深圳市建筑设计研究总院有限公司
摘要：钢-混凝土混合结构具有较好的受力性能，可以满足建筑各种造型要求，广泛应用于各类建筑及车站。本文根据工程案例，对于钢-混凝土混合结构遇到的问题，采取分析措施，确保结构的准确可靠性。
关键词：钢-混凝土混合结构；杂交结构；振型阻尼比；钢结构设计
一、工程概况
某新建车站站房长约 240m，宽约72m，地下1层，地上4 层。设计采用线侧式上进下出站型，地下室主要为出站通道、消防水泵房及消防水池，层高 8.6m；首层主要为进站广场、广厅、候车厅、售票厅、出站厅及旅客服务设施屋面由混凝土壳、玻璃屋面及钢结构轻屋面组成，女儿墙檐口标高为26.15m，最高点标高为38.33m。
二、结构体系及设计参数
站台雨棚被进站天桥分为南北两部分，导致整座建筑成为4个单元，结构体系比较复杂，站房钢筋混凝土框架及大跨钢结构屋盖构成的钢-混凝土混合结构，为确保结构体系合理，设计通过防震缝或橡胶支座将进站天桥，具体结构单元及平面布置见图 1，2。主要设计参数为：站房上部结构按 50 年设计使用年限进行设计；建筑结构的安全等级为二级，结构重要性系数为 1.0；抗震设防基本烈度为8度，设计基本地震加速度为0.20g；设计地震分组为第一组，建筑抗震设防类别为丙类，场地特征周期为0.37s；基 本 风 压 为 0.65kN/m2，基本雪压为0.20kN/m2，具体风荷载取值结合风洞试验报告及风致振动分析报告确定；地基基础设计等级为乙级，结构的环境类别为地上一类，地下二 b 类。
图2 结构总平面示意图
三、钢-混凝土混合结构的整体设计
钢-混凝土混合结构的地震效应是钢结构与混凝土结构协同工作的结果，对较复杂的混合结构，若不考虑钢结构与混凝土结构的协同作用，会对钢结构的地震作用，特别是水平地震作用计算产生显著影响，甚至得出错误结论。即便是在对屋顶大跨钢结构进行竖向地震作用计算时，当下部混凝土部分竖向刚度较弱或刚度分布不均匀时，按钢结构单独模型所计算的结果也会产生较大的误差，同时也会对下部混凝土结构的计算结果的准确度产生不利影响。因此，对于空间作用效应明显且各部分之间刚度、质量差异较大的钢-混凝土混合结构，有必要进行整体结构的抗震性能分析以充分考虑不同结构单元之间的协同工作、相互影响。
工程采用 MIDAS /Gen（Ver.7.3.0）进行整体建模分析（现仅对一期工程进行整体分析），结构模型中站房与屋面桁架及站台雨棚的连接采用弹簧连接以模拟支座的 实际刚度。采用基于Rize 向量Rayleigh-Ritz法进行水平及竖向的自振周期及振型计算，由于局部振型较多，选取前 150 阶振型以充分考虑结构的局部振型及整体结构的扭转效应。另外，由于混合结构中不同材料的能力耗散机理不同，因此相应构件的阻尼 比也不相同（一 般钢构件取0.02，混凝土构件取0.05），故对工程整体结构的阻尼计算采用振型阻尼比法，即对于每一阶振型，根据该阶振型下的不同材料的单元应变能采用加权平均的方法计算出该阶的振型阻尼比，然后对整体结构进行反应谱分析。结构基本振型及周期见图 3。
图3 整体结构主振型图
通过分析上述整体结构的计算结果可以发现，前若干阶振型均以站台雨棚水平振动为主，而相应站房结构部分基本没有参与，故站房的抗侧刚度要远大于站台雨棚的侧向刚度。因此在进行站台雨棚结构分析设计时，可以将站台雨棚与站房连接处根据刚度等效原则简化为支座弹性约束，同时在对站房进行结构分析时不考虑站台雨棚部分的刚度贡献，从而进行合理的简化以提高工作效率。
四、站房结构设计
（一）抗震概念设计
工程结构设计过程中，在尽量满足建筑造型及使用功能的前提下尽量做到结构合理。譬如结合站房中央主入口处通高的进站大厅布置三个清水混凝土壳，这既满足了建筑的造型要求又充分利用了混凝土的受压性能。但该处的混凝土壳外形既非圆弧，也不是抛物线，而是两段圆弧相交，且在壳的侧边开很大的弧形洞口，故在混凝土壳周边采用混凝土拱柱进行适当加强。该混凝土壳垂直方向实际上是一个大型钢筋混凝土拱结构，拱脚的水平推力较大，仅靠桩基础的水平承载力无法承担，因此在拱脚设置预应力钢绞线来平衡拱脚推力；预应力钢绞线的张拉力是按照变形最小的原则确定的，并考虑荷载施加的过程分步张拉。另外根据建筑立面要求在站房东西两面沿纵向设置两排混凝土拱形支撑以适当提高整体结构的抗扭刚度，并结合楼梯间布置若干抗震墙及混凝土筒体以提高整体结构的抗侧刚度，从而尽可能地从抗震概念设置层面上适当提高结构的抗震性能，具体结构形式如图4 所示，剖面图如图 5，6 所示。
图4 车站房结构模型
（二）反应谱分析
站房的抗侧刚度在横向上主要由混凝土框架、抗震墙及厚壳提供，而在纵向上由混凝土框架、抗震墙、拱形支撑及厚壳提供，其结构体系较为复杂，且侧向及竖向刚度不均匀，有必要对其进行多软件多方法的对比分析以确保结构分析结果准确、可靠。因此，工程采用 ETABS，MIDAS 两种软件分别进行小震反应谱分析，详细计算结果如表 1 所示。MIDAS 模型的结构总重为 6143.4t，ETABS 模型的结构总重为6646.0t，两者相差较小（约8%），且两者前几阶主振型自振周期均近似，振动形态也基本对应。
（三）弹性时程分析
同时工程还采用 MIDAS 程序进行小震弹性时程分析，根据地震安评报告及场地类别和设计地震分组，选择了 8 条地震波（包括 2 条天然波和 6 条人工波）作为时程分析的地震输入（表2），人工地震的平均地震影响系数曲线与本工程地震安评报告所给出的目标反应谱曲线在统计意义上相符。每组地震波有两条水平波（X，Y 向）和一条竖向波（Z 向）组成，三向分量加速度峰值按 1∶0.85∶0.65 同时输入，计算时天然地震波加速度峰值调整至 80gal。站房弹性时程分析得到的基底剪力结果见表 3。
表2 时程分析采用的地震波
由表 3 可知，各条时程曲线均满足抗震规范要求（每条时程曲线计算所得结构底部剪力大于振型分解反应谱法计算结果的 65%，8 条时程曲线所得底部剪力平均值大于振型分解反应谱法计算结果的80%），即 8 条地震波均有效。另外，鉴于 8 条时程波时程分析的计算结果与振型分解反应谱有所出入（X，Y 向基底剪力的时程分析结果平均值分别为反应谱的 1.10倍和 0.98倍），故在进行杆件设计时，考虑将振型分解 反应谱计算的 X向地震力乘以1.10 的放大系数，Y向则不做调整。
上述两种软件反应谱的计算结果比较接近，说明计算结果是可靠的。主要指标均满足规范要求，如剪力系数、最大层间位移角、扭转周期与第一平动周期比等。各类构件亦满足规范抗震承载力要求。
（四）结构设计中特殊部位的处理措施
站房部分混凝土构件主要依据 ETABS 小震反应谱计算结果进行设计，另对个别特殊部位构件遵循具体情况具体分析的原则进行分析设计，选择比较有代表性的如下：
1.由于整体分析模拟的支座刚度更符合真实情况，钢结构支座相邻站房混凝土构件的计算分析也较为精确，故整体分析结果可为类似构件提供设计依据。通过整体分析发现桁架支座处混凝土壳的水平反力较大，对混凝土壳较不利，故在最终设计方案中将该支座水平刚度释放，从而大大降低其水平反力，有利于提高混凝土壳的安全储备，同时也释放了屋顶桁架的纵向温度作用。
2.站房中间的三个清水混凝土壳为工程一大亮点，壳体纵向最大跨度 27m，体型较为复杂，受力性能特殊，此类钢筋混凝土壳的分析在以往的资料中未发现，对壳的稳定性分析借鉴了钢结构网壳的分析方法，运用通用有限元程序 ANSYS 对混凝土壳体进行分析，确定其失稳模态，得到拱壳结构对于外载的反应以及自身屈曲性能，并适当提高了安全系数。壳体的设计根据上述小震弹性计算的壳体应力结果进行配筋设计，同时考虑到该混凝土壳比较特殊、设计经验较少，故取上述两种软件结果的应力较大值进行包络设计。
3.钢筋混凝土拱受力复杂，其内力包含所有的 6 项，即两个方向的弯矩和剪力、轴力、扭矩。参考国外规范的相关规定，分别按两个方向的压弯和剪扭进行设计，再进行叠加。
4.由于工程中双向梁的跨度均很大，预应力次梁单向布置，造成了分析中某些小跨非预应力混凝土次梁局部变形巨大的不正常情况。在设计中，充分考虑预应力筋对减小梁挠度的贡献，从而设计较真实，并减少浪费。
5.由于造型和使用的需要，层 2 楼面长度接近 250m，为控制楼板裂缝及减小温度作用，采取了一系列有效措施：布置了温度预应力筋；合理设置后浇带，并适当延长后浇带的封闭时间（120d）；同时控制施工时的温度（3℃～ 12℃）。
五、钢结构设计及连接支座刚度的设定
（一）大跨复杂屋面桁架的分析设计
站房层 2 候车大厅取消中间柱子形成大跨空间，根据建筑室内外装修效果的需要，候车大厅屋顶清水混凝土壳的两侧沿纵向布置两个跨度约 67m的巨型三角形桁架，在巨型主桁架东西两侧布置跨度分别为 14 和 21m 的次桁架，在两桁架之间为型钢折梁作为支撑龙骨的玻璃采光屋盖，从而最大限度地将建筑造型与结构构件设计结合起来。主桁架分别支撑于混凝土壳及混凝土柱上，次桁架一端与主桁架相连，另一端通过固定铰支座连接在混凝土拱顶部的混凝土梁上。屋顶桁架的室内效果及结构模型如图7所示。
图7 屋顶桁架室内效果图及结构计算模型
由于工程的屋顶桁架是坐落在混凝土壳、拱、墙及梁柱结构上，故分别采用钢结构单独计算及整体建模计算两种分析模型，其中单独模型采用 MIDAS进行计算，而整体模型采用 4.2 节中的 MIDAS 反应谱法计算，两种模型中屋顶桁架结构布置及荷载分布均相同。而不同之处在于：单独模型根据实际支座类型对桁架相应节点进行约束（如固定铰支座处采用三向位移约束、三向转角释放来模拟；单向滑动支座根据支座刚度 要求采用有刚度弹簧支座模拟）；而整体模型是根据支座要求采用弹簧连接模拟将桁架相应节点约束到相应的混凝土构件上。
通过对比发现，单独模型与整体模型中固定铰支座的支座反力相差较大，如图8 所示，甚至个别固定铰支座的支座反力相差达 10 倍。这主要是因为混凝土拱的面外刚度相对较弱，而单独分析模型在此方向上是完全约束的，从而导致单独模型的计算结果失真。整体模型则更接近结构的实际受力状况，故对类似工程应进行整体建模分析设计。
图8 单独模型与整体模型分析的支座反力 /kN
（二）站台雨棚的分析设计
南、北站台雨棚为地上 1 层，东西向为张弦梁结构组成的 5 跨排架，张弦梁跨度从40.5～44.1m 不等，张弦梁跨中高度 4.8m，上弦杆采用 530× 14 热轧钢管，具体张弦梁布置及节点做法如图9所示；南北向为由钢管梁柱构成的多跨刚架，柱距均为 21m。在与站房相邻处通过橡胶支座与站房相连，屋面面内刚度通过张弦梁之间的 30 拉杆提供。
图9 站台雨棚一期张弦梁结构布置及节点做法
张弦梁的设计充分考虑上吸风的影响，根据风洞试验及风致振动分析结果，在风 荷载较大的部位的上弦钢管中灌混凝土作为配重。下弦索的初拉力控制考虑了多工况不同组合的情况，同时满足自重+ 恒载（含配重）+ 预应力组合工况下变形较小和自重+恒载（含配重）+ 预应力+风载组合工况下下索不松弛等要求。
站台雨棚张弦梁与站房连接支座的相关参数是根据整体分析结果进行确定，从而尽可能减小站台雨棚结构的扭转效应，提高结构的整体抗震性能。连接站房与雨棚的 支座刚度分别取 0，1，2，3，4，5 k N /mm，进行 参数比较分析。在站台雨棚张弦 梁端部选取 5 个控制点，比较其在水平地震下的位移，其中点 A，B处张弦梁支承在 钢管混凝土柱顶，点C，D，E 处张弦梁通过橡胶支座与站房相连，具体控制点位置见图10，主要计算结果见表 4。
由表 4 可知，点 A 位移明显大于其他控制点，这主要是由于边跨上吸风荷载较大而在张弦梁上弦杆内灌混凝土作为配重，从而导致其地震反应较大，故分析时忽略此控制点，对其余控制点进行统计分析。由分析结果可知，支座刚度在 2，3kN /mm时变异系数最小，即此时雨棚结构在 Y 向地震作用下结构变形较均匀。考虑橡胶支座规格宜统一，而当支座刚度取 3kN /mm 时，点 C，D，E 的位移更接近，故最终雨棚橡胶支座刚度确定为 3kN /mm。此时，点E 处张弦梁与下部钢结构的相对位移为38.91mm，考虑罕遇地震作用下 5.6倍的放大，支座位移限值确定为±250mm。
六、结束语
综上所述，站房结构体系比较复杂，横向抗侧力由混凝土框架、抗震墙及厚壳墙提供；纵向抗侧力由混凝土框架、抗震墙、拱形支撑及厚壳提供。对于不清晰的抗震计算采用多软件多方法的对比分析，提高了分析结果的可靠性及安全性，同时对特殊构件进行了有效处理，取得良好的结构抗震性能。
参考文献
[1]周起劲，姜维山，潘太华．钢——混凝土组合结构设计施工手册[M]．北京：中国建筑工业出版社，2011.
[2]聂建国．国内钢——混凝土组合梁的研究及其应用综述[J] ．工程力学，2011.
论文作者:丘文珍
论文发表刊物:《建筑学研究前沿》2018年第15期
论文发表时间:2018/10/25
标签：结构论文; 支座论文; 混凝土论文; 刚度论文; 桁架论文; 雨棚论文; 模型论文; 《建筑学研究前沿》2018年第15期论文;