地下連續墻對無柱大跨地鐵車站地震反應影響

許紫剛，李淳宇，夏宗堯

（1.華東交通大學江西省巖土工程基礎設施安全與控制重點實驗室，江西 南昌 330013 2.華東交通大學軌道交通基礎設施性能監測與保障國家重點實驗室，江西 南昌 330013）

地下結構歷史震害表明，地鐵車站、隧道等地下結構在地震作用下存在破壞的可能，甚至完全塌毀，例如1995 年日本阪神地震中大開地鐵車站的倒塌破壞[1]。過去針對地下結構抗震性能開展的數值分析和試驗研究主要集中在單層或雙層的單柱雙跨或雙柱三跨的地下結構[2]，主要發現地下結構本身受到的慣性效應不是地震作用下地下結構受到的主要地震荷載，結構兩側場地土體的水平剪切變形和結構上覆土體的豎向慣性效應是影響地下結構抗震安全的重要因素[3]。同時認為，中柱是地鐵地下車站結構抗震薄弱環節[4]。

為了滿足車站建筑使用功能，在保證安全的前提下，地鐵工程建設領域開始探索取消中柱的設置，提出無柱大跨地鐵車站結構體系。無柱大跨地鐵車站空間布局更靈活，且車站通透性更好，有利于客流通行。目前，有學者對無柱大跨地鐵車站的抗震性能進行研究，討論了無柱地鐵車站的基本抗震性能及其抗震薄弱部位[5-6]。然而在目前關于無柱大跨地鐵車站抗震性能的研究中，通常沒有考慮地下連續墻的影響，簡單認為地下連續墻是車站結構抗震設計的安全儲備[7]。王雪劍等[8]通過數值分析探討了地下連續墻對某一雙層三跨地鐵車站抗震性能的影響。考慮到無柱大跨地鐵車站與傳統車站在地震反應和抗震薄弱環節等方面的差異，有必要探討地下連續墻對無柱大跨地鐵車站抗震性能的影響。

綜上所述，本文以實際無柱大跨地鐵車站為背景，分別建立了土-無柱大跨地鐵車站體系和土-地下連續墻-無柱大跨地鐵車站體系的整體動力時程分析有限元模型，系統研究了不同等級水平和豎向雙向地震作用下，地下連續墻對地鐵車站加速度、水平變形和地震損傷的影響。研究結果可為無柱大跨地鐵車站結構抗震設計提供指導。

1 有限元計算模型

1.1 模型概況

本研究選取某無柱大跨地鐵車站作為研究對象，車站總寬度20.7 m，總高度14 m。車站頂板厚1.1 m，側墻厚1.0 m，底板厚0.9 m，中板厚0.7 m。頂板與側墻連接處設有大腋角加腋處理。車站主體結構尺寸及配筋如圖1 所示，配筋單位為mm。車站左右兩側設有0.8 m 厚，30 m 高的地連墻。車站頂板埋深為5 m，地表至基巖位置總厚度為80 m。

圖1 車站主體結構尺寸及配筋Fig.1 Size and reinforcement of the main station

1.2 材料參數及地震動參數

土-車站結構整體動力分析有限元模型如圖2所示，同時，取車站結構兩側不設置地下連續墻的工況作為對照模型。模型場地總寬度150 m，大于車站結構寬度的7 倍。場地土層一共分為9 層，土體的本構模型采用莊海洋等[9]提出的黏塑性本構模型，土體主要模型參數如表1 所示。

表1 土層參數Tab.1 Soil parameters

圖2 有限元分析模型Fig.2 Finite element analysis model

在本數值模型中，車站結構混凝土型號取為C50，地下連續墻混凝土型號取為C30，兩者內部的鋼筋型號均選為HRB400。混凝土通過建立平面應變單元進行模擬，并采用ABAQUS 中的塑性損傷模型（CDP），該模型通過引入受拉損傷因子和受壓損傷因子來描述受拉和受壓后混凝土的剛度變化[10]。C50 和C30 型號混凝土的彈性模量分別取34.5 GPa 和30 GPa，峰值抗壓強度分別取32.4 MPa 和20.1 MPa，峰值抗拉強度分別取2.67 MPa 和2.03 MPa。鋼筋通過建立桁架單元進行模擬，并采用理想彈塑性本構模型，初始彈性模量取200 GPa，泊松比取0.3，屈服應力為335 MPa。此外，土體也采用平面應變單元進行模擬。鋼筋通過嵌入的方式置于車站主體或地下連續墻中，數值計算過程中不考慮鋼筋和熱混凝土之間的滑移。

土體和車站結構以及地下連續墻之間需要設置接觸，其中法向接觸均采用ABAQUS 中的“硬”接觸，允許兩者之間產生分離；切向接觸采用ABAQUS 中的罰函數模擬，設置摩擦系數為0.4[11]。此外，對于設有地下連續墻的有限元模型，本模型將其考慮為疊合墻式結構，即車站結構側墻與地下連續墻之間協同運動，不產生相對位移，兩者之間設置綁定連接[8]。在圖2 所示的有限元模型中，地震動輸入采用振動輸入方法，場地頂部自由、底部固定、左右兩側施加粘彈性人工邊界條件，并考慮自由場效應[12]。

本文選取文獻[8，13]中列舉的2 條加速度時程曲線，即EL Centro 地震動和Kobe 地震動作為輸入地震動，同時考慮場地地震安評情況，共選取3 條地震動，其加速度時程記錄如圖3 所示，輸入的地震動持續時間均截取為40 s。為考慮不同強度地震動的影響，分別將3 條地震動加速度記錄的峰值調整為0.05g，0.1g，0.2g，0.4g，g 為重力加速度。同時考慮水平和豎向雙向地震作用，豎向地震動加速峰值簡單考慮為水平向地震動加速度峰值的2/3。本研究開展的有限元分析主要包括兩個分析步，首先是采用靜力分析步，對模型施加重力荷載；其次是采用動力隱式分析步，對模型施加水平和豎向的雙向地震荷載。

圖3 輸入地震動加速度時程Fig.3 Acceleration time-history of input earthquake

2 計算結果分析

2.1 車站結構中心加速度

無柱大跨地鐵車站結構兩側的地下連續墻埋深一般較深，雙向地震作用下，場地-地下連續墻-車站結構之間是一個復雜的相互作用體系。圖4 分別給出了不同地震動幅值情況下，結構中心位置處的水平和豎向加速度反應的峰值，同時與自由場工況下結構中心位置對應土體節點的加速度反應進行對比。由圖4 可知，車站中心位置的加速度比對應位置處自由場的加速度反應都略大，而當考慮地下連續墻時，車站中心位置的加速度比不考慮地下連續墻時要小。此時，地下連續墻可以起到減輕結構水平慣性力的作用，然而，地下結構水平慣性力并不是其所受的主要地震荷載。當考慮地下連續墻時，車站中心處的豎向加速度比不考慮地下連續墻和自由場都要大。

圖4 結構中心位置處加速度峰值Fig.4 Peak acceleration at the center of the structure

對于峰值0.4g 的EL Centro 地震動而言，有地連墻時的豎向加速度是無地連墻時的1.3 倍。由此可知，當考慮地連墻時，結構上覆土體的豎向慣性力也會呈現增大的趨勢，而根據杜修力等[3]的研究結果，淺埋地下結構上覆土體豎向慣性力是影響結構抗震性能的重要影響因素。

2.2 車站結構水平變形

車站結構的水平變形是評價其抗震安全性能的重要指標之一。圖5 給出了有無地下連續墻時地鐵車站頂底板相對位移最大時刻所對應的結構水位位移沿結構高度的變化曲線。當不考慮地下連續墻時，側墻的水平相對變形基本呈現S 形，這與王雪劍等[8]的研究結論一致。當考慮地下連續墻時，由于本研究在車站側墻和地下連續墻之間設置了綁定約束，地震作用下，地下連續墻和側墻同步運動地下連續墻加大了側墻的抗側剛度，使得側墻的水平相關變形基本呈現斜直線。總體上，考慮地下連續墻時，可有效提高車站結構體系的抗側剛度，車站頂底板之間的相對水平位移要比不考慮地下連續墻時小，并且這種減小趨勢隨著地震動峰值強度的提高而更加明顯。

圖5 車站側墻相對位移Fig.5 Relative displacement of the side wall

然而，需要說明的是，車站結構上層和下層的層間位移角并不呈現統一的變化趨勢。圖6 給出了圖5 對應時刻下車站結構上層和下層的層間位移角對比情況。考慮地下連續墻時，車站結構下層的層間位移角比不考慮地下連續墻要小很多，極大程度上保護了下層結構的水平向抗震性能。但是，對于車站上層結構而言，地下連續墻的存在反而使得層間位移角變大。產生這一現象的原因可能與車站結構所處的土層材料屬性有關。

圖6 Kobe 地震動作用下車站層間位移角Fig.6 Inter-storey displacement angle of the station under Kobe earthquake

2.3 車站結構地震損傷

圖7 給出了有無地下連續墻時車站主體結構的受拉損傷云圖，以進一步解釋地下連續墻對無柱大跨地鐵車站結構動力反應的影響。受篇幅限制，本節以0.1g 和0.4g Kobe 地震動作用下結構受拉損傷為例進行說明，當受拉損傷因子為0 時，表示該部分混凝土未出現拉損傷，處彈性工作狀態；當受拉損傷因子為1 時，表示該部分混凝土已經完全受拉開裂。由圖7 可以看出，當不考慮地下連續墻時，側墻頂底部的受拉損傷較為嚴重，尤其是當地震動變強時，側墻底部破壞單元完全貫通，表明該，截面可能完全受拉破壞；當考慮地下連續墻時，小震情況下側墻基本保持彈性工作狀態，即使提高地震動強度，側墻的受拉損傷區域也沒有顯著的改變。因此，地下連續墻可以有效地保護無柱大跨地鐵車站的側墻，使其基本保持在彈性工作狀態。

圖7 Kobe 地震動作用下車站受拉損傷Fig.7 Tensile damage of station under Kobe earthquake

然而，對比是否考慮地下連續墻時頂板和底板的損傷可以發現，考慮地下連續墻時，無柱大跨地鐵車站的抗震薄弱環節已經從側墻頂底部轉移至頂底板的端部，以底板的端部更為明顯。例如，0.4g Kobe 地震動作用下，有地下連續墻的地鐵車站底板左端出現完全受拉破壞。圖8 給出了車站底部左端部單元Mises 應力時程曲線，考慮地下連續墻時底板左端部單元的Mises 應力峰值約為不考慮地下連續墻時的1.3 倍。為進一步分析產生這一現象的原因，圖9 給出了不考慮地下連續墻時左側墻受到的土體摩擦力時程曲線，以及考慮地下連續墻時左側地下連續墻受到的土體摩擦力時程曲線，后者峰值約是前者峰值的1.5 倍。而地下連續墻所受的過大土體摩擦力會對車站底板或頂板產生受拉破壞。

圖8 車站底板左端部單元Mises 應力時程曲線Fig.8 Mises stress time-history curves of the element at left end of station bottom slab

圖9 土體摩擦力時程曲線Fig.9 Time-history curves of soil friction

總體來說，傳統觀念認為的地下連續墻的存在是地鐵車站結構抗震設計的安全儲備這一理念并不完全正確。地下連續墻的存在會明顯放大無柱大跨地下地鐵車站的上覆土體豎向慣性效應，盡管地下連續墻的存在可以提高車站結構體系的水平抗側剛度，并有效保護側墻的抗震安全性能，但地下連續墻的存在會使得地震荷載作用下車站結構的內力發生重分布現象，車站結構抗震薄弱環節轉移由側墻頂底部轉移至頂底板的端部，對頂底板的受力產生不利影響。因此，對于無柱大跨地鐵車站結構在大震情況下要充分考慮地下連續墻的影響，必要時需要加強頂板和底板的端部以提高車站結構的整體抗震性能，例如在地下結構周圍設置彈性模量較低的減震層材料，以達到減輕地鐵車站主體結構地震損傷的目的[14]。

3 結論

1）地下連續墻對無柱大跨地鐵車站水平加速度反應無明顯影響，但會明顯放大無柱大跨地鐵車站上覆土體的豎向慣性效應。

2）地下連續墻可提高無柱大跨地鐵車站體系的整體抗側剛度，考慮地下連續墻時車站側墻的總體水平相對變形降低。

3）地下連續墻的存在使得無柱大跨地鐵車站發生內力重分布現象，考慮地下連續墻時車站底板端部是抗震薄弱環節，抗震設計中應對其進行適當加強，例如在地鐵車站周邊設置減震層等。