裝配整體式地下車站側墻開洞結構力學性能分析*

潘 清 費金新 徐軍林 邢 瓊 馮帥克

(1.無錫地鐵集團有限公司，214023，無錫；2.中鐵第四勘察設計院集團有限公司，430063，武漢；3.東南大學土木工程學院，211189，南京∥第一作者，高級工程師)

0 引言

對于地上建筑結構，因通風采光與室內通道等使用要求，必須對墻體進行開洞。研究者開展了開洞對承重墻體受力性能的影響研究。文獻[1]對帶暗梁、暗柱的的開洞混凝土復合墻板進行力學性能試驗，研究開洞墻板的彎曲性能與偏心受壓性能；文獻[2]等采用有限元數值模擬的方法，對不同開洞率、開洞位置的填充框架結構平面外受力性能進行研究，主要通過裂縫分布與層間位移角對填充墻框架結構的整體受力性能進行評價。隨著裝配式地上建筑結構的應用，不少研究者開展了裝配式開洞墻體的力學性能研究；文獻[3]對裝配式混凝土結構開洞墻體(該墻體由預制混凝土墻板和現澆邊緣構件組成)取3個相同尺寸的開洞墻體進行低周反復荷載試驗，通過對破壞模式與滯回曲線的分析得出，裝配式開洞墻體滿足抗震性能的要求；文獻[4]對兩層開洞預制剪力墻的抗震性能進行了力學試驗與數值分析。以上的研究主要是針對現澆開洞承重墻體與裝配式開洞承重墻體的整體力學性能，而對墻體中開洞結構力學性能的研究卻較少。目前的研究主要集中在地上開洞建筑結構，而對地下車站開洞結構受力性能的研究基本上還較少涉及。

近年來，在國家“碳中和、碳達峰”的政策引領下，裝配式建筑結構的環保節能優點凸顯。住房和城鄉建設部發布了《綠色建造技術導則(試行)》通知，明確鼓勵裝配式建筑產業的發展。近年來裝配式結構逐步在地下結構中得到應用。國內已建成的裝配式地下車站，采用全裝配式結構和干式節點連接。干式節點的防水性能有限，難以在南方富水地區推廣應用。現開展裝配整體式疊合有柱地下車站結構體系，車站內側采用預制構件，近土側采用現澆混凝土，防水性能優良，可在南方富水地區推廣。該結構體系為國內首創，在設置連接通道時，需在側墻開洞，且開洞尺寸較大，側墻的結構承載力受到較大削弱。為改善側墻及其開洞結構的受力性能，需在開洞處設置接口框架。本文采用力學性能試驗與數值模擬的分析方式，對裝配整體式側墻開洞結構受力性能進行力學試驗與數值模擬分析，研究其破壞形態與力學性能，為裝配式地下車站側墻開洞結構的設計提供理論依據。

1 裝配整體式地下車站結構的概況

某地鐵車站為標準地下兩層車站，為單柱雙跨箱型結構。車站結構底板采用現澆形式，中柱為鋼管柱，縱梁采用型鋼混凝土疊合梁，中板、頂板及側墻均采用疊合結構形式。其中：中板和頂板采用預制預應力板疊合現澆混凝土面層形成裝配整體式鋼筋混凝土樓板結構；側墻由內側預制墻板和外側現澆混凝土形成疊合整體式墻板結構。裝配整體式地下車站結構剖面見圖1。

圖1 裝配整體式地下車站結構剖面圖

圖2 側墻開洞結構示意圖

當地鐵車站出入口通道接入車站時，側墻開洞尺寸為7.00 m(寬)×4.85 m(高)。側墻開洞位置整體受力情況較為復雜，需在開洞位置設置相應的接口框架預制結構。側墻開洞結構由與半預制疊合側墻連接的型鋼混凝土梁、型鋼混凝土柱等組成。

2 側墻開洞接口框架設計方案研究

側墻開洞接口框架設計方案的研究主要集中在節點位置與構件重量對施工難易程度的影響，主要方案有以下幾種：

1) 將接口門式框架梁、柱整體預制后，直接與相鄰疊合墻板進行濕節點連接澆筑。該方案的結構整體性好，現場拼接安裝工程量少，施工速度快，但是整個接口框架較重(約30 t)，對吊裝器械要求高，施工難度較大。

2) 將接口處的門式框架分成兩塊“7”型的構件，在梁正中間進行分段，拼裝后通過濕節點連接，再與相鄰疊合板墻進行連接。該方案單個預制構件重量約15 t，吊裝施工難度稍大，現場需進行一次拼裝施工，而拼裝點位于正彎矩最大位置，對結構受力稍有影響。

3) 將接口處的門式框架梁、柱全部拆分成單個構件，各構件之間進行拼裝。單個構件的重量均小于10 t，吊裝施工較為方便。該方案拼裝濕節點稍多，但濕節點的位置可設于梁受力較小的1/3跨的位置，對整個結構受力影響較小，施工難度也相對較小。

為減小構件重量，降低施工難度與施工成本，同時匹配整個預制車站單個構件均小于10 t的要求。該地鐵車站項目采用方案3，將接口處的門式框架梁和柱全部拆分成單個構件，各構件分別進行拼裝施工。接口框架構件分拆與節點位置見圖3、圖4。

圖3 接口框架立面圖

圖4 接口框架剖面

該地下車站接口框架結構的預制框架梁、柱構件均采用型鋼混凝土結構，拼裝階段通過型鋼連接， 使施工階段的荷載均由型鋼承擔；拼裝完成后通過現澆混凝土濕節點連接形成整體框架；使用階段由型鋼混凝土梁與型鋼混凝土柱共同承載。整個接口框架與相鄰側墻及板亦通過現澆混凝土濕節點進行連接，使整個接口框架與側墻連成整體，形成可靠的整體受力體系。該方案施工便捷，在施工階段與正常使用階段結構受力可靠。

3 側墻開洞結構力學試驗

3.1 試件參數

試驗只設計了一組試件，試件尺寸如圖5所示。試件整體寬度為7.3 m(外墻側邊距離)，高度為4 m。試件由通道口型鋼混凝土框架、半預制疊合側墻、疊合頂板和現澆底板等組成。整個試件為1∶2 縮尺模型。試件主受力鋼筋按照與實際工程構件相同配筋率的原則進行配置，所有試件預制段混凝土等級均為C50，現澆混凝土等級為C40。

圖5 模型試件尺寸圖

該組試件中，型鋼混凝土框架的平面尺寸為4.3 m(寬)×2.9 m(高)，型鋼混凝土梁截面尺寸為350 mm×500 mm，型鋼規格為H 350 mm×200 mm×12 mm×14 mm，型鋼上、下翼緣均設置直徑16 mm、長度30 mm的縱向抗剪栓釘，以防止與混凝土接觸間的剪切滑移。梁上和梁下各設置6根直徑為14 mm的HRB400級受力鋼筋。箍筋采用HRB400級鋼筋，直徑10 mm，間距150 mm，如圖5 b)2-2剖面所示。型鋼混凝土柱截面尺寸為350 mm×400 mm，型鋼規格為H 250 mm×200 mm×12 mm×14 mm。柱截面平面外受力方向兩側對稱布置12根直徑為14 mm的HRB400級受力鋼筋，箍筋采用HRB400級鋼筋，直徑為10 mm，間距為150 mm，如圖5 b)3-3剖面所示。框架兩側均連接1.5 m寬的半預制疊合側墻，側墻牛腿頂面與梁牛腿頂板面齊平，單側預制墻板上下端均伸出U形受力鋼筋，用于和頂板及底板的搭接連接，U形受力鋼筋采用直徑為18 mm的HRB400級受力鋼筋，如圖5 b)1-1剖面所示。疊合頂板寬度為7.3 m，疊合板端部外伸U形受力鋼筋與墻及梁頂面外伸的U形鋼筋搭接連接，U形受力鋼筋采用直徑為18 mm的HRB400級受力鋼筋，間距為150 mm。試件加工圖見圖6。

圖6 試件加工示意圖

3.2 材料性能

構件各部分的混凝土按預制和現澆兩種工序分兩批澆筑。預制部分混凝土為第一批澆筑的混凝土，強度等級為C50，現澆混凝土強度等級為C40，所有批次混凝土均制作兩組150 mm×150 mm×150 mm 的立方體試塊，試塊進行同條件養護。實測立方體試塊抗壓強度見表1。本次試驗型鋼均采用Q345鋼，鋼筋為HRB400級鋼筋，根據GB 228—2010《金屬拉伸試驗法》的規范進行材性試驗，實測材料性能見表2。

表1 實測立方體試件抗壓強度

表2 鋼材材性測試結果

3.3 試驗加載與測試方案

試件采用原位加載的方式進行加載，加載裝置的設置如圖7所示。在頂板端部布置5座千斤頂，千斤頂通過張拉 5 根精軋螺紋鋼帶動加載梁對頂板施加均布線荷載。

圖7 加載裝置正面圖

本次試驗主要對型鋼混凝土梁的扭轉、疊合板加載端位移和受力鋼筋的應變進行測量。梁的扭轉和板的端位移通過位移傳感器進行測量。位移計布置如圖8所示。其中D3、D4位移計用于測量梁的扭轉，D5位移計用于測量疊合板加載端位移。鋼筋應變通過預先布置在試件拉壓側受力鋼筋上的應變片進行測量，以判斷鋼筋在加載過程中是否發生屈服，鋼筋應變片布置如圖9所示。

圖8 位移計布置示意圖

圖9 鋼筋應變片布置示意圖

其中:墻頂端受壓側鋼筋的應變發展由應變片QLT1-2、QMT1-2及QRT1-2測得，墻頂端受拉側鋼筋的應變發展由應變計QLT3-4、QMT3-4及QRT3-4測得；板內受力鋼筋的應變發展由應變計S1-S3測得；梁頂U形鋼筋的應變由應變計B1-B4測得。

4 側墻開洞結構力學試驗結果與分析

4.1 裂縫開展與破壞特征

當板端荷載加載至88 kN時，試件左側疊合墻外側受拉面在距底板45 cm處出現第一條水平裂縫，長度為1.3 m，裂縫小部分伸入側墻與框架連接區但未至柱截面，裂縫寬度達到0.02 mm，如圖10所示。隨著荷載的增加，側墻受拉面持續有新的水平裂縫產生，裂縫長度、寬度進一步發展，部分裂縫通過側墻與框架連接區，在板頂荷載加載至132 kN時，洞口右上角(梁柱連接位置)出現水平裂縫，長約35 cm、寬約0.03 mm，如圖11所示。在板頂荷載加載至264 kN時，洞口右上角水平裂縫向側墻截面發展，裂縫寬度達到0.2 mm，部分側墻受拉面裂縫發展進入柱截面。在板頂荷載加載至308 kN時，型鋼混凝土柱上出現多處水平裂縫，開洞角部出現約45°的斜裂縫。同時，板頂面靠近外側墻一端的左右兩側均出現水平裂縫。隨著荷載的增加洞口角部出現多條斜裂縫，在板頂荷載加載至484 kN時，斜裂縫寬度達到0.25 mm，此時墻身裂縫基本出齊并與柱上裂縫相連形成通長的水平裂縫，裂縫寬度可達到0.6 mm。隨著荷載的繼續增加，裂縫寬度繼續增加，試件側墻發生明顯的彎曲變形，在板頂荷載達到897.6 KN，洞口右上角最初的水平裂縫寬度超過2 mm，右上角部分混凝土開始剝落露出U形鋼筋的末端，當即停止加載。圖12給出了試件在最后一級加載時的裂縫分布。

圖10 裂縫出現階段

圖11 裂縫發展階段

圖12 最后加載級裂縫分布

梁上裂縫并不出現在梁底受拉面，多集中于梁兩端及洞口的角部。除最早出現的水平裂縫外，其余裂縫均為近45°的斜裂縫，且在梁內側觀察面對應出現反對稱斜裂縫。這說明試件最終破壞是型鋼混凝梁的扭轉破壞，斜裂縫是由梁的受扭產生的，在加載后期扭轉斜裂縫的寬度開展明顯加快。

梁的扭轉造成梁柱相交處混凝土出現大量斜裂縫，斜裂縫的發展降低了混凝土對頂部U形鋼筋的約束，造成U形鋼筋末端出現粘結開裂破壞，附近混凝土出現剝落。因此，洞口上方型鋼混凝土梁端扭轉裂縫的發展是造成試件失效的主要原因。

4.2 荷載-位移曲線與試件應變分析

板頂荷載-板端豎向位移曲線見圖13。從圖13中可以看出，加載初期試件剛度較大，在板頂荷載達到176 kN、板端彎矩達到340 kN·m后，剛度開始退化；隨著荷載的增大，荷載-位移曲線的斜率基本保持不變，說明試件整體剛度基本不變。

圖13 荷載-位移曲線

墻內受拉側與受壓側受力鋼筋的應變變化如圖14所示。圖14展現了同一側疊合墻板的左端、中部、右端3個不同位置的受力鋼筋在靠近上下U形環扣位置的應變變化，根據型鋼材性試驗的結果，可以計算出受力縱筋(直徑為18 mm，HRB400)的屈服應變為0.002 2。在加載彎矩達到1 200 kN·m時，側墻部分受拉鋼筋屈服，整個加載過程中側墻受壓縱筋未屈服。頂板受拉鋼筋在靠近U形環扣位置的應變變化通過應變片S1、S2測得(見圖9)，結果如圖15所示。頂板受拉鋼筋在加載過程中并未出現屈服。為研究型鋼混凝土柱中鋼材的應變，在型鋼混凝土柱外側受拉鋼筋及型鋼布置應變計，應變分布如圖16所示。

圖14 側墻受力鋼筋應變變化

圖15 頂板受拉鋼筋應變變化

圖16 柱內型鋼鋼材應變變化

由圖16可以看出，柱最外層受拉鋼筋在彎矩800 kN·m時開始屈服，但整個加載過程中，柱內型鋼鋼材并未屈服。

從以上分析中得出，在加載過程中頂板鋼筋沒有發生屈服破壞。側墻開洞結構在加載前期發生剛度退化，而側墻與柱內鋼筋的屈服荷載均比側墻開洞結構剛度退化的荷載大，由此表明接口框架剛度退化主要因為混凝土開裂造成的。在加載后期，側墻開洞結構平面外剛度基本不變，而側墻與柱的鋼筋發生屈服破壞，說明側墻與柱的材料屈服強度對側墻開洞結構平面外剛度影響可忽略不計。

5 數值模擬分析

5.1 數值模擬建模

在試驗研究的基礎上，采用ABAQUS有限元計算軟件建立與試件同尺寸的有限元模型進行分析研究。鋼筋采用3維2節點桁架單元(T3D2)，混凝土及型鋼采用3維8節點6面體一階線性減縮積分單元(C3D8R)。模型建立時假定混凝土、鋼筋與型鋼之間，預制與現澆混凝土之間均無相對滑移，鋼筋與型鋼嵌入混凝土中，同時忽略混凝土的收縮、徐變等效應，僅限于短期荷載作用下對模型進行分析。混凝土材料本構關系采用塑性損傷模型，鋼材采用理想彈塑性模型。模型的邊界條件與試驗試件一致，在數值模型中對側墻底與柱底施加位移約束，試件模型板端施加位移荷載，如圖17所示。

圖17 出入口部分有限元模型

5.2 數值模擬結果

圖18為側墻開洞結構的數值模擬結果和試驗結果的荷載-位移對比曲線。可以看出，數值模擬的試件初始階段剛度略大于試驗結果，屈服階段模擬結果趨近于試驗結果。圖19給出試件的應力云圖反應了試件裂縫的開展情況，與試驗情況基本一致。總體來說，有限元模擬結果顯示效果較好，試驗曲線和擬合曲線吻合較高，選取的計算模型較為準確地模擬了出入口試件的整個受力過程。

圖18 有限元數值模擬與試驗的荷載-位移曲線對比

圖19 混凝土、型鋼與鋼筋的應力云圖

圖20給出了試件的最大塑性應變云圖，通過塑性應變的演化情況，可以追蹤試件混凝土的開裂過程。由圖20 a)可知，在試件側墻中部與頂部位置混凝土受拉開始屈服損傷，對應為初始裂縫產生階段。隨后，側墻混凝土受拉屈服區域逐漸增加，并逐漸向柱截面內發展，如圖20 b)所示。在數值模擬分析的后期(見圖20 c))，側墻與柱表面基本已無新裂縫產生，此時混凝土的最大應變出現在頂板與側墻及梁端與側墻的交界處，與試驗加載后期裂縫集中出現的位置基本相同，證明了選取的有限元模型是正確的。

圖20 試件破壞形態模擬值

6 承載力分析

從以上分析中表明，側墻開洞結構的主要破壞特征是洞口梁端的扭轉破壞；從構件應變分析得出，側墻與柱的鋼筋屈服強度對接口框架的平面外剛度影響很小；因此得出結論，出入口上方型鋼混凝土梁扭轉裂縫的發展造成試件失效，對側墻開洞結構平面外承載力起決定作用的是接口框架梁的抗扭承載力。

對數值模擬分析結果進行整理分析，得到后期板端荷載P作用下的梁端扭矩T、墻底彎矩Mq及柱底彎矩Mc(見表3)。

表3 接口框架構件荷載與內力

型鋼混凝土梁的抗扭承載力可采用文獻[5-6]提供的理論公式進行計算。經計算型鋼混凝土梁的整體抗扭承載力為88.1 kN·m，說明試件中的型鋼混凝土梁在板端荷載加載到670 kN至748 kN時發生了扭轉破壞。這與試件加載過程中梁端出現大量扭轉斜裂縫的荷載相對應，說明了梁的扭轉破壞是造成試件失效的直接原因。

7 結語

對裝配式整體式地下車站的出入口通道位置處，需設置出入口接口框架。側墻開洞結構由型鋼混凝土框架、半預制疊合墻、疊合頂板與現澆底板等組成。通過比較設計方案中節點設置位置及對施工難易程度的影響，最終確定接口框架分拆為梁、柱，節點設置在梁兩端。為確定側墻開洞結構的受力性能，進行了力學試驗與數值分析，得到以下結論：

1) 側墻開洞結構破壞形態主要表現為型鋼混凝土梁端扭轉裂縫的發展，因此框架梁的扭轉破壞是造成通道接口破壞的主要原因。

2) 通過對側墻開洞結構的荷載-位移曲線及構件內鋼筋應變分析，造成側墻開洞結構平面外剛度退化的主要因素是混凝土開裂，構件中鋼筋的屈服強度對側墻通道剛度的影響很小。

3) 利用ABAQUS有限元模型，并與力學試驗結果進行比較分析，驗證了所選有限元模型的正確合理性。在此基礎上，利用有限元模型分析得出構件的內力結果。梁端扭轉承載力是決定側墻開洞結構平面外承載力的主要因素，梁端扭轉承載力的計算公式建議參照文獻[5-6]。