工程结构和结构防灾
轨道交通共构工程钢–混凝土组合结构体系抗震性能分析
王春森 1 李瑞嵩 2 邢民 1 庄亮东 2 聂鑫 2 邹岩 1
1. 广州地铁设计研究院股份有限公司，广州 510000
2. 清华大学土木工程系，北京 100084
王春森, 李瑞嵩, 邢民, 等. 轨道交通共构工程钢–混凝土组合结构体系抗震性能分析[J]. 工业建筑, 2024, 54(1): 96-101.
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摘 要
随着城市轨道交通的发展和地上地下空间一体化概念的深化，轨道交通共构工程已经成为以公共交通为导向的开发模式的新方向。依托东莞市西平站工程，针对大跨楼盖和转换梁区域设计了组合结构方案，降低梁高28%~33%，降低自重49%~66%，节省造价7%~36%。利用盈建科和MIDAS Gen建立型钢混凝土结构和组合结构整体模型，开展了不同地震作用下两种结构的抗震性能分析。二者的自振特性接近，罕遇地震下组合结构的层间位移角更小，抗震性能更优。值得注意的是，转换梁区域弯扭耦合效应显著，扭矩达2719.4 kN·m；大跨交叉节点钢结构应力水平较高，达207 MPa。
00
引 言
共构工程的抗震分析研究起源于高层建筑抗震分析中对于地下室的处理 [1-3] 。在国内，为了避免占用道路过宽，便于敷设管道和交通组织，近年来对于地铁车站结构，与立交桥合建不再鲜见 [4-6] 。有关建设单位和政府部门也在尝试改变地下室使用用途，探索民用建筑与地铁设施合建的可能性 [7-9] 。
钢–混凝土组合结构通过连接件将钢材与混凝土组合在一起，充分发挥了各自的材料性能 [10-11] ，抗震性能也极其优越，在我国新建设的高层及超高层建筑中应用广泛。近年来，组合结构也开始应用于轨道交通的共构工程当中，例如深圳岗厦北站的站桥合建结构桥墩转换梁采用组合钢箱梁 [12] ，徐州南三环站的站隧合建结构采用单向刚–混凝土组合楼盖等 [13] ，均有效缩小了截面尺寸，降低了结构质量，加快了施工速度。因此，组合结构在共构工程中前景广阔，然而目前钢–混凝土组合结构体系与共构工程相结合的应用还有待系统研究。
依托东莞市国际商务区地铁6号线与8号线节点西平站地上、地下空间共构工程，重点关注其中的大跨交叉节点区域和站厅层转换结构，提出钢–混凝土组合结构方案，与原型钢混凝土方案进行对比，从结构质量、构件尺寸、受力性能、施工便捷等方面分析钢–混凝土组合结构方案的优势。并建立西平站地上、地下空间的整体模型，研究整体结构在典型荷载工况下的抗震性能，重点关注关键构件在地震作用下的受力状态，为钢–混凝土组合结构在类似地上、地下空间共构车站的应用提供参考。
01
工程概况
东莞市国际商务区地铁6号线与8号线节点西平站是国内罕见的集大跨无柱换乘节点、地上地下转换结构于一体的轨道交通车站。图1、图2分别为西平站局部平面和车站结构横断面示意。车站范围内上方部分为市政道路，附近有人行天桥支撑柱下落，裙楼部分首层柱直接落在转换结构上，需要承受上部7层裙楼的荷载。为满足客流换乘需求，拟抽去大跨交叉节点区域和裙楼区域的部分结构柱，形成跨度达30 m的双圆环大跨无柱空间和跨度24 m的地上地下转换结构。
图1 西平站局部平面 mm
图2 西平站结构横断面示意 mm
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结构方案
东莞市西平站6号线部分为地下二层岛式站台车站，8号线部分为地下3层车站，站台宽度为15 m，车站结构净宽度为22.3 m，采用双柱三跨箱型框架结构。
2.1 大跨交叉节点区域
原方案中换乘节点（即大跨交叉节点区域，下同）采用发散式布置变截面型钢混凝土方案，如图3所示。放射性主梁在中圆环根部高3.0 m，向内外圆环延伸时梁高逐渐减小至1.8 m，中圆环内外侧分别采用厚度0.5 m、0.8 m的混凝土大板。顶板均采用强度等级C35的混凝土。换乘节点柱间纵梁与两侧结构柱刚接。
图3 换乘节点型钢混凝土方案示意
新方案中顶板采用钢–混凝土组合楼盖的结构形式，如图4所示。其中，内环梁采用箱形钢–混凝土组合梁（编号HL1，HL2）；外环与内环间及内环径向主梁采用变截面工字梁（ZL1、ZL2）；次梁采用工字钢梁。主梁、环梁均与柱两端刚接，次梁与柱两端铰接。楼板采用强度等级C35的混凝土，板厚400 mm。横梁和纵梁截面设计结果如图5和表1所示。
图4 换乘节点组合结构方案示意
图5 换乘节点组合结构方案梁截面示意
表1 换乘节点方案对比
与原变截面型钢混凝土方案相比，采用组合结构楼盖能够显著减轻结构质量、节约建筑空间，经济效益显著。同时，由于充分发挥了钢材受力性能，用钢量有所减少的同时无需钢筋绑扎，简化了构造和施工。两方案主要指标对比列于表1中，由表1可知，相比于型钢混凝土方案，组合结构方案支座处梁高降低33%，跨中处梁高降低28%，总造价降低36%。
2.2 转换梁区域
考虑到结构不仅仅需要承载较大荷载，且转换梁区域梁体大部分埋置于土中，结合当地水文地质条件，对钢结构耐久性提出了较高要求，原方案中地上地下转换结构区域为型钢混凝土方案，梁高3.3 m，宽1.4 m，跨度24 m。楼板厚800 mm，采用强度等级C35的混凝土。
新方案中转换梁采用变截面箱型钢–混凝土组合转换梁的结构形式，如图6所示。梁跨度24 m，采用Q420级箱型钢梁，梁高3.3 m，宽1.4 m。正、负弯矩区均设计为闭口截面，并加对拉加劲肋以防止局部失稳；负弯矩区在箱梁内部填充混凝土以提高梁端抗剪承载力，正弯矩区则只在顶部浇筑混凝土以减轻结构质量；钢梁可作为混凝土浇筑的模板。楼板采用强度等级C35的混凝土，板厚800 mm，负弯矩区段布置抗拔不抗剪栓钉以控制裂缝的开展。
图6 组合结构方案转换梁截面示意
与原方案相比，采用变截面箱型组合转换梁能够显著减轻结构质量、节约建筑空间，经济效益显著。同时，混凝土用量更少，减少湿作业，而且对于结构质量降低效果显著，有利于改善结构的抗震性能。两种方案主要指标对比列于表2中，可知组合结构方案降低质量49%，每米造价降低7%。
表2 转换梁方案对比
03
计算与分析
3.1 建立计算模型
采用盈建科及MIDAS Gen软件建立共构工程结构三维计算模型，计算结果取二者包络。由于裙楼按照抗震缝分为东西两部分，西平站主体结构位于西裙楼西侧部分下方，与两侧混凝土梁铰接，因此在计算共构工程结构的地震作用时，可近似忽略其他部分结构的影响，仅计算西裙楼绿轴西侧部分与车站主体结构的受力状况和地震响应，如图7所示。
图7 计算模型
型钢混凝土和组合结构方案的结构柱、梁均采用梁单元建模；楼盖混凝土板和侧墙采用板单元建模。此外，设置截面偏心模拟实际构件的相对位置关系，例如转换梁上翻导致地下一层楼板位于转换梁腹板；组合结构方案在交叉节点处次梁两端释放约束，模拟铰接的边界条件；侧墙及底板根据土层性质设置等效弹簧。在荷载条件上，交叉节点区域使用阶段恒荷载标准值取52 kPa，使用阶段活荷载（标准值）取20 kPa，此外还有地上人行天桥的集中荷载，转换梁区域荷载取值从共构工程盈建科模型中提取。结构重要性系数取1.1，基本荷载组合下恒荷载分项系数为1.3，活荷载分项系数为1.5。
3.2 计算结果分析
3.2.1 结构振型分析
分别对型钢混凝土方案和组合结构方案进行振型分析，共计算64阶振型使得 X 、 Y 方向平动振型参与质量均达到90%，盈建科及MIDAS Gen的结果几乎相同，仅取盈建科结果作为代表，前3阶振型对比如图8所示。
图8 振型对比
两种方案在自振周期上相差无几，其他参数近乎一致，这是因为结构整体的自振特性受上部结构影响更大，下部结构形式改变的影响微乎其微。结构的前几阶振型主要以平面内的平动和扭转为主，当周期阶数超过3阶之后，结构的自振周期变化明显变小，结构的振型出现局部的振动。结构在第3阶振型时即出现了明显的绕 Z 轴的扭转，说明结构在平面内刚度不均匀，因此应考虑双向地震同时作用的情况；前几阶平动振型各含一定比例的 X 、 Y 分量，因此需要补充最不利地震作用方向角计算。
3.2.2 多遇地震计算分析
1）结构变形。分别对两种方案在多遇地震下最不利工况的关键部位变形指标进行验算，变形均在安全范围内，如表3所示。型钢混凝土圆环楼盖方案刚度更大，但结构变形不起控制作用，组合结构楼盖方案仍然满足设计要求。
表3 多遇地震作用下关键部位变形
分别对两种方案X、 Y 方向最不利工况下的层间变形指标进行验算，均远小于GB/T 51336—2018《地下结构抗震设计标准》中1/1000的限值。由于层间位移最大处出现于结构边缘部位而非设计区域，因此层间位移指标几乎相同，组合结构方案指标如表4所示。
表4 多遇地震作用下结构层间位移
组合结构方案中，框架的变形情况如图9所示。关键部位变形均可控，而结构边缘收窄部位和交叉节点区域出现了较大变形，在设计时需要注意该处的可靠性。
图9 多遇地震作用下组合结构变形
2）截面抗震性能。由于地区6度设防，在小震作用下其他位置不起控制作用，因此仅针对荷载大、跨度长、结构新的大跨交叉节点和组合转换梁区域进行截面抗震性能的分析。
多遇地震作用下，大跨交叉节点区域设计内力取 X 、 Y 、 Z 方向、最不利地震作用方向及斜向15°划分各方向设计内力的包络。如表5所示，经过调整后的弹性承载力与地震工况设计内力的比值，即安全系数，最小值为1.77，有较大冗余。地震工况下，大跨交叉节点区域柱最大轴压比为0.51<0.75，满足钢管混凝土轴压比限值的要求。最大轴压比柱出现在外圆环与周围框架交叉节点处附近，且钢结构应力最大值达207 MPa，在进行此类节点的构造设计时应当注意传力的连续性和连接的可靠性。
表5 大跨交叉节点区域组合梁抗震承载力安全系数
多遇地震作用下，转换梁设计内力取 X 、 Y 、 Z 方向设计内力的包络，转换梁区域弯扭耦合效应显著，扭矩达2719.4 kN·m。安全系数最小值为1.57，如表6所示，具有相当的冗余度。地震工况下，转换梁区域柱最大轴压比为0.66<0.80，满足钢管混凝土轴压比限值的要求。
表6 组合转换梁抗震承载力安全系数
3.2.3 罕遇地震计算分析
从车站结构的振型分析来看，在低阶振型中，除了水平面内 X 、 Y 方向的平动振型外，还出现了明显的扭转振型（第3阶振型），仅采用简化的反应位移法对于此类平动和扭转振型存在耦合的结构进行分析无法反映结构在地震作用下的真实响应；考虑到本地设防地震烈度仅6度，大部分构件在大震下尚未进入弹塑性阶段，故按弹性时程进行分析计算。
根据规范要求，选取的3条地震波分别是A：盈建科程序生成的人工波；B：Santa Barbara_NO_135以及C：Whittier Narrows-01_NO_618。满足规范中对时程分析法使用地震波的各种要求。分别计算每条波在 X 、 Y 主方向上双向作用，验算设计时对3条地震波分析结果取包络。
结构在大震作用下须要关注的关键部位的位移包括大跨交叉节点区域双圆环中心挠度，裙楼组合转换梁竖向挠度，以及支承二者的柱在水平面的位移。如表7所示，在不同地震作用下，两种方案的抗震性能相近。
表7 罕遇地震作用下关键部位变形
各地震波作用下各结构层间位移角的包络如表8所示。结构在大震作用下层间位移角远小于规范的弹塑性层间位移角要求，甚至部分结构变形满足了弹性层间位移角的要求，说明结构在罕遇地震作用下仍然能正常使用。
表8 罕遇地震作用下结构层间位移角包络
04
结束语
为了开发适用于轨道交通共构工程的钢–混凝土组合结构体系，依托东莞市国际商务区地铁6号线与8号线节点西平站项目，针对该车站换乘节点和转换梁结构，提出了组合结构方案，并借助软件，对型钢混凝土结构和组合结构的抗震性能进行对比研究，得到以下结论：
1）根据组合梁理论设计的发散式主梁组合楼盖和变截面箱型组合转换梁，结构受力合理，截面尺寸适当，施工工艺简单，经济效益良好。其中，相比于型钢混凝土方案，组合结构楼盖方案支座处梁高降低33%，跨中处梁高降低28%，总造价降低36%；组合结构转换梁方案降低自重49%，每延米造价降低7%。
2）受地上部分结构影响，组合结构方案与型钢混凝土方案结构的自振特性，例如自振周期、振型形状等几乎相同，组合结构自振周期稍大于型钢混凝土结构。
3）与型钢混凝土方案相比，组合结构方案的抗震性能无明显差别，结构安全系数均大于1.5，最大层间位移角在多遇地震作用下为1/2606，罕遇地震作用下为1/611，可以满足抗震设防的需要。
4）组合结构转换梁区域弯扭耦合效应显著，大跨交叉节点钢结构应力水平高，应当作为设计中需要重点关注的环节，应当采取一定的措施保证复杂受力状态下连接的可靠性。
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