單艙地下綜合管廊地震動力響應振動臺模型試驗研究

王振強, 馮 立, 陳志雄, 魏奇科, 韓 亮

(1.中冶建工集團有限公司，重慶 400080；2.重慶大學土木工程學院，重慶 400045)

21世紀是城市地下空間高速發展、充分利用的時代，為了滿足中國城市現代化建設的需要，使城市資源得以合理的開發和利用，城市地下公用管線將逐漸發展轉變為統一規劃、設計、建設和維護的城市地下綜合管廊[1]，這涉及城市的給水、排水、煤氣、天然氣、熱力、各類化學液體、電信設施工程以及工礦輸送油、蒸汽、壓縮氣與循環水等各種管線傳送系統，城市地下綜合管廊服務人類生活的方方面面，因此被稱為“生命線工程”。由于地下綜合管廊發生震害后將直接影響城市供水、供氣、供電、供油或供暖，危及居民的正常生活，而且管廊處于地面以下，具有造價較高，破壞后修復困難的特點，因此對地下綜合管廊進行抗震反應分析，分析管廊的振動特性，據以作出管廊的抗震設計和管廊的可靠度評價，是地下綜合管廊建設發展過程中必不可少的重要環節。

在1995年阪神地震前，很少有關于地下結構在地震中遭到嚴重破壞的新聞報道，人們認為地下建筑結構具有比較好的抗震性能，直到在日本阪神大地震中，地鐵車站以及區間隧道遭受到了大規模的破壞，各國專家學者對地下結構的力學性能研究開始重視。Tsinidis等[2]發現在地震激勵下，地下結構周圍土體提供的運動荷載大于由結構本身振動引起的慣性荷載，所以地下結構與地上結構的抗震性能完全不同。Hashash等[3]提出綜合管廊屬于開鑿覆蓋式結構，管廊在地震中的結構脆弱性高于傳統的圓形鉆孔隧道。隨著地下綜合管廊在世界范圍內的推廣應用，其力學性能和抗震研究得到廣大學者的關注[4-7]，但是對地下綜合管廊抗震的系統研究還不成熟，目前對綜合管廊的加速度響應、結構土壓力分布、結構的地震應變以及板、邊墻的地震彎曲力矩、復合變形模式等問題尚不清楚。

中國是開始地下綜合管廊建設和規劃較晚的國家，對于管廊抗震的研究較為落后。近年來，中國開始有學者研究地下綜合管廊的抗震問題。哈爾濱工業大學的湯愛平教授團隊[8-9]從管廊整個體系出發，通過振動臺試驗分析了管廊結構各組成部分(干線和支線、混凝土側壁、管廊內管道)的地震反應變化規律。同濟大學的李杰教授團隊[10-12]利用疊層狀剪切箱設計了地下綜合管廊的振動臺試驗并進行了數值計算，試驗表明，非一致地震激勵下的管廊結構響應比一致地震作用下的結構響應大得多，且數值模擬結果與試驗結果吻合較好；楊劍等[13]運用FLAC軟件對地下綜合管廊在地震激勵下土體液化后的加速度、超孔壓比、結構變形及內力響應進行了數值模擬，同時發現土體振動液化后管廊產生了較大的側向和上浮位移。施有志等[14-15]通過建立非線性有限元三維動力數值模型，研究了綜合管廊土-接觸面參數對地震動力響應特征的影響。Tan等[16]利用模糊理論對地下綜合管廊的安全性進行了評估。由于地下綜合管廊的抗震性能研究較為復雜，缺乏可靠的分析工具，目前采用較多的方法是對管廊原型進行現場監測或者將管廊模型化后通過試驗驗證。采用振動臺模型試驗的研究方式，能較為科學地模擬地下結構的地震動力響應[17-20]，以此分析單艙綜合管廊在不同峰值加速度的EL-Centro波作用下，管廊與土體系統的動力響應規律，以期為地下綜合管廊的抗震設計提供參考依據。

1 振動臺模型試驗方法

1.1 試驗裝置

試驗在重慶大學巖土工程振動臺實驗室中進行，實驗室建設有小型地震模擬振動臺系統，最大加速度為2g(g為重力加速度)，振動頻率為0～50 Hz，臺面尺寸為1.2 m×1.2 m，載重1 t，為美國ANCO公司進口成套設備，具有精度高、快速靈活、試驗成本較低的優點，主要用于巖土工程、結構工程的地震模擬研究。利用DHDAS動態信號采集系統記錄試驗數據。

在模擬地下土體半無限空間土域的振動臺模型試驗中，疊層剪切模型箱土箱可以比較好地模擬自由場地的邊界條件[21]。試驗采用的疊層式土箱參數如下：內壁之間長0.95 m(沿著水平振動方向)，寬0.85 m(垂直于水平振動方向，內部高 0.65 m)，如圖1所示。

圖1 疊層式剪切土箱

1.2 綜合管廊模型設計

該振動臺模型試驗依托實際工程為原型，管廊截面選取為單箱矩形，結構形式為無接縫單一結構，根據實驗室振動臺尺寸和模型箱尺寸的限制，以1:15的幾何相似比放縮管廊尺寸，管廊高度為300 mm，寬為233 mm，軸向長度為800 mm,壁厚為20 mm，截面倒角寬度為10 mm，并用微粒混凝土(彈性模量為6 062 MPa)模擬實際混凝土、12#鍍鋅鐵絲模擬實際鋼筋、福建標準砂(相對密度為2.63)模擬真實土層，利用似量綱分析法確定相似系數，如表1所示。為了保證管廊結構在振動過程中沙粒不進入管廊箱體內部，并降低地震波在模型箱邊界的反射效應[22],管廊軸向兩端粘貼10 mm厚的聚苯乙烯泡沫板，使管廊體處于密封狀態，試驗裝置如圖2所示。

圖2 管廊模型

1.3 傳感器的布置

為了得到該單艙無接縫管廊以及地基土體在橫向一致地震激勵下的動應變、加速度、動土壓力等響應規律，該試驗中共布置了36張應變片，14臺加速度計以及14臺土壓力盒。考慮到模型的邊端效應，傳感器集中布置在管廊的中部截面，應變片沿橫向粘貼，具體位置如圖3、圖4所示。

A為加速度計；P為土壓力盒

S為應變片

1.4 地震波的選取與加載方案

試驗選取具有強震記錄的實測地震數據曲線EL-Centro波，其特點為持續時間較長，頻譜豐富，圖5所示為EL-Centro波的實測加速度時程曲線及其傅里葉譜。該管廊屬于地下淺埋細長型結構，在橫向(垂直于管線軸向)地震激勵下破壞更為明顯，故采用橫向一致地震激勵的方式，根據試驗相似比系數，將地震持續時間壓縮為實際地震波的0.115 4倍，地震峰值加速度分別調幅為0.2g、0.4g、0.8g、1.2g四種依次增強的地震波，以此觀察不同地震峰值加速度下地下綜合管廊的地震響應特性變化規律。

圖5 EL-Centro地震動時程及其傅里葉譜

2 模型試驗結果分析

振動臺試驗采用地震峰值加速度逐漸增強的方式進行，初期當加速度為0.2g時，土體表面僅有輕微晃動，無其他明顯現象發生；加速度為0.4g時晃動幅度明顯增強，模型箱邊界砂土有向中間聚攏的趨勢，土體表面整體出現輕微下沉，管廊結構完好，未發現裂縫產生；當加速度達到0.8g時，土體表面少許砂粒出現跳動，模型箱邊界與砂土在振動過程中出現反復分離，土體沉降量增大；當加速度達到1.2g時，模型箱在振動方向晃動劇烈，箱體邊界與砂土分離愈加明顯，沙粒在振動沉降過程中變得十分緊實。在整個振動臺地震激勵過程中，管廊結構體未出現失效破壞。下面針對不同峰值加速度地震激勵下，地下綜合管廊結構的應力應變和加速度特性，以及土體不同部位、不同埋深動土壓力和加速度響應進行分析。

2.1 加速度響應分析

為了觀測模型土體自由表面在地震作用下加速度的分布特性，從管廊模型邊墻上方到模型邊界方向，每間隔120 mm分別在土表布置了A7、A2、A12三臺加速度計。試驗結果表明，土體自由表面選取的該三個點在不同加速度地震波作用下，各點加速度特性均無明顯差異，這說明疊層剪切模型箱較好地模擬了土體的自由邊界，土體表面的地震作用響應幾乎未受到模型條件的干擾。以表2中EL-0.4g地震波的試驗值為例。

表2 土體自由表面加速度特性(EL-0.4g)

圖6 管廊側壁土體加速度峰值隨深度變化曲線

圖7 管廊側壁土體加速度放大系數隨深度變化曲線

在沿管廊邊墻的豎直方向分別布置了A7、A8、A3、A11、A4、A15等六臺加速度計，由于A7加速度計位于土體表面，在振動臺試驗過程中可能出現安裝松動等不利因素，因此重點分析A7以下五處加速度的響應特性。其中A8與A3、A4與A15間距100 mm,其他加速度計之間間距150 mm。土體加速度反應特征表明：①土體在地震作用下的加速度響應隨著地震峰值加速度的增強而增強；②當地震峰值加速度小于0.8g時，土體峰值加速度呈現隨深度逐漸減小的趨勢，而當地震峰值加速度達到0.8g及以上時，土體峰值加速度出現上底兩端大中間小的變化規律，這說明在強震作用下，由于管廊結構的存在，破壞了土體原本的穩定性，底層土體活躍性變強，如圖6所示；③隨著地震輸入峰值加速度的增強，土體各點的加速度放大系數減小，當地震峰值加速度達到0.8g后，加速度放大系數開始降低至1以下,在同以地震波作用下，土體各點加速度放大系數隨著深度加深而減小，如圖7所示,這表明在地震過程中，模型上部土體受到地震作用的響應明顯強于模型底部土體，土體自由表面加速度放大效應最為強烈；④從頻譜特性來看，在模型上部土體中的卓越頻率明顯大于下部的卓越頻率，且從卓越頻率對應的振幅來看，也有隨著深度逐漸減小的趨勢。由于文章篇幅限制，圖8僅展示0.8g峰值加速度EL-centro地震波作用下，A8、A3、A11、A4、A15各點的加速度時程及傅里葉譜。

圖8 管廊側壁土體各點加速度時程曲線及傅里葉譜(EL-0.8g)

圖9 EL-Centro地震波下管廊側壁及其相鄰土體的峰值加速度比較

在管廊模型結構側壁內部從上到下分別布置了A14、A10、A5三臺加速度計，管廊側壁加速度反應特征表明：①隨著地震波輸入峰值加速度的增強，結構加速度反應變強。在同一地震波作用，結構側壁上部的加速度響應最強，中部次之，底部最弱，這說明整個地震過程中管廊結構上端晃動最為強烈，與周圍土體運動規律一致；②從邊墻峰值加速度與周圍土體峰值加速度對比可以看出，在結構邊墻中部出現結構加速度明顯大于周邊土體峰值加速度的現象(圖9)，說明地下管廊在受到地震的激勵作用下，盡管周邊墻體受到周圍土體的包裹束縛，邊墻和土體在振動過程中出現了脫離，管廊結構的加速度運動響應依舊較活躍；③比較管廊邊墻三點的加速度響應頻譜特征，盡管三點的加速度幅值和卓越頻率對應幅值有所差異，但是其傅里葉譜線能很好地吻合，其頻率組成幾乎沒有差異(圖10)，這說明管廊在地震作用過程中保持了較好的整體性。

圖10 管廊側壁各點加速度時程曲線及傅里葉譜(EL-0.8g)

2.2 動土壓力響應分析

如圖3中所示，本模型試驗在單艙管廊模型及周邊土體的各個部位有序布置了一系列土壓力盒，以此來監測地震作用過程中整個實驗體系內的動土壓力響應。由于振動的時效性，在試驗數據分析時，主要考慮每次振動下的最大水平動土壓力。

圖11反映了管廊側壁豎直平面上的水平土壓力響應。由圖11可知，土體表面以下，水平土壓力響應的分布幾乎都呈現“W”形，管廊上下邊緣處的水平土壓力增量值較大，而中部則小很多，這是由于在振動臺試驗過程中，由于振動作用的影響以及管廊側壁對周邊土體運動的約束作用，部分土體發生移動而部分土體保持位置不變或者變化較小，土體之間發生了不均勻位移或相對位移，這種土顆粒之間的相對運動受到土體抗剪強度的阻抗，導致產生移動的土體壓力變小，而位置不變或者移動很小的土體壓力變大，產生了土拱效應[23]。一般來說，管廊上下邊緣的水平土壓力增量比管廊中部大180%～500%，而在1.2g的EL-Centro地震波作用時，管廊上水平土壓力增量的最小值轉移到了上邊緣，可推測在強烈地震加速度作用下，管廊與土體發生了較大程度的脫離，而且整個截面產生了往復偏斜傾覆。另外，管廊結構和其周圍土體這兩部分來看，土體的最大水平土壓力增量一般均小于結構表面的土壓力增量，由此可以得知管廊結構對地震的響應要大于周圍土體。

圖11 不同峰值加速度地震作用下管廊側壁沿深度最大水平土壓力分布

由圖11可知，當加速度小于等于0.8g時，隨著地震波加速度的增大，引起管廊的水平土壓力響應也不斷增大，而當加速度大于0.8g時，引起的土壓力響應產生了例外，其土壓力響應開始轉而變小。這說明在不同加速度作用下，管廊與土體之間的相互作用也發生了變化。

2.3 管廊結構應變響應分析

根據以往的地震案例，在地震發生后，地下結構上產生了不同程度的裂紋，這是由于結構內部產生了較大拉應力，引起結構開裂導致。而結構輕微開裂盡管能夠滿足承載力要求，但是滲透性將會發生顯著改變，鋼筋會遭受嚴重銹蝕。所以研究地震作用發生時，結構的應變響應很有必要的。考慮到結構面臨最危險的情況，所以此處主要分析最大應變響應。

振動臺試驗施加的是橫向一致地震激勵，即振動方向垂直于管廊軸向方向，故管廊結構在振動過程中主要產生橫向的應力和應變。因此模型試驗在管廊的端部截面和中部截面沿橫向有序地布置了共36張應變片，以此記錄管廊結構在振動過程中的應力、應變響應。試驗結果表明：①管廊模型各點的橫向應變均隨著地震峰值加速度的增大而增大，不管是對于中部截面還是端部截面，對于頂、底部和側壁各角點處應變較大而中間位置應變較小(幾乎為零)，且同一面上的兩個對稱角點最大應變響應數值較接近，這說明在振動過程中管廊結構的對稱性較好；②比較端部截面和中部截面各點的最大應變響應可知，中部截面的應變響應比端部截面的應變響應更強，管廊結構在地震作用下中部截面更容易破壞。

為了更加形象地分析管廊結構的變形反應，模型試驗通過試驗數據和相關公式計算出了管廊結構的彎矩分布圖。由于地震反應的時程性，管廊結構在地震過程中的彎矩分布變化十分迅速，為了找出最大的彎矩響應，搜索一次模擬試驗中結構所有測點中產生的最大響應及其對應的時刻，然后根據此刻的應變數據計算結構彎矩的進行分析。在計算彎矩時，取管廊結構一延米長(即單位長度)進行分析，具體計算參數如表3所示。

表3 管廊結構彎矩計算參數

管廊截面彎距M計算公式為

M=μεWE10-9

(1)

式(1)中：M為管廊截面彎矩，N·m；με為管廊結構的微應變，10-6；W為一延米長管廊結構的抗彎截面系數，mm3；E為混凝土的彈性模量，MPa。圖12所示為單艙模型管廊在不同地震波、不同加速度地震作用下的中部截面的最大彎矩響應。

單位：N·m

2.4 頻率響應

每個系統都有其自振頻率，如果振動頻率與自振頻率相近，振動響應將會加強，當振動頻率與系統自振頻率相同時，將會發生共振。為了研究試驗中土-結構系統的頻率特性，峰值地面加速度(peak ground acceleration，PGA)為0.2g且具有不同頻率的正弦波，比較它們的動土壓力與加速度響應規律，如圖13所示。結果表明動土壓力與加速度均在15 Hz附近產生了陡變，當正弦波頻率為15 Hz振動響應最強烈，因此可以推斷，中土-管廊結構系統的自振頻率在15 Hz左右。

圖13 不同頻率正弦波作用下土壓力與加速度變化

3 結論

根據不同峰值加速度EL-Centro地震波作用下的單艙地下綜合振動臺模型試驗結果，所得結論如下。

(1)土體與管廊結構在振動過程中相互制約，存在明顯的土-結構相互作用，在強震作用下管廊側壁和土體出現脫離的情況，但管廊結構的運動始終保持了較好的整體性。

(2)管廊周邊土體由于受到管廊壁的約束作用，土體發生不均勻位移或相對位移，水平動土壓力分布形式錯綜復雜，土拱效應明顯。

(3)在橫向一致地震作用下，管廊結構橫向應變隨著地震輸入峰值加速度的增強而增大，其中管廊結構中部截面變形最為明顯，各截面角點處的變形位移最大，是抗震設計中需要重視的關鍵部位。