典型构件(高架车道处支承钢屋盖的钢管混凝土穿层柱)的各种典型工况的内力分析图，可见由温度作用引起的荷载效应仅次于由恒荷载产生的荷载效应。同时由于该穿层柱高度较高，长细比较大，而结构和构件的稳定问题是一个整体性问题，框架柱、楼(屋)盖之间相互支承、互相约束，单一构件的稳定受到其他构件的约束作用，所以该穿层柱的计算长度系数应根据结构的整体屈曲稳定分析确定。本工程通过在整体模型中对该穿层柱进行线性屈曲稳定分析，然后采用欧拉临界荷载公式反推计算得到该构件的计算长度系数。按此分析方法求得该穿层柱计算长度系数为0.73，长细比及应力比均满足要求[9]。

图10 钢结构屋盖典型杆件内力分布图

图11 高架车道处支承钢屋盖的钢管混凝土穿层柱单工况钢管柱弯矩图/(kN·m)

本工程钢屋盖与下部钢管混凝土柱的连接节点均设计为铰接点，设计策略主要是通过“抗”的方式抵抗温度作用，具体体现为温度作用参与整体结构分析及荷载组合并且严格控制构件应力比。

5 专项分析

5.1 钢屋盖极端荷载分析

由于钢屋盖为下凹造型，下凹处容易积水、积雪，故考虑极端积水、积雪情况，以保证结构在极端天气条件下不至于发生破坏。由于荷载规范对局部积水积雪的深度没有特别规定，本工程分析时积水按最深处2m，向两侧逐渐减小为零；同理，积雪按最厚处3m，其余位置按0.4m考虑，积雪容重按130kg/m3。积水积雪分布情况见图12所示。

图12 积水及积雪荷载示意图

计算时不考虑地震作用、风荷载，积水荷载组合考虑1.0恒荷载+1.0积水荷载的标准组合；积雪荷载组合考虑1.0恒荷载+1.0积雪荷载、1.0恒荷载+1.0积雪荷载+0.6降温、1.0恒荷载+1.0降温+0.7积雪荷载三种标准组合，考虑半跨布置及全跨布置两种工况；材料均采用标准值。

仅考虑中部倒三角空间管桁架区域，采用3D3S软件进行计算分析，分析结果表明：在极端积水情况下倒三角空间管桁架最大应力比为0.70，承载力仍有较大富余；竖向挠度最大值出现在边跨跨中，为123.2mm，挠跨比为1/398，接近挠度限值。在极端积雪下倒三角空间管桁架最大应力比出现在柱顶下弦位置，应力比为0.426，承载力仍有较大富余；竖向挠度最大值出现在边跨跨中，为87.6mm，挠跨比为1/559，满足挠度限值要求。

5.2 钢屋盖稳定性分析

结合本工程的具体情况，采用MIDAS/Gen软件进行了钢结构屋盖的特征值屈曲分析和几何非线性屈曲稳定分析。

(1)特征值屈曲分析。结构在1.0恒荷载+1.0活荷载作用下，前10阶屈曲模态因子为89.8，97.0，97.4，97.8，98.1，98.5，107.0，112.0，112.0，115.5。第1阶为主浪花造型和次浪花造型波谷处结构局部屈曲；第2～5阶发生在浪花造型与倒三角空间管桁架结合部，也是结构局部屈曲；第6～10阶为中部倒三角空间管桁架区域结构的局部屈曲。

(2)几何非线性屈曲稳定分析。考虑初始几何缺陷，缺陷最大计算值按跨度的1/300取值,钢结构屋盖的最大跨度为65m，初始缺陷取0.217m。按线性屈曲稳定分析的第1，5阶模态考虑初始缺陷后更新模型，重新进行非线性屈曲稳定分析。两种情况的荷载系数-位移曲线，在达到设定的目标位移值时荷载系数值分别为19.5，16.4，均远大于规范限值4.2，满足设计要求[10]。

5.3 典型节点有限元分析

节点的承载力和安全度是整个工程结构设计的又一关键。其中，钢屋盖倒三角空间管桁架中支座的示意图如图13所示。浪花造型处钢结构节点复杂，故选取了浪花造型处的2处不同的节点进行了有限元模拟分析，如图14所示。

图13 管桁架支座示意

图14 节点位置示意

节点有限元分析采用SAP2000 软件，钢板采用Shell(薄壳)单元进行模拟,进行了三种组合(1.2恒荷载+1.4活荷载、1.2重力荷载代表值+1.3小震、1.0重力荷载代表值+1.0罕遇地震)下的节点应力分析。分析结果表明，两个节点在各组合下应力普遍较低，部分杆件交汇处应力较高，但均小于300MPa，均处于弹性状态。其中，节点一、节点二在1.0重力荷载代表值+1.0罕遇地震组合作用下的应力云图如图15,16所示。

图15 节点一应力云示意图

图16 节点二应力云示意图

6 罕遇地震动力弹塑性分析

本工程为复杂空间结构，通过弹塑性分析，研究结构关键部位、关键构件的变形形态和破坏情况，论证结构整体在罕遇地震作用下的抗震性能，寻找结构的薄弱部位，并根据以上结果，对结构进行有效加强。

本工程动力弹塑性分析采用YJK软件的动力弹塑性模块进行分析。在构建弹塑性分析模型的过程中，采用的方法及假定如下：

(1) 模型的几何信息：将所有地下室构件的节点自由度全部嵌固，基底取地下室顶板(即弹性计算模型第3层底部)；考虑施工模拟次序逐层加载形成初始应力状态；结构楼板及剪力墙均采用细分网格。

(2) 模型的材料参数：材料强度及应力-应变关系参照《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)(2015版)规定，钢筋、钢材及混凝土强度均取标准值。

(3) 楼板模拟：采用弹性楼板(壳单元模拟)假定，并按照实际输入楼板厚度。

(4) 结构质量分布模拟：与弹性设计模型一致，直接将质量及荷载计入相应构件中。

(5) 结构阻尼：采用经典的瑞利阻尼，阻尼矩阵[C]由质量矩阵[M]和刚度矩阵[K]叠加组合而成，阻尼矩阵在整个求解过程中保持恒定不变，[C]=α[M]+β[K]，其中α，β为常数。

分析时采用纤维梁单元模拟混凝土梁、柱、斜杆和型钢梁以及由钢筋等效而成的箱梁等构件，采用平板壳单元模拟钢筋混凝土墙、楼板等。典型部位损伤云图如图17,18所示。

图17 南侧浪花造型损伤示意云图

图18 钢屋盖损伤示意云图

由图17,18可知：钢屋盖桁架在平面中部区域上下弦杆及斜腹杆仅出现不同程度的轻微损伤，浪花交叉柱顶位置分肢腹杆轻微损伤，支承浪花造型的框架柱柱底出现轻微损伤，东西两侧穿层柱柱顶范围内出现轻微损伤。表明钢屋盖桁架、浪花造型网格结构以及支承柱等关键构件在罕遇地震作用下基本为弹性状态。

7 防连续倒塌分析

根据《建筑结构抗倒塌设计规范》(CECS 392∶2014)规定进行了抗连续倒塌分析。根据钢屋盖结构特点，考虑以下三种破坏情形：主浪花造型一根支承柱拆除；高架候车层中部一根支撑柱拆除；高架行车道处一根支撑柱拆除。拆除目标构件后采用静力分析的方法对其进行抗连续倒塌分析，考虑动力放大系数静力荷载取原设计荷载的1.5倍。分析中荷载效应组合为1.0恒荷载+0.4活荷载+0.2风荷载。构件截面承载力计算时，混凝土强度取标准值；钢材强度、正截面承载力验算时取标准值的1.25倍，受剪承载力验算时取标准值。各支承柱拆除后结构的变形示意图如图19～21所示。

图19 主浪花造型一根支承柱拆除后结构变形图/mm

图20 高架候车层中部一根支撑柱拆除后结构变形图/mm

图21 高架行车道处一根支承柱拆除后结构变形图/mm

主浪花一根支承柱拆除：浪花部分整体变形大，破坏较为严重，发生较为严重的局部倒塌，但结构其他部位整体未发生连续倒塌，表明浪花部分冗余度偏低，应尽可能加强此处支承柱的承载力，增强其抵御偶然荷载作用的能力。

高架候车层中部一根支承柱拆除：钢屋盖整体变形较小，最大竖向变形量87.2mm，仅局部屋盖发生破坏，但结构未发生局部倒塌破坏，表明此处结构冗余度较高，有较强的抗倒塌能力。

高架行车道处一根支承柱拆除：钢屋盖在拆除柱的受荷范围内变形较大，最大竖向变形量126.1mm，局部屋盖发生破坏，但结构未发生局部倒塌破坏，表明此处结构冗余度较高，有较强的抗倒塌能力。

综上所述，钢屋盖在假定的三处典型部位拆除竖向构件后并未发生连续倒塌，表明在指定的关键构件失效后，剩余的构件还能够承担规定的竖向荷载及水平荷载。钢屋盖整体具有较高的冗余度，具有良好的抗连续倒塌能力。

8 结论

1)钢屋盖的静力性能以及竖向变形均满足规范要求；2)钢屋盖在极端积水、积雪荷载下承载力仍有较大富余，变形也能满足要求；3)钢屋盖的特殊造型造成南北浪花处风压分布较复杂，相邻两朵浪尖的相互干扰会造成局部湍流对构件内力产生比较大的影响；4)关键节点在大震下处于弹性状态；5)钢屋盖桁架、浪花造型网格结构以及支承柱等关键构件在罕遇地震作用下基本为弹性状态；6)钢屋盖具有具有良好的抗连续倒塌能力。