某高架车站站房超长屋盖的性能化分析

陆德龙，孙文波，2

（1、华南理工大学建筑设计研究院有限公司 广州510641；2、华南理工大学土木与交通学院 广州510641）

以往超长结构一般出现在桥梁结构中，但是随着科学技术的发展以及建筑美学的追求，近年来，越来越多的超长屋盖结构出现在大型体育场馆、机场航站楼建筑、大型车站站房等建筑场所中。地震行波效应对这种超长结构会有一定的影响，因此行波效应成为这些超长结构必须考虑的设计因素［1-4］。

同时，对于大跨度公共建筑，地震作用可能会对其产生一定程度影响。对于超长屋盖复杂结构，不仅要进行地震行波效应的影响分析，还需要对其抗震性能进行系统的专门研究和专项论证［5］。本文以某高架车站站房屋盖为例，对超限设计中涉及到的抗震性能方面进行系统阐述。

1 工程概况

某高架车站站房位于广州市白云区，站房总建筑面积约14.3万m2，地下2层，地上4层，建筑总高度37 m（屋盖最高点）。本车站站房功能和流线复杂，-7.2 m为出站夹层；±0.000 m 为承轨层及站台层；4.7 m 为站台层夹层；10.0 m为高架候车层；16.5 m为商业的高架夹层。16.5 m 以上为整片不分缝的屋盖，屋盖南北向长412 m，东西向宽252 m。车站整体结构和屋盖结构计算模型三维视图如图1所示。

图1 整体结构及屋盖结构三维视图Fig.1 3D View of Integral and Roof Structural Calculation Model

本工程存在以下几个不规则项：下部结构扭转不规则、局部楼板不连续、局部结构转换；由于建筑效果要求不设缝，屋盖部分的结构尺度很大，存在超长超限情况。按照《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》［6］要求，针对结构的不规则情况和屋盖的超长情况，设计应采用结构抗震性能设计方法进行分析和论证。本文仅针对屋盖结构抗震性能方面的分析进行论述。

本工程抗震设防烈度为7度，50年设计基准期内水平地震影响系数最大值为0.08，Ⅱ类场地反应谱特征周期值为0.35 s，设计基本地震加速度值为0.10g，设计地震分组为第一组。屋盖钢结构部分设计使用年限为50年，建筑结构安全等级为一级，结构重要性系数r0=1.1。

2 屋盖结构体系与荷载情况

2.1 屋盖结构布置

站房钢结构屋盖的内部由直径为1.6 m 的钢管柱支承。南北向最大柱距28.5 m，东西向最大柱距64.0 m，结合屋面的几何形态、采光要求以及下部支承结构布置，站房屋盖主体结构分为中间屋盖结构、“波浪”造型结构、光谷“花瓣”造型结构3个部分，如图2所示。

图2 屋盖结构组成Fig.2 Roof Structure Composition

屋盖主体结构构成如下。①柱网布置：站房东西向布置6 列钢结构支承柱，柱距分别为40.0 m、40.0 m、64.0 m、40.0 m、40.0 m；站房南北向典型柱距22.0 m、23.0 m、28.0 m、28.5 m。②中间屋盖主体结构：采用钢结构桁架+网架结构组合形式，桁架截面为2.0 m×3.6 m，网架与桁架等高取为3.6 m。③“波浪”造型结构：南北侧“波浪”造型采用横向主桁架+网架结构组合结构形式，横向主桁架最大跨度为40.0 m，桁架截面取为2.0 m×3.0 m，网架与桁架等高取为3.0 m。④光谷“花瓣”造型结构：东西侧光谷“花瓣”造型采用悬挑曲线形钢梁+水平拉杆+拱组合结构形式，为实现建筑效果，“花瓣”采用焊接箱形实腹钢梁，并结合花瓣造型及受力特点变化截面高度，梁根部截面尺寸为0.4 m×1.5 m，最大截面为0.4 m×2.8 m；拉杆结构采用焊接箱形实腹钢梁，截面取为0.4 m×1.0 m；拱结构采用焊接箱形实腹钢梁，截面取为0.4 m×1.0 m。

2.2 风荷载及温度作用

地面粗糙度为B 类，基本风压W0当n=50 年时取0.5 kN/m2，当n=100年时取0.6 kN/m2。

根据《建筑结构荷载规范：GB 50009—2012》［7］规定，广州地区基本气温最低6 ℃，最高36 ℃，年平均气温21 ℃。合拢温度取16～26 ℃。升温时取30 ℃，降温时取-30 ℃；其中，光谷部分为玻璃屋面，钢结构考虑太阳辐射，参考文献［7］9.3.2条的条文说明，考虑表面温度增加11 ℃，升温为30+11=41 ℃。

3 抗震性能目标

根据《高层建筑混凝土结构设计规程：JGJ 3—2010》［8］第3.11 条，本工程结构整体的抗震性能目标设定为C 级。屋盖结构各构件的性能目标如表1 所示。其中，关键构件包括中间屋盖主体结构的横向主桁架，“波浪”造型结构的横向主桁架和光谷“花瓣造型结构”，如图3⒜所示。一般构件为“关键构件”范畴以外的钢桁架和网架，如图3⒝所示。

表1 屋盖结构性能目标（设计基准期为50年）Tab.1 Roof Structure Performance Target（Design Base Period 50 Years）

图3 屋盖构件Fig.3 Components of Roof

4 小震弹性时程分析

根据《高层建筑混凝土结构技术规程（广东省标准）：DBJ 15-92—2013》4.3.4条和《建筑抗震设计规范（2016年版）：GB 50011—2010》［9］第10.2.10条规定，本工程采用弹性时程分析法进行小震阶段的补充分析。本工程屋盖部分采用2 条天然波和1 条人工波，进行包络设计。其中，天然波分别为Livermore-01（天然波1）、Whittier Narrows-01（天然波2），人工波为RH1TG040（人工波）。地震波峰值加速度根据设计使用年限50年调整为35 cm/s2。2个分量峰值加速度比值为主方向∶次方向=1.0∶0.85，阻尼比取0.03。主要计算结果如表2和表3 所示，考察屋盖有代表性的柱子（见图4）的层间位移角，结果如表4所示。

以上计算结果表明：①多遇地震时，根据3条地震波的时程包络值进行设计，最大包络值与反应谱法的比值为133.32%；则采用振型分解反应谱法放大1.33 倍计算结果为设计依据。②在多遇地震时程作用下，四角的柱位移角一致性不是很强，但是均能满足混凝土框架结构1/550的限值要求。

5 结构行波效应分析

图4 有代表性柱子具体位置Fig.4 Specific Location of Representative Columns

表2 小震作用下屋盖柱底总剪力（X向为主）Tab.2 Total Shear Force of Roof Column Bottom under Small Earthquake（X-direction is the Main Direction）

表3 小震作用下屋盖柱底总剪力（Y向为主）Tab.3 Total Shear Force of Roof Column Bottom under Small Earthquake（Y-direction is the Main Direction）

表4 X、Y向层间位移角Tab.4 Interlayer Displacement Angles in X and Y Directions

在地震传播过程中，行波效应对大跨度空间结构的地震效应有一定的影响，故需对结构进行行波效应分析。根据文献［9］5.1.2 条及其条文说明，长度大于300 m 属于平面投影尺寸很大的空间结构，需考虑行波影响。该结构在东西向的屋盖长度约为412 m，南北向长度约为252 m。故本工程对结构东西向进行行波效应分析。视波速是超长结构行波效应的重要影响因素［10-11］，本工程分别取视波速1 500 m/s、1 000 m/s、500 m/s 进行试算，则东西向行波效应的最大时间间隔Δt分别为0.26 s、0.39 s、0.78 s。

选取小震弹性时程分析中的3条地震波进行多点激励时程分析。采用地面运动的位移作为动荷载建立动力平衡方程，进行多点地震动输入的激励。对屋盖支撑柱底东西向总剪力的行波效应进行计算统计，结果如表5所示。

屋盖支撑柱底的总剪力计算结果显示，3 条地震波的位移时程多点激励均比一致激励要小，且视波速越大，多点激励越接近一致激励。计算表明，地震作用的行波效应对此屋盖结构的影响不明显，此结论与牟在根等人［12］的结论基本吻合。

表5 行波效应下屋盖支撑柱底剪力Tab.5 Shear Force of Roof Support Column under Traveling Wave Effect

因多点输入效应时，同一构件的内力变化规律不尽相同。本工程采用各内力共同作用下的构件截面最大应力作为钢构件的主要考察对象。王元清等人［13］给出基于抗震截面验算的设计响应比Kd作为衡量多点输入效应影响程度的参数。其中：

考察屋盖中部网架和两侧飘带下部支承柱（见图5）在上述荷载组合下的构件截面最大应力，具体结果如表6、表7所示。

图5 考察对象Fig.5 Object of Investigation

表6 各设计响应比下钢构件数量统计Tab.6 Number Statistics of Steel Components under Different Design Response Ratios

表7 综合计算结果统计Tab.7 Statistical of Comprehensive Calculation Results

表6、表7 表明，大多数钢构件的设计响应比Kd小于1，即多点输入效应会减小大多数钢构件的设计应力。对于这些构件，不考虑多点输入效应时偏安全。但仍然有大约15%的构件响应超过一致输入，其中大多数超载幅度小于5%，小部分超载幅度均在5%～10%之间，设计中予以复核即可。

6 等效弹性结构性能化设计验算

本工程的中震性能要求为屋盖的关键构件中震弹性，一般构件中震不屈服。采用等效弹性方法计算，中震采用振型分解反应谱法放大1.33倍计算结果为设计依据（继承小震时程结果分析结论）。关键构件为中震弹性，荷载组合为1.2G+1.3Exy；一般构件中震不屈服，荷载组合为1.0G+1.0Exy。

在双向地震作用下，对部分不满足要求的关键构件针对性地采取截面加大和牌号提高措施，得出的主要分析结果情况如图6所示。

图6 关键构件应力比Fig.6 Stress Ratio of Key Components

由图6可知，经过上述针对性加强措施后，关键构件仅有个别构件未满足要求，在后期对剩余的个别杆件做针对性的截面加强即能满足中震弹性性能目标。一般构件的主应力均未达到构件的屈服强度355 MPa，即满足不屈服性能要求。

7 罕遇地震作用下屋盖钢结构等效弹性时程分析

罕遇地震时程分析时采用调幅后的时程曲线（同小震时程分析），调幅峰值为220 cm/s2。考虑罕遇地震下部结构的损伤，刚度退化。阻尼相比多遇地震时增加了0.005，即采用0.035。屋盖的关键构件需满足大震不屈服的要求。大震工况荷载组合为1.0G+1Exy。

7.1 大震验算结果

经分析，大震情况下的屋盖整体计算结果如表8、表9所示。

经大震时程分析，揭示出本工程主要构件中的薄弱环节有下面几处：

⑴光谷的薄弱环节主要有4 处（见图7）：光谷外排中间部位的主梁、光谷中排中间部位主梁、光谷内排外侧主梁和光谷外排中间部位的支撑。

加强措施：光谷薄弱部位的主梁采用高强度钢材，拟采用Q460B 牌号。光谷外排中部支撑拟采用加大截面的形式，截面尺寸同外部支撑，即由原设计的“方200×6”改成“方300×10”。

⑵ 中部桁架部位的薄弱环节主要有2 处（见图8）：外排桁架端部腹杆和波浪横向桁架转折部位。

加强措施：外排桁架端部腹杆，拟采用加大截面的措施。波浪横向桁架转折部位拟采用“相关杆件加大截面+立体桁架三面加钢板蒙皮”的加强措施。

7.2 采取针对性加强措施

罕遇地震作用下，关键构件出现薄弱环节，根据不同部位采用相应的针对性加强措施后，只有光谷花瓣处2 道环梁矩形1 200×800×30×40 和矩形1 000×600×30×30 与花瓣主梁连接节点位置不满足要求，略有超载。后期通过针对性的节点加强措施（如环梁牌号改成Q460B，节点区域主梁和环梁加大截面厚度等）能满足不屈服性能目标。

表8 大震作用下屋盖柱底总剪力（X向为主）Tab.8 Total Shear Force of Roof Column Bottom under Large Earthquake（X-direction is the Main Direction）

表9 大震作用下屋盖柱底总剪力（Y向为主）Tab.9 Total Shear Force of Roof Column Bottom under Large Earthquake（Y-direction is the Main Direction）

图7 光谷薄弱部位Fig.7 Weak Parts of The Valley

图8 中部桁架薄弱部位Fig.8 Weak Parts of Central Truss

8 针对超限的结论和加强措施

经过上述系列的分析可得下列结论：

⑴根据多遇地震时程分析结果，采用振型分解反应谱法放大1.33倍计算结果为设计依据。

⑵屋盖结构行波效应不明显，采用设计响应比Kd=Sm/Su衡量行波影响，极少数杆件略大于一致激励情况，在设计中予以针对性复核即可。

⑶中震、大震针对薄弱环节和构件进行针对性增加截面或提高钢材牌号等加强措施能满足预设的普通构件中震不屈服，关键构件中震弹性、大震不屈服的性能目标要求。

9 结语

本工程屋盖结构部分，东西走向屋盖总长412 m，单元长度超过300 m，属于大跨度超限建筑。采用SAP 2000 对这大跨度超限结构进行了行波效应分析、小震时程、以及中、大震分析计算。经系列分析，针对超限项目采取了针对性的加强措施。分析结果表明：该超长屋盖行波效应不明显，本结构抗震性能良好，能满足设定的抗震性能目标。

本工程的超限分析内容还包括了相应的防连续倒塌分析、结构稳定分析和施工模拟分析，限于篇幅，以上内容不在本文论述。本工程其他的专项分析（包括温度专项）则在后续施工图阶段进行专门分析论证。