3.3.2 车站综合枢纽的结构设计及实施案例
1.基础设计
下面以石家庄市某地铁车站为例，对城市轨道交通车站综合枢纽的基础设计进行研究。
（1）工程概况。
石家庄中央商务区北区地下公共空间项目的建筑面积1.39×105 m2，结构东西向长135～235 m，南北向长约570 m。结构覆土3 m，地下1层层高6.35 m，地下2层层高4.1 m，主要包括服务周边商务地块的配套商业、停车场、能源中心、智慧中心、市政环廊、人防工程及地铁车站。
地铁部分为地下3层明挖岛式车站，车站公共区为大跨无柱结构，中间5跨为3层通高，两边各4跨，为2层通高，设备区为双柱车站。图3.3为公共区结构纵剖面。地层从上至下依次为杂填土、黄土状粉质黏土、黄土状粉土、细砂、中砂、粉质黏土、粉土、细砂、中砂、粉质黏土、中粗砂、含卵石中粗砂。2层底板大部分位于粉质黏土层，地铁底板大部分位于中砂层。现状水位在自然地面下43.0 m，远期抗浮水位在地面下12.3 m。
图3.3 公共区结构纵剖面（单位：mm）
（2）结构设计。
地铁、管廊及相关区域的结构设计使用年限为100年，其余地下空间部分的设计使用年限为50年。地下结构抗震设防烈度7度，抗震等级为三级，其中地铁公共区大跨段区域及两侧各2跨的构造措施为二级，其余段抗震构造措施为三级。地下综合体整体不设置变形缝，工程与周边高层地块连接处设置变形缝。地下公共空间基础采用平板式筏基+下柱墩，结构形式为框架结构，纵向柱跨8.4 m，公共区中部5跨为3层通高，结构净宽22.3 m，最大结构净高22.1 m，其中中部3跨设置采光天窗，开口净尺寸为5 m×24.4 m，采光天窗用滑轨式人防门进行水平封堵，如图3.4所示。两边各4跨，为2层通高，最大结构净高15.4 m，如图3.5所示。
图3.4 3层通高处结构断面（单位：m）
图3.5 2层通高处结构断面（单位：m）
2.抗浮设计
下面以深圳市福田站为例，对城市轨道交通车站综合枢纽的抗浮设计进行讲解。
1）工程概况
深圳市福田站综合交通枢纽位于深圳市福田中心区，枢纽范围内有地铁2号线福田站、地铁3号线福田站、地铁11号线福田站、广深港客运专线深圳福田站、深南大道南北两侧的交通接驳配套设施等。项目周边高楼林立，项目的位置及项目与周边建筑的关系如图3.6所示。
本设计为深南大道南北两侧交通接驳配套设施，与地铁车站相邻。配套设施由地下一层及部分夹层构成，分南、北两区，南区长约317 m，宽约80 m，北区长约317 m，宽约40 m，基坑深度10 m，±0.000对应的绝对标高为7.200 m，南北区地下室底板绝对标高为-2.800 m，南区地下室顶板绝对标高为4.500 m及2.850 m，北区夹层绝对标高为2.200 m，地下室顶板绝对标高为4.500 m及6.200 m，南区顶板覆土2.7 m，北区顶板覆土1.5 m。
2）地下结构设计目标
（1）结构设计使用年限为100年，结构耐久性设计使用年限为100年。
（2）结构的抗浮按结构使用寿命过程中可能发生的最高地下水位进行验算，工程抗浮设计水位取设计地面标高。结构在重力作用下的可靠性按结构使用寿命过程中可能发生的最低地下水位进行验算，工程最低水位取底板下底标高。
图3.6 项目的位置及项目与周边建筑的关系
（3）结构设计应根据工程地质和水文地质条件及城市总体规划要求，结合周围地面既有的建筑物、管线、道路交通状况，通过对技术、经济、环保及使用功能等方面的综合比较，合理选择施工方法和结构方案。
（4）结构设计分施工阶段和使用阶段，按照承载能力极限状态及正常使用极限状态的要求，进行承载力、稳定性、变形、抗浮及裂缝宽度等方面的验算。
（5）深基坑工程设计应根据有关规范、法规的要求，结合车站周边不同的环境条件等采取相应的技术措施。严格控制工程施工引起的地面沉降量。
3）配套设施北区采用泄水抗浮技术方案
地下工程结构设计的重点之一是抗浮设计，确定抗浮方案是重中之重。根据业主的要求，并经过多方论证，本项目配套设施北区采用结构自重加泄水抗浮方案。泄水抗浮是通过人为降低地下室所处环境的地下水位，减少地下室所受浮力，使之能够满足抗浮设计要求。
（1）项目的应用条件。
项目北区周边由其自身及相邻各项目的永久地下连续墙围合，各部分地下连续墙埋深在17～50 m，均较深地嵌固于强风化、中风化或微风化花岗岩层中，各部分永久地下连续墙组成了封闭的止水帷幕，外部进入此区域的水量较少，基本上形成了一个单独的地下水环境，因此人为地降低地下水位，对周边环境的影响应该会很小，具体影响程度需要通过理论计算进行进一步分析。
（2）泄水抗浮设计。
泄水抗浮设计的关键是在项目场地内长期存在众多地下连续墙等挡水结构条件下，通过计算室内地下水的每日抽排量和场地周围地下水流场变化，最终得出室内抗浮设计水位，为工程设计提供依据。设计时按100年一遇暴雨强度分析计算涌水量。
（3）计算假定。
分析时结合实际工程条件，运用有限元方法和理论，分旱季和雨季长时间强降雨两种工况，计算坑内抽排水量和运营期室外长期水位变化等，基本假定如下。
①场地东西向长而南北向短，且东西两侧地下连续墙较深，对场地东西外侧地下水有较好的阻隔作用，计算模型选取以南北向剖面为横断面的平面二维模型。
②场地周围抗浮设计水位考虑旱季、雨季强降雨两种工况，旱季采用该场地《岩土工程勘察报告》提供的抗浮设计水位6.3 m（绝对标高）。
③各土层渗透系数各向同性。
④偏于安全考虑，不计入项目南侧和北侧高楼地下室对地下水的阻隔作用。
⑤计算范围选取：横向取至结构外边线外200 m，竖向取至地下55 m。
⑥考虑到岩土工程的不确定性，对有限元计算涌水量乘以2倍的安全系数。
（4）泄水量及周边场地沉降计算。
抽排水量计算采用专业二维渗流有限元计算软件，选取4个有代表性的断面，分旱季和雨季两个工况进行计算，最终计算结果将对各个断面结果进行加权平均，其中一个断面计算的场地内渗流场和浸润水位线如图3.7所示。
降水引起的周边场地沉降计算采用分层总和法。
总渗流量Q按式（3.5）计算。
式中：qd——北区单位宽度渗流量，m3/（d·m）；Bi——断面计算宽度，m。
经计算，北区雨季计算总渗流量为274.9 m3/d，旱季浸润水位线最大降深平均为4.25 m。考虑到土工参数的变异性和场地条件的不确定性，设计总渗流量取值为计算总渗流量的2倍，则北区总泄水量约为550 m3/d。北区围护结构外侧因降水产生的沉降为28.9 mm。
根据以上计算结果分析，如果汇水口采用的抗浮设计水位为0.875 m（绝对标高），周围岩土体因长期抽水导致的沉降，应满足《建筑基坑支护技术规程》（JGJ 120—2012）中地面沉降不大于30 mm的要求。
图3.7 旱季计算场地内渗流场和浸润水位线
3.抗震设计
近年来，我国工程界对城市轨道交通车站综合枢纽的研究投入了大量精力，同时全国各地大兴修建城市轨道交通车站，城市轨道交通工程事业蓬勃发展。城市轨道交通车站综合枢纽从单一的交通站点走向集交通、商业、住宅、娱乐功能于一体的城市轨道交通枢纽综合体，其作为城市近年来引进的新兴建筑元素，可带动周边地块开发，从而加快城市经济发展。
城市轨道交通车站综合枢纽结构虽然功能丰富，能促进区域发展，但它在地震作用下的地震响应也因其结构复杂而难以准确得到。我国位于世界两大地震带——环太平洋地震带与欧亚地震带之间，因此受太平洋板块和印度洋板块挤压时会发生地震，近年来也给国家和人民造成了重大损失。我国城市轨道交通车站多为地下结构，虽说抗震性能优于地面建筑，但该类结构一旦发生破坏就很难修复，并且还会引起地面建筑与设施的破坏，从而产生连锁破坏。在著名地震案例阪神地震中，大开车站破坏尤为严重，车站中柱出现了严重的弯曲和剪切裂缝，有些部位甚至被压溃，导致出现重大的安全事故，故自从1995年日本阪神地震后，地震研究者逐渐对地下结构抗震问题重视起来。如今城市轨道交通车站综合枢纽作为更加复杂的结构，并且涉及经济效应和人员流动等诸多因素，其抗震研究就显得尤为重要。城市轨道交通车站综合枢纽结构的地震响应问题不但与自身结构属性相关，同时涉及城市轨道交通车站综合枢纽、土体、相邻地下结构三者之间的动力相互作用，如何考虑这些影响因素并针对不同实际情况安全地做出设计也是目前地下工程领域需要解决的问题。
目前我国在城市轨道交通抗震设计中一般采用反应加速度或反应位移法对城市轨道交通车站的地震响应进行计算，但是如果遇到地下结构纵向断面复杂且间断连续面不规律或在水平成层地层中各层参数差距较大，采用时程分析法更为合适。
1）地铁车站综合枢纽结构抗震计算现有方法
地铁车站综合枢纽结构计算的关键是如何考虑地铁车站部分和相邻地下结构之间的动力相互作用，在之前的研究中，主要有以下两种思路。
（1）不考虑相邻结构影响，将地铁车站单独建模进行抗震分析。这种思路即采用拟静力方法中的反应位移法或反应加速度法单对车站结构进行抗震分析，忽略相邻结构与车站的动力相互作用，此种方法一般多适用于车站与相邻地下结构距离足够远的情况。
（2）考虑相邻地下结构影响的动力时程分析法。时程分析法是目前常用的地上-地下结构抗震计算方法，通过建立有限元整体模型，输入地震波数据从而得到车站综合枢纽结构在地震期间的动力响应。该方法计算准确性高，同时可以反映各个时段车站的内力与变形，但是该方法计算复杂且计算量大，因此与拟静力方法相比通常作为验证方法。
下面仅对单体车站拟静力简化方法进行探讨。
2）单体车站拟静力简化方法
在拟静力计算方法中，反应位移法和反应加速度法是较为常见的地下结构抗震计算方法，二者的计算原理和一般计算步骤如下。
（1）反应位移法。
反应位移法是目前较为常用的地下结构抗震计算方法。反应位移法将结构地震响应计算简化为平面应变问题，将不同地层下的位移差强制施加到结构上并与惯性力、剪切力等进行组合计算，即将土层传递的地震作用以土弹簧代替，并通过土弹簧和结构外墙的连接形式来表征土与结构之间的动力作用，故反应位移法本质上是静力的计算方法。反应位移法基本原理如图3.8所示。
图3.8 反应位移法原理
反应位移法重要参数确定如下。
①确定土层相对变形，土层相对变形是反应位移法中引起地震响应变化的重要因素之一，而不同规范对土层位移的求解公式不同。国内的抗震规范有《城市轨道交通结构抗震设计规范》（GB 50909—2014）、《城市轨道交通工程设计规范》（DB11/995—2013）等，有时也会采用日本抗震设计规范中的相关公式，但最常用的还是通过一维自有场地分析求出土层相对位移参数，因为不同规范计算的结果差距较大，这就导致在计算时应当选择更为贴近实际工程的方法。在一般情况下，推荐采用如MIDAS、Soild Works、EERA等软件进行场地地震反应分析，进而得到更贴近实际土层的相对变形以及剪应力。
②土弹簧刚度计算，土弹簧系数值直接影响到了土层与结构之间的相互作用，其数值直接对结构地震响应有重要影响，地基弹簧系数的计算公式如式（3.6）所示。式中：k——剪切或压缩的弹簧刚度；K——地基反力系数；L——垂直于结构横向的计算长度，m；d——土层沿地铁车站的纵向深度，m。
确定地基反力系数K通常有以下方法。
a.常见国内经验公式法，通常公式为式（3.7）和式（3.8）。式中：Kn——土层法向的地基反力系数；G——剪切模量；Kh——土层切向的地基反力系数；β——换算系数，一般定为1/3。
该方法原理简单清晰，且计算难度小，在工程上常常被使用。
b.日本经验公式法，其基本公式见式（3.9）和式（3.10）。
式中：kv——桩侧竖向地基弹簧初始刚度，k N/m；K v——桩侧竖向基床系数，k N/m3；Ksv——桩周竖向基床系数，k N/m3；kh——桩侧水平地基弹簧初始刚度，k N/m；Kh——桩侧水平基床系数，k N/m3；Ksh——桩周水平基床系数，k N/m3；L——水平弹簧刚度计算范围内桩的长度，m；d——桩的直径或宽度，m。
该式经过实际工程验证有着良好的精度。
c.有限元求解法，该方法通过建立土层场地有限元模型，固定结构模型底、侧面，并在其周围施加竖向和切向均布荷载q，计算得到不同荷载作用相应的变形值δ，并得到地基反力系数K=q/δ。
在上述3种方法中，经过学者验证，国内常用的经验公式在不同场地、不同结构类型下计算误差较大，而日本经验公式相对误差较小，有限元求解法的精度最佳，在反应位移法求解中推荐采用后两种方法。
③土层位移引起的结构侧向力，通常公式见式（3.11）。
式中：p（z）——土层发生变形产生的侧向力，k N/m2；kh——土层中水平弹簧系数，k N/m3；u（z）——深度z处自由土层地震反应位移；u（zB）——结构底部深度zB处的自由土层地震反应位移。
④结构周围土层产生的剪切力的确定，顶、底板处剪力见式（3.12）。
式中：Gd——不同土层处地层动剪切模量；z——顶板、底板埋深；Umax——地表水平向设计地震的峰值位移。
当结构为矩形时，侧墙剪力公式见式（3.13）。式中：τu——顶板剪力，k N；τb——底板剪力，k N。
确定反应位移法所需要参数后，可通过有限元分析软件如MIDAS、ABAQUS等进行抗震计算，反应位移法作为拟静力计算方法有较好的精度，适用于大多数地下结构抗震计算。
（2）反应加速度法。
反应位移法计算原理为荷载-结构法，考虑了地震土压力，土与结构之间的轴向力、剪切力，结构的惯性力。反应加速度法与其不同，计算原理为地层-结构法，需构造土层-地下结构的整体计算模型，此时地震土压力、剪切力、轴向力属于体系内力，故模型此时考虑惯性力即可。惯性力由体系质量和地震期间加速度确定，在土层-地下结构体系确定的情况下只需确定加速度分布规律。故相比于反应位移法较为复杂的参数确定，反应加速度法模型建立更加容易，计算也更为简单。反应加速度法的原理如下。
地下结构抗震分析中，结构最不利状态的判断通常采用结构顶底板之间最大变形位置，并使用地震期间土层位置处最大加速度曲线作为反应加速度法的加速度曲线，原理图见图3.9。第i层土单元的运动方程见式（3.14）。
图3.9 反应加速度原理图
式中：τi——地下结构发生最大变形时第i层土单元底部的剪应力；τi-1——地下结构发生最大变形时第i层土单元顶部的剪应力；pi——第i层土单元的密度；hi——第i层土单元的厚度
——第i层土单元加速度；ci——介质阻尼系数；
——第i层土单元速度。
有效反应加速度可根据式（3.15）计算。
式中：αi——第i层土单元的加速度。
反应加速度法的一般步骤如下。
①建立反应加速度法自由场模型。
②对模型进行地震作用下一维地层自由场分析，确定地下结构顶底板相对位移最大时刻的加速度规律曲线，用于有限元计算。
③获取该时刻各分层处的剪应力。
④建立土层-地下结构整体模型，土层参数由一维场地分析确定。
⑤土层划分完毕后可以根据式（3.15）计算第i层土单元的水平加速度。
⑥将得到的水平加速度施加在计算模型上，计算结构的内力与变形。
（3）时程分析法。
时程分析法为直接动力法，又称步步积分法，是从地震初始状态逐步积分直到地震结束，求出结构在地震作用下从静止到振动的全过程。时程分析法可以计算结构和构件每个时刻的地震响应，是目前地下工程抗震计算常用的方法。
4.节点设计
在城市轨道交通车站综合枢纽地下车站结构中，采用高强混凝土钢管柱是解决轴压比超限、柱截面尺寸过大问题的措施之一。近年来，在城市中心地区修建的城市轨道交通车站综合枢纽地下车站多为浅埋式的多层多跨地下建筑，并且常常位于交通繁忙道路的中央，这种车站施工时通常首选盖挖逆作法施工，以尽量减少对城市正常生活的干扰，以及对地面交通和邻近建筑的影响，因此采用钢管混凝土柱是最好的选择。比如北京地铁的动物园站、大北窑站、永安里站等就采用了钢管混凝土结构，天津的天津东站、滨海站也采用了盖挖逆作法和钢管混凝土结构进行施工。
1）钢管混凝土柱的受力特点
钢管混凝土结构柱是将混凝土填入钢管内形成的一种组合结构。混凝土的抗压强度高，但抗拉强度低；钢构件的承载力高，具有良好的塑性性能，但受压构件容易失稳，使钢构件的承载力不能得到充分发挥。而钢管混凝土构件则能够将这两者的优点有机结合起来，使钢管内混凝土在承受轴向压力的同时还承受侧向压力，使构件处于三向受压状态；钢管在外部形成的约束效应可延缓和限制管内混凝土微裂缝的产生，已经产生的微细裂缝，还有重新闭合的趋势，因而钢管混凝土柱具有更高的抗压强度和塑性性能。
2）钢管混凝土柱梁柱节点设计
（1）钢管混凝土柱设计。
钢管混凝土柱强度的计算，依据《钢管混凝土结构技术规程》（CECS 28—2012）式（5.1.1）～式（5.1.3）进行计算，一般选取最大轴向力对应的工况进行钢管混凝土柱的计算分析。
（2）钢管混凝土柱-钢筋混凝土梁节点设计。
钢管混凝土柱-钢筋混凝土梁的节点可分为顶节点、中节点和底节点三个部位的节点。
①顶节点。
顶节点方案相对简单，如图3.10所示，管柱与顶梁的连接节点一般由环形盖板、加劲肋和衬板构成，钢管柱与顶纵梁依靠钢管柱中的附加纵筋进行连接，顶节点通过在钢管柱上方焊接环形盖板与附加钢筋来满足竖向承压及水平抗剪的受力要求，顶板与顶梁钢筋可以从环形盖板上侧通过，因此钢筋不需要断开，保证了顶梁与顶板结构配筋的整体性；作为顶梁的支撑点，为加强梁柱的连接及抗震性能，顶节点区钢管内设置箍筋加密的附加钢筋笼，钢筋笼上部锚入顶纵梁中，下部锚入钢管混凝土柱内。由于钢管未伸入顶梁内，从梁柱的协调受力来讲，此种节点按半刚性节点考虑较为合理。
图3.10 顶梁节点形式
②中节点。
中节点方案比较复杂，一般又可分为单梁节点和双梁节点，考虑到楼梯、扶梯需要开洞，大部分地铁车站采用单梁节点。单梁节点又有加强环式节点、钢筋环绕变宽度环梁式节点、暗牛腿式节点3种形式。
a.加强环式节点。
加强环式节点是应用较成熟且应用较多的刚性节点，可分为外加强环式节点、内加强环式节点及内外加强环式节点3种形式。外加强式环节点在地下车站应用最多，与钢筋混凝土梁连接时，环板之间的距离为钢筋混凝土梁的梁高，上下钢板加强环传递弯矩。由于混凝土中板、中板梁钢筋遇到钢管混凝土柱部分断开的问题，钢管混凝土柱与中板梁、中板的可靠连接相对困难，这时钢管混凝土柱与梁、板节点处一般采用焊接加强环板与梁钢筋连接。加强环在下部设置均匀放射状钢加劲肋，与下加强环板钢管柱焊接，承受纵梁传来的剪力。如图3.11所示为加强环式节点，这种节点没有任何零星部件穿过钢板，因此在浇筑混凝土时能够很好地保证混凝土的浇筑质量，梁端纵筋与钢板加强环之间焊接工作量较大，焊缝质量要求较高。
图3.11 加强环式节点形式
下面简要介绍此典型节点的计算方法，首先选择与柱相连的框架梁的最大剪力Vmax，然后进行计算分析。按构造确定下加强环板的尺寸，环板应符合式（3.16）的要求。
式中：D——钢管柱的外径；b——环板宽度；β——混凝土局部承压提高系数；fc——混凝土的抗压强度设计值。
环板的厚度t应满足式（3.17）的要求。
式中：M——环板承受的弯矩，k N·m；f——环板材料的许用应力，MPa。
首先依据《钢结构连接节点设计手册（第五版）》按受压环板三面简支的最大区格查表确定环板承受的弯矩M；同时应考虑环板翼缘的面积与强度的乘积不小于梁纵筋面积与强度的乘积，进行肋板、肋板与管壁连接焊缝的抗剪计算，以及牛腿上部混凝土强度的直剪计算；最后校核肋板剪力对钢管的套箍影响，计算肋板高度范围内钢管总极限抗剪承载力V0，可根据式（3.18）和式（3.19）计算。
式中：V0——每根肋承担的剪力，V0=Vmax/n（n——肋板数量）；hw——肋板的高度；t——环板厚度；fv——混凝土的抗拉强度设计值；β——钢管环向抗拉能力的减弱系数；V——框架梁的剪力。
强柱系数η的计算见式（3.20）。
式中：α——与混凝土强度等级有关的系数，混凝土强度等级不大于C50时可取2.0，混凝土强度等级大于C50时可取1.8；β——钢管环向抗拉能力的减弱系数；θ——钢管混凝土的套箍指标。
只要η＞φl（考虑长细比影响的钢管混凝土柱轴心受压承载力折减系数），即可认为肋板对钢管混凝土的承载力没有影响，否则应将节点范围内钢管壁适当加厚或将节点肋板数量适当增加。
b.钢筋环绕变宽度环梁式节点。
钢筋环绕变宽度环梁式节点是由钢板加强环式节点演化而成的。钢筋环绕变宽度换了式节点如图3.12所示，绕钢管设置的钢筋混凝土环梁和钢板共同用于承受弯矩，焊接的梁钢筋用于传递剪力。
图3.12 钢筋环绕变宽度环梁式节点形式
c.暗牛腿式节点。
暗牛腿式节点是将节点区的抗剪牛腿加高、加长，并将牛腿提高到梁上下排纵筋范围以内，形成抗弯剪能力较强的牛腿，牛腿采用不穿过钢管核心区的类型，浇筑混凝土后在节点周边形成刚度较大的劲性混凝土梁，形成一个刚性节点区，利用这个较强的刚性区域来承受和传递梁端的弯矩和剪力，在钢管内部牛腿上下翼缘处设置镂空的横隔板对钢管柱进行加强，纵梁钢筋在牛腿的上下翼缘进行焊接。这种节点的刚度大，承载力高，钢管柱参与梁柱弯矩分配的能力强，特别适合大跨度复杂结构，是一种综合性能较好的节点形式，如图3.13所示。
图3.13 暗牛腿式节点形式
总之，以上各种不同的节点形式，就其传力机理来说，都是由剪力传力构件（加劲肋、牛腿等）和弯矩传力构件（上下加强环板、环梁等）组成。节点设计应构造合理、传力明确，实际工程中应结合地下车站的结构形式和施工工艺要求，合理选择中节点形式。
③底节点。
底节点就是钢管混凝土柱与底部基础的连接节点，一般采用固接连接。固结连接的节点形式一般有两种，一种是适合盖挖逆作柱下单桩方案的插入式做法，牛腿和栓钉与钢管混凝土柱协调受力，将上部荷载传至桩基；另一种是适合明挖方案的，直接端承于基础承台上。
5.超限设计
下面以杭州市某项目为例，对城市轨道交通车站综合枢纽的超限设计进行研究。
1）工程概况
本项目位于杭州市滨江区，用地性质为商业、居住兼城市轨道交通用地。项目二期商业部分位于地块的东面，该部分地上计容建筑面积为150249 m2，建筑功能为大型购物中心、酒店、办公楼，由裙房A、塔楼、裙房B组成。结构变形缝左侧部分为超高层附带大底盘商业裙房A，右侧为商业裙房B，裙房B跨越地铁线。下面主要介绍裙房B设计及针对超限采取的措施。
裙房B地上5层（局部地下1层），首层层高7 m，标准层层高5.6 m，结构总高度29.4 m。由于该项目规划为“TOD模式”，结构横跨地铁轨道，部分柱无法落至基础，且一层荷载不允许施加于地面，需由上部结构承担，因此结构采用大跨度钢桁架结构。
由于桁架对商业内部使用空间及功能造成影响，应尽可能减少桁架斜腹杆数量及穿越的楼层，综合对比了跨4层、跨3层吊1层、跨2层吊2层等多种方案后，选择了跨2层吊2层且端部斜杆下穿2层方案，如图3.14所示。
图3.14 结构方案选型
本项目结构设计基准期为50年，商业裙房及裙房以上两层结构安全等级为一级，抗震设防类别为乙类，地基基础及建筑桩基设计等级均为甲级。抗震设防烈度为6度，建筑场地类别为Ⅲ类，设计地震分组为第一组，场地的特征周期Tg=0.45 s（小震、中震）、0.50 s（大震）。50年一遇基本风压取0.45 k N/m2，用于舒适度验算的10年一遇基本风压取0.30 k N/m2，地面粗糙度类别为C类，风荷载体型系数取1.46。
根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010），进行风荷载下楼层位移和构件设计时阻尼比取3%，根据《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ 99—2015），进行风荷载下舒适度验算时阻尼比取1.5%。
2）结构体系与结构布置
裙房B左侧跨越地铁1号线与5号线，部分柱无法落地，此区域大跨结构采用钢结构；右侧不受地铁线路影响区域采用混凝土框架结构。结构通过9根落地直径2 m的大圆管柱，与4、5层的跨层桁架形成桁架结构，2、3层立柱悬挂于桁架下方，桁架最大跨度69 m，桁架与桁架之间横向间距20～34 m。楼盖采用H型钢梁和钢筋桁架楼承板，楼板的重量及以上荷载由钢梁、钢管混凝土柱框架承担。裙房B整体模型如图3.15所示。
3）结构计算分析
裙房B计算分析采用北京盈建科软件有限责任公司的YJK软件和北京迈达斯技术有限公司的MIDAS Gen软件，MIDAS Gen主要用于桁架内力分析。
图3.15 裙房B整体模型
本项目裙房B存在5项不规则，即扭转不规则及偏心布置、楼板不连续、刚度突变、构件间断、承载力突变，但不存在严重不规则情况。根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）关于性能目标的选取办法，本项目拟采用C级性能目标，详见表3.11。
表3.11 结构构件实现抗震性能要求的承载力性能水准
（1）多遇地震下弹性分析。
利用YJK和MIDAS Gen对结构进行多遇地震作用下的分析，计算结果如表3.12所示。
表3.12 裙房B计算结果
两种软件计算结果基本一致。第1阶振动模态主要为X向平动，第2阶振动模态主要为扭转，周期比Tt（以结构扭转为主的第一自振周期）/T1（以平动为主的第一自振周期）=0.76/1.00=0.76，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）的要求；X、Y向有效质量系数均大于90%，满足规范要求，结构具有较好的抗扭刚度。两种软件计算得到的基底剪力、倾覆弯矩、最大层间位移角和最大位移比等指标基本在工程误差范围之内。根据《建筑抗震设计规范（2016年版）》（GB 50011—2010）第5.2.5条的要求：在6度区当基本周期小于3.5 s时，结构任一楼层的剪重比不应小于0.8%，裙房结构所有楼层剪重比均符合要求。结构楼层位移曲线平滑，未出现突变。YJK程序结果为X向最大位移5.14 mm，Y向最大位移9.49 mm。MIDAS Gen软件计算结果为X向最大位移4.9 mm，Y向最大位移9 mm。YJK软件计算所得到L1～L4的X向的侧移刚度比分别为：0.429，0.281，0.299，0.546。根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）第3.5.2条，L1～L4属于结构软弱层。根据YJK程序提供的楼层受剪承载力计算结果，X、Y向与上一层受剪承载力之比在L1、L3层小于0.75，分别为0.4、0.7。根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）第3.5.2条可知，L1、L3属于结构薄弱层。根据计算结果可知，布置较为合理，多遇地震下各关键性指标如刚重比、周期比、位移比等都能满足《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）的限值要求。
（2）多遇地震下弹性时程分析。
按照《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）第4.3.5条要求，采用两组人工模拟的加速度时程曲线，以及五组实际强震记录的加速度时程曲线，其地震加速度时程的最大值取18 cm/s2，采用双向地震输入，加速度最大值按1（水平1）∶0.85（水平2）比例调整。
根据多遇地震弹性时程分析的主要计算结果：每条时程曲线计算得出的结构底部剪力均大于振型分解反应谱法求得的底部剪力的65%，多条曲线计算得出的结构底部剪力的平均值大于振型分解反应谱法求得的底部剪力的80%，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）第4.3.5条中关于地震波选择方面的规定。
《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）第4.3.5条、《建筑抗震设计规范（2016年版）》（GB 50011—2010）第5.1.2条规定，当取7组时程曲线进行分析时，计算结果宜取弹性时程分析法的平均值和振型分解反应谱法的较大值。弹性时程分析法和振型分解反应谱法计算所得层间位移角均未超过位移角限值1/550，满足规范要求。
总体而言，弹性时程分析法计算结果与振型分解反应谱法计算结果基本吻合，符合规范要求。
（3）设防烈度地震作用下等效弹性分析。
根据预定性能目标，在设防烈度地震作用下，关键构件受剪承载力宜满足弹性设计要求，即满足《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）式（3.11.3-1）规定；正截面承载力应满足中震弹性的设计要求，即满足《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）式（3.11.3-2）规定。如图3.16所示，关键构件在中震作用下能满足中震弹性的要求，普通竖向构件能满足受剪承载力中震弹性的要求，应力比均控制在0.7以下，所有框架梁抗剪承载力能满足中震弹性的要求。
综上分析，在设防烈度地震作用下，结构的抗震性能良好，刚度基本无削弱，竖向构件基本处于弹性变形阶段。本工程在设防烈度地震作用下可满足预定的抗震性能目标。
（4）罕遇地震作用下的等效弹性分析。
《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）第3.11.3条规定，第4性能水准在预估的罕遇地震作用下，关键构件的抗震承载力应满足大震不屈服的要求，大震不屈服应力控制在0.7以下，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）式（3.11.3-2）和式（3.11.3-3）的规定。经复核，结构满足大震不屈服的预定性能目标要求。
《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2010）第3.11.3条规定，第4性能水准在预估的罕遇地震作用下，允许部分竖向构件以及大部分耗能构件进入屈服阶段。经复核，竖向构件均能满足大震性能水准要求，普通竖向构件抗剪截面能满足大震截面要求，如图3.17所示。
图3.16 L1关键构件轴压比（中震弹性）
图3.17 L1关键构件应力（大震不屈服）
（5）罕遇地震作用下动力弹塑性时程分析。
本工程加速度时程曲线数据来源于程序自带的地震波库，预期的罕遇地震作用下，一共提取了3条天然波，均符合规范中地震动三要素的要求。3组时程波在前三个主振型的周期点上加速度的平均值与反应谱对应的加速度差异小于20%，因此可认为选择的时程波在统计意义上与反应谱相符。
各地震波下的弹性基底剪力与规范反应谱结构相比符合以下要求：每条波的基底剪力不应小于规范反应谱基底剪力的65%，且不应大于规范反应谱基底剪力的135%（50年超越概率2%）；多条波平均基底剪力不应小于规范反应谱基底剪力的80%，且不应大于规范反应谱基底剪力的120%（50年超越概率2%），计算得到结果，X向为89.82%，Y向为93.41%。
楼层最大响应显示的是各个楼层在地震波作用下响应的最大值。规范规定弹塑性位移角不能超过位移角限值，否则判定结构不能达到大震不倒的设防水准。各条波层间位移角曲线如图3.18所示。经修正后的X向最大弹塑性层间位移角包络值为1/303，Y向最大弹塑性层间位移角包络值为1/261，均小于1/50的限值，说明结构能够满足大震不倒的性能目标。
图3.18 各条波层间位移角曲线
根据相关分析可知，仅有底层的5根桁架落地柱出现轻微损坏。进一步分析表明，最大塑性应变出现在底层桁架落地柱的柱底，最大塑性应变值为1.65×103，略大于钢材屈服应变，表明底层桁架落地柱外包钢管刚进入塑性阶段，还没有明显的塑性开展，基本符合性能目标。
根据动力弹塑性时程分析可得以下结论。
①在罕遇地震作用下，主体结构满足“大震不倒”的设防要求；在地震波作用下的最大弹塑性层间位移角计算值X向为1/303、Y向为1/261，小于1/50的规范限值要求。
②关键构件正截面大部分能够满足表3.13中性能水准的要求，底层桁架落地柱外包钢管有轻微塑性变形。
③普通竖向构件的受剪截面满足表3.13中性能水准的要求。
④桁架结构部分的框架梁保持在弹性状态。
综上所述，由罕遇地震作用下的动力弹塑性分析可知，裙房B的桁架结构部分整体基本保持在弹性状态，仅底层柱局部出现轻微塑性变形。
4）专项分析
（1）楼板应力分析。
针对建筑平面楼板大面积开洞，这些楼板整体加厚为120 mm，楼板双层双向通长配筋。另补充楼板应力分析，楼板设计需满足以下性能目标。
①在小震作用下，楼板不开裂，楼板中面主拉应力不大于混凝土抗拉强度标准值。
②在中震作用下，楼板允许开裂，钢筋最大拉应力不大于钢筋强度设计值。
③在大震作用下，楼板允许开裂，但抗拉钢筋不屈服，最大拉应力不大于钢筋强度标准值，最大压应力不大于钢筋混凝土楼板抗压强度标准值。
分析小震作用下的工况：a.标准组合1.0D+1.0L（图3.19）；b.风荷载单工况；c.地震单工况；d.标准组合1.0D+0.5L+0.2Y（风）+1.0Y（地震）。
图3.19 1.0D+1.0L荷载组合——L3楼板应力（单位：N/mm2）
通过1.0D+1.0L荷载工况下的楼板应力分析可知，楼板主拉应力主要受自重控制。桁架范围以外的楼板主拉应力集中在0～1.0 N/mm2，小于混凝土抗拉强度标准值2.01 N/mm2（C30混凝土）。桁架范围内，在桁架落地柱与楼板相连处存在较大的应力集中现象。考虑到实际施工顺序与软件模拟施工顺序不完全一致，桁架施工先于楼板施工，桁架首先参与一部分受力变形，因此楼板实际应力会小于软件模拟结果。
分析可知，L1、L3、L5局部主拉应力较大，产生该情况的原因如下：L1桁架竖腹杆未落地；L3、L5为桁架的上下弦杆所在层。此外中间连接的板带区域以及楼板开洞的角部也存在应力集中现象，考虑在这些范围增加板厚及配筋率。对于应力集中现象，考虑结构主要受到自重控制，并且经过计算分析，整体加大板厚对局部应力集中削减效果不明显，因此不采取整体加大板厚的方式。
楼板在中震作用下，分析楼板配筋可知，与小震结果类似，在L1、L3、L5层局部配筋较大，产生该情况的原因如下：L1桁架竖腹杆未落地；L3、L5为桁架的上下弦杆所在层。此外中间连接的板带区域以及楼板开洞的角部也存在应力集中现象，在这些局部区域需要增加板厚及配筋率。
根据大震弹塑性分析结果（图3.20和图3.21）可知，钢筋均未出现塑性发展，满足性能目标要求；局部混凝土损伤因子较大，考虑此部位适当加厚楼板。
图3.20 大震EX混凝土损伤——L3楼板应力（单位：N/mm2）
图3.21 大震EX钢筋损伤——L3楼板应力（单位：N/mm2）
（2）桁架结构补充分析。
采用MIDAS Gen软件对梁柱以及桁架结构进行补充分析，在计算中不考虑楼板的作用，将楼板荷载导到周围梁柱。
通过MIDAS Gen进行内力分析，对桁架截面进行优化设计。由荷载组合下，构件正应力强度、稳定应力以及剪切应力强度与抗拉、抗压强度设计值的比值包络值判断出桁架受力较大的杆件，图3.22为HJ3的应力包络。桁架受力最大的位置为贯通的斜腹杆以及与斜腹杆连接的上弦杆。
图3.22 HJ3的应力包络
（3）楼盖舒适度分析。
本节楼盖舒适度分析的依据为《建筑楼盖结构振动舒适度技术标准》（JGJ/T 441—2019），分析软件采用MIDAS Gen。考虑影响楼盖振动的因素，结构底层落地柱较少，楼板跨度大，故选取二层楼盖进行舒适度有限元分析。
①自振模态及自振频率。
根据《建筑楼盖结构振动舒适度技术标准》（JGJ/T 441—2019）及本工程的建筑功能，荷载取值如下：附加恒荷载5.0 k N/m2，有效均布活荷载0.2 k N/m2，楼盖阻尼比为0.02；混凝土弹性模量乘以1.35的放大系数。软件计算的前三阶自振频率分别为2.66 Hz、3.20Hz、3.78 Hz。
②振动分析。
根据结构自振频率及振动特点，对本层楼盖的前两阶振动进行分析，其对应的加载点为前两阶振动模态的最大位移处。根据《建筑楼盖结构振动舒适度技术标准》（JGJ/T 441—2019）式（5.2.1）提供的行走激励荷载公式，对楼盖进行时程加载分析，其荷载频率分别为1.60 Hz与2.20 Hz。
分析得到峰值加速度
=0.038 m/s2，最终竖向振动峰值加速度ap=0.5×0.038=0.019 m/s2＜0.15 m/s2。
5）结论
（1）MIDAS Gen和YJK整体分析结果基本一致。多遇地震作用下，除抗侧刚度比和楼层抗剪承载力比以外，其他整体指标能够满足现有规范要求。采用等效弹性CQC（complete quadratic combination，完全二次项组合）法对设防烈度地震和罕遇地震作用下关键构件的承载力进行验算，结果表明关键构件性能能够满足预设目标要求。
（2）根据罕遇地震作用下的动力弹塑性时程分析结果，裙楼B的桁架结构基本处于弹性状态，X向和Y向最大弹塑性层间位移角分别为1/303和1/261，小于限值1/50，结构能够满足大震不倒的性能目标。
（3）楼板应力分析表明，恒载+活载工况下，桁架落地柱与楼板相连处存在明显的应力集中，楼板其余部位的最大主拉应力小于混凝土抗拉强度标准值；罕遇地震作用下，楼板钢筋应力小于屈服强度，基本能够满足预设的性能目标。舒适度分析表明底层楼板的竖向加速度能够满足现行规范限值要求。
（4）罕遇地震作用下，部分底层桁架落地柱的柱底有轻微塑性发展，拟对9根落地柱进行适当加强。根据桁架补充分析的结果，对个别受力较大的杆件适当进行加强。针对楼板专项分析给出的局部楼板应力较大部位，考虑局部增大板厚及加强板配筋。