雄安站大跨度鋼結構設計與研究

范 重， 張 宇， 朱 丹， 劉 濤， 謝 鵬， 樊澤源， 劉 明， 宋志文

(1中國建筑設計研究院有限公司，北京 100044，2 中國鐵路設計集團有限公司，天津 300308)

0 前言

雄安站建筑造型新穎，規(guī)模宏大，是目前亞洲已建成建筑規(guī)模最大的車站。雄安站全部采用高架站臺的方式，有效避免對地面交通的影響。結合建筑方案的特點，高架候車廳與站臺雨棚的屋蓋均采用單層正交結構體系，結構布置與建筑造型高度契合。根據《河北雄安新區(qū)規(guī)劃綱要》的規(guī)定，雄安站站房抗震設防烈度為8度(0.30g)，為高烈度設防區(qū)。

由于建筑外觀的要求，承軌層以上外露鋼構件均采用實腹構件。由于現(xiàn)行結構設計規(guī)范根據抗震設防烈度確定抗震構造措施，對實腹構件板件的寬厚比作出嚴格限制，容易引起用鋼量顯著增加。大跨屋蓋對結構自重和可變荷載敏感，在滿足使用功能要求和建筑效果的同時，減小構件截面與用鋼量，不僅可以有效降低建造成本，還可以顯著減小結構在地震與溫度作用下的響應。

本文根據雄安站站房結構體系特點，結合建筑功能需要及結構受力特點，從結構概念設計、抗震性能目標、構造措施等方面，通過有限元分析、試驗研究、新技術研發(fā)等多種方法，提出系列設計技術，在保證結構安全性的同時，做到經濟合理。

1 工程概況

新建北京至雄安新區(qū)城際鐵路全長92.83km。自京九線李營站起，向南經北京大興區(qū)、新機場、河北省固安縣、永清縣和霸州市，終點至雄安新區(qū)雄安站。雄安站綜合交通樞紐主要包含國鐵站房工程、市政配套工程、城市軌道交通工程及地下空間工程。

雄安站位于河北省保定市雄縣城區(qū)東北部，京港臺高鐵、京雄城際、津雄城際三條線路匯聚于此。車站總規(guī)模為11臺19線，近期車場新建京港臺車場規(guī)模為7臺12線(含6條正線)，遠期車場預留津雄車場規(guī)模為4臺7線(含2條正線)。

站房總建筑面積47.52萬m2，其中京雄站房9.92萬m2，預留津雄站房5.08萬m2，市政配套規(guī)模約為17.66萬m2，城市軌道交通規(guī)模約為6.05萬m2，地下空間為8.81萬m2，站臺雨棚總面積約9.76萬m2。站房下部主體結構平面布置呈矩形，南北長為606m，東西寬為307.5m。站房屋蓋平面呈橢圓形，長軸長度為450m，短軸長度為355.5m。

雄安站站房建筑主體共5層，地下兩層分別為地鐵換乘層(標高-14.000m)和地鐵站廳及商業(yè)層(標高-8.000m)，地上三層分別為地面候車層(標高0.000m)、承軌層(結構頂標高13.850m)和高架候車層(樓面標高25.400m)，局部在標高6.500m設置有商業(yè)辦公夾層，總建筑高度為47.2m，頂部為橢圓形屋蓋和雨棚，站臺雨棚檐口高度30.2m。高架候車層為鐵路高架候車大廳；承軌層為鐵路及軌道交通R1和R1機場支線站臺層；地面層中央為地面候車大廳，兩側為配套公共場站。

承軌層及以下采用鋼筋混凝土框架結構，高架候車層及高架候車廳大跨屋蓋、雨棚采用鋼結構。承軌層標高以下結構由中國鐵路設計集團有限公司負責設計，承軌層標高以上結構由中國建筑設計研究院有限公司負責設計。建成后的雄安站實景如圖1所示。

圖1 雄安站建成后實景

結構設計基準期50年，鋼筋混凝土結構耐久性年限為50年。結構設計安全等級為一級，建筑抗震設防類別為重點設防類。雨棚屋面采用聚碳酸酯板和太陽能光伏板；高架候車廳屋面采用中空玻璃+太陽能光伏板，穿孔鋁板吊頂。50年重現(xiàn)期的基本雪壓為0.35kN/m2，50年重現(xiàn)期的基本風壓為0.40kN/m2[1]，地面粗糙度為B類。基于風洞試驗結果，進行了大跨度屋蓋風致振動分析與列車風影響研究[2]。

根據《河北雄安新區(qū)規(guī)劃綱要》的規(guī)定，雄安站站房抗震設防烈度為8度(0.30g)，設計地震分組第二組，建筑場地類別為Ⅲ類，場地特征周期Tg為0.55s。

2 結構體系

2.1 基礎

地下空間采用柱下樁基承臺+防水板；地鐵車站采用樁筏基礎；非地下室部位采用柱下樁基承臺+基礎拉梁。基樁采用鋼筋混凝土鉆孔灌注樁，并采用樁端、樁側后注漿工藝。樁徑為1.25m和1.0m，樁長為60m和50m?？蚣苤捎靡环N新型半埋入式柱腳，通過靴梁解決柱腳彎矩傳遞，減小承臺厚度[3]。

2.2 結構體系與防震縫設置

圖2 承軌層結構防震縫示意

承軌層以下主體結構采用鋼筋混凝土框架結構體系，站房部分標準柱網為(20～23)m×24m，順軌向最大柱距30m。為了提高承軌層結構的抗震性能，承軌層框架柱采用型鋼混凝土柱，截面尺寸為2.7m×2.7m；框架梁和軌行區(qū)承軌梁采用型鋼混凝土梁，承軌梁截面尺寸為1 200mm×2 400mm，垂軌向梁截面尺寸為1 400mm×3 000mm；其余各層均采用鋼筋混凝土構件。在承軌層以下空間大規(guī)模采用清水混凝土梁、柱構件。型鋼混凝土柱的弧形切角自上而下逐漸變化，并在柱表面設置寬200mm、深50mm的凹槽。在承軌型鋼混凝土梁的端部設置水平和豎向弧形加腋，水平加腋每側寬度350mm，豎向加腋最大寬度3 050mm，梁底的凹槽與型鋼混凝土柱的凹槽順滑相接，柱外觀下大上小，梁、柱渾然一體，大幅度提升了旅客對候車空間的體驗感。

站房兩側樞紐配套區(qū)(圖2中的D1～D3和E1～E3區(qū)域)標準柱網為(10～11.5)m×15m，采用鋼筋混凝土框架結構，框架柱截面尺寸為1 800mm×1 800mm；順軌向框架梁截面尺寸為800mm×1 900mm，垂軌向框架梁截面尺寸為900mm×2 000mm。軌行區(qū)樓板厚度400mm，非軌行區(qū)樓板厚度150mm。

在地面候車廳夾層設置了一個回字形交通連廊，長度60.6m。該連廊由于下部支撐條件有限，采用拉桿吊橋的形式，用88根鋼拉桿吊在上部承軌梁下方埋件上，橋面采用平面鋼桁架結構，鋪設130mm厚鋼筋桁架樓承板，交通連廊的舒適度分析見文獻[4]。

雄安站房屋蓋平面呈橢圓形，總尺寸為450m×355.5m(長×寬)。為了減小結構的溫度效應，結合近、遠期車場順軌向15m寬的光谷，將屋蓋沿順軌向分為兩大部分(Ⅰ區(qū)和Ⅱ區(qū))?？紤]到屋蓋建筑效果與防水性能，在垂軌向設置2道防震縫，將屋蓋共劃分為6個結構單元，如圖3所示，其中最大區(qū)塊Ⅰ2的平面尺寸為174m×190m。

圖3 屋蓋結構單元分區(qū)

受到建筑屋面曲線造型的影響，大跨度屋蓋的防震縫與下部混凝土防震縫無法設在同一部位，結構受力與連接構造的復雜性顯著增加；此外，為了保證室內建筑效果，避免出現(xiàn)防震縫兩側設置支承屋蓋雙柱的形式，雄安站結構長軸向剖面示意如圖4所示。

圖4 雄安站結構長軸向剖面示意

2.3 高架候車層

高架候車層樓蓋最大跨度達30m，候車廳內布置用于商業(yè)功能的房中房，樓面荷載較大。大跨度框架梁采用實腹H型鋼，在支座部位設置雙翼緣，提高其承載能力。井字形次梁間距為6m，采用平面桁架，將桁架上、下弦之間的空間作為夾層，便于敷設機電設備管線，同時作為H型鋼框架梁的側向穩(wěn)定支撐。在相鄰桁架弦桿之間布置次鋼梁H300×200×8×12，桁架上弦桿及次梁與120mm厚鋼筋桁架樓承板共同形成組合樓板，混凝土強度等級C40。部分區(qū)域利用桁架下弦桿局部布置100mm厚混凝土板，既作為管道檢修平臺，又可以作為建筑吊頂?？蚣苤捎镁匦武摴芑炷林?，其位置與下部混凝土柱位置對應。高架候車層結構如圖5所示，樓面鋼結構主要構件截面及材質見表1。

圖5 高架候車層結構

2.4 高架候車層屋蓋

高架候車層屋蓋跨度為78m，為了達到建筑效果簡潔、室內凈空高大的效果，采用變截面箱形拱梁，梁端支承在V形柱頂部，可有效減小結構跨度。均勻布置的縱向次梁也采用箱形構件，并設置屋面支撐體系保證結構的整體性。高架候車層屋蓋主要構件截面及材質如表2所示，Ⅱ2區(qū)高架候車廳屋蓋示意如圖6所示。

高架候車層主要構件截面及材質 表1

高架候車層屋蓋主要構件截面及材質 表2

圖6 Ⅱ2區(qū)高架候車廳屋蓋示意圖

2.5 站臺雨棚結構

雨棚柱網尺寸為(15～23)m×24m，屋面采用聚碳酸酯板，上敷太陽能光伏板。為了滿足屋面排水的需要，雨棚屋面在垂軌向各跨按5%雙向起坡。典型雨棚結構的剖面如圖7所示。

圖7 典型雨棚結構的剖面

雨棚柱網尺寸與承軌層以下主體結構相同，采用異形鋼管柱；屋面主梁采用焊接箱形梁，雙向交叉次梁間距均為6m，采用焊接H型鋼，規(guī)格為H600×300×tw(腹板厚度)×tf(翼緣厚度)，與建筑空間相契合；僅在雨棚周邊局部設置斜撐，在保證井字梁外露效果的同時，增強雨棚屋蓋結構的面內剛度；鋼管柱、主梁、次梁、斜撐截面及材質見表3?？蚣芰褐С性阡摴芑炷林數目拐鹎蛐椭ё?，極大減小了地震作用對雨棚屋蓋的影響，有效降低了超長結構的溫度作用，能夠適應下部各混凝土結構單元之間的變形差異。

選取具有代表性的區(qū)域建立空間交叉H型鋼梁精細有限元模型，對不同板件寬厚比的空間交叉H型鋼梁進行了非線性屈曲承載力分析，研究翼緣寬厚比及腹板高厚比對空間交叉H型鋼梁局部穩(wěn)定性和屈曲性能的影響。研究結果表明：對鋼梁整體穩(wěn)定性計算結果與規(guī)范公式吻合度較高，設計中采用桿件單元模型進行結構整體穩(wěn)定性分析是安全合理的?？紤]翼緣約束作用的H型鋼梁腹板屈曲計算模型與交叉鋼梁有限元彈性屈曲分析結果吻合良好，結構起坡所引起的不均勻正應力是導致鋼梁腹板失穩(wěn)的主要因素。翼緣厚度確定后，根據上翼緣失穩(wěn)與腹板局部屈曲臨界值確定腹板厚度，依據S3級截面要求所控制的次梁腹板厚度是經濟合理的[5]。

Ⅱ1區(qū)域雨棚鋼屋蓋結構布置如圖8所示。在鋼管柱頂設置抗震球型支座，除能夠有效減小超長結構的溫度應力外，還可以較好地適應下部各混凝土結構單元之間的變形差異。

圖8 Ⅱ1區(qū)域雨棚結構布置示意圖

為了隱蔽雨棚屋面排水管線，方便檢修，保證建筑效果美觀，站臺雨棚鋼管柱采用了異形截面(圖9)。異形鋼管柱為閉口薄壁桿件，截面形式復雜，構件在兩個主軸方向的力學性能差異較大。采用ABAQUS有限元軟件對異形鋼管柱的受力性能進行了較為深入的分析，考慮初始缺陷，分析凹槽深度和寬度、板件厚度對構件性能的影響，為異形鋼管柱的工程應用提供了可靠的依據[6]。

雨棚結構主要構件截面及材質 表3

圖9 異形雨棚鋼管柱

3 高烈度區(qū)結構優(yōu)化

本工程抗震設防烈度高，鋼結構采用實腹構件的范圍大，如果對層間位移角等指標控制過嚴，將導致結構剛度與用鋼量增大，而結構剛度與質量增大又會引起地震作用進一步加大，導致用鋼量顯著增加。故需要結合本工程結構的特點，對設計標準的相關規(guī)定進行深入研究，盡力做到安全合理。

3.1 鋼管柱變形能力與層間位移角限值

根據抗規(guī)[7]，多遇地震作用下，鋼框架層間位移角限值為1/250；罕遇地震作用下，鋼框架層間位移角限值為1/50。當抗震設防烈度很高時，滿足上述要求將導致用鋼量顯著增加。

為了考察軸壓比n、徑厚比D/t與長細比λ對鋼管柱變形性能的影響，在北京工業(yè)大學工程抗震與結構診治北京市重點實驗室進行了3個縮尺模型試驗，鋼材材質均為Q355，在恒定軸力下進行往復推覆擬靜力加載，并將試驗結果與有限元模擬分析進行對比，驗證了有限元模擬結果的準確性[8]。

有限元參數分析結果表明，軸壓比對鋼管柱變形能力影響顯著，隨著軸壓比增大，屈服變形角略有減小，極限變形能力顯著下降。徑厚比對鋼管柱屈服變形角影響很小，但對極限變形角影響最大，隨著徑厚比增大，極限變形能力迅速下降。長細比對鋼管柱彈性剛度影響顯著，鋼管柱變形能力隨著長細比增大而增大。當長細比不小于40時，鋼管柱的屈服變形角均可達1/150；當軸壓比不大于0.2、徑厚比不大于30時，鋼管柱的極限變形角可達1/30，如圖10所示。

圖10 鋼管柱的骨架曲線[8]

支承站房大跨度雨棚豎向構件的軸壓比為0.2左右，故結合大跨度屋蓋的特點對豎向構件的水平位移限值進行如下放松：1)在8度(0.2g)多遇地震作用下，支承雨棚鋼管柱的層間位移角按1/250控制；2)在8度(0.3g)罕遇地震作用下，周邊無玻璃幕墻、建筑隔墻等圍護結構的鋼柱，層間位移角按1/30控制。

3.2 階形柱

本工程下部為混凝土框架，上部為大跨度鋼屋蓋，鋼柱底部與混凝土框架相連，鋼柱頂部通過抗震球型支座支承屋蓋。大跨度結構室內凈高大，柱頂側向變形與底部彎矩起主要控制作用，而柱承受的豎向荷載較小，其受力狀態(tài)近似于豎向懸臂梁，上部的利用率較低[9]。

為了有效節(jié)約鋼材用量，根據支承大跨度屋蓋鋼柱的受力特點，提出一種變壁厚箱形柱，其具有以下主要特點：1)壁厚上小、下大，與彎矩分布規(guī)律相符，受力較為合理；2)在罕遇地震作用下，塑性鉸集中于構件底部，受力較小、始終處于彈性狀態(tài)的上柱，其寬厚比限值可以適當放松；3)鋼材用量較小，結構自重減輕，承受的地震力相應減小；4)變壁厚箱形柱的抗側剛度與等壁厚箱形柱的抗側剛度相同，在彈性分析時也可將其視為等壁厚度箱形柱，計算簡單方便；5)變壁厚箱形柱截面的外形尺寸與等壁厚箱形柱相同，不影響建筑室內效果。

假定等壁厚箱形柱的高度為h，截面慣性矩為I0；變壁厚箱形柱上柱高度與截面慣性矩分別為h1和I1，下柱高度與截面慣性矩分別為h2和I2，如圖11所示。

圖11 等壁厚和變壁厚箱形柱示意圖

為了保證變壁厚箱形柱在壁厚變化處的安全性，使上柱始終處于彈性狀態(tài)，在柱頂軸向壓力N與側向荷載作用下的最大壓應力σ1應滿足下式要求:

(1)

式中：A1和W1分別為上柱的截面面積與截面抵抗矩；Mp2為下柱承受的最大塑性彎矩；fy為鋼材屈服強度。

為了驗證設計方法的可靠性，考察變壁厚箱形柱的受力性能，進行了在往復荷載作用下變壁厚箱形柱縮尺模型的擬靜力試驗[10]，如圖12所示。

圖12 變壁厚箱形柱試驗現(xiàn)場照片

對于不同上柱高度比α(變壁厚箱形柱上柱高度與柱總高度之比)及軸壓比，變壁厚與等壁厚箱形柱用鋼量百分比ρ見表4[9]。從表中可知，在變壁厚與等壁厚箱形柱抗側剛度相等的條件下，變壁厚箱形柱的用鋼量明顯低于等壁厚箱形柱，當上柱高度比α為0.4時，可節(jié)約鋼材11.67%～16.24%；對于壁厚較大、軸壓比較小的構件，節(jié)約鋼材的效果較好。綜合構件的承載力與用鋼量情況，變壁厚箱形柱具有較好的經濟效益。

變壁厚與等壁厚箱形柱用鋼量百分比ρ 表4

3.3 帶肋薄壁箱形構件

高架候車廳屋蓋大跨度箱形梁以承受彎矩為主，根據受力分析得到的箱形梁腹板的厚度通常較小。由于薄鋼板易發(fā)生面外變形，初始缺陷明顯，屈曲承載力較低，難以滿足對框架梁塑性變形能力的要求[11-14]。為了保證箱形梁在地震作用下的塑性變形能力，我國現(xiàn)行規(guī)范均對箱形梁板件的寬厚比作出了明確規(guī)定。故此，在應用薄壁箱形梁時，為滿足構造要求，需要額外加大板厚度，導致用鋼量與結構自重顯著增加。

為減輕結構自重，提出一種腹板帶加勁肋的薄壁箱形梁[15]，即采用減薄腹板厚度，通過在腹板設置縱向槽形加勁肋、橫向加勁肋以及綴板的方式，保證構件具有較高的穩(wěn)定承載力，便于加工制作與現(xiàn)場安裝，減小用鋼量。帶肋薄壁箱形梁的構造如圖13所示。

圖13 帶肋薄壁箱形梁的構造

采用ABAQUS軟件對帶肋薄壁箱形梁進行分析，結果表明，薄壁箱形梁設置加勁肋后，其腹板的面外變形能夠受到有效抑制，帶肋薄壁箱形梁的一階屈曲模態(tài)如圖14所示。帶肋薄壁箱形梁的等效黏滯阻尼系數較大，其耗能能力較強。當達到相同變形角時，帶肋薄壁箱形梁腹板的最大面外變形與塑性應變均小于普通薄壁箱形梁，說明其損傷程度較輕。同時，與腹板寬厚比滿足規(guī)范限值的普通薄壁箱形梁相比，帶肋薄壁箱形梁在具有相同變形能力的同時，可節(jié)省鋼材20%～30%。

圖14 薄壁箱形梁的一階屈曲模態(tài)

考慮大跨梁根部為塑性耗能區(qū)，抗震構造要求嚴格，梁端需要與開花柱連接等因素，僅對大跨梁跨中截面部分采用帶肋薄壁箱形梁，如圖15所示。

圖15 帶肋薄壁箱形梁現(xiàn)場照片

4 鋼結構節(jié)點

4.1 大跨度屋面搭接節(jié)點

根據建筑的使用功能，鋼屋蓋將防震縫設置在與下部混凝土防震縫相同的位置，且雙柱支承屋蓋的效果不理想。此外，由于屋蓋支承于下部多個混凝土結構單元上，故此屋蓋結構對下部各混凝土結構單元之間的變形差異應具有良好的適應性。承軌層上、下結構的防震縫如圖16所示。

圖16 承軌層上、下結構防震縫示意

根據本工程的特點，研發(fā)了一種可發(fā)生雙向大位移的新型滑動支座，以實現(xiàn)大跨度屋面之間的搭接連接。該支座包括上滑動軌道、下滑動軌道及中間轉動支座，如圖17所示[16]。

圖17 雙向滑動支座構造示意

上滑動軌道與下滑動軌道分別處于中間轉動支座上部及下部，平面正交布置，兩端設有限位板，中間轉動支座可在上、下兩個滑動軌道形成的矩形范圍內滑動，最大滑移量可達±650mm。中間轉動支座可實現(xiàn)有限轉動。該支座在保證結構豎向傳力的同時，可以避免相鄰屋蓋在水平方向的相互影響，具有防撞、防跌落措施。

為驗證雙向滑動支座是否可以在受力狀態(tài)下實現(xiàn)大位移及其工作性能的可靠性，采用1∶2縮尺模型進行了摩擦系數、豎向抗壓、豎向抗拉試驗。其中摩擦系數試驗采用的加載裝置如圖18所示。

圖18 加載裝置

為了考察滑動支座復雜受力狀態(tài)下的雙向滑動性能，采用1∶2縮尺模型進行了滑動支座有無轉動條件下的雙向滑移試驗。分別考察了支座在0°，15°，30°及45°情況下，雙向支座會將不同角度情況的位移分解為上下兩個支座的垂直滑移量，限于篇幅,僅將30°時的試驗情況做如下說明。試驗時，將雙向滑動支座置于試驗機的下承載板上旋轉30°，中心位置偏差不大于滑軌長度的1%。以20kN/min的速度對支座施加豎向荷載至200kN，通過水平加載裝置將雙向滑動支座順軌向推移325mm，垂軌向移動188mm。然后，施加反向位移，連續(xù)進行3次循環(huán)加載。

試驗結果表明，雙向滑動支座可以達到預期的位移量，在滑動過程中無卡殼現(xiàn)象，極限位移值滿足設計要求。雙向滑動支座(30°)的實測水平力-水平位移曲線如圖19所示。雙向滑動支座的豎向受壓承載力、豎向受拉承載力、水平受剪承載力均滿足設計要求；雙向滑動支座豎向變形與雙向滑動支座總高度之比不超過1%；徑向變形與外徑之比小于0.05%；摩擦系數不大于0.03。

圖19 雙向滑動支座(30°)實測水平力-水平位移曲線

4.2 可復位連橋支座

本工程在高架候車層近期車場和遠期車場之間設有多個連橋單元，連橋單元的支座設置在兩側主體結構單元之上，結構設計需滿足兩點要求：1)在地震、風荷載等不利工況組合下，兩側主體結構單元發(fā)生相對變形時，要求連橋單元在支座發(fā)生位移時不產生附加內力，既不影響結構單元分塊計算的邊界條件，又使得連橋單元本身不會因為過大的附加內力遭到破壞；2)在兩側主體結構單元無相對變形的情況下，連橋單元不會因人行荷載、較小的風荷載作用而發(fā)生剛體位移，影響建筑使用。

故此研發(fā)一套可復位連橋支座，該支座由三種形式組成：1)固定抗震球型支座LZ-1；2)小位移量雙向滑動支座LZ-2；3)大位移量雙向滑動支座LZ-3，如圖20所示。在連橋的一端設置固定抗震球型支座LZ-1和小位移量雙向滑動支座LZ-2；連橋另一端設置大位移量雙向滑動支座LZ-3；連橋大位移量雙向滑動支座構造與屋面的大位移量雙向滑動支座基本相同，其區(qū)別為僅在軌道內增設板簧，可實現(xiàn)變形后自動復位。通過對連橋4個支座進行合理配置，能夠使其適應兩側主體結構的各種相對變形，避免因附加內力過大造成連橋自身破壞。

圖20 可復位連橋支座工作原理

4.3 其他復雜節(jié)點

雄安站高架候車廳與雨棚建筑造型簡潔，大跨屋蓋主要采用由實腹構件組成的單層結構，存在大量箱形構件、圓鋼管、H型鋼之間相連的復雜節(jié)點，現(xiàn)行規(guī)范尚無此類復雜節(jié)點的相關設計方法。在結構設計中采用CATIA，RIHNO等三維建模軟件建立各類復雜節(jié)點的實體幾何模型，通過節(jié)點區(qū)局部加厚、設置加肋等措施保證節(jié)點不先于構件破壞，節(jié)點構造兼顧美觀與施工可操作性。在此基礎上，采用ABAQUS有限元軟件對節(jié)點進行計算分析，保證其在設計荷載作用下安全可靠。

高架候車廳開花柱底部鑄鋼節(jié)點的鋼材材質為ZG550-340H，在控制工況時節(jié)點的應力云圖如圖21(a)所示。節(jié)點應力峰值小于屈服應力。開花柱頂圓鋼管與大跨箱形梁節(jié)點、屋蓋錯層部位節(jié)點的應力云圖分別如圖21(b)和圖21(c)所示。

圖21 高架候車廳節(jié)點von Mises 應力云圖/MPa

由于建筑外露效果要求，雨棚鋼結構均采用焊接節(jié)點。對于H型鋼次梁與箱形主梁節(jié)點(圖22)，上翼緣(圖22中陰影范圍)連接部位容易形成焊縫重疊，鋼材重復受熱，不利于鋼材內部金相組織，容易造成應力集中。為避免焊縫重疊，在設計中將主梁節(jié)點域上翼緣適當加寬100mm，上翼緣外伸板在工廠加工整體制作。現(xiàn)場拼裝時，次梁上翼緣的對接焊縫與次梁腹板焊縫不在同一個位置，以提高現(xiàn)場焊接質量。

圖22 雨棚主次梁節(jié)點構造

5 結構專項分析

5.1 罕遇地震彈塑性分析

采用ABAQUS軟件進行罕遇地震作用下的彈塑性時程分析，選取兩組天然波和一組人工波，按照X向、Y向、Z向峰值加速度比為1∶0.85∶0.65進行三向地震激勵。限于篇幅，僅對近期車場高架候車廳及相連雨棚Ⅰ2區(qū)計算結果進行說明。

5.1.1 層間位移角

由于高架候車廳結構復雜，屋面高差大，層間位移角按照各柱柱頂與柱底的位移確定。高架候車廳首層為型鋼混凝土柱，承軌層以上為方鋼管混凝土柱，在罕遇地震作用下，型鋼混凝土柱和鋼管混凝土柱的最大層間位移角為1/91，滿足高規(guī)[17]不大于限值1/50的要求。西側進站廳鋼管柱高達25.6m，最大層間位移角1/72，滿足不大于高規(guī)[17]限值1/50的要求。

與高架候車廳相連的雨棚：承軌層型鋼混凝土柱最大層間位移角為1/121；承軌層以上的鋼管柱，X向地震作用下最大層間位移角1/42，Y向地震作用下最大層間位移角為1/53。支承雨棚的鋼管柱軸壓比小，變形能力強，故鋼管柱塑性損傷程度輕，雖然其層間位移角略大于高規(guī)[17]限值1/50，但是仍然能夠保證結構安全。

5.1.2 屋蓋豎向變形

高架候車廳大跨屋蓋跨度為78m，豎向地震效應顯著。選取大跨屋蓋三個不同跨的跨中位置，提取節(jié)點最大豎向位移。大跨屋蓋跨中在各工況下的最大豎向位移見表5?？梢姶罂缥萆w跨中最大豎向位移為-1.17m，為跨度的1/67。

5.1.3 柱的損傷

在罕遇地震作用下，Ⅰ2區(qū)高架候車廳柱的塑性應變示意圖見圖23。由圖可知，雨棚柱在罕遇地震作用下塑性應變較小，鋼材塑性應變最大為0.002 8，為輕度損傷[17]；高架候車廳大部分柱為輕度損傷，個別懸臂柱底部的最大塑性應變?yōu)?.012 6，為中度損壞，在設計中對以上部位進行了相應加強。綜上，結構可以滿足“大震不倒”的抗震性能目標。

豎向地震作用下大跨屋蓋跨中最大豎向位移/m 表5

圖23 Ⅰ2區(qū)高架候車廳柱的塑性應變示意圖

5.1.4 高架候車層框架梁與次桁架

高架候車廳大部分樓面鋼梁塑性應變較小，為輕微或輕度損傷；順軌向主梁應變較大，最大塑性應變?yōu)?.018 6，但未超過鋼材極限應變，位置在高架候車廳兩側，屬于比較嚴重損傷?？蚣芰簽楹哪軜嫾?，在地震作用下框架梁端進入塑性，但仍能滿足“大震不倒”的抗震性能目標。次桁架最大塑性應變?yōu)?.006 2，為中度損傷。

5.1.5 高架候車層鋼屋蓋

在罕遇地震作用下，屋蓋大部分構件處于彈性狀態(tài)，個別大跨箱形梁端部進入塑性，最大塑性應變?yōu)?.011 6，為中度損傷。屋蓋次梁塑性應變最大的位置出現(xiàn)在兩側雨棚斜向箱形構件的跨中，為比較嚴重損傷。在設計中對以上損傷較嚴重的部位采取了加強措施。

綜上所述，在罕遇地震作用下，整體結構能夠滿足“大震不倒”的要求，保證結構安全。

5.2 防連續(xù)倒塌分析

考慮到本工程高架候車廳屋蓋支承構件的數量較少，故通過連續(xù)倒塌分析，確定結構的薄弱部位，避免關鍵構件失效引起結構整體發(fā)生連續(xù)倒塌[18]。根據罕遇地震彈塑性時程分析的結果，在Ⅰ2區(qū)假定受力較大的開花柱C4(圖24)，突然失效進行連續(xù)倒塌分析。

圖24 拆除構件位置示意

拆除柱C4后，在恒載+0.5活載工況時，結構的豎向變形有所增大，但結構仍能保持穩(wěn)定。結構跨中最大豎向位移增至200mm以上。

拆除柱C4后控制點1,2的豎向位移時程曲線如圖25所示?？梢?，在拆除構件的瞬間，屋蓋的豎向位移突然增大，經過一段時間的震蕩后逐漸趨于穩(wěn)定?？刂泣c1的豎向位移由102mm增大至205mm，控制點2的豎向位移由5mm增大至51mm。

圖25 拆除鋼柱后控制點豎向位移的時程曲線

與拆除構件相鄰構件以及高架候車廳屋蓋跨中部位的應力有所增大，最大應力為230MPa，但未超過鋼材的屈服應力，結構構件均處于彈性。

綜上所述，拆除構件后，站房大跨屋蓋的豎向位移增大，局部桿件應力值增高，但所有桿件均處于彈性狀態(tài)。結構冗余度較高，具有良好的防連續(xù)倒塌能力。在本工程設計中，通過對超長結構的多維多點分析，得到結構構件的地震力放大系數[19]。

5.3 施工過程

根據總體施工進度要求，雄安站近期車場高架候車層大跨弧形屋蓋采用高空散拼施工方案，在高架候車層施工結束后，搭設臨時支承胎架，采用重型吊裝設備進行屋蓋構件吊裝，高空分段焊接拼裝，卸載拆除支撐。遠期車場高架候車層大跨弧形屋蓋采用整體提升施工技術，在柱頂設置臨時工裝與液壓提升設備，整體重約2 800t，覆蓋面積7 380m2，為保證屋蓋提升的同步性，將整個提升分為96步，每步提升250mm，每步均進行測量校正，合理設置吊點數量，保證提升過程中屋蓋整體受力均勻、變形可控，提升到位后，再安裝V形柱。雄安站鋼結構施工現(xiàn)場情況見圖26。該工程已于2020年12月建成通車。

圖26 雄安站鋼結構施工現(xiàn)場

6 結語

(1)結合建筑造型及下部混凝土結構分縫情況，將屋蓋劃分成六個結構單元，可以有效緩解結構超長帶來的溫度應力、地震行波效應等問題。

(2)當長細比、軸壓比和徑厚比滿足一定條件時，鋼管柱的屈服變形角與極限變形角均可適當放松。

(3)站房雨棚鋼柱的受力特點近似于豎向懸臂梁，軸壓比很小。將等壁厚箱形柱改為上部壁厚小下部壁厚大的變階形式、外形尺寸保持不變的變壁厚箱形柱。在保證變壁厚箱形柱和等壁厚箱形柱抗側剛度相等的條件下，變壁厚箱形柱的用鋼量明顯低于等壁厚箱形柱，節(jié)約鋼材的效果較好。

(4)根據站臺雨棚柱頂鉸接、箱形主梁地震響應很小的特點，基于精細有限元分析確定雙向交叉H型鋼梁腹板的分級，適當放松板件寬厚比限值，可以有效減小結構用鋼量。

(5)為了解決高架候車廳屋蓋大跨箱形梁腹板較薄容易發(fā)生面外屈曲的難題，提出一種腹板帶加勁肋的薄壁箱形梁，通過在此梁腹板設置縱向槽形加勁肋、橫向加勁肋以及綴板的方式保證構件具有較高的穩(wěn)定承載力，便于加工制作與現(xiàn)場安裝，減小用鋼量效果顯著。

(6)研發(fā)的屋面雙向可滑動支座與可復位連橋支座的連接方式，在保證結構豎向承載能力的同時，可以有效適應相鄰結構之間的大位移，具有防撞、防跌落功能。

(7)罕遇地震動力彈塑性時程分析結果表明，大部分結構構件為輕微或輕度損傷，滿足“大震不倒”的性能目標。

(8)防連續(xù)倒塌分析結果表明，個別構件失效雖然造成大跨屋蓋局部變形增大，但不會引發(fā)結構連續(xù)倒塌。