星火TOD交通枢纽结构设计

石 异， 李华峰， 李伟强， 束伟农， 周 钢， 王 媛， 周忠发， 崔建华

(北京市建筑设计研究院有限公司， 北京 100045)

0 引言

Transit-Oriented-Development (TOD)是“以公共交通为导向”的开发模式，在国际上是具有代表性的城市社区开发模式。现代城市经济发展过程中，TOD交通枢纽起到了重要的促进作用，这也是带动城市流动经济发展的关键因素，对提升公共空间的品质和实现土地与城市的可持续发展具有重大意义。

1 工程概况

星火TOD项目位于北京市东四环与东五环之间，南临姚家园路,北临姚家园北街。规划总用地面积约5.44万m2，总建筑面积约17.2万m2，其中地上建筑面积约3.1万m2，地下建筑面积约14.1万m2(其中含地铁车站面积约3.9万m2)，是一座集铁路、轨道交通、公交、出租车、网约车、社会车等多种交通接驳方式于一体的综合交通枢纽，建筑效果图见图1。

图1 星火TOD效果图

本项目地上结构由三座钢结构单体建筑组成，中间设置变形缝(图2中虚线所示)分开，形成三个结构单元，屋顶平面结构单元分缝如图2所示，结构单元分塔立面示意图如图3所示。

图2 屋顶平面结构单元分缝示意图

图3 结构单元分塔立面示意图

项目北侧结构地上共2层，建筑高度15.7m，功能为公交楼，地上1层为钢筋混凝土框架-剪力墙结构，为结构单元1，地上2层为钢框架结构，含结构单元1和结构单元2。项目南侧结构建筑高度10.5m，功能为枢纽大厅，地上共2层(包含局部夹层)，结构体系为巨柱+支撑钢网壳结构，为结构单元3，网格巨柱效果图如图4所示。

图4 网格巨柱效果图

本项目地下共5层，与下穿地铁车站采用共构方式成为一个整体，地下结构为钢筋混凝土框架-剪力墙结构。其中地下5层为R4号站台层，地下4层为M3号站台层，地下3层南侧为地铁站厅层，北侧为公交楼，地下2层和地下1层的北侧为公交楼，南侧为枢纽大厅。

结构设计参数：设计基准期50年；结构设计使用年限50年，其中地铁车站设计使用年限100年；结构抗震设防类别乙类，结构安全等级一级；设计基本地震加速度0.2g；设计地震分组第二组；结构阻尼比2%(钢结构)，5%(混凝土)。

2 结构布置

采用MIDAS进行建模，结构整体计算模型如图5所示，结构分层布置图如图6所示。

图5 结构整体计算模型

图6 结构分层布置图

本项目地下钢筋混凝土结构的标准轴网尺寸主要为9m×9m。项目地下5层为R4号站台层，三跨岛式车站，横向跨度分为10.5，9，10.5m，中柱为直径1 200mm的钢筋混凝土圆柱，顶纵梁截面为1 000×1 400，底纵梁截面为1 800×2 600，底板厚度1 800mm，外墙厚度1 300mm，顶板厚度450mm。地下4层为M3号站台层，三跨岛式车站，横向跨度分为10.5，9，10.5m，中柱为直径1 000mm的钢筋混凝土圆柱，双向顶纵梁截面为1 000×1 200，底纵梁截面为1 600×2 400，底板厚度1 500mm，外墙厚度1 200mm，顶板厚度800mm。地下3层南侧为地铁站厅层，站厅层钢筋混凝土圆柱直径为1 000，1 200mm，双向顶纵梁截面为1 000×1 200，双向底纵梁截面为1 200×1 800，底板厚度1 000mm，顶板厚度450mm，外墙厚度1 000mm。

其余非地铁功能区域的混凝土结构(包含地下3层北侧区域公交楼，地下2层、地下1层以及地上1层北侧公交楼)的钢筋混凝土圆柱直径主要为1 000，1 200mm，混凝土结构梁截面为600×800和800×1 000，剪力墙厚度300，400mm，地下室外墙厚度400,500,600mm，混凝土楼板厚度250mm。

本项目地上钢结构的北侧结构单元1和结构单元2的钢框架柱网尺寸主要为9m×9m，局部柱网尺寸为9m×18m，钢柱直径为500,600mm，钢梁截面为□600×150×10×20，□400×100×8×16。地上钢结构南侧结构单元3的支撑钢网壳的巨柱跨度约80.5m，柱底直径宽度约5.5m，顶部直径展开宽度约42m，钢网壳截面为□600×200×10×20，网格巨柱截面为□600×250×10×20，斜撑直径为700mm，支撑钢网壳的巨柱立面图如图7所示。钢框架屋面为金属屋面，网壳屋面的中央区域为玻璃幕墙，四个角部区域为钢筋桁架楼层板屋面。

图7 网壳巨柱立面图

3 地下结构抗震计算

3.1 地震动计算方法

随着TOD交通枢纽不断发展，其结构形式越来越复杂。虽然地下结构比地上结构有较好的抗震性能，但地下结构破坏所造成的灾难后果远大于地上结构的破坏，因此地下结构抗震既不能忽略，也不等同于地上结构。

目前，地下结构抗震计算的方法有很多，如反应谱法、拟静力法、反应位移法、反应加速度法、采用有限元法的动力时程分析法。

动力时程分析方法作为一种缜密的分析手段主要用于深入分析地下结构的地震响应，但其计算量较大且对于模型的处理比较复杂，一般地下工程主要以反应位移法为主要计算方法。本文结合本工程的特点，采取反应位移法进行地下结构抗震计算分析，采用岩土与结构三维动力时程法进行整体抗震校核设计以保证结构的安全可靠。

3.2 反应位移法进行地铁站区域的抗震设计

目前在地下结构抗震设计中应用较为广泛的方法是反应位移法，即天然土层在不同深度上的反应位移不同，地下结构在不同深度上必然产生位移差，将该位移差以强制位移形式施加在地下结构，并将其与其他工况荷载进行组合，按照静力问题进行计算，得到地下结构在地震作用下的动力内力和组合内力[1]。

本项目平面及竖向尺寸变化较大，先仅以东西向代表性剖面为例说明。地面以下结构按照反应位移法计算得到的地震作用下的动力内力和组合内力输入，地面以上的结构按荷载输入。

计算采用MIDAS2019程序，步骤如下[2]：1)确定地基弹簧刚度系数，根据基床系数计算土层分层厚度和单元尺寸的地基弹簧刚度系数；2)土层的相对位移取各结构单元与结构底部处的自由土层地震反应位移之差，在地基弹簧远离结构侧结构单元节点处施加等效荷载；3)确定结构惯性力，采用地震动峰值加速度乘以结构单元质量确定结构惯性力，作为集中力作用在结构形心上；4)结构周边地层剪力，可由一维土层地震反应分析结果确定；5)建立地下结构横截面静力计算模型，在结构单元节点上施加等效静力荷载、结构惯性力及结构侧壁剪力和地上结构传来的荷载。

结构在E2地震(中震)作用下，M3号站台层结构弹性层间位移角为1/1 282，站厅层结构弹性层间位移角为1/1 549，均满足规范限值1/550的要求，反应位移法位移云图见图8。

图8 反应位移法位移云图

3.3 岩土与结构三维动力时程法进行整体抗震校核

为了分析地铁车站的抗震性能，针对复杂车站目前普遍采用时程分析法进行整体抗震变形校核[3-4]。因为在双线换乘车站上部建设交通枢纽，所以在大空间、大跨度情况下，整体结构的抗震变形计算分析更加复杂。采用岩土与结构三维动力时程法分析计算项目在E2(中震)和E3(大震)地震作用下的变形，分析其抗震性能指标。

3.3.1 地震动参数

现行《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(2016年版)[5]、《城市轨道交通结构抗震设计规范》(GB 50909—2014)[6]、《地下结构抗震设计标准》(GB/T 51336—2018)[7]均规定当采用时程分析法进行结构动力分析时，应采用不少于3组设计地震动时程。当设计地震动时程少于7组时，宜取时程分析法计算结果和反应位移法计算结果中的较大值；当设计地震动时程为7组及以上时，可采用时程分析法计算结果和反应位移法计算结果的平均值。当无安全性评价部门提供相应地震时程时，基岩处的地震作用可取地表的1/2。计算完成后，将计算后提取的地面地震波与原地面地震波进行波形对比。由于地震波的传播与岩土层的物理特性以及层厚等有相关，因此需要反复调整基底处地震波，直到计算后提取的地面地震波形和原地面地震波形相似为止。最后，还需要进行地面地震波能量分析，进一步对地震波反演。通过勘察报告提供的动力参数及纵波波速，修正岩土层层底的地震波速，再次进行计算分析，直到计算后提取的地面地震波波形以及地震波能量均与原地面地震波相似为止。

本次计算分析采用的地震输入为北京地铁3号线工程场地地震安全性评价部门提供的地震时程函数。根据抗震设计条件，计算采用50年超越概率为2%(即E3地震作用下)的基岩加速度反应谱和峰值加速度以及50年超越概率为10%(即E2地震作用下)的基岩加速度反应谱和峰值加速度作为地震动时程合成的反应谱和目标峰值，合成了土层地震反应分析所需的基岩地震动时程,提供了3条E2地震作用下的加速度时程和3条E3地震作用下的加速度时程，E2与E3地震作用的典型波时程曲线如图9所示。计算时先进行了地震波震动特性分析，经验证可以满足本场地抗震计算。

图9 典型波时程曲线

3.3.2 计算模型

分析采用瑞士联邦理工学院(Swiss Federal Institute of Technology in Lausanne)开发的ZSOIL岩土数值软件，分析模型及网格划分如图10所示。模型顶面自由，四周侧面约束法向位移，底部约束三个方向的位移。模型尺寸约1 400m×850m×115m。工程桩采用ZSOIL中内置的桩单元模拟，该单元由Beam单元及桩侧接触、桩端接触整合而成，桩侧接触面的本构关系符合Mohr-Coulomb强度准则，桩端接触面为理想弹塑性的法向弹簧，并满足下式关系：

图10 结构计算模型

τ=σntanφ+c

ft=0

3.3.3 E2地震作用下分析结果

E2地震作用下，地下结构X向最大绝对位移云图见图11。通过计算可知M3号站厅层主体结构的最大相对水平位移峰值7.6mm，最大层间位移角1/1 211；M3号站台层主体结构的最大相对水平位移峰值13.8mm，最大层间位移角1/717。R4号站厅层主体结构的最大相对水平位移峰值8.1mm，最大层间位移角1/926；R4号中间层主体结构的最大相对水平位移峰值9.8mm，最大层间位移角1/939。以上层间位移角均小于规范限值1/550，满足E2地震作用下抗震性能Ⅰ(即地震后结构不破坏或轻微破坏，结构处于弹性工作状态)的要求。

图11 E2地震作用下X向最大绝对位移云图/mm

3.3.4 E3地震作用下分析结果

E3地震作用下，地下结构X向最大绝对位移云图见图12。通过计算可知M3号站厅层主体结构的最大相对水平位移峰值为16.6mm，最大层间位移角为1/452；M3号站台层主体结构的最大相对水平位移峰值为22.2mm，最大层间位移角为1/415。R4号站厅层主体地下结构的相对水平位移峰值均较小，其中站厅层主体结构的最大相对水平位移峰值为14.01mm，最大层间位移角为1/535；中间层主体结构的最大相对水平位移峰值为14.65mm，最大层间位移角为1/627；站台层主体结构的最大相对水平位移峰值为16.69mm，最大层间位移角为1/593。以上层间位移角均小于《城市轨道交通结构抗震设计规范》(GB 50909—2014)7.7.2规定的弹性位移角限值1/250，满足E3地震作用下抗震性能Ⅱ(即地震后结构可能破坏，经修补后短期内应能恢复正常使用，结构局部进入弹塑性工作状态)的抗震要求。

图12 E3地震作用下X向最大绝对位移云图/mm

4 地上钢结构分析

4.1 大跨钢结构屋盖

北侧结构单元1和结构单元2为钢框架结构，采用反应谱法进行抗震计算，限于篇幅，以下仅介绍结构单元3的大跨钢结构屋盖稳定分析。

结构单元3为枢纽大厅，长146.5m，宽146.8m，屋面为曲面，最高处标高约9.6m，最低处标高约0.45m。枢纽大厅屋盖网壳示意如图13所示。枢纽大厅大跨钢结构屋盖采用多点支承的单层菱形网格网壳体系，钢结构主要材料为Q355B。网壳的底部支承结构主要为钢柱、斜支撑及菱形网格柱，柱顶设置抗震支座，菱形网格柱与屋面网壳自然衔接为一体，底部支承于-19.2m标高处的基础。

图13 枢纽大厅屋盖网壳示意图

枢纽大厅网壳支承结构及边界条件示意见图14，枢纽大厅网壳支撑结构中，幕墙柱、斜支撑为上下铰接；普通钢柱底部刚接，顶部设置水平双向或单向滑动支座(为了释放温度内力)，部分柱为摇摆柱；格构式巨柱中的每个分肢与基础铰接，巨柱顶部与网壳刚接。

图14 枢纽大厅网壳支承结构及边界条件示意

4.2 稳定性分析

枢纽大厅大跨钢结构屋盖的结构体系较为复杂，本文采用ABAQUS软件进行了整体结构稳定性分析。以非线性有限元分析方法为基础的结构荷载-位移全过程分析可以把结构的强度、稳定和刚度等性能的整个变化过程表现得十分清楚。在几何非线性的基础上，考虑双重非线性进行全过程分析(弹塑性荷载-位移全过程分析)。钢材采用双线性随动硬化模型，如图15所示。考虑包辛格效应，在循环过程中，钢材无刚度退化。计算分析中，设定钢材的强屈比为1.2，极限应变为0.025。选取1.0恒荷载(包括自重)+1.0活荷载作为基准荷载，荷载系数为基准荷载的加载倍数。整体结构的初始缺陷对应结构特征值整体屈曲的第一阶模态。构件综合缺陷代表值根据《钢结构设计标准》(GB 50017—2017)[8]确定为杆件长度的1/350。

图15 双线性随动硬化模型

由图15可知，考虑杆件初始缺陷情况下，结构的极限荷载可达荷载标准值的3.64倍，加载系数K=3.64时屋盖构件塑性应变分布如图16所示。从图16可得，屋盖构件满足加载系数K>2的要求，进入屈服阶段的构件主要为与柱或支撑相连的梁单元，最大塑性应变为1.05×10-5。

图16 加载系数K=3.64时屋盖构件塑性应变分布

5 结语

(1)动力时程方法适用复杂地质条件、复杂结构形式，能考虑地下结构与地上结构与岩土的非线性动力特征。岩土本构地质参数选取和基岩地震波的输入对动力时程方法的结果有一定影响，需要对此研究充分，建议进行地震安评，由专业部门提供计算所需要的岩土参数与基岩地震波。

(2)通过地下及地上整体抗震计算，采用岩土与结构三维动力时程法进行整体抗震校核设计，更加真实地反映了岩土的动力特性和结构的空间效应，进一步验证了工程的安全性，建议类似复杂结构工程参考应用。