哈尔滨万达滑雪场 (图1) 总建筑高度为119.66m, 是亚洲最高的单层建筑。雪道最大高差为87m, 楼面存在25.44°的倾角, 平面尺寸长487m, 跨度从150m渐变到90m, 属于超长钢结构。为了减小结构单体长度并简化结构受力的复杂性, 将其与下部停车楼及超市等混凝土结构脱开, 并设置两条缝将其分割为高区、中区、低区三部分^[1], 图2为结构分区图。经超限认定, 三部分均属于超限结构, 其中高区是最为复杂和独特的部分。

　　 高区为巨型框架结构, 组成部分包括钢筒体、滑雪层楼面结构、侧面大桁架以及屋面结构。图3给出了高区结构体系构成简图。

　　 巨型框架柱为6个钢筒体, 其中柱肢为1 800×1 800×60, 1 800×1 800×42, 1 500×1 500×36三种箱形截面形式, 腹杆为H型钢, 最大截面为H1 000×950×36×42, 巨型框架梁为楼面主桁架, 桁架弦杆最大截面尺寸为H900×750×36×36, 腹杆最大截面为H1 000×950×36×42。为了分担竖向荷载, 在左侧南北两端设置了两个仅承担竖向荷载的混凝土筒体, 混凝土筒体支承侧面大桁架。南北方向布置了楼面次桁架, 东西方向布置楼面次梁。在楼面层上局部布置雪道支承结构, 在侧面桁架上布置屋面结构。高区整体钢结构与下部停车楼混凝土结构留缝脱开, 如图4所示。

　　 高区钢结构主要荷载的传递路径为:1) 屋面竖向荷载→屋面檩条→屋面主桁架或连系桁架→侧面大桁架→楼面主桁架→巨型框架柱→基础;2) 楼面竖向荷载→楼面次桁架→楼面主桁架→巨型框架柱→基础;3) 侧向风荷载→墙面檩条→侧面大桁架或抗风桁架→楼面或屋面主桁架→巨型框架柱→基础。

　　 滑雪场高区属于特殊类型的空间高层结构, 质量中心和刚度中心相差较远, 偏心率为0.25, 扭转位移比超过1.2, 严重超限。经与建筑专业协商, 通过调整巨柱位置调节结构的重心, 图5给出了调整方法, 左侧直筒右移39m, 直筒与斜筒跨度由94.9m减小至54.5m, 减小40.4m, 筒体间南北距离增大1.7m, 偏心率由0.25减小为0.14, 满足规范^[3]要求 (0.15) 。图6为调整前后刚度中心和质量中心对比图。虽然结构仍然存在一定偏心, 但较优化前方案有较大改善。

　　 设计基准期及使用年限50年, 建筑抗震设防类别为乙类, 抗震等级为二级。重要构件安全等级取为一级, 其他构件为二级, 钢结构耐火等级为一级。

　　 主要构件水平变形控制标准如表1所示, 主要构件竖向变形控制标准如表2所示, 强度控制标准如表3所示。

　　 工程抗震设防烈度为6度, 设计地震分组为第一组, 场地特征周期为0.45s。小震时峰值加速度按照《哈尔滨万达城工程场地地震安全性评价报告》 (简称安评报告) 取值, 中震和大震时峰值加速度按照小震安评报告较规范反应谱加速度的放大倍数 (32/18=1.78) 进行同比放大, 分别为87gal和222gal;中震峰值加速度与安评报告中的中震峰值加速度值90gal接近, 大震峰值加速度大于安评报告中的大震峰值加速度174gal。反应谱形状参数和T_g按规范^[3]和地勘报告取值。

　　 根据工程的抗震不利特征、构件重要性及规范^[3]“两阶段三水准”原则, 并综合考虑“强柱弱梁, 强剪弱弯, 强节点弱构件”的基本概念, 经向超限审查专家组咨询并进行了多次讨论, 明确了结构各构件的抗震性能目标, 表4给出了高区各构件的安全等级及抗震性能目标。

　　 整体结构分析采用MIDAS软件, 并采用SAP2000软件复核。混凝土部分及基础分析和设计采用YJK软件。节点分析采用MIDAS及ANSYS软件, 大震及防连续倒塌分析^[2]采用ABAQUS软件。

　　 (1) 钢筒体在恒荷载+活荷载标准组合作用下, 直钢筒顶最大水平变形量为13mm, 侧移比为1/3 406, 斜钢筒顶最大水平变形量为27mm, 如图7所示。侧移比为1/2 989, 远小于限值要求 (1/1 500) 。在最不利风荷载作用下最大位移也发生在斜钢筒体上, 侧移比为1/949, 满足限值要求 (1/800) 。

　　 (2) 楼面主桁架在恒荷载+活荷载标准组合作用下, 跨中相对最大挠度为47mm, 挠跨比为1/1 165, 满足限值要求 (1/400) 。楼面主桁架在活荷载作用下最大挠跨比为1/4 792, 满足限值要求 (1/1 200) 。

　　 (3) 侧面桁架在恒荷载+活荷载标准组合作用下, 最大挠跨比为1/1 540, 满足限值要求 (1/1 200) 。在最不利风荷载作用下的最大侧移比为1/356, 满足限值要求 (1/250) 。

　　 (4) 屋面桁架在恒荷载+活荷载标准组合作用下, 跨中相对最大挠度为220mm, 挠跨比为1/462, 满足限值要求 (1/250) 。

　　 高区第一阶振型以水平平动为主, 同时存在扭转效应, 自振周期为2.4s;第二阶振型为扭转;第三阶振型为X向平动。扭转周期与平动周期比值为0.79。

　　 在小震作用下, 斜钢筒体在地震作用下最大侧移比为1/2 602, 小于规范^[3]限值 (1/550) 。侧面大桁架在地震作用下最大侧移比为1/2 851, 小于规范^[3]限值 (1/250) 。且小震作用下的侧移比均小于风荷载作用下的侧移比。

　　 X向地震作用下剪重比为2.1%, Y向地震作用下剪重比为1.6%, 剪重比不满足要求, 构件的地震作用相应放大1.25倍。Z向地震作用下剪重比为2.3%, 竖向地震作用不可忽视。

　　 采用5条天然波、2条人工波共计7条地震波进行小震弹性时程分析, 计算时地震波的峰值加速度调幅为32gal。各条波作用下的基底剪力均不小于反应谱的65%, 不大于反应谱的135%, 地震波基底平均剪力不小于反应谱的80%, 不大于反应谱的120%。选取巨型框架钢筒顶部典型节点处的变形进行对比, 时程分析得到的位移平均值与反应谱的比值:X向为1.01, Y向为1.17。

　　 分别进行了以竖向地震为主的时程分析和反应谱竖向地震的分析, 将竖向地震下的结构反应与重力荷载代表值下的结构反应进行对比, 竖向地震对楼面和屋面桁架的内力及变形的影响幅度增大了2.3%～4%。但时程分析计算的构件内力与反应谱的应力比值规律性不强, 构件验算时二者取包络值并考虑放大系数。

　　 高区结构的直钢筒体与南北侧的斜钢筒体 (图3) 的刚度比值为4.9∶1.2∶1.0, 质量中心与刚度中心的偏差约为23.8m, 结构存在一定扭转效应。通过反应谱分析和补充地震时程分析, 将得到的反力、扭转角等结果进行评估^[1], 结构的扭转效应并不明显。

　　 根据《哈尔滨万达城雪荷载分布数值模拟报告》, 考虑在风荷载作用下屋面积雪的漂移堆积分布, 对积雪情况进行最不利情况分析, 最终对屋面杆件进行包络设计。

　　 为对结构在大震下的抗震性能进行评价, 采用ABAQUS软件对结构进行大震作用下的弹塑性动力时程分析。表5给出了大震时程分析底部剪力对比, 表中仅给出1组人工波和2组天然波的底部剪重比。

　　 结构损伤情况:1) 混凝土筒体的顶部支座位置及底板外侧混凝土有轻微损伤;2) 钢结构进入弹塑性状态的构件主要为楼面次桁架, 最大塑性应变约为5.448×10^-3 (Y向为输入主方向) 。

　　 大震下X向最大层间位移比为1/182 (<1/50) , Y向最大层间位移比为1/138 (<1/50) , 均满足规范限值要求。

　　 巨型框架柱是支承整个高区结构的关键构件, 其安全直接涉及到整体钢结构的安全。因此分析和研究巨型框架柱局部构件失效对钢结构整体的影响是非常有必要的。依据规程^[4]对防连续倒塌设计的要求, 采用ABAQUS/Expliciti计算模块进行分析, 采用时程分析法并考虑几何非线性和材料非线性。钢材屈服强度345MPa, 极限塑性应变0.2。荷载取准永久值。防连续倒塌分析采用4种失效模式进行模拟, 图8给出了4种模式的示意图。

　　 计算模型加载方式如下:1) 在0～60s时逐步加载屋面及楼面荷载, 60s时达到最大值;2) 60～63s将指定的单元杀死, 用于模拟破坏的构件, 同时在待杀死单元梁端的节点施加固定约束, 排除杀死单元时对邻近单元的影响;3) 63s时将固定约束删除;4) 63～83s考察结构在构件突然发生失效后20s时间里的连续反应情况。

　　 经以上4种分析得出结论:当巨型框架柱局部杆件失效时, 结构安全, 并可修复;当一根巨型框架柱整体失效时, 结构不会发生倒塌, 但不可继续使用。

　　 高区侧面大桁架为格构柱形式, 其将高区围成盒状, 是连接屋面和楼面桁架的重要构件, 如图9所示。由于屋面和楼面的刚度很难确定, 利用规范无法查出侧面大桁架格构柱的计算长度系数。此处格构柱的计算长度利用原始欧拉公式反推, 即由欧拉公式:P=π²EI/l²推出l=π$\sqrt{E{\rm I}/{\rm P}}$, 通过确定临界荷载P和格构柱的截面惯性矩I, 即可得到格构柱的计算长度。

　　 临界荷载P参考规程^[5]第4.3.4条中的极限承载力, 通过荷载-位移全过程分析得到。本工程通过MIDAS/Gen进行考虑初始缺陷的几何非线性分析, 采用第一特征值屈曲模态 (图10) 作为初始缺陷分布模态, 其最大计算值参考规程^[4]第4.3.3条的建议, 取跨度的1/300。分析结果滤掉局部振型, 得出侧面大桁架的屈曲因子为2.7, 即临界荷载P取为竖向荷载的2.7倍。

　　 格构柱截面惯性矩I的确定利用AutoCAD中的“massprop”命令求解。

　　 通过确定临界荷载P和格构柱的截面惯性矩I, 由欧拉公式计算柱的计算长度为7.6m, 反推计算长度系数约为0.7。

　　 滑雪场高区钢结构节点种类繁多且空间关系复杂, 本文仅对其中一些关键节点进行归纳介绍。

　　 V形巨柱对于整个结构至关重要, 巨柱交叉节点更是巨柱间连接的关键部位。节点受力及节点尺寸较大, 板较厚, 不宜采用铸钢节点。最大构件尺寸为1 600mm, 最大厚度为60mm (钢板Z向性能标准为Z25) , 图11为现场节点图, 为保证节点区的承载能力高于构件的承载力, 在节点内部设置一定数量的横向加劲肋来加强节点, 并通过节点实体有限元分析对加劲肋的布置进行优化。

　　 为保证连接的可靠性和施工的可行性, X形交叉主杆件连接采用全熔透焊接连接, 焊接质量等级要求为一级。分肢采用高强度螺栓连接, 高强螺栓的强度等级为10.9级。

　　 为减少节点区焊缝数量, 减小应力集中, 将上弦节点区域简化为一块碟形斜向大板, 可有效避免节点区的焊缝集中。碟形斜向板厚度取各弦杆上翼缘厚度的包络值, 图12所示为屋面上弦节点加工图, 碟形节点较普通节点应力分布更均匀, 无应力集中现象。

　　 抗风桁架与屋面主桁架及楼面的连接采用销轴连接, 图13为销轴节点图。上销轴采用长圆孔设计, 可有效释放重力荷载下的轴力, 屋面下弦仅承受水平向风荷载, 不承担竖向荷载。

　　 销轴材质采用硬度高、耐磨性能好的40Cr。规范^[6]暂未有关于销轴的相关计算, 故参考新版《钢结构设计标准》 (GB 50017—2017) 进行销轴计算和设计, 最终采用直径60mm的销轴。经验算, 节点承载力多由耳板局部稳定和耳板抗剪控制, 为了减小耳板的厚度, 增加两道20mm厚加劲肋。

　　 滑雪场高区V形巨柱由8根箱形杆件两两相交于基础顶面, 形成4个型钢混凝土柱, 型钢混凝土柱通过混凝土墙与水平钢腹杆相连接, 组成型钢混凝土筒体, 即V形巨柱的外包式柱脚, 如图14所示。

　　 外包柱脚高度为5 700mm, 钢柱外包不小于250mm厚混凝土, 并增设1 000mm厚的混凝土墙。为控制混凝土柱压缩变形, 在型钢周围布置纵向浮筋, 箍筋以多个单肢箍形式勾在混凝土柱受力纵筋与纵向浮筋之间;当墙水平筋遇型钢柱无法贯通时, 在型钢柱相应位置焊接角钢, 将角钢与水平筋电弧焊连接, 达到锚固效果, 图15给出了V形巨柱柱脚剖面详图。

　　 (1) 哈尔滨万达滑雪场结构复杂超限, 而高区是最为复杂和独特的部分, 设计时在满足建筑效果和功能的前提下, 对结构进行了抗扭、抗偏心等优化措施, 提出合理的地震力参数及性能目标, 确保结构经济合理。

　　 (2) 详细介绍了雪场高区结构设计及补充计算分析内容, 确保结构安全可靠。

　　 (3) 对雪场特殊节点等关键技术进行详尽的介绍, 给出了大型滑雪场设计的经验和技巧, 可供同类设计参考。