地铁车辆段上盖结构抗震性能设计探讨分析

刘齐霞

（广州地铁设计研究院股份有限公司广州510010）

0 引言

地铁车辆段是保证地铁正常运营的综合性基地，主要用于地铁车辆停放、检修、整备等，一般占地面积较大［1］。通过在地铁车辆段上部加盖一层或两层楼板形成盖板，在盖板上进行物业开发，从而形成地铁车辆段上盖。由于地铁车辆段上盖集地铁、居住、商业等多种功能为一体，促进土地集约化利用，并且能够反哺轨道交通建设，具有显著的经济效益［2］，因此得到推广利用。

地铁车辆段上盖的盖上结构形式含框架和剪力墙等，高烈度区一般采用剪力墙+隔震层的结构体系。盖上住宅的主流结构形式为剪力墙结构［3］。图1为典型的地铁车辆段上盖剖面图，图2 为典型的地铁车辆段上盖转换区域平面图。分析可得，该类型结构具有以下特点：①无地下室，需要靠桩基或浅基础承担水平作用力；②盖下车辆段层跨度大，上部开发物业跨度小，在盖上设置转换层对上部开发物业进行转换，造成大范围竖向构件被转换，甚至需二次转换，形成框支转换结构；③盖下车辆段层层高大，盖上开发物业层高小，造成底层刚度和承载力不足，容易引起车辆段层同时为软弱层和薄弱层情况。

因此，地铁车辆段上盖结构一般会在适用高度、平面及竖向规则性上的多项控制指标超过现行规范和规程的限值，属于复杂超限高层结构。需要对其进行抗震性能设计，同时结合工程结构体系特点和超限情况，进行针对性的加强措施和补充分析。

图1 典型地铁车辆段上盖结构剖面Fig.1Sectionof the Overhead Structure of MetroDepot

图2 典型地铁车辆段上盖结构转换区域平面Fig.2 The Transfer Area Floor Plan of the Overhead Structure of Metro Depot

1 地铁车辆段上盖结构案例

某地铁车辆段上盖住宅标准层平面如图3 所示。结构总高度113.15 m，部分框支剪力墙结构，转换层以上33 层，共35 层，无地下室，梁式转换。结构位置位于7 度区，基本地震加速度0.1g，Ⅱ类场地，抗震等级除框支框架特一级外，其余均为一级。

图3 地铁车辆段上盖结构标准层平面Fig.3 The Standard Floor Plan of The Overhead Structure of Metro Depot

结构构件尺寸方面，对于车辆段层和转换层的框支柱和剪力墙：除中间区域的6 根大柱（1.5 m×2.9 m）外，其余的为钢管混凝土柱（1.0 m×1.5 m，钢管壁厚30 mm），短剪力墙200～600 mm厚。转换梁截面尺寸：转换主梁主要1.0 m×2.0 m和1.5 m×2.0 m，内含1 500 mm×100 mm×25 mm×25 mm 抗剪钢板；转换次梁主要1.5 m×2.0 m 和2.0 m×2.0 m。转换区域楼板厚度250 mm，上部剪力墙截面200～400 mm。

混凝土强度等级方面，车辆段层和转换层的框支柱和剪力墙为C60，转换区域梁板为C50，转换层以上的住宅剪力墙为C60～C35（约5层变一次强度），住宅部分梁板为C30。抗剪钢板和钢管柱钢材强度等级为Q345。

该结构超过现行规范和规程的适用范围，存在多项平面和竖向的超限情况，属于B 级高度特别不规则超限高层结构。因此，需对其进行抗震性能设计，并采取针对性的加强措施和补充分析。

2 结构构件抗震性能目标及设计原则

针对地铁车辆段上盖结构特点，采用“强转换弱上部”原则进行设计。基于文献［4］和文献［5］高层结构相关的规定，设定C级作为本结构的整体抗震性能目标，而框支框架部分则需达到B级的相应要求。在不同地震水准下的结构构件具体抗震性能目标如表1所示。

表1 结构构件抗震性能目标Tab.1 The Seismic Performance Objectives of Structure Member

利用PKPM2010V4.3.4 对该结构在不同地震性能水准下分别进行弹性和等效弹性分析，保证满足相应规范和抗震性能目标要求，并按照如表2 的性能包络设计原则进行包络设计。

表2 包络设计原则Tab.2 Envelope Design Principles

针对该工程结构体系特点和超限情况，进行针对性的加强措施如表3所示。

表3 加强措施Tab.3 Strengthening Measures

3 罕遇地震作用下结构弹塑性验证

对该结构根据结构抗震性能设计原则和加强措施进行设计后，采用PKPM-SAUSAGE2019 进行基于罕遇地震作用下的相应动力弹塑性分析［6］，验证该结构的抗震性能目标。

3.1 构件性能评价标准确定

PKPM-SAUSAGE2019 通过混凝土受拉损坏系数Dt、混凝土受压损坏系数Dc和钢筋（钢材）塑性应变与屈服应变比值εp/εy评价构件性能，将构件性能水平划分为 6 个水平，1 是无损坏、2 是轻微损坏、3 是轻度损坏、4是中度损坏、5是重度损坏、6是严重损坏。

3.1.1 混凝土受拉和受压损坏系数

钢筋混凝土结构，允许混凝土出现受拉损坏，为避免误判构件的性能水平，混凝土受拉损坏系数Dt除无损坏定为0，其他性能水平均定为1。

不同性能水平下混凝土受压损坏系数Dc的确定方法含规范损坏因子、Najar 损坏理论、Sidiroff 能量等价理论、Mander 模型和经验公式法等［7］，其中《建筑工程混凝土结构抗震性能设计规程：DBJ/T 15-151-2019》［8］中给出的非约束混凝土材料本构，可以求出规范损坏因子受压损坏演化参数dc、基于Mander模型的无约束混凝土受压损坏系数Dc，而提供约束混凝土材料本构模型，则可求出基于Mander模型的约束混凝土受压损坏系数Dc。考虑最不利情况，定12 000×10-6为混凝土极限压应变εcu的取值［9］。根据文献［8］，6个性能水平对应的混凝土压应变限值依次为2 000×10-6、4 000×10-6、6 400×10-6、εcu、1.5εcu、1.8εcu。

混凝土塑性损坏模型（CDP 模型）通过刚度退化比值来定量混凝土的损坏［10］，受压损坏演化参数dc和受压损坏系数Dc与刚度退化的关系分别如下［7］：

式中：E0为混凝土初始弹性模量；Edc为基于弹性损坏模型的不考虑塑性应变的受压混凝土弹性模量；EDc为受压混凝土卸载/再加载的考虑塑性应变的变形模量。

基于《混凝土结构设计规范：GB50010-2010》［11］和文献［8］，求得C50 混凝土的单轴抗压强度平均值fcm为42.9 MPa，进一步求得混凝土峰值应变εcm为1 825×10-6，通过换算，得到不同压应变情况下，C50混凝土非约束情况下及约束情况下的受压损坏系数如图4所示。

通过图4a 分析可得，在轻微损坏时，C50 混凝土受压损坏演化参数dc近0.88，受压损坏系数Dc近0.73，取值较大。并且，对于受压损坏演化参数dc，其基于弹性损坏模型，未考虑混凝土塑性应变；而对于无约束混凝土情况下的受压损坏系数Dc，其不符合文献［8］中确定各个性能水平时考虑混凝土配筋的基本前提。因此，受压损坏演化参数dc和无约束混凝土的受压损坏系数Dc，不能作为受压混凝土的损坏评价标准。

由图4b 可知，C50 混凝土在考虑钢筋约束情况下，未损坏的应变界限超过混凝土峰值应变εcm，这是因为混凝土应变达到2 000×10-6时，内部裂缝微小，卸载后裂缝闭合，不需修理即可使用［9］。受压损坏系数Dc在轻微损坏时约为0.59，随着应变增加其值趋近于0.75。图5绘出6个性能水平下Dc随混凝土强度等级的变化情况，可以看出应变值越小，Dc受混凝土强度的影响越大，但当在同一应变情况下时，Dc则随混凝土强度增大而减小。为具有通用性，并便于区分，定6个性能水平下的受压损坏系数限值Dc依次为0.10、0.50、0.55、0.60、0.65、0.75。

图4 C50混凝土受压损坏系数Fig.4 Compression Damage Coefficient of C50 Concrete

3.1.2 钢筋（钢材）塑性应变与屈服应变比值

本工程采用钢筋强度等级为HRB400，基于文献［11］求得fy/Es为1 800×10-6。钢筋的极限拉应变εsu通常介于 0.10～0.15［8］，按照 0.10 取值。按照钢筋和钢材的最不利情况取值，根据文献［8］中规定，6 个性能水平下的材料应变限值依次为无损坏1 800×10-6、轻微损坏 10 000×10-6、轻度损坏 15 000×10-6、中度损坏25 000×10-6、重度损坏 40 000×10-6、严重损坏 60 000×10-6。因此，6个性能水平下，εp/εy限值依次为0、4、7、12、21、32。

因此，构件性能评价标准如表4所示。

3.2 构件性能目标验证

图5 约束混凝土受压损坏系数随混凝土强度变化Fig.5 The Compressive Damage Coefficient of Confined Concrete Varies with the Concrete Strength

表4 性能评价标准Tab.4 Performance Evaluation Criteria

选用满足规范要求地震波对该结构进行大震动力弹塑性分析。其中，人工波RH2TG040 的层间位移角最大，选用其对结构损坏情况进行描述。该条地震波特征周期为0.40 s，有效持续时间23 s，满足要求。在结构前三周期点的加速度与规范谱差值分别为-14.10%、-12.75%、-11.34%，满足20%限值以内的要求。计算大震弹塑性基底剪力与大震弹性基底剪力的比值发现，0°工况下 X 向比值为 0.86，90°工况下Y 向比值为0.91，此结果表明结构X 向刚度退化相对Y 向多，导致结构地震力下降。通过上述评价标准得到构件性能如图6、图7所示。

各性能水平下构件统计结果如图8所示。

综合图6～图8 构件损坏情况表明：①框支框架：处于轻微损坏及以下，满足性能水平轻微损坏要求；②剪力墙：结构大部分剪力墙未出现明显受压损坏，钢材大部分保持弹性，大部分构件均在轻度损坏以下。其中底部加强部位剪力墙均处于轻度损坏及以下，满足轻度损坏性能水平要求。非底部加强部位少量剪力墙角部出现小范围中度损坏，满足部分构件中度损坏性能水平要求；③结构连梁损坏程度较大，接近50%处于损坏状态，起到耗能作用。框架梁接近20%处于损坏状态，均处于中度损坏及以下，起到一定的耗能作用。因此耗能构件达到规定的性能水平要求；④转换区域楼板：楼板整体上损坏程度较低，少量楼板受压损坏，满足性能水平轻微损坏要求。

图6 RH2TG040 0°工况构件性能Fig.6 RH2TG040 0° Structure Member Performance

图7 RH2TG040 90°工况构件性能Fig.7 RH2TG040 90° Structure Member Performance

因此，对该结构采取的抗震性能设计原则和加强措施，可以实现设定的抗震性能目标。

4 结论

地铁车辆段上盖这种土地开发和利用模式存在优点，使其逐渐成为城市地铁沿线物业开发的主要方式。由于地铁车辆段上盖结构存在的特点，一般属于复杂超限高层结构。本文对该类型结构提出针对性的抗震性能设计原则和加强措施，并通过理论推导确定不同性能水平下，构件性能评价标准混凝土受拉损坏系数Dt、混凝土受压损坏系数Dc和钢筋（钢材）塑性应变与屈服应变比值εp/εy，之后利用PKPM-SAUSAGE2019进行基于罕遇地震作用下的相应动力弹塑性分析，结果表明提出的抗震性能设计原则和加强措施的正确性，可以为后续地铁车辆段上盖结构设计提供参考。

图8 构件性能统计Fig.8 The Statistical Chart of Structure Member Performance