城市大型地下互通含夾空層隧道結構體系的抗震性能研究

2022-09-15 07:07:48王海峰周秋龍陳霧航

城市道橋與防洪 2022年8期

王海峰，武健，周秋龍，陳霧航

（1.南京城建隧橋智慧管理有限公司，江蘇南京 210017；2.蘇交科集團股份有限公司，江蘇南京 210019）

0 引言

城市大型地下互通結構的建設是完善城市功能的必然選擇[1]，對于大規模多層地下空間的開發，保證結構的穩定是一個重要方面，尤其要重視結構的抗震性能。在1995年阪神地震中，神戶市內多處地下結構發生剪切、斜向龜裂等嚴重破壞[2]，地震對地下結構的破壞會給震后修復帶來較大困難，因此，保證地下結構的抗震安全具有重要的現實意義。

針對地下結構抗震性能的研究，學者們從現場勘測、室內試驗和數值模擬等方面做過很多研究，劉如山等[3]、Huo等[4]、刁玉紅等[5]通過擬靜力法求解結構的非線性運動方程的解析解。韓潤波等[6]、Chen等[7]、劉晶波等[8]通過擬靜力試驗和振動試驗模擬土體與結構的震動響應特性。高偉豪[9]、丁德云等[10]、伍興文等[11]、律清等[12]對地下交通結構采用MIDAS、FLAC、ADINA等軟件進行有限元動力分析。研究地下空間結構在地震作用下的動力響應特性能為結構抗震設計提供依據。目前對地下結構的抗震性能研究主要集中在對地下空間結構的抗震性能分析[13-14]，較少結合地下空間結構開發利用的特點提出抗震措施，從而進一步加大對地下結構中閑置夾空層的開發利用。

本文采用數值計算的方法，建立含夾空層隧道結構體系下的有限元計算模型。研究含夾空層隧道結構體系在地震動力作用下的力學特性，分析節點處的抗震性能，進一步提出抗震構造措施，優化結構抗震設計。

1 隧道夾空層空間工程地質概況

惠民大道綜合改造工程位于南京市鼓樓區惠民路，場地隸屬于長江漫灘地貌單元，相對平緩，地面高程5.58～7.82 m，最大高差2.24 m。

該場地屬下揚子地層區，古生代、中新生代地層比較齊全，巖性以粉質黏土、淤泥質粉質黏土、粉細砂為主。區內位于華北地震區長江中下游-南黃海地震帶內，屬中強震活動區。

2 結構抗震設計原則

根據相關規范和《惠民大道綜合改造工程巖土工程勘察報告》，該工程設計地震分組為第一組，場地類別為II類，場地抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度值為0.10g。場地特征周期值為0.45 s。工程抗震設防分類為乙類，抗震等級為二級，按7度抗震設防烈度要求進行抗震驗算。

3 數值模型建立

3.1 模型設置

采用時程分析法進行地震效應計算，同時也綜合考慮靜力荷載作用及地震動力效應對結構產生的影響。為使結構的抗震設計更加安全、經濟，在一些大型、重要建筑設計中要考慮相互作用的影響，這里選取動力人工邊界和土動力本構。

該次模型動力邊界采用黏彈性人工邊界，土體的動力本構模型采用Morh-Coulomb模型。

結構埋深范圍內地層分布情況為：①1雜填土（1.6 m）+①2素填土（4.7 m）+②2淤泥質粉質黏土夾黏質粉土（23.4 m）。根據詳勘報告，各地層物理力學參數如表1所示。

表1 地層物理力學參數

3.2 模型尺寸及初始條件

采用動力分析時，通常地震波的能量主要集中在0～10 Hz的頻率范圍內，土體的最小剪切波速約為100 m/s，最短波長為10 m，因此計算中剪切波速傳播的主要方向即豎向單元尺寸不大于1 m即可滿足要求。當土體的最小剪切波速為200 m/s時，豎向單元尺寸取2 m可滿足計算要求，如表2所示。

表2 土體參數取值圍

土層的選取范圍，一般頂面取地表面，底面取等效基巖面，水平向自結構側壁至邊界的距離宜至少取結構水平有效寬度的3倍[15]。

為能夠顯著反映地下結構的地震動響應特性，選取阪神波作為基巖輸入的地震動，其中阪神波具有明顯的脈沖特性，截取作用時間為20 s，峰值加速度為2.2 m/s2（相當于7度罕遇地震下設計基本地震加速度為0.2g地區的最大加速度），加速度時程曲線如圖1所示。地震動輸入時，按照三個方向同時輸入，即同時輸入一條P波和兩條S波，模擬真實地震情況。

圖1 阪神波地震加速度時程曲線

選取惠民大道地下典型斷面建立模型，如圖2（a）所示，隧道結構頂板厚度為1 m，側墻及底板厚度均為1.2 m，中板及中隔墻厚度均為0.6 m。左側、中部下層都為匝道，中部上層為管廊層，其余空間為夾空層，右側緊鄰建筑。該段隧道圍護結構形式為φ800@1 000鉆孔灌注樁，樁長為31 m，止水體系為φ850@600攪拌樁止水帷幕，樁長為19 m。隧道基礎采用裙邊+抽條加固的形式，加固深度為3 m。該工程圍護結構作為臨時性結構設計，圍護結構設計使用年限為2 a，故研究抗震性能時不考慮圍護結構影響。通過建立含夾空層隧道結構模型，根據夾空層中所需建設的功能房的要求對結構驗算抗震性能，并提出抗震構造措施以滿足結構安全需求。土體模型尺寸為120 m×20 m×50 m，模型包含16 190個單元，22 054個節點以及10 263個彈簧阻尼器單元，如圖2（b）所示。

圖2 典型斷面模型

4 地震響應分析

4.1 結構的位移分析

根據典型斷面選取結構頂板關鍵位置如圖3所示，其豎向位移時程變化規律如圖4所示。選取結構底板關鍵位置如圖5所示，其豎向位移時程變化規律如圖6所示。選取結構側墻關鍵位置如圖7所示，其豎向位移時程變化規律如圖8所示。選取結構中隔墻關鍵位置如圖9所示，其豎向位移時程變化規律如圖10所示。

圖3 頂板關鍵位置選取

圖4 結構頂板關鍵位置豎向位移-時程曲線

圖5 底板關鍵位置選取

圖6 結構底板關鍵位置豎向位移-時程曲線

圖7 側墻關鍵位置選取

圖8 結構側墻關鍵位置水平位移-時程曲線

圖9 中隔墻關鍵位置選取

圖10 結構中隔墻關鍵位置水平位移-時程曲線

圖3至圖10給出了隧道結構在阪神波作用下地震三個方向同時輸入時隧道結構不同監測位置水平和豎向位移時程曲線。從圖中可以看出，在4.52 s時（對應地震加速度峰值時間點），結構的豎向位移達到最大，在4.64 s時，結構的水平位移達到最大。統計峰值加速度時刻結構各主要位置變形情況發現，頂板、底板的豎向最大位移和最小位移分別為42.7 mm、41.7 mm、42.63 mm、40.65 mm，側墻和中隔墻的水平位移最大值和最小值分別為44.46 mm、44.11 mm、40.97 mm、41.47 mm，說明在峰值加速度作用下，結構差異沉降較小，表明結構受力整體性較好。

從峰值加速度時結構位移沿三個方向的云圖11可知，在峰值加速度時刻、水平地震作用下，結構中隔墻發生了較大的剪切變形，變形主要位于中隔墻頂部和底部，設計時可通過在支座處設置加腋等措施加強支座剛度。在軸向地震作用下，結構在地下二層底板位置出現較大的剪切變形，相對位移達3 mm。在豎向地震作用下，結構沿隧道軸線出現剪切變形，剪切變形約為5 mm。

圖11 峰值加速度時的結構位移云圖

4.2 層間位移角分析

為進一步分析結構相對位移變化規律，選取結構斷面和得到的層間位移角如圖12和圖13所示。當計算到7 s時，結構發生較大的剪切變形，2-2斷面位置相對位移較大。地下二層頂底部的相對水平位移差值達到2.36 mm，層間位移角為4.08×10-4（1/2450），根據《城市軌道交通結構抗震設計規范》（GB 50909—2014）規定的結構抗震性能Ⅱ中的層間位移角的限值1/250。這里結構相對位移也小于規范限制值，結構滿足抗震設防要求。

圖12 結構相對位移斷面選取

圖13 結構不同位置層間位移角-時程曲線

4.3 結構應力狀態分析

為揭示夾空層空間隧道在地震作用下的受力狀態變化和震害發展模式，得到了初始地應力狀態下結構最大主應力云圖和輸入三向地震波持續時間內不同時刻的最大主應力云圖如圖14和圖15所示。初始應力狀態下結構最大主應力主要分布在頂板跨中位置，隨著地震動的加強，結構的最大主應力分布在結構側墻與中隔墻與層板的交界部位，這些部位均易于遭受拉破壞，是抗震構造需要加固的區域。從最大主應力大小變化和分布發展模式上分析震害的發生過程為：激振前期階段，側墻、中隔墻與層板連接部位的節點基本保持和初始狀態相同的受力，以受壓為主（圖15 a~b），隨著地震動的加強，層板對墻體的約束力減弱，側墻與中板的水平抗側剛度減小，當地震動達到一定強度和持時后，墻體頂部出現較大剪切變形，產生較大的拉應力（圖15 c~d）。此后，原來由中隔墻承擔的荷載一部分轉移給側墻，發生內力重分布（圖15 e~h），隧道結構的側墻與頂板交叉部位在上覆土壓力和地震反復交變荷載的雙重作用下，發生更大的地震運動和變形，直至交叉部位的彎矩值超過結構的受彎承載力設計值時，該部位產生嚴重的彎曲破壞之后，逐漸演變為塑性鉸。

圖14 地應力狀態下結構最大主應力云圖

圖15 結構最大主應力分布

選取斷面的結構節點如圖16所示，得到不同結構節點所代表的空間最大主應力和最小主應力時程變化規律如圖17至圖22所示。在地震作用下，匝道底板與管廊側墻交界處節點以及夾空層空間中隔墻與頂板、中板和底板處節點均產生了較大的拉應力，這些節點位置易產生受拉破壞。結構頂、底板與側墻和中隔墻交界處節點在地震荷載作用下，處于受拉—受壓狀態的不斷轉變，節點處最大壓應力值為6 MPa左右，位于管廊結構地下二層側墻交點處，該處與土體直接接觸，產生了較大的拉、壓應力，應力值小于規范規定的C40混凝土軸心抗壓設計值19.1 MPa。