地鐵車站結構臨界破壞特性的振動臺試驗

左 熹， 陳國興， 王志華， 周恩全

(1.金陵科技學院建筑工程學院 南京,211169) (2.南京工業大學巖土工程研究所 南京,210009)

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地鐵車站結構臨界破壞特性的振動臺試驗

左 熹1,2， 陳國興2， 王志華2， 周恩全2

(1.金陵科技學院建筑工程學院 南京,211169) (2.南京工業大學巖土工程研究所 南京,210009)

以南京地鐵車站結構作為研究對象，采用鍍鋅鋼絲模擬鋼筋、微粒混凝土模擬原型混凝土，設計并制作地鐵車站三層三跨模型結構。采用上覆黏土的飽和砂土作為模型場地以模擬地震液化場地。開展了地基液化作用下地鐵地下車站結構臨界破壞特性的大型振動臺模型試驗，測試并分析了模型地基的加速度、振動孔壓和模型結構的加速度、應變、水平位移和側向壓力反應等。結果表明：主震0.8g的什邡波作用時，液化持續時間較長，上部土層的孔壓消散較慢；運用達朗貝爾原理定義模型場地的液化勢，并與孔壓比的分布規律進行對比，證明了地下結構具有抑制附近土體液化，并對一定距離處土體具有促進液化的作用；中柱是地鐵地下車站結構最薄弱的構件，且底層中柱的損傷度已達到臨界破壞狀態。

振動臺模型試驗； 液化； 地鐵車站結構； 臨界破壞特性

引 言

由于城市土地資源日益缺乏，城市交通在平面上的發展受到了嚴重的約束，因此城市的交通應向立體空間化的地鐵地下交通體系發展。但近年發生的地震破壞現象已充分表明，在強震作用下地鐵結構會發生嚴重的損傷和破壞，地鐵結構的抗震性能已引起社會的高度關注。

振動臺試驗是研究地下結構抗震性能的一種重要手段，近年來，國內外學者已針對不同場地條件、不同結構形式和不同模型材料的地下結構振動臺試驗進行研究，取得了一些很有價值的研究成果[1-8]。本次試驗是地鐵地下車站結構抗震性能振動臺系列試驗(可液化土、軟土地基；石膏、微粒混凝土模型結構；二層二跨、三層三跨框架式及三拱式車站模型結構)之一[7-8]，采用弱化剛度的模型結構，通過主、余震作用下地鐵車站結構的振動臺模型試驗，測試并分析地鐵地下車站結構的應變、加速度、側墻壓力和位移反應特性，以及可液化地基的加速度反應、孔壓反應，探索液化場地上地鐵地下車站結構臨界破壞的地震反應特性，揭示三層三跨地鐵車站結構的地震損傷與災變機理。

1 試驗方案

1.1 振動臺試驗設備、模型地基與模型結構設計

地鐵車站結構振動臺試驗在南京工業大學防災減災重點實驗室的大型振動臺試驗設備上完成。該振動臺采用美國MTS公司的電液伺服加載與控制系統，其臺面尺寸為3.36 m×4.86 m、水平最大加速度為±1.0g；采用自行研發的疊層剪切土箱作為模型土置放容器[9]，采用自行研制的98通道動態信號采集系統采集各類測試數據[10]。

在模型體系的相似比設計中，模型地基土的基本物理量為：密度、剪切波速和重力加速度。模型結構的基本物理量為：幾何長度、彈性模量、加速度，地基土-地鐵車站體系的幾何比尺選為1∶30，模型場地縱向截面尺寸為3.5 m(長)×1.4 m(深)，用于模擬105 m(長)×42 m(深)的原型場地。模型車站結構截面尺寸為705 mm(寬)×577 mm(高)，用于模擬21.15 m(寬)×17.31 m(高)的原型車站結構，地基土-車站結構體系的相似比設計詳見文獻[7]。模型地基土分為2層：表層覆蓋黏土，厚度為15 cm，其余為飽和砂土，厚度為125 cm。模型結構的上覆土層厚度為12 cm。采用水沉法制備模型地基土，分層裝土并控制每層土厚度為25 cm，每層土裝好后，用木板將土層表面掃平，再裝下一層土。為使砂土固結充分，裝樣完畢后，模型地基土在飽和狀態下靜置48 h，模型地基土如圖1所示。在振動臺試驗前取土樣進行室內試驗，測得其不均勻系數Cu=2.31，曲率系數Cc=1.07，其顆粒密度Gs=2.71 g/cm3，最大孔隙比emax=1.15，最小孔隙比emin=0.62，砂土的顆粒級配曲線如圖2所示。采用SUMIT剪切波速測試儀量測模型地基土的平均剪切波速，模型地基的平均剪切波速在試驗前后分別為77.9 m/s和119.3 m/s。

圖1 裝箱完成后的模型地基土Fig.1 Model soil after packing

圖2 試驗砂土顆粒級配曲線圖Fig.2 Particle size distribution curve of sand

以南京地鐵車站結構為研究背景，將三層三跨結構作為試驗結構類型，結構中鋼筋用鍍鋅鋼絲模擬、混凝土用微粒混凝土模擬，模型結構的剛度和強度依據相似比計算確定，根據不同配合比的微粒混凝土強度試驗，設計配合比及鋼絲的使用量，微粒混凝土配合比為水∶水泥∶石灰∶粗砂=0.5∶1∶0.58∶5，鍍鋅鋼絲直徑設計為0.7～1.4 mm(梁為1.4 mm，柱為0.9 mm，箍筋為0.7 mm，板為0.9 mm)。為使車站結構達到接近破壞的試驗效果，將結構中柱設計為薄壁空心圓柱，以達到減弱中柱和結構整體剛度的目的。考慮模型結構的承載能力，采用不完全配重法模擬原型結構的慣性力效應，在每層樓板上均勻布置120 kg鉛塊，共計480 kg，采用的附加配重約占完全配重的50%，模型結構如圖3所示。

圖3 振動臺模型試驗中地鐵車站結構Fig.3 Subway station structure in shaking table model test

1.2 傳感器的布置

采用不同的傳感器分別測試模型地基土的加速度、孔壓和模型結構的應變、加速度、相對位移及側墻土壓力。在模型地基中設置1個主觀測面和2個次觀測面，以獲得模型場地的三維加速度場和孔壓場，模型地基、模型結構的傳感器布置如圖4～圖6所示，共有加速度傳感器16個、孔壓傳感器17個、位移傳感器6個、土壓力傳感器4個和應變片32個。圖中字母A代表加速度計、字母W代表孔壓計、字母J代表激光位移計、字母S代表應變片。

1.3 試驗相似比與加載方案

圖4 模型場地土中的傳感器布置Fig.4 Arrangement plan of sensors embedded in soil layers

圖5 模型結構側墻加速度、土壓力和位移測點布置Fig.5 Arrangement plan of acceleration, soil pressure and displacement sensors on side-wall of model structure

圖6 地鐵車站模型結構橫斷面上各觀測面應變片布置圖Fig.6 Distribution map of strain sensors in sections of subway station model structure

圖7 振動臺試驗的輸入地震動加速度時程及傅氏譜Fig.7 Ground motion acceleration time-histories and Fourier spectra from shaking table surface input

將什邡波和Taft波分別作為模擬主震和余震的輸入地震波，加速度時程如圖7所示。什邡波是汶川地震什邡八角臺站的地震記錄，斷層距為10 km，原始峰值加速度為0.548g，持續時間為200 s，試驗中將峰值加速度調整為0.8g，模擬主震。Taft地震波是美國加州 Kern縣的地震記錄，斷層距為41 km，原始峰值加速度為0.152g，持續時間為30 s，試驗中將峰值加速度調整為0.3g，模擬余震。輸入地震動的時間縮尺比為1∶2，試驗的加載工況如表1所示。

表1 振動臺模型試驗加載工況

2 液化地基土的動力反應

2.1 地基土加速度反應規律

地基土的峰值加速度放大系數沿深度變化如圖

8所示。可以發現：在主震0.8g的什邡地震動作用下，地基土中上部的峰值加速度放大效應明顯減小，地表放大系數為0.85；在余震0.3g的Taft地震動作用下，地基土各測點的峰值加速度放大效應顯著，地表放大系數為1.31。

圖8 模型地基土加速度放大系數Fig.8 Acceleration amplification factor

2.2 液化地基土的孔壓效應

模型地基土不同測點的孔壓比時程曲線如圖9～圖10所示。可以看出：主震0.8g什邡波作用時，所有測點的孔壓比都達到1，說明飽和砂土層全部液化；上部砂土層的孔壓消散不明顯，且液化持續時間較長，這是因為飽和砂土在地震動作用下引起的孔壓增長會驅使孔隙水向地表排出，深層土的孔隙水透過砂土孔隙向上轉移。但由于黏土覆蓋在砂土表面，使得淺層砂土的孔隙水難以迅速透過黏土向外排泄，同時淺層砂土仍然受到深層砂土孔隙水的補給，所以淺層砂土液化時間長，并且孔壓的消散速度自下而上逐漸減緩。測點W5，W6的孔壓效應與其余測點的孔壓效應有明顯的差異，這是由于位于結構下部的土體，其埋深與地表存在一定距離，且地下結構阻礙了排水通道的形成，導致孔隙水排水不暢，從而使孔壓不斷增長并難以消散。余震0.3g的 Taft波作用時，淺層砂土全部達到液化，深層土未達到液化，淺層砂土的孔壓比明顯大于深層砂土的孔壓比，說明淺層砂土具有更加顯著的液化效應。

圖9 主震0.8 g的什邡波作用時地基土測點的孔壓比時程 曲線Fig.9 Time histories of dynamic pore pressure ratio under 0.8 g Shifang ground motion for main shock

圖10 余震0.3 g的Taft波作用時地基土測點的孔壓比 時程曲線Fig.10 Time histories of dynamic pore pressure ratio under 0.3 g Taft ground motion for aftershock

2.3 場地液化勢分析與驗證

由于在振動臺試驗過程中飽和砂土的動剪應力不能進行直接測量，根據物理定律，運用達朗貝爾原理推導出飽和砂土的動剪應力[11]，由此得出相應的剪應力比，從而評價模型場地的液化勢。

在水平地震動作用下，土體受到的水平慣性力與水平剪力大小相等，且方向相反，如圖11所示。因此，從地表到深度z處的土體所受到的慣性力與深度z處的水平剪力相平衡。假設深度z處的加速度為a(z)，則慣性力為

(1)

其中：A為水平受力面積;a為水平加速度;ρ為土體密度。

作用在深度z處截面上的水平剪力為

(2)

其中：τ(z)為深度z處的水平剪應力。

由于水平方向的慣性力和剪力相等,可得

(3)

因此，由式(3)可計算出各點的剪應力，通過比較不同深度處的剪應力水平，得出相應的剪應力比，進而評價模型場地的液化勢，將剪應力比定義為

(4)

圖11 剪應力推導示意圖Fig.11 Illustration of shear stress

根據各測點的剪應力比得出液化勢分布如圖12所示。可以發現：不同位置土體的液化勢差異明顯，地下結構下方土體的液化勢明顯小于同高度地下結構側邊土體，說明地下結構可以起到抑制其下方土體液化的作用；在結構側部一定距離處，液化勢顯著，出現明顯的“液化勢中心”，說明地下結構具有促進其側邊一定距離處土體液化的能力。

在余震0.3g的Taft地震動作用下，模型場地中孔壓比的分布如圖13所示。可以看出：最大孔壓比區域位于場地上部并與結構側邊保持一定距離。緊貼結構側墻處的孔壓比相對外側較小，在向遠離 模型結構方向的同一水平位置上，孔壓比先逐漸增大后逐漸減小。說明在地震動作用下非自由場地中孔壓的“壓力中心”出現在離地下結構一定距離的位置，該處液化程度較高，與液化勢分析得出的結論一致，證明了地下結構具有抑制附近土體液化，并同時對一定距離處土體具有促進液化的作用。這是因為地下結構一方面阻礙了附近土的體積壓應變積累，使得附近孔壓難以升高，另一方面地下結構的存在阻礙了排水通道的形成，使孔壓必須通過較遠處的排水通道向地表排出，從而進一步加強了較遠處土體的液化。因此，地下結構抑制了附近土體的液化，同時促進了一定距離處土體的液化。

圖13 0.3 g Taft地震動作用下孔壓比分布圖 圖12 液化勢分布云圖 Fig.13 Pore pressure ratio distribution under Fig.12 Liquefaction potential distribution 0.3 g Taft ground motion

3 車站結構臨界破壞特性

3.1 宏觀破壞現象

圖14 模型結構宏觀現象Fig.14 Macroscopic phenomenon of model structure

在主震、余震作用后，觀察地下結構的破損情況，發現部分中柱出現45°斜裂縫，并且中柱已經被裂縫切斷，說明中柱已基本喪失受力功能，梁、板和側墻的破損情況相對較輕，結構未發生整體坍塌現象，如圖14所示。根據《建筑地震破壞等級劃分標準》可將其評定為中等破壞結構。

3.2 車站結構的應變反應

3.2.1 峰值應變反應

圖15 地鐵車站結構的峰值拉應變分布(單位:με)Fig.15 Tensile strain of subway station structure (unit : με)

主震、余震作用下模型結構各測點的應變反應峰值如圖15所示。在主震0.8g什邡波作用下，結構中柱損傷嚴重，峰值應變反應最大處位于模型結構底層中柱底端右側，拉應變峰值為58.25 με，已超過微粒混凝土的應變極限強度，底層中柱的應變反應大于其余各層中柱的應變反應，車站結構中柱是抗震最薄弱的構件。車站結構中板的應變反應最大，頂板的應變反應相對較小；側墻上部和下部的應變反應較大。部分測點在余震作用下發生的應變反應大于主震作用下的應變反應，這是由于在主震作用下結構的局部區域已發生嚴重損傷，導致結構剛度不連續，影響了結構整體的受力性能。

3.2.2 車站結構的動力損傷分析

采用應變損傷度來衡量結構在地震動作用下的破壞程度，將應變損傷度定義為等效峰值應變與基準峰值應變的比值

(5)

其中：SD為應變損傷度；ES為等效峰值應變；RS為基準峰值應變。

地震動作用會導致結構構件產生拉伸與壓縮變形，拉伸時構件開裂產生裂縫，壓縮時構件擠壓也可產生裂紋，因此可以將等效峰值應變定義為拉伸峰值應變和壓縮峰值應變的線性疊加形式

(6)

其中：St為拉伸峰值應變；Sc為壓縮峰值應變；α為比例因子。

式(6)中α為小于1且大于0的數值，對于不同力學特性的材料， 取不同的值。對于鋼筋混凝土材料，由于鋼筋和混凝土的共同作用，取0.7，并將應變損傷度達到0.7時的材料判定為完全破壞，以此作為結構的破壞判據[12-13]。

圖16 主震作用下結構各應變測點的損傷度分布Fig.16 Damage degree of subway station structure under main shock ground motion

模型結構各測點應變損傷度分布如圖16所示。可以發現：中柱為地震損傷最嚴重的構件，底層中柱的損傷最為嚴重，底層中柱右端的損傷度為0.61，已接近完全破壞，處于臨界破壞狀態；其余測點位置的損傷程度相對較輕。

由于地震作用的隨機性，中柱左右兩側的應變損傷度分布不一致，在主震作用下，中柱兩側應變損傷度的較大值沿高度方向呈“S”形分布，如圖16所示。在余震作用下，中柱應變損傷度的“S”形分布規律不明顯。這是由于在主震作用結束后，中柱已損傷嚴重，其剛度的連續性被破壞，導致余震對中柱的損傷作用規律不明顯。

3.3 車站結構側向壓力與水平位移反應

圖17 模型結構側墻動土壓力反應Fig.17 Dynamic soil pressure response on the sidewall of subway station structure under ground motion

圖17比較了模型結構側墻各測點的土壓力反應。可以看出：側墻中部的土壓力反應較大，在20 s左右逐步增大到峰值后保持穩定。模型結構側墻的水平位移反應如圖18所示。可以發現：側墻頂部的水平位移比側墻其余位置的水平位移大，頂部與底部之間具有一定的相對位移。結構的側向壓力與水平位移具有一定的相關性，結構頂部位置處地基土的液化程度較高、流動性較強，對結構頂部的約束減小，使得結構頂部的接觸壓力較小，所產生的位移相對較大；隨著土層深度的增加，地基土的圍壓較大，流動性相對較弱，對結構的壓力較大，位移相對較小。

圖18 地鐵車站結構側向水平位移沿高度分布特征Fig.18 Horizontal relative displacement time histories on the sidewall of subway station structure

圖19 地鐵車站結構的峰值加速度反應Fig.19 Peak acceleration response of subway station structure

3.4 車站結構的水平峰值加速度反應

圖19比較了模型結構側墻各測點的水平峰值加速度反應。可以看出：主震作用時，側墻頂部的峰值加速度最大，底部的峰值加速度最小，兩者相差約17%；余震作用時，側墻上各測點的峰值加速度變化不大，各測點的變化值均不超過10%。

4 結 論

1) 主震和余震作用下，地表的放大效應差異顯著，地震波在傳播過程中頻譜反應體現出明顯的低頻集中與放大效應，主震產生的地基土液化作用可以明顯減弱余震作用，具有一定的減震效應。

2) 主震作用時，飽和砂土層全部液化，上部砂土層的液化持續時間較長且孔壓消散不明顯；運用達朗貝爾原理定義模型場地的液化勢，并與孔壓比的分布規律對比，證明了地下結構具有抑制附近土體液化，并對一定距離處土體具有促進液化的作用。

3) 主、余震作用下，中柱為地震損傷最嚴重的構件，且底層中柱的損傷最為嚴重，已接近完全破壞，處于臨界破壞狀態；結構側墻的動土壓力與水平位移具有一定的相關性。

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10.16450/j.cnki.issn.1004-6801.2016.05.008

國家自然科學基金資助項目(51408281)；江蘇省自然科學基金資助項目(BK20140108)；中國博士后科學基金資助項目(2013M540442)

2014-08-12；

2014-10-22

TU375.4; TU354; TH82

左熹，男，1982年11月生，博士后、副教授。主要研究方向為地下結構動力分析。曾發表《近遠場地震動作用下地鐵地下車站結構地基液化效應的振動臺試驗》(《巖土力學》2010年第 31卷第12期)等論文。

E-mail：zxjit@jit.edu.cn