某地下综合管廊抗震验算

张雪涛 胡鸣鸽

(北京城建设计发展集团股份有限公司，北京 100037)

1 工程概况

本工程位于我国华北平原地区，综合管廊长度为2.0 km，结构断面尺寸为14.4 m×10.1 m，为地下2层结构，采用明挖法施工；上层为地下道路层，净高4.3 m，每个车道宽3.1 m，双向四车道；下层为管廊层，包括四个舱，分别为燃气舱、综合舱、电力舱、污水舱，净宽依次为2.0 m,3.9 m,3.3 m,2.4 m，净高均为3.6 m。标准断面见图1。

2 结构概况

综合管廊结构采用现浇钢筋混凝土箱型框架结构型式，混凝土设计强度等级为C35，钢筋牌号为HRB400E级，结构设计条件见表1。

表1 结构设计条件表

3 场地概况

根据本工程地质勘察报告，本场区地下水为潜水，稳定水位标高为-13.12 m～16.01 m，地下水位为-20.5 m～-23.5 m，水位年变幅为3 m～5 m，抗浮设防水位为规划地面下1.0 m，局部存在轻微液化，开挖基坑时已将液化土层全部挖除，可不考虑进行地基处理；无其他不良地质。

4 荷载的分类与荷载的组合

结构计算所采用的荷载根据结构的类型，分为三类：永久荷载、可变荷载和偶然荷载(地震作用)，对施工和使用期间结构的整体或结构的某个构件可能出现的最不利组合进行计算，荷载分类详表见表2。

表2 荷载分类详表

建模计算时按结构整体或某个单个结构构件有可能出现的最不利工况进行荷载组合，并结合施工过程中可能出现的荷载变化情况分阶段进行计算，所用荷载分项系数见表3(括号内为其效应对结构有利情况)。

表3 荷载组合系数表

5 计算模型与计算简图

本工程综合管廊结构采用现浇箱型框架结构型式，沿管廊的纵向，管廊断面与荷载分布均无较大突变，地基承载力较为均匀，因此本工程结构的模型分析可近似简化为平面问题。

管廊结构的计算软件采用通用有限元模型计算软件SAP84，按照有限元法(平面杆系)进行使用阶段的结构变形与内力计算。

模型的基本假定与计算方法为：1)纵向取1 m宽的管廊作为结构分析单元，计算采用一次加载的“荷载—结构”模型，沿管廊纵向取单位长度的管廊采用平面杆系有限元法进行分析计算。2)用刚度等效的受压弹簧模拟地层对结构位移的约束作用。当计算中弹簧的反力值大于地基承载力时，或弹簧反力值大于被动土压力时，则删除该弹簧并代之以地基反力或被动土压力。弹簧为受压弹簧，当弹簧受拉时，则取消底板受拉弹簧。反应位移法作为一种拟静力分析方法，相比于动力时程法，分析工作量大大降低，因此成为规范重点推荐的地下结构抗震设计方法[1]。本工程采用反应位移法进行地震验算，其计算模型示意图见图2。

6 反应位移法计算地震作用

6.1 管廊结构所受惯性力

管廊结构所受的惯性力的计算有两种方法：一种是整体计算，即惯性力为结构的质量与最大加速度的乘积，该力施加在管廊结构的形心上；二是按构件计算，即各构件的最大加速度与相应构件质量的乘积作为该构件的惯性力，施加在相应的构件形心上，由式(1)计算。

fi=mi·üi

(1)

其中，fi为管廊构件所受的惯性力，kN；mi为管廊构件的质量，×103kg；üi为自由土层对应于构件位置处的峰值加速度，m/s2。结构构件的惯性力计算结果见表4。

6.2 土体变形致使结构所受侧向力分析

反应位移法分析管廊结构抗震性能时，管廊周围土层根据所处深度，其水平位移具体数值可由式(2)计算。

(2)

其中，U(z)为深度z处土层的相应水平位移，m；z为土层所处深度,m；umax为工程所在场地的地表最大位移数值；H为地表到地震作用基准面的距离,m。

管廊所受侧向力分析汇总见表5。

7 结构内力计算

结构内力计算采用有限元软件SAP84进行，结构板墙采用梁柱单元模拟。经建模分析，并对计算结果进行整理汇总见表6。

表5 管廊所受侧向力分析汇总表

表6 构件内力计算结果汇总表

由表6可以看出：1)顶板边支座和侧墙中支座及跨中的弯矩由地震组合工况控制，顶板边支座基本组合工况下弯矩仅为地震组合工况的60%；底板边支座和侧墙边支座两种工况下弯矩接近；其他结构部位地震组合工况下弯矩均小于基本组合工况。2)侧墙剪力由地震组合工况控制，顶底板的剪力由基本组合工况控制。侧墙中支座在地震组合工况下的剪力是基本组合工况的2.5倍，侧墙边支座是1.3倍。3)顶板轴力由地震组合工况控制，地震组合工况下的顶板轴力是基本组合工况下的1.95倍。反应位移法计算地震作用时是将土层位移差转变为结构荷载施加在结构上，因此对顶板的轴力影响较大。

8 结语

1)地下结构设计中一般情况下地震组合不起控制作用，但对于高烈度地区地震组合可能起控制作用。2)地震作用对墙体的剪力影响明显大于对顶底板的剪力影响，对顶板轴力的影响明显大于对墙体和底板轴力的影响。