高烈度區地鐵高架車站隔震分析

辛亞輝

（中鐵四院集團西南勘察設計有限公司，云南昆明 650200）

0 引言

城市軌道交通高架車站分為 2 種結構形式，第一種為“橋建分離”式，指行車部分的軌道梁從車站框架中穿過，軌道梁采用與高架區間完全一致的“鉸接橫梁+橫向墩柱 + 蓋梁”的橋梁結構形式，且與車站建筑結構之間設防震縫分開，各自形成獨立的結構受力體系；第二種為“橋建合一”式，指車站框架橫梁代替行車部分的軌道梁，直接承受列車荷載及車站其他荷載，為梁板柱框架結構體系，且梁梁、梁柱間均是剛性連接，抗水平力體系是框架結構，車站建筑框架結構與橋梁結構結合在一起共同受力[1]。

城市軌道交通高架車站一般為地上二層或者三層結構，縱向跨度大，在高烈度區特別是 8 度和 9 度區，地震荷載大，普通的高架車站抗震結構梁柱截面較大且不經濟，而采用隔震結構后，梁柱截面可優化減小，有效使用空間增大?！皹蚪ǚ蛛x”的高架車站（指建筑結構部分）采用隔震結構，與普通民建框架采用隔震結構基本一致，車站建筑結構與橋梁箱梁、橋墩的隔震縫縫寬不宜小于各隔震支座在罕遇地震下最大水平位移的1.2 倍，且不小于 200 mm[2]，比普通抗震縫（100 mm）寬?！皹蚪ê弦弧钡母呒苘囌?，應同時兼顧我國橋梁規范與建筑結構規范，由于橋梁與建筑結構的抗震標準體系不同，采用的結構設計理念、原則與方法不同，使得“橋建合一”結構體系的抗震設計變得比較復雜和難以把握。本文重點針對“橋建合一”的結構體系進行隔震計算分析和經濟指標對比分析。

1 工程概況

某地鐵高架車站為地上三層島式站臺，局部地下一層為電纜夾層，主體結構設計使用年限為 100 年，安全等級為一級，重要性系數為 1.1。車站總長約 120 m，共 8 跨，縱向跨度約 15 m，橫向 4 柱 3 跨，跨度為 6.4 m+ 7.2 m + 6.4 m，總寬約 20 m。高架車站采用“橋建合一”梁板柱框架結構形式，框架柱采用延性較好的十字型鋼混凝土柱，基礎采用鉆孔灌注樁，建筑結構高度 21.25 m，高寬比 1.06，屬于重點設防類，乙類建筑，框架抗震等級為一級。根據昆明市軌道交通 6 號線一期工程場地設計地震動參數確定報告可知，抗震設防烈度為 8 度，設計基本地震動峰值加速度值為 0.33 g，地震影響系數最大值 αmax= 0.25[3]，設計地震分組第三組，場地土類別為Ⅱ類，場地特征周期 0.45 s。高架車站工程地質自上而下分為第四系人工填土層（Q4ml）、第四系沖洪積層（Q4el+dl）覆蓋，下伏基巖為二疊系下統（P1y）灰巖，地層由上到下分別為素填土、粉質黏土、淤泥質黏土、中風化灰巖。

2 高架車站隔震支座及力學參數

地鐵高架車站基礎隔震一共使用了 36 個橡膠隔震支座，其基礎隔震支座平面布置見圖 1。高架車站隔震支座有鉛芯橡膠（LRB）和天然橡膠（LNR）2種隔震支座，其力學性能參數見表 1 和表 2。

表1 鉛芯橡膠隔震支座（LRB）力學性能參數

表2 天然橡膠隔震支座（LNR）力學性能參數

3 高架車站隔震結構模型及地震參數選取

3.1 隔震分析模型

本高架車站采用 ETABS 軟件建立隔震與非隔震結構模型，ETABS 模型如圖 2 所示，模型中連接單元能很好地模擬橡膠隔震支座。

圖1 高架車站基礎隔震支座編號及平面布置圖

圖2 高架車站三維ETABS模型

3.2 地震加速度及反應譜選取

根據 GB 50010-2010《建筑抗震設計規范》，選取了 2 條人工模擬加速度時程曲線 REN1、REN2 和 5 條實際強震記錄的加速度時程曲線 TR3、TRZ59、TR7、ABSH、LAN，7 條加速度時程曲線和反應譜及規范設計反應譜曲線分別如圖 3 和圖 4 所示。從圖 4 可知，選取的 7 條時程平均反應譜與規范設計反應譜較接近。

圖3 7 條加速度時程曲線

圖4 7 條時程反應譜與規范設計反應譜曲線

4 隔震結構計算分析

4.1 隔震結構偏心率

表3 給出了隔震結構的偏心率計算結果，X方向0.04%，Y方向 0.61%，偏心率滿足日本和中國臺灣規范規定隔震結構的偏心率不得大于 3% 的要求。

表3 隔震結構的偏心率

4.2 隔震支座壓應力

表4 給出了 3 種隔震支座在 1.0G＋0.5L 組合下的最大壓應力（G 為恒荷載，L 為活荷載），3 種隔震支座最大壓應力為 9.616 MPa，滿足 GB 50010-2010《建筑抗震設計規范》隔震支座最大壓應力小于 12 MPa 的要求。

表4 3 種隔震支座最大壓應力

4.3 中震（設防地震）下隔震結構分析

4.3.1 振動周期

表5 給出了中震（設防地震）下高架車站隔震結構與非隔震結構的振動周期對比。由表 5 可知，采用隔震結構后，高架車站的周期明顯延長。

表5 隔震前后高架車站結構振動周期

4.3.2 隔震結構剪力比

表6 給出了高架車站隔震層以上結構隔震前后層間剪力比。由表 6 可知，結構層間剪力比的平均值最大值為0.17，即水平向減震系數β= 0.17。根據 GB 50010-2010《建筑抗震設計規范》第 12.2.5 條[5]，已知非隔震的水平地震影響系數最大值αmax= 0.25，橡膠支座調整系數ψ取0.8，可確定隔震后水平地震影響系數最大值αmax1。

αmax1=βαmax/ψ=0.17×0.25/0.8 = 0.053。

表6 X、Y 向隔震與非隔震層間剪力比

4.4 罕遇地震下隔震結構分析

4.4.1 隔震支座最大剪力、軸力

表7 給出了罕遇地震下 3 種隔震支座最大剪力、軸力計算結果，計算采用荷載組合 1.2（1.0G＋0.5L）＋1.3Fek＋0.5 Fzk（Fek 為水平地震荷載，Fzk 為豎向地震荷載）。表 7 罕遇地震下 3 種隔震支座最大剪力和軸力可用于隔震支墩設計計算。

表7 罕遇地震時3種隔震支座最大剪力、軸力 kN

4.4.2 隔震支座水平位移

表8 給出了罕遇地震下3 種隔震支座水平位移計算結果，計算采用荷載組合 1.0G＋0.5L＋1.0Fek。由表 8 可知，罕遇地震下 3 種隔震支座最大水平位移為 414 mm，小于 0.55D= 0.55×800 = 440 mm 及 3Tr = 3×149 = 447 mm 中的較小值（D為最小橡膠支座直徑，Tr 為最小橡膠層總厚度），滿足GB 50010-2010《建筑抗震設計規范》要求。

表8 罕遇地震下3 種隔震支座最大位移 mm

4.4.3 隔震支座應力

表9 給出了罕遇地震下隔震支座應力。由表 9 可知，在罕遇地震作用下，當荷載組合為 0.85G - 0.075L +1.0Fek 時，最大拉應力為 0.079 MPa，出現在 1 號支座 LRB800 處；當荷載組合為 0.85G- 0.075L- 1.0Fek時，最大拉應力為 0.083 MPa，出現在 28 號支座LRB800處?？梢?，罕遇地震下隔震支座拉應力均小于1 MPa，滿足 GB 50010-2010《建筑抗震設計規范》要求。

表9 罕遇地震下隔震支座應力 / MPa

5 高架車站隔震結構經濟分析

地鐵高架車站普通抗震（非隔震）結構框架柱采用延性較好的十字型鋼混凝土柱，端頭柱截面為1 600 mm×1 600 mm，中柱截面為 1 400 mm×1 400 mm，框架梁采用鋼筋混凝土梁，框架梁主要尺寸為 800 mm×1 400 mm。高架車站采用隔震結構后，框架端頭柱截面優化為 1 200 mm×1 200 mm，中柱截面優化為1 000 mm×1 000 mm，框架梁截面優化為600 mm×1 000 mm?？蚣芰褐孛鏈p小，但隔震層增加上下支墩混凝土量和橡膠隔震支座費用。高架車站非隔震與隔震結構經濟指標和橡膠隔震支座費用見表 10、表 11。

表10 高架車站非隔震和隔震結構經濟指標

表11 高架車站隔震結構橡膠支座費用

從表 10、表 11 數據對比可知，高架車站隔震結構（包含基礎數量）比非隔震結構節省約 8.66% 的混凝土和 15.9% 的鋼筋用量。高架車站隔震結構（包含基礎數量）比非隔震結構節省混凝土量 662.29 m3和鋼筋用量288.63 t，節省造價約 235 萬元，但隔震結構的隔震支座和專項審查費用約 127.4 萬元?？傊呒苘囌靖粽鸾Y構（包含基礎數量）比非隔震結構造價降低 107.6 萬元，具有更好的經濟性。

6 結論

（1）“橋建分離”式隔震高架車站與普通民建框架隔震結構基本一致，車站建筑結構與橋梁箱梁、橋墩的隔震縫縫寬不宜小于各隔震支座在罕遇地震下最大水平位移的 1.2 倍，且不小于 200 mm，比普通抗震縫（100 mm）寬。

（2）地鐵高架車站（8 度 0.33 g）采用 ETABS 軟件建立隔震與非隔震結構模型進行計算分析。計算結果表明，采用橡膠隔震支座后，上部結構梁、柱截面和配筋量大大減小，結構的振動周期明顯延長，水平向減震系數為 0.17，隔震后水平地震影響系數最大值為 0.053，隔震層最大水平位移為 414 mm，隔震結構的偏心率、隔震支座壓應力、拉應力及其水平位移均滿足規范要求。

（3）地鐵高架車站隔震結構（包含基礎）比非隔震結構節省約 8.66% 的混凝土和 15.9% 的鋼筋用量。高架車站隔震結構（包含基礎）比非隔震結構節省混凝土662.29 m3和鋼筋用量 288.63 t，節省造價約 235 萬元，隔震結構的隔震支座和專項審查費用約 127.4 萬元，最終高架車站隔震結構（包含基礎）比非隔震結構造價降低 107.6 萬元，具有更好的經濟性，并且安全度大大提高。