基于軌道交通相關規范的橫向雙柱高架車站抗震性能研究

姜利華

(中鐵上海設計院集團有限公司，200040，上?！胃呒壒こ處?

橫向雙柱高架車站為單跨結構，其抗震冗余度低，易被地震破壞。由于此類車站兼具民用建筑和橋梁的特點，其結構計算需分別滿足軌道交通相關規范和民用建筑相關規范的相關要求。此外，這兩類相關規范要求的設計方法也不同：軌道交通相關規范要求采用容許應力法進行設計；民用建筑相關規范要求采用以概率理論為基礎的極限狀態設計方法，以可靠指標度量結構構件的可靠度，采用分項系數的設計表達式進行設計。兩套規范體系的設計方法和荷載組合完全不同。結構抗震性能分析需分別滿足兩套體系的相關要求。而國內現有的抗震規范均各自為政，未對高架車站結構的抗震設計形成系統的指導，給設計工作帶來較多不便。面對國內規范的現狀，本文以現有軌道交通相關規范的抗震要求為基礎，研究適用于橫向雙柱高架車站結構抗震性能研究的分析全過程，以期為同類車站抗震設計和抗震性能研究提供參考。

1 工程概況

寧波至奉化城際鐵路近期工程線路全長21.59 km，其中地下線長0.84 km，高架線長20.49 km，過渡段長0.31 km(含U型槽段)。全線設站9座，均為高架車站，其站臺有效長度為118 m。列車采用B型車6節編組。本文以方橋站為例，進行橫向雙柱高架地鐵車站的抗震性能分析。方橋站為高架側式車站，車站總長度為121.4 m；橫向柱跨為6.9 m；縱向柱跨為12.0 m，共10跨。車站共3層，分別為站廳層、站臺板下層和站臺層。站內軌道梁與車站站臺板下層框架剛接，為橋建合一的框架結構形式。站廳層柱截面尺寸均為1.5 m×1.5 m；站臺板下層柱截面尺寸除兩端4根柱為1.5 m×1.5 m外，其余均為1.4 m×1.2 m；基礎為樁基礎，樁徑為1.0 m。地上結構、承臺及基礎梁均采用C40混凝土，樁基采用水下C35混凝土。方橋站的典型橫剖面如圖1所示。

尺寸單位：mm

根據《市政公用設施抗災設防管理規定》[1](以下簡稱《規定》)第二條及第十四條，方橋站屬于GB 50223—2008《建筑工程抗震設防分類標準》[2](以下簡稱“《標準》”)中規定的重點設防類市政公用設施，應在初步設計階段組織專家進行抗震專項論證。

2 抗震性能分析流程

根據GB 50909—2014《城市軌道交通結構抗震設計規范》[3](以下簡稱《城軌抗規》)第7.2.1項條文說明，鋼筋混凝土構件抗震性能驗算應按圖2流程進行。

圖2 鋼筋混凝土構件抗震性能驗算流程圖[3]

3 基于軌道交通相關規范的抗震性能分析

3.1 確定場地類別和設計地震動參數

根據《標準》《城軌抗規》及《寧波至奉化城際鐵路工程場地地震安全性評價報告》[4](以下簡稱《安評》)、GB 50011—2010《建筑抗震設計規范(2016年版)》[5](以下簡稱《抗規》)的規定，選取場地類別和設計地震動參數如表1所示。

表1 場地類別和設計地震動參數

3.2 墩柱破壞形式判斷

根據《城軌抗規》7.2.1條和附錄F.1.1條規定，按“強剪弱彎”的抗震設計理念來判斷墩柱的破壞形態。

3.3 建立整體模型

按《城軌抗規》6.1.4—6.1.6條要求，模擬樁基礎與地基土相互作用，采用Midas Civil(V880)軟件建立空間三維整體模型，如圖3所示。

圖3 Midas Civil三維整體模型

Midas Civil計算所得的結構前三階振型及周期(T1、T2、T3)如圖4所示。

a)橫橋向(y向)平動振型圖(T1=0.838 2 s)

3.4 按線性反應譜法進行多遇地震作用分析

根據《城軌抗規》3.3.1條，結構抗震性能要求Ⅰ的驗算可采用線性反應譜法。

按GB 50111—2006《鐵路工程抗震設計規范(2009年版)》[6](以下簡稱《鐵路抗規》)7.1.4條、GB 50157—2013《地鐵設計規范》[7](以下簡稱《地鐵規范》)10.6.10條及《城軌抗規》6.2.4條規定，對地震作用效應和其他恒載及活載效應進行組合，按有車工況和無車工況對車站墩柱和樁基礎進行抗震性能分析。

根據《城軌抗規》附錄F.1.1條規定，對多遇地震作用下的車站墩柱抗剪強度進行驗算，結果如表2所示。

表2 地震組合作用下不同工況的墩柱抗剪強度驗算

按《城軌抗規》7.4.1條規定，對多遇地震作用下的樁基礎整體抗震性能進行驗算，結果如表3所示。其中，基樁屈服點對應的樁頂位移按《城軌抗規》附錄B.1.4-3條和G.1.2-1條計算。

表3 地震組合工況樁頂位移驗算

根據TB 10092—2017《鐵路橋涵混凝土結構設計規范》[8](以下簡稱《鐵路混規》)3.1.4條和3.3.4條：HRB400級鋼筋最大容許拉、壓應力為315 MPa；C40混凝土最大容許主拉應力為2.43 MPa，最大容許偏心受壓應力為20.25 MPa，最大容許中心受壓應力為16.2 MPa；C35混凝土最大容許主拉應力為2.25 MPa，最大容許偏心受壓應力為17.7 MPa，最大容許中心受壓應力為14.1 MPa。

按《鐵路抗規》7.1.2條規定，對多遇地震作用下的墩身及基礎進行強度和穩定性驗算。

在地震組合作用下，有車工況和無車工況的車站墩柱抗震性能要求 Ⅰ 驗算結果見表4和表5。

表4 地震組合作用下有車工況的墩柱性能要求Ⅰ驗算結果

表5 地震組合作用下無車工況墩柱性能要求Ⅰ驗算結果

有車和無車地震組合工況下車站樁基抗震性能要求Ⅰ驗算結果如表6和表7所示。

表6 有車地震組合工況樁基性能要求Ⅰ驗算結果

從表4—表7可看出，在多遇地震作用下，墩柱與樁基的混凝土及鋼筋均處于彈性工作狀態，可保證列車的行車安全。

表7 無車地震組合工況樁基性能要求Ⅰ驗算結果

3.5 罕遇地震作用分析

根據《抗規》3.4.4條第2款的要求，結構薄弱層應按《抗規》有關規定進行彈塑性變形分析?，F采用彈塑性動力時程分析方法對方橋站結構進行罕遇地震作用下的彈塑性變形分析。按《抗規》表5.1.2-2和3.10.3條文說明，方橋站時程分析所用地震加速度時程的最大值取3.08 m/s2。地震波時程曲線選用與多遇地震時程分析對應的3條地震波(50年超越概率為2%，如圖5所示)，按三向輸入進行計算，三向加速度最大值比例按1.00∶0.85∶0.65。

a)1#地震波

采用上述3條地震波分別以x向及y向地震作用為主方向進行彈塑性動力時程分析，求得各地震波作用下的墩柱最大響應位移如表8和表9所示，樁基礎承臺質心處位移如表10所示。

表8 x向罕遇地震作用下的墩柱最大響應位移

表9 y向罕遇地震作用下墩柱最大響應位移

表10 罕遇地震作用下的樁基礎承臺質心處位移

根據《抗規》表5.5.1和表5.5.5，由表8、9可知，各樓層層間位移角θ滿足1/550<θ<1/50。這表明，在罕遇地震作用下，墩柱已經進入塑性受力狀態，但未發生倒塌破壞，結構抗震性能滿足《城軌抗規》3.2.1條規定的性能要求Ⅲ。

由表10可知，在罕遇地震作用下，樁基仍處于彈性工作狀態，滿足《地鐵規范》10.6.10條關于基礎應按能力保護原則設計的要求。

根據《鐵路抗規》7.3.3條，鋼筋混凝土墩柱在罕遇地震作用下，其非線性位移延性比應小于4.8。本文彈塑性分析墩柱采用骨架分布鉸，其滯回模型采用程序自帶的武田三折線模型：初始剛度為K0；構件開裂表征第一屈服(對應位移D1為常量)，剛度降為K1;鋼筋屈服表征第二屈服(對應位移D2為常量)，剛度下降為K2。

在3條x向為主方向的地震波作用下，計算所得的各軸墩柱x向及y向延性發展系數(不同屈服階段分別為D/D1、D/D2，其中D表示實際位移響應)，最大值如圖6及圖7所示。

圖6 x向地震波作用下墩柱D/D1的最大值

圖7 x向地震波作用下墩柱D/D2的最大值

3條y向為主方向的地震波作用下計算所得的各軸墩柱x向及y向延性發展系數最大值如圖8及圖9所示。

圖8 y向地震波作用下墩柱D/D1最大值

由圖6—圖9可知，在3條地震波作用下墩柱x向均出現了D1鉸(混凝土開裂時形成的塑性轉動鉸)和D2鉸(構件鋼筋屈服時形成的塑性轉動鉸)，y向均出現D1鉸。其中：在3#地震波作用下y向出現了D2鉸；在1#、2#地震波作用下，y向未出現D2鉸。這表明墩柱在罕遇地震作用下，受拉側混凝土均已開裂，同時部分鋼筋已屈服，進入彈塑性工作狀態。由上述計算結果可知，D/D2均小于4.8，滿足《鐵路抗規》7.3.3條的延性需求。

圖9 y向地震波作用下的墩柱D/D2最大值

4 結語

本文根據軌道交通相關規范要求，對“橋建合一”的橫向雙柱高架三層城市軌道交通車站抗震性能進行了詳細的抗震分析，得出以下結論：

1)在7度抗震設防區采用橫向單跨的高架側式車站，其抗震性能可滿足軌道交通相關規范要求。

2)橫向雙柱高架車站的一、二層結構橫向剛度較縱向剛度小，其抗震較為不利。設計時應適當加大柱橫向截面尺寸，使縱橫向剛度趨于相近。本工程設計時未根據計算加大柱截面橫向尺寸。